Text
                    МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ
КОНСТРУКЦИИ
IIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIHIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIII
КОНСТРУКЦИИ
ЗДАНИЙ
Под редакцией
заслуженного деятеля науки
Российской Федерации,
члена-корреспондента РААСН,
доктора технических наук,
профессора В.В. Горева
Издание третье, стереотипное
Рекомендовано Министерством образования
Российской Федерации в качестве учебника
для студентов высших учебных заведений,
обучающихся по специальности
«Промышленное и гражданское строительство»
Москва
1 ^Вь1ешая<цкола» 2004
в л ।

УДК 624.012 ББК 38.54 М54 В.В. Горев, Б.Ю. Уваров, В.В. Филиппов, ЕЙ. Белый, В.Н. Валь, Л.В. Енджиевский, И.И. Крылов, Я.И. Ольков, В.Ф. Сабуров Рецензенты: кафедра «Металлические конструкции и. сварка в строительстве» Воронежской государственной архитектурно-строительной академии (зав. кафедрой — чл.-корр. РААСН, д-р техн, наук, проф. А.М. Болдырев); д-р техн, наук, проф. Ю.И, Кудишин (Московский государственный строительный университет) М 54 Металлические конструкции. В 3 т. Т. 2. Конструкции зда- ний: Учеб, для строит. вузов/В.В. Горев, Б JO. Уваров, В.В. Филип- пов, Б.И. Белый и др.; Под ред. В.В. Горева. — 3-е изд., стер. —М.: Высш, шк., 2004. — 528 с.: ил. ISBN 5-06-003696-0 (т. 2) В учебнике изложены вопросы конструирования и расчета зданий со сталь- ным каркасом. Детально представлены Одноэтажные промышленные здания (бескрановые, с подвесными и опорными мостовыми кранами), в том числе зда- ния со сплошностенчатыми рамами. Рассмотрены арочные, купольные, струк- турные и висячие конструкции покрытий, а также конструкции многоэтажных и высотных зданий. Все расчетные положения подкреплены численный приме- рами. Для студентов строительных специальностей высших учебных заведений, аспирантов и инженерно-технических работников проектных организаций. УДК 624.012 ББК 38.54 ISBN 5-06-003696-0 (т. 2) С) ФГУП «Издательство «Высшая школа», 2004 ISBN 5-06-003695-2 Оригинал-макет данного издания является собственностью издательства «Высшая шкала», и его репродуцирование (воспроизведение) любым способом без согласия изда- тельства запрещается. -
ПРЕДИСЛОВИЕ Второй том курса металлических конструкций «Конструкции зда- ний» является непосредственным продолжением первого тома «Элемен- ты конструкций», однако для читателя, знакомого с общими расчетными положениями и основами проектирования элементов конструкций, это не является помехой для усвоения материала. Исключение составляют лишь численные примеры, в которых иногда даны ссылки на формулы и табли- цы первого тома, но и в этом случае трудности могут быть преодолены при использовании норм проектирования стальных конструкций. Содер- жательная же часть направлена на рассмотрение конструкции и особен- ностей работы каркасов зданий в целом, и их элементов с позиций выпол- нения ими конкретных функций в составе здания. В первом томе элемен- ты рассматривались с точки зрения их силового сопротивления внешним воздействиям без учета функциональных особенностей. Второй том состоит из 10 глав. В первой главе дана общая характеристика каркасных зданий. Основ- ное внимание уделено увязке архитектурно-строительных и конструк- тивных 'фебований, описанию основных элементов здания, функций, ко- торые они выполняют в его составе. Изложены вопросы защиты металло- конструкций зданий от коррозии, указаны приемы определения огне- стойкости стальных конструкций и меры повышения пожарной безопасности. Во второй главе детально рассмотрены вопросы конструирования и расчета металлоконструкций одноэтажных промышленных зданий. По- скольку на примере именно таких конструкций можно наиболее полно изучить все особенности работы несущих конструкций зданий и методо- логию их проектирования, эта глава занимает центральное место, она хо- рошо иллюстрирована рисунками и численными примерами. В третьей главе представлены одноэтажные здания со сплошностен- чатыми ригелями. Здесь затронуты лишь основные особенности проекти- рования облегченных зданий, которые в настоящее время получили ши- рокое распространение. Рассмотрены вопросы компоновки таких зданий и особенности их конструктивного оформления. з
В четвертой главе представлены конструкции многоэтажных и вы- сотных зданий с рамными, связевыми и смешанными каркасами. Затро- нуты вопросы выбора конструктивной схемы, компоновки и проектиро- вания. Указаны особенности расчета на ветровую нагрузку. ‘ Пятая глава содержит материалы по арочным конструкциям зданий. В ней указаны статические и конструктивные особенности арок, приведе- [ ны методы их расчета и конструирования. В шестой главе рассмотрены купольные конструкции. Приведены ; принципы формообразования куполов, их расчета, проектирования узло- J вых соединений. Рассмотрены ребристые, ребристо-кольцевые и сетча- тые купола различных систем. i В седьмой главе представлены пространственные стержневые конст- t рукции плоских покрытий. Даны принципы формообразования структур- ‘ ных покрытий, описаны основные типы структур, узловых сопряжений, i системы опор. Рассмотрены особенности автоматизированного и ручно- го расчета стержневых систем регулярной структуры, приведены числен- ные примеры. Восьмая глава посвящена висячим покрытиям. Изложены основы теории пологой гибкой нити, конструктивного оформления нитей и-ан- керных устройств. Представлены однопоясные, двухпоясные и перекре- стные системы покрытий, в том числе с нитями конечной жесткости и вантовыми фермами. Рассмотрены также мембранные покрытия. По всем типам технических решении даны компоновочные схемы, конструкции, приемы расчета. Девятая глава посвящена оценке технического состояния и усиления конструкций эксплуатируемых зданий. Приведены методика обследова- ния конструкций, технические решения различных вариантов усиления, конструктивное оформление деталей, расчет усиленных конструкций. Десятая глава содержит сведения об ограждающих конструкциях зда- ний. Основное внимание уделено конструкциям покрытий и стеновых ог- раждений, кратко рассмотрены перегородки, витражи, окна, двери, воро- та, подвесные потолки. Все главы содержат численные примеры расчета, подкрепляющие ос- новные расчетные положения. В конце глав приведены библиографические списки, дополняющие ос- новной список литературы, единый для всей книги. Основные буквенные обозначения приняты общими для всех глав, они приведены в едином спи- ске и отдельно не оговорены. Иные обозначения пояснены в тексте. Помимо указанных на обороте титула авторов, в работе над учебни- ком принимали участие кандидаты технических наук, доценты В. Г. Ар- 4
жаков, В. Г. Беликов, Б. К. Немчинов, В. М. Путилин, В. И. Тур, которые привнесли в учебник свой богатьш педагогический и практический опыт. • Гл. 1 написана чл.-корр. РААСН, д-р техн, наук, проф. В. В.Горевым при участии чл.-корр. РАН, д-р техн, наук, проф. В. В.Филиппова; §1.6 — канд. техн, наук, доц. В. М. Путилиным; гл. 2 — чл.-корр. РААСН, д-р техн, наук, проф. Л. В. Енджиевским и канд. техн, наук, проф. Б. Ю. Уваровым при участии В.В.Филиппова; гл. 3 — В. В. Филип- повым и канд. техн, наук, проф. В. Г. Аржаковым; гл. 4 — канд. техн, на- ук, доц. В. Ф. Сабуровым; гл. 5, 6 — д-р техн, наук, проф. Г.И. Белым, §5.4 — канд. техн, наук, доц. В. Г. Беликовым, §§ 6.2 и 6.3 — канд. техн, наук, доц. В. И. Туром; гл. 7-—акад. РААСН, д-р техн, наук, проф. Я. И. Ольковым; гл. 8 — В. В. Горевым, §8.4 — кавд.техн. наук, доц. Б. К. Немчиновым; гл. 9 — канд. техн, наук, доц. В.Н. Валем; гл. 10 — канд. техн, наук, проф. И. И. Крыловым. Авторы выражают глубокую благодарность чл.-корр. РААСН, д-р техн, наук, проф. А.М. Болдыреву и сотрудникам кафедры металлических конструкций и сварки в строительстве ВГАСА, д-р техн, наук, проф. Ю. И. Кудишину, принявшим участие в рецензировании книги, Авторы будут благодарны также читателям, которые сочтут возможным высказать свои замечания и пожелания по содержанию учебника. Авторы
Основные буквенные обозначения величин ! А — площадь сечения брутто; Ahn — площадь сечения болта нетто; Ad — площадь сечения раскоса; А/ — площадь сечения полки (поя- са); Ап — площадь сечения нетто; Aw — площадь сечения стенки; AWf — площадь сечения по металлу углового шва; Auv — площадь сечения по металлу границы плавления; Е — модуль упругости; F — сила; G — модуль сдвига; Jb — момент инерции сечения вет- ви; — моменты инерции сечений пояса и раскоса фермы; Л — момент инерции сечения реб- ра, планки; Л/ — момент инерции сечения про- дольного ребра; Jt — момент инерции кручения бал- ки, рельса; Л; Jy — моменты инерции сечения брутто относительно осей соответ- ственно х-х и у-у; — то же, сечения нетто; М — момент, изгибающий момент; МХ;МУ — моменты относительно осей соответственно х-х и у-у; N — продольная сипа; — дополнительное усилие; Нът *— продольная сила от момента в ветви колонны; Q - —- поперечная сила, сила сдвига; Qfi<i — условная поперечная сила для соединительных элементов; Qs — условная поперечная сила, приходящаяся на систему планок, расположенных в одной плоскости; Rba Rhh Rhp Rbi Rht Rbv Rdh Rip Rr Rth — расчетное сопротивление рас- тяжению фундаментных болтов; — расчетное сопротивление рас- тяжению высокопрочных болтов; — расчетное сопротивление смя- тию болтовых Соединений; — расчетное сопротивление сре- зу болтов; — расчетное сопротивление бол- тов растяжению; — нормативное сопротивление стали болтов, принимаемое равным временному сопротивлению <7в по государственным стандартам и тех- ничсским условиям на болты; — расчетное сопротивление рас- тяжению U-образных болтов; — расчетное сопротивление диа- метральному сжатию катков (при свободном касании в конструкци- ях с ограниченной подвижно- стью); ; — расчетное сопротивление растя- жению высокопрочной проволоки; — расчетное сопротивление ме- стному смятию в цилиндрических шарнирах (цапфах) при плотном касании; — расчетное сопротивление ста- ли смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки); т— расчетное сопротивление ста- ли сдвигу; — расчетное сопротивление рас- тяжению стали в направлении тол- щины проката; — расчетное сопротивление ста- ли растяжению, сжатию, изгибу по временному сопротивлению; — временное сопротивление ста- ли разрыву, принимаемое равным минимальному значению сгв по го- сударственным стандартам и тех- ническим условиям на сталь; 6
Rwf — расчетное сопротивление уг- ловых швов срезу (условному) по металлу шва; К™ — расчетное сопротивление сты- ковых сварных соединений сжа- тию, растяжению, изгибу по вре- менному сопротивлению; Rwlin — нормативное сопротивление металла шва по временному со- противлению; 7?irs ~ расчетное сопротивление сты- ковых сварных соединений сдви- гу; Ru.y - — расчетное сопротивление сты- ковых сварных соединений сжа- тию, растяжению и изгибу по пре- делу текучести; Rwz — расчетное сопротивление уг- ловых швов срезу (условному) по металлу границы сплавления; ' Ry — расчетное сопротивление ста- ли растяжению, сжатию, изгибу по пределу текучести; Rv„ — предел текучести стали, при- нимаемый равным значению пре- дела текучести по государствен- ным стандартам и техническим условиям на сталь; S’ — статический момент сдвигае- мой части сечения брутто относи- тельно нейтральной оси; Wy — моменты сопротивления сече- ния брутто относительно осей соответственно х-х и у-у; — моменты сопротивления сече- ния нетто относительно осей соот- ветственно х-х и у-у; b — ширина; Ье/ — расчетная ширина; bf — ширина полки (пояса); bh ‘ — ширина выступающей части ребра, свеса; ° с; сх; су— коэффициенты для расчета на прочность с учетом развития пла- стических деформаций при изгибе относительно осей х-х, у-у; е — эксцентриситет силы; h — высота; — расчетная высота стенки; hw — высота стенки; i — радиус инерции сечения; 1тп — наименьший радиус инерции сечения; ix;iy — радиусы инерции сечения . относительно осей соответственно х-х и у-у; kf — катет углового шва; I — длина, пролет; 1С — длина стойки, колонны, рас- порки; ld — длина раскоса; 1еГ — расчетная, условная длина; 1„, — длина панели пояса фермы или колонны; /т — длина планки; lw — длина сварного шва; 1Х; 1У — расчетные длины элемента в плоскостях, перпендикулярных осям соответственно х-х и у-у; т — относительный эксцентриси- тет (т — eA/WJ ; mff — приведенный относительный эксцентриситет (теу= mtj); г — радиус; t — толщина; if — толщина полки (пояса); tw — толщина стенки; jfyu fl? — коэффициенты для расчета уг- лового шва соответственно по ме- таллу шва и по металлу границы сплавления; — коэффициент условий работы соединения; ус — коэффициент условий работы; — коэффициент надежности ПО назначению; ут — коэффициент надежности по материалу; уи — коэффициент надежности в расчетах по временному сопротив- лению; j] — коэффициент влияния формы сечения; ' Л — гибкость (Я — 2 — условная гибкость — приведенная гибкость стержня сквозного сечения; 7
— условная приведенная гиб- кость стержня сквозного сечения Л/ = / Е ’ — условная гибкость стенки — наибольшая условная гиб- кость стенки; — расчетные гибкости элемента в плоскостях, перпендикулярных осям соответственно х-х и у-у; — коэффициент поперечной де- формации стали (Пуассона); О7„с — местное напряжение; сгх, ву — нормальные напряжения, параллельные осям соответствен- но х-х и у-у; тху — касательное напряжение; <Pfcy> — коэффициент продольного из- гиба; , , (ph — коэффициент снижения рас- четных сопротивлений при изгиб- но-крутильной форме потери ус- тойчивости балок; ;— коэффициент снижения рас- четных сопротивлений при вне- центренном сжатии.
Глава 1 l ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ЗДАНИЙ Конструктивные элементы, из которых состоит здание, в соответст- вии с их назначением делят на две группы: несущие и ограждающие кон- струкции, Несущие конструкции воспринимают все действующие на зда- ние нагрузки с передачей их через фундаменты на основание. Ограждаю- щие конструкции защищают здание от внешних атмосферных воздейст- вий, изолируют происходящие в здании процессы и работающих в нем людей от внешнего пространства, обеспечивая оптимальные технологи- ческие и санитарно-гигиенические условия. Некоторые конструктивные элементы, например профилированный настил, сочетают в себе несущие и ограждающие функции. Такие элементы мы будем относить к несущим или к ограждающим в зависимости от контекста. Конструктивные схемы здания с объединением несущих конструк- ций в единую самостоятельную систему каркас называют каркасными. Здания, где функции несущих элементов выполняют, стены, называют бескаркасными. . По способу восприятия горизонтальных воздействий схемы каркасов подразделяют на рамные, связевые и рамно-связевые. Наибольшее рас- пространение в одноэтажных и малоэтажных зданиях получила рам- но-связевая схема с рамами в поперечном направлении и с вертикальны- ми связями — в продольном. Связевые схемы часто применяют в карка- сах высотных зданий. 1.1. Каркас и ограждающие конструкции здания 1.1.1 .Элементы каркаса Несущие элементы каркаса показаны на рис. 1.1. Основу рамно-связе- вого каркаса составляют поперечные рамы, которые размещают вдоль здания друг за другом обычно с одинаковым расстоянием, называемым шагом рам. На ригели рам опирают прогоны, по которым укладывают профилированный настил или другие несущие конструкции кровли. При беспрогонном решении покрытия пролет между рамами перекрывают крупноразмерными панелями, совмещающими в себе несущие и ограж- 9
Рис. 1.1. Элементы каркаса одноэтажного однопролетного здания дающие функции. Стеновые панели крепят к горизонтальным ригелям (на рисунке не показаны), которые, в свою очередь, прикрепляют к стой- кам рам и к стойкам фахверка. Поперечные рамы воспринимают и передают на фундаменты все вер- тикальные нагрузки и горизонтальные нагрузки, действующие в их плос- костях. Вертикальные постоянные нагрузки (от собственного веса гидро- изоляционного ковра, утеплителя, профилированного настила, прого- нов) и временные нагрузки от веса снегового покрова, отложений произ- водственной пыли передаются на прогоны, а затем трансформируются в сосредоточенные силы Р с передачей их на ригели рам. Горизонтальная ветровая нагрузка с наветренной стороны здания qw передается от стено- вых панелей на стойки рам; с подветренной стороны действует аналогич- ная нагрузка меньшей интенсивности (на рисунке не показана). В произ- водственных зданиях, оборудованных мостовыми кранами, кроме того, в зоне работы крана на поперечные рамы будут передаваться вертикальные нагрузки от веса крана с грузом и горизонтальные инерционные силы, возникающие при разгоне и торможении тележки крана с грузом (силы поперечного торможения). Ветровая нагрузка на торец здания передается на стойки торцового фахверка. В местах сопряжения этих стоек с ригелем рамы действуют со- средоточенные силы W, численно равные опорным реакциям стоек в верхних узлах. Для восприятия этих сил устраивают ветровую ферму пу- тем объединения ригелей соседних рам с помощью диагональных связей. i i г < F 5 i 10
Суммарную горизонтальную силу от ветра FWi собранную с ветровой фермы и численно равную ее опорной реакции, следует передать на фун- даменты. Наиболее просто вы можете сделать это с помощью вертикаль- ных связей между колоннами в концевых отсеках, показанных на рисунке пунктирными линиями. Однако эти связи будут сдерживать температур- ные перемещения и в продольных элементах каркаса появятся дополни- тельные температурные напряжения. Лучше не используйте такое реше- ние: оно возможно при небольших размерах температурных блоков, при условии, что дополнительные напряжения будут учтены расчетом. Для исключения температурных напряжений вертикальные связи между ко- лоннами лучше разместить в середине температурного блока, а силу Fw передать на эти связи с помощью распорки вертикальных, связей, устой- чивость которой следует проверить расчетом. В промышленных зданиях, оборудованных мостовыми опорными кранами, силу Fv можно передать на связи между колоннами и далее на фундаменты с помощью подкрановой балки. Для этого следует преду- смотреть ветровую вертикальную связь, с помощью которой сила бу- дет передана от ветровой фермы к подкрановой балке. Не забудьте, что в этом случае на вертикальные связи между колоннами кроме ветровой на- грузки будет передаваться также нагрузка от продольного торможения кранов. Основные параметры здания — пролет, высоту, длину назначают в соответствии с эксплуатационными и архитектурными требованиями. В производственных зданиях кроме того необходимо учитывать габариты технологического оборудования, расположение и грузоподъемность подъемно-транспортных средств. Точный учет всех обстоятельств при- ведет к большому многообразию основных размеров здания: пролетов, высот, отметок крановых рельсов и т.п., что скажется на разнообразии размеров несущих и ограждающих конструкций. Сокращение стоимости и сроков строительства возможно при индустриальном процессе, осно- вой которого является унификация типоразмеров и типизация строитель- ных конструкций для возможности многократного применения одних и тех же типовых размеров в объектах различного назначения. Исходя из этого, вводится единая модульная система в строительстве (ЕМС), кото- рая представляет совокупность правил координации размеров объем- но-планировочных и конструктивных элементов зданий и сооружений на базе модуля 100 мм. Дальнейшее сокращение типоразмеров элементов и конструкций основано на применении укрупненных модулей, например 6 м для пролетов и шагов колонн, 0,6 м — для высот помещении. Требова- 11
ния по унификации изложены в главе СНиП II-А.4-62 «Единая модульная система. Основные положения проектирования», в нормах проектирова- ния отдельных типов здании и в государственных стандартах, например в ГОСТ 23837-79 «Здания промышленных предприятий одноэтажные. Га- баритные схемы». В настоящее время требования по унификации носят рекомендатель- ный характер и при индивидуальном проектировании в обоснованных случаях возможны отклонения размеров от стандартных. Но, взяв на себя ответственность за отказ от требовании унификации, Вы должны очень внимательно следить на всех этапах архитектурно-строительного проек- тирования за увязкой размеров несущих и ограждающих конструкций, самостоятельно разрабатывать доборные элементы, назначать допуски на изготовление конструкций и решать целый комплекс других вопросов, которые уже были решены специалистами при создании единой модуль- ной системы. 1.1.2. Деформационные швы При больших размерах зданий колебания температуры приводят к значительным температурным деформациям, что может вызвать образо- вание трещин в ограждающих конструкциях и перенапряжение элемен- тов несущих конструкций. Такое же влияние может оказать неравномер- ная осадка основания из-за неоднородности грунтов на площадке за- стройки, что особенно проявляется при строительстве на просадочных грунтах, в районах геологических и горных выработок, а также в тех слу- чаях, когда отдельные участки здания имеют резко выраженную разницу в нагрузке на основание. Для предупреждения дополнительных напряжений и появления тре- щин в конструкциях предусматривают деформационные швы к которым относят температурные и осадочные. Температурные швы разделяют здание на отдельные отсеки (рис. 1.2). При этом конструкции зданий раз- резают по вертикали от уровня земли, а в плане — вдоль и поперек зда- ния. Фундаменты при этом не разрезают, так как они не подвергаются температурным изменениям. Осадочными швами разделяют здание, включая фундаменты с тем, чтобы обеспечить отсекам здания независи- мую осадку. Обыкновенно температурные швы стремятся совместить с осадочными. Такие швы носят название температурно-осадочных-, они обеспечивают как горизонтальные, так и вертикальные перемещения от- дельных отсеков здания. г 12
Шаг колонн Поперечный (наружных; температурный шов Длина температурных отсеков Рис. 1.2. Температурные отсеки и привязка колонн к модульным разбивочным осям Расстояния между температурными швами можно определить расче- том путем учета температурных деформации для продольных (попереч- ных) элементов каркаса и перемещении крайних колонн в температурных отсеках. Такой расчет Вы можете не производить, если размеры темпера- турных отсеков (блоков) не превышают предельных размеров, приведен- ных в табл. 1.1. Таблица 1.1. Предельные размеры температурных блоков (м) Характеристика зда- ния Стальной каркас Смешанный каркас (железобетон- ные колонны) длила блока вдоль здания ширина блока поперек здания длина блока вдоль здания I ширина блока 1 поперек здания Отапливаемое 230 (16ф 150 (НО) 65 65 * Неотапливаемое и 200 (140) 120 (90) 45 j - 45 горячие цехи —— — _ 5 ... Примечание. Размеры в скобках даны Для зданий, эксплуатируемых яри расчетных зимних тем- пературах наружного воздуха от “40 до ~65СС 13
1.1.3. Сетка колонн В плане колонны зданий расставляют по модульной сетке разби- вочных (координационных) осей (см. рис. 1.2). Размеры пролетов при- нимают кратными 6 м (12,18,24, 30, 36 м и т.д.), при необходимости, как исключение, можно применять пролеты кратные 3 м (9, 15, 21,27, 33 м). Шаг колонн назначают также кратным 6 м и принимают: для на- ружных рядов 6 или 12 м? для внутренних рядов, в соответствии с тех- - нологическими или эстетическими требованиями, 6, 12, 18 м и бо- I лее (см. рис. 1.2). Вопрос о назначении шага колонн крайних рядов ре- шают на основе технико-экономического сравнения вариантов. Обыч- но для зданий больших пролетов (/ >30 м) при значительной высоте здания (Я >14 м) с кранами большой грузоподъемности (Q> 50 т) вы- годнее шаг 12 м и, наоборот, для зданий с меньшими параметрами эко- номичнее оказывается шаг колонн 6 м. Если шаг колонн превышает ; шаг ферм, то устанавливают подстропильные фермы, на которые опи- рают фермы покрытия. Привязка к продольным разбивочным осям. Привязка колонн крайних рядов к продольным модульным разбивочным осям должна со- ответствовать указанной на рис. 1.3, а (нулевая привязка) или на рис. 1,3, б (привязка 250 мм, привязка 500 мм), в зависимости от объемно-пла- нировочных параметров и конструктивного решения. Наружные грани колонн крайних рядов и внутренние поверхности стен (с учетом зазора е, необходимого для размещения деталей крепления стен) совмещают с продольными разбивочными осями (рис. 1.3, а), если в Ряс. 13. Привязка колонн к продольным разбивочным осям 14
здании нет мостовых кранов и в зданиях, оборудованных мостовыми кра- нами грузоподъемностью до 30 т включительно, при шаге колонн 6 м и высоте от пола до низа несущихконструкций покрытия менее 16,2 м. Наружные грани крайних колонн и внутренние поверхности стен (вместе с зазором ё) смещают с продольных разбивочных осей на 250 мм (рис. 1.3, б) в зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъ- емностью до 50 т включительно, при шаге колонн 6 м и высоте от пола до низа несущих конструкций покрытия 16,2 и 18 м, а также при шаге колонн 12 м и высоте от 8,4 до 18 м. Когда требуется увеличить высоту сечения верхней части колонны из условий жесткости или размещения прохода в теле колонны й не удается при этом выполнить привязку 250 мм, а также в других обоснованных случаях, можно использовать привязку 500 мм. Колонны средних рядов (рис. 1,3, в\ за исключением колонн, примы- кающих к продольному температурному шву, и колонн, установленных в местах перепада высот пролетов одного направления, располагают так, чтобы оси сечений колонн (для ступенчатых колонн их надкрановых час- тей) совпадали с поперечными и продольными разбивочными осями. В зданиях, оборудованных мостовыми кранами, при наличии проходов вдоль подкрановых путей сечение верхней части колонны можно сме- стить относительно продольной разбивочной оси. При решении продольных температурных швов между парными ко- лоннами в зданиях с пролетами одной Высоты предусматривают две раз- бивочные оси со вставкой между ними (рис. 1.3, г). Привязку колонн к этим осям осуществляют, как указано выше. При наличии подстропиль- ных ферм грани колонн, обращенные в сторону шва, следует смещать с парных разбивочных осей в, сторону шва на 250 мм; размер вставки при этом должен равняться сумме размеров привязки к разбивочным осям граней колонны, обращенных в сторону шва, и расстояния между этими гранями, равного 500 мм или большему размеру, кратному 250 мм. Привязка к поперечным разбивочным осям. Привязку колонн и торцевых стен к поперечным осям следует выполнять по следующим пра- вилам:- Геометрические оси сечений колонн, за исключением колонн в тор- цах здания и примыкающих к температурным швам, совмещают с попе- речными разбивочными осями. Геометрические оси торцовых колонн основного каркаса смещают с поперечных разбивочных осей внутрь здания на 500 мм (рис. 1.4, а), либо 15
на больший размер, кратный 250 мм. Можно использовать «нулевую» привязку (рис. 1.4, 0. Внутренние поверхности торцовых стен должны отступать от поперечных разбивочных осей на величину зазора е, необ- ходимого для размещения деталей крепления стен. j Поперечный температурный шов на парных колоннах в зданиях с пролетами одной высоты устраивают, совмещая ось шва с разбивочной осью (рис. 1.4,в). Допускается решение шва, при котором его ось разме- щается в пределах вставки размером 250 мм между двумя разбивочными осями (рис.1.4, г). Можно заменить размер привязки 500 мм большим, но кратным 250 мм. Привязка колонн в местах перепада высот. Перепады высот в пре- । делах одного пролета нс предусматривают или делают это в исключи- 4 тельных случаях при соответствующем обосновании. Такие перепады со- вмещают с температурными швами на парных колоннах, предусматривая две поперечные разбивочные оси со вставкой между ними. Привязку ко- лонн к этим осям принимают по рис. 1,5, а. Размер вставки должен быть кратным 50 мм и равняться (с округлением) сумме зазора е, толщины сте- ны и зазора не менее 20 мм между наружной плоскостью стены и крайней , поперечной разбивочной осью пониженного пролета. Перепады высот параллельных пролетов проще сделать на одной ко- лонне. При большой ширине здания, а также при сборных железобетон- ных колоннах перепады совмещают с продольными температурными швами, решая их на парных колоннах и предусматривая две продольные разбивочные оси со вставкой между ними (рис. 1.5, б). Размер вставки с должен быть кратным 50 мм и равняться (с округлением) сумме привязок Ряс. 1.4. Привязка колени к поперечным разбивочным осям 16
Рис. 1.5. Привязка колонн в местах перепадов высот пролетов к разбивочным осям граней колонн, обращенных в сторону перепада, за- зора е, толщины стены d и зазора не менее 50 мм между наружной плос- костью этой стены и гранью колонны пониженного пролета. Размер * вставки при этом назначают не менее 300 мм. Примыкание взаимно перпендикулярных пролетов осуществляют на ’ парных колоннах, предусматривая между крайней продольной и торце- L вой поперечной разбивочными осями вставку с размером, кратным * 50 мм, но не менее 300 мм. Примеры привязок для случаев примыкания к продольной стороне пониженного и повышенного поперечных пролетов приведены соответственно на рис. 1.5, в, г. Размеры здания по высоте. Основным вертикальным размером од- ноэтажного здания является высота Но от пола до низа несущих конст- рукций покрытия. Для стальных конструкции с шарнирным опиранием стропильных ферм на колонны высоту Но измеряют от пола до верха ко- лонн, а нижние пояса стропильных ферм располагают на 150 мм выше. Обычно высоту Но назначают кратной 0,6 м для Но < 6 м и 1,2 м для Но>6 м. Высоту помещений от пола до низа выступающих элементов покры- тия или перекрытия принимают не менее 2,2 м. Высота помещений от по- ла до низа выступающих частей оборудования и коммуникаций в местах рехулярного прохода людей должна быть не менее 2 м, а в местах нерегу-
1.1.4. Связи между колоннами Связи между колоннами служат для обеспечения их геометрической неизменяемости, устойчивости колонн из плоскостей рам, восприятия и передачи на фундаменты нагрузок, действующих вдоль здания, обеспече- ния условии высококачественного и удобного монтажа колонн. Они представляют собой систему распорок и жестких дисков (связевых бло- ков). Жесткие диски составляют основу связей, с их помощью осуществля- ется прикрепление всех прочих элементов связей к фундаментам. В пре- делах температурного отсека должно быть не менее одного жесткого дис- ка по каждому ряду колонн. Как уже отмечалось, в коротких зданиях 40...60 м (табл. 1.2) связевые блоки можно установить в торцах здания (рис. 1.6, а), обеспечив кратчайший путь передачи на фундамент ветро- вой нагрузки на торец здания, но лишив здание свободы температурных перемещений. В длинных зданиях температурные напряжения могут су- щественно сказаться на устойчивости продольных элементов каркаса, по- этому связевые блоки следует размещать в середине температурного бло- ка (рис 1.6, б), обеспечив ему свободу температурных перемещений. В этом случае усилия от ветровой нагрузки, действующие на торец здания, будут передаваться от ветровой фермы к связевому блоку через распорки I или 2, в зависимости от того, какие из них расположены в плоскости ветровой фермы. Понятно, что такие распорки и узлы их сопряжения с ко- лоннами должны быть проверены расчетом на передачу ветровой нагруз- ки. Связи 4 2 выполняют еще одну функцию: они облегчают монтаж ко- лонн, обеспечивая их фиксацию в проектном положении. Для предотвра- Рис. 1.6. Связи между колониями 18
Таблица 1.2. Предельные размеры между вертикальными связями, м Характеристика здания От торца блока до осн ближайшей связи Между осями вертикальных связей в одном блоке Отапливаемое 90 (60) 60 (50) Неотапливаемое и горячие цехи 75 (50) 50 (40) Примечание. Размеры в скобках даны для зданий, эксплуатируемых при расчетных зимних тем- пературах наружного воздуха от -40 до -65 °C щения взаимного смещения распорок 1, 2 за счет податливости узловых сопряжений в отдельных местах по длине каркаса (через 4...5 шагов ко- лонн) можно предусмотреть их объединение в единые решетчатые систе- мы 3. С помощью распорок 4, закреплённых в узле связевого блока, можно ’ уменьшить расчетную длину колонн из плоскости рамы, если не выпол- няется проверка их устойчивости из этой плоскости. Вопрос выбора меж- ду увеличением сечения колонн или установкой распорок решается на ос- нове технико-экономического анализа. Роль распорок могут выполнять продольные элементы каркаса: балки междуэтажных перекрытий, ригели стенового фахверка, подкрановые балки и др. На рис. 1.6, в показано использование подкрановой балки в этой роли. Для передачи усилия от ветровой фермы на подкрановую бал- ку следует предусмотреть связь 6. . При большой длине здания (температурного блока) за счет податли- вости креплений продольных элементов к колоннам влияние связей осла- бевает, поэтому расстояние от торца здания до диска связей ограничено, что приводит к необходимости установки двух связевых блоков (рис. 1.6, в). Предельные размеры между вертикальными связями приведены в табл. 1.2. 1.1.5. Ограждающие конструкции К ограждающим конструкциям здания относят стены, перегородки, окна, двери, ворота, кровлю, фонари, полы. Вопросы, связанные с проек- тированием ограждающих конструкций, будут представлены в гл. 10. В Данной главе мы ограничимся лишь кратким рассмотрением общих поло- жений. Выбор ограждающих конструкций по теплотехническим требо- ваниям. Выбор ограждающих конструкции основан на расчетах с опре- делением сопротивления теплопередаче в зимнее время года, теплоус- тойчивости в летних условиях, сопротивления паропроницанию» 19
Исходными данными для определения требуемого значения сопро- тивления теплопередаче являются расчетная отрицательная температура наружного воздуха и зона влажности района строительства, с одной сто- роны, температура и относительная влажность внутри помещения по са- нитарно-гигиеническим требованиям — с другой. По сопротивлению те- плопередаче подбирают толщину утеплителя. Важным фактором являет- ся также точка росы — температура, при которой может начаться кон- денсация паров на поверхности ограждающей конструкции. Теплоустойчивость в летних условиях нормируют для ограждающих конструкций зданий, расположенных в районах со среднемесячной тем- пературой июля 21 °C и выше. Расчет паропроницания выполняют для того, чтобы проверить необ- ходимость устройства специальной пароизоляции либо других конструк- тивных мер, обеспечивающих нормальный влажностный режим ограж- дающих конструкций. Влажное состояние конструкции оценивают по го- довому балансу влаги. При проникновении теплого воздуха из помеще- ния в утеплитель и другие холодные элементы ограждения влага, содержащаяся в теплом воздухе, будет конденсироваться. Если влага, на- копленная в ограждающих конструкциях за холодный период года, будет полностью испаряться в летнее время, то специальные меры по пароизо- ляции можно не предусматривать. Если нет полной уверенности в этом, то следует установить преграду на пути движения водяного пара. Специ- альная пароизоляция обычно требуется в зданиях достаточно часто, на- пример при температуре выше 16...18°С и относительной влажности бо- лее 60%, т.е. в достаточно типичных условиях. Во избежание конденсации влаги в толще ограждения при слоистых конструкциях различные материалы располагают в следующем порядке: у внутренней поверхности—' материалы более плотные, теплопровод- ные, с меньшей проницаемостью; у наружной поверхности—пористые, менее теплопроводные, с большей паропроницаемостью. Если такое рас- положение невозможно, то также предусматривают пароизоляцию, т.е. устанавливают на пути движения пара преграду из паронепроницаемых материалов. Пароизоляционныи слой должен располагаться первым по направлению движения водяного пара, т.е. со стороны внутренней по- верхности ограждения. 20
Гидроизоляция покрытий. Кровлю зданий большей частью выпол- няют из рулонных материалов и мастик. Рулонные кровли устраивают из рубероида, гидроизола, толя, толь-кожи, изола, битумизированной стек- лоткани, из композитных материалов. Число слоев рулонных материалов назначают в зависимости от уклона покрытия и вида материала. Ориенти- ровочно можно назначить для кровель из рубероида, гидроизола, толь-ко- жи и других материалов, наклеиваемых на мастиках с защитным слоем гравия: при уклоне менее 12% — два слоя, при уклоне не менее 2,5% — три слоя, при уклоне не менее 1,5% — четыре слоя и более. Мак- симальные уклоны покрытий при кровле из рулонных материалов для предотвращения сползания не должны превышать 25%. При больших ук- лонах рулонный ковер приклеивают специальной теплостойкой клеящей мастикой. Обычные мастики для рулонных и мастичных кровель приме- няют с достаточно высокой температурой размягчения в зависимости от района строительства, уклона кровли и назначения здания. Рулонные би- тумные материалы (рубероид, гидроизол, изол) наклеивают только на би- тумных мастиках, а рулонные дегтевые (толь, толь-кожа и др.) —только на дегтевых. Это связано с тем, что при изготовлении толя его картонную основу пропитывают каменноугольными дегтями, которые с нефтяными битумами образуют неоднородную крупчатую смесь, не обладающую достаточными склеивающими свойствами. В плоских кровлях битумную мастику применяют с антисептирующими добавками против возможно- сти прорастания семян растений. На малоскатных кровлях с уклоном менее 10% применяют легкоплав- кую мастику и защиту гравийной броней от разнообразных воздействий на кровлю. Такие кровли более стойки в условиях резких и значительных колебаний температуры, они способны к «самозалечиванию» — затяги- ванию образовавшихся в холодное время трещин мастикой, размягчен- ной в теплое время года. Защитный слой из гравия выполняют толщиной 20 мм на горячей мастике того же состава, что и для наклейки рулонного ковра, толщина слоя мастики должна быть не более 2 мм. Гравий, втапли- ваемый в горячую мастику, должен быть сухим, обеспыленным и иметь зерна размером 5...10 мм. Для эксплуатируемых кровель в случае необходимости выполняют усиленную броню из цементно-песчаного раствора, песчаного асфальто- бетона (толщиной не менее 25 мм) или из бетонных, армоцементных и других плит достаточной морозостойкости, укладываемых на высоко- 21
Z™ Созданную w, „„„ ““ “ Р—Чюх» но Волос 1,5x1,5 ,, Шв I заполняют герметизирующими мастиками УменьшХ” Си₽аСЧеТН0Й “ темпеРатУРОй воздуха выше 25’С для и снижение теп ' солнечной радиации на водоизоляционный ковер ”’“i” ™пр ’ ™^6„ ми) „ вдтто кровлю служат жесткие минераловатные н^шш^гастшшойекпИХ НеГ°РЮЧ!РСМаТерИаЛ0В ^СНОВаниемлля₽Улон' иначе необходимо устоаивак СЛужИТЬ только Р<®ная поверхность, нуюстяжку.Цементно-песчануюctXtomZ311710 “’M асфаЛЬТо6еТ°Н' скимплитамделаютизраствоТтол^йиеВДерги?°латнь1М и 0Рганите‘ го стальной сеткой При укладке Яг А - менее 25 ММ’ аРмиР0ванн0‘ ной через 6 м оставит ™ „Через 4 а цемент- закладывают рейки, которые П^зте^ТН°И Л° ллячего заполняют битумной мастикой По * вынимают, а швы ной 100 мм из рубероида и^“ п ММВ๓“ышир- кровлю должна быть отрунтована пас™^ "°верхность «снования под ровом масле-при устройстве кровли P°g^MaBKeP0CHHelMHC0JM- твором каменноугольного пека вбензол МСТтахмраС' при устройстве кровли на дегтевых м ,г 6° аНТроценовом масле ~ бероида, уложенные насухо с по™™™ Р Z ВНИМание на пол°сы РУ‘ ЩЬЮ устраивают узкие птепи Л И? обращенной ВНИЗ. С их помо- вращает возможные вздутш^а^^60* ° аТМОсфер0Й’ что укладывают над поперечными швами тегтП°Л0СЫ Ш1фИН0Й 50"Л00 ““ ската кровли, но не чаще, чем через 1 м ПЛ0®0ЛЯЙИ0нных плит вдоль лишь в отдельных точках. На парапетах нПР“Вают к теплоизоляции эти полосы накрывают более шт™, ЯРКИХ выступающих частях по краям. Заметьте также, что нижний И Л „СТЭМИ с пол°совой приклейкой «ионного ковра наклеивают только СЛ°ИДОПОЛНИТельногогвдр«изоля- хо. Верхний слойрубероида в этом коврелХж Я укладаваюгНасУ' или чешуйчатую посыпку. МКОВредолжен иметь крупнозернистую • 22
Минеральная вата Рис. 1.7. Конструкции мягкой кровли Ряс. 1J8. Схемы покрытии: д—по прогонам; б—безлрогонные; 1 — стропильные ферма; 2—протоны; 3 — кровельные плиты; 4—иаяегрх 1,2. Конструкции покрытий Покрытие зданий состоит из кровельных (ограждающих) конструк ций, несущих элементов (прогонов, ферм) и связей, обеспечивающих пространственную неизменяемость, жесткость и устойчивость покрытия в целом и отдельных его элементов. Покрытие устраивают с применением прогонов или без них. В пер- вом случае по стропильным фермам устанавливают прогоны обычно с шагом 1,5 или 3 м, на которые укладывают мелкоразмерные кровельные плиты или сплошной настил (рис. 1.8, а). Во втором случае непосредственно на стро- пильные фермы укладывают крупноразмерные панели ши- риной 1...3 м и длиной 6 или 12 м (рис. 1.8,6). Возможна ук- ладка непосредственно по фермам 79-миллиметрового профилированного настила при сокращении шага ферм 23
а) <1/2 Р/2, Прогоны Р/2\. Стропильные^ фермы б). Кровля <1/2 Колонны Подстропиль- ная ферма \Р/2 Рис. 1.9. Схема покрытия по прогонам q/2 \S до 4 мили использование более высокого 114-миллиметрового настила при шаге ферм 6 м. Схема покрытия по прогонам показана на рис. 1.9. Нагрузка q от собст- венного веса прогонов, ограждающих конструкций и от веса снега вос- принимается прогонами и далее передается ими на стропильные фермы в виде сосредоточенных сил Р. При опирании стропильных ферм на колой' ны (рис. 1.9, а) последние будут загружены силами .Уот опорных реакции двух стропильных ферм. При наличии подстропильных ферм (рис. 1.9, б) силы М нагружающие колонны, будут равны сумме опорных реакций стропильной и подстропильных ферм, примыкающих к колонне. 1.2.1. Настилы покрытий Неутепленные (холодные) покрытия применяют в навесах, укрьг тиях для техники, крытых токах, некоторых складских помещениях, не- отапливаемых промышленных зданиях, горячих цехах и др. Холодные кровли выполняют из волнистых асбестоцементных, стальных или алЮ' миниевых листов, укладываемых по прогонам, расположенным через 1,25...1,5 м. Масса асбестоцементных листов в среднем 20 кг/м2. Сталь- ные волнистые листы изготовляют из холоднокатаной стали толщиной 1.,.1,8 мм, с высотой волны 30 и 35 мм. Масса таких листов 15...20 кг/м • Алюминиевые волнистые листы имеют толщину 0,6... 1,2 мм и массу 5...7 кг/м2. 24
Волнистые асбестоцементные листы усиленного профиля (рис.1.10) укладывают с опиранием на три прогона, с напуском по длине на 25...30 см и по ширине на полволны. Листы крепят к прогонам метал- лическими скобами, кляммерами или болтами с крюками на концах, про- ходящими через отверстия в гребнях волн. Под гайки подкладывают ре- зиновые шайбы. В примыканиях к коньку, стенам, фонарям-применяют специальные фасонные асбестоцементные детали. Для исключения воз- можности затекания воды через неплотности стыков уклон кровли дол- жен быть не менее 1/5. При меньшем уклоне кровли (1/8... 1/10) применя- ют специальный тип волнистых листов со скошенным книзу краем (кас- кадный тип). Вода с покрытия отводится без устройства желобов и водо- сливов с выносом карниза не менее 0,7 м за грань наружной стены. Долговечность покрытия в холодных кровлях относительно высокая, однако для того чтобы повысить стойкость хрупких асбестоцементных листов, исключить их коробление и замедлить усадку, желательно перед укладкой листов в покрытие применить двустороннюю защитную алю- миниево-битумную окраску. В горячих цехах при неравномерном нагре- ве кровли лучистым теплом или теплым воздухом помещения и увлажне- нии с наружной стороны атмосферными осадками асбестоцементные Рис. 1.10. Холодная кровля из волнистых асбестоцементных листов: а — карниз; б—ходовой мостик; в—температурный шов; 1—габарит несущих конструкций; 2 — швеллеры; 3 — асбестоцементные волнистые плита; 4 — асбестоцементные фасонные элементы; 5 — крючки для крепления кровельных листов; б—шайбы из мягкого материала; ?•—ограждение; в—мостик по коньку крыши 25
1 листы коробятся и трескаются, что приводит к износу кровли после 2—3 лет эксплуатации. Металлический волнистый настил хорошо выдерживает неравно- мерное нагревание; он значительно прочнее асбестоцементного, но под- вержен коррозии от атмосферных осадков и конденсационной влаги, от- лагающейся на нижней поверхности настила из воздуха помещения. Для повышения долговечности настила его покрывают цинком, но это не ис- ключает в полной мере опасности появления коррозии в местах наруше- ния оцинковки, поэтому такой настил следует периодически окрашивать. Некоторые заводы поставляют оцинкованный настил с дополнительным антикоррозионным покрытием (с одной или с двух сторон), а также с уси- ленным полиэфирным покрытием. Высокую коррозионную стойкость имеют более дорогие волнистые листы из алюминиевых сплавов. Во избежание электрохимической кор- розии в местах контакта алюминия со сталью при установке алюминие- вых листов на стальные прогоны соприкасающиеся поверхности покры- вают специальными грунтами (например, АЛГ) или применяют изоли- рующие прокладки. Стальные метизы для крепления листов нужно оцин- ковывать или Кадмировать. Кровлю из плоских стальных листов толщиной 3...4 мм применяют в горячих цехах. Стыки между листами сваривают сплошными швами с ис- пользованием автоматической сварки, что обеспечивает полную герме- тичность кровли поэтому уклон такой кровли может быть принят как и для рулонных 1/8... 1/12. ' . . . Кровельные покрытия на основе профилированного пастила бы- вают трех видов из стальных щюфилированных настилов послойной сборки, из трехслоиных панелей и из двухслойных панелей. Конструкции послойной сборки монтируют на строительной площад- ке, последовательно укладывая стальной настил, пароизоляцию, тепло- изоляцию и кровлю. Настил крепят к прогонам (фермам) самонарезающими болтами (рис. . , а) через волну, а по концам настила его крепят в каждой волне. Применяют также пристрелку настила дюбелями. Между собой по длине настилы соединяют комбинированными заклепками через каждые500 мм. Такую заклепку (рис. 1.11,б)ИзалЮмИнИЯуС1анавлшХв но просверленное отверстие. С помощью специального пистолета (более похожего на клещи с длинными рукоятками) прижимают ее к настилу, сжимая рукоятки тянут внутренний стальной стержень, который с помо- щью конического хвостовика образует головку заклепки с обратной сторо- ны соединяемых листов. При достижении расчетного усшшястержень об- рывается по ослабленному канавкой сечению. И 26
Рис. 1.11. Детали крепления про- филированного настила: а— самонарезающими болтами; б—ком- бинированными заклепками; в — схема клепки; 7 — профнастил; 2 — установ- ленный болт; 3 — прогон; 4—конструк- ция болта; Д— конструкция заклепки; 6 — установленная заклепка Рис. 1.12. Конструкция покрытия по профили- рованному настилу: 7—защитный слой из гравия; 2—гидроизоляционный ковер; 3—утеплитель; 4 — пароизоляция; 5—настил Для гидроизоляции в покрытиях послойной сборки применяют, как правило, рубероид, а для теплоизоляции — минераловатные или стекло- ватные плиты повышенной жесткости (рис. 1.12). Возможно, но менее желательно использование для теплоизоляции плит из пенопласта на ос- нове резольных фенолформальдегидных смол (ФРП). Последние облада- ют повышенным водопоглощением, создают при увлажнении кислую среду и поэтому их можно применять только в сочетании с дополнитель- ными облицовками полимерными пленками или другими материалами. При уклонах кровли более 5% верхний слой можно также выполнять из профилированного настила, опирая его нижний слой на прогоны (рис. 1.13, а) или непосредственно на верхние пояса стропильных ферм, либо на сплошностеячатые ригели рам (рис. L13, б). Рис. 1.13. Кровля из двойного профнястяла: о—по прогонам; б—по ригелям рам; 1—профнастил; 2 — утеплитель; 3—прокладки из дерева или полимера; 4—прогон; 5 — ригель рамы 27
Покрытия,из стальных панелей. Неутепленные покрытия иногда выполняют из стальных панелей с толщиной листов 3...4 мм (рис. 1.14, а, в). Стыки между листами сваривают сплошными швами с использовани- ем автоматической сварки, что обеспечивает полную герметичность, по- этому уклон кровли принимают 1/8... 1/12. Утепленные покрытия можно устроить по панелям, показанным на рис. 1.14, б. . . Утепленные панели полной заводской готовности рассчитаны на изготовление на поточных линиях непрерывного действия. Нужный раз- мер панелей по длине может быть назначен произвольно с учетом их ук- ладки по скату покрытия без поперечных стыков. Покрытия из трехслойных панелей типа «Сандвич» (рис. 1.15, а). Па- нели типа «Сандвич» применяют при уклонах кровли не менее 1:5. Па- Рнс. 1.14. Стальные панели: а, в — для неутепленных покрытий; б—то же, для утепленных, 1 — стальной лист /=3...4 мм; 2 — 1»б- ра t— 4...6 мм; 3— гнутый лист, 4—профилированный настил; 5 — самонарезакяции болт Рис. 1.15. Утепленные панели: а—типа «Сандвич»; б—монопанель; 1—- комбинирования я заклепка; 2—самонарезанлпий болт; 3—герметик; 4— временное отверстие для установки болта; 5—гидроизоляционная полоса 28
нель состоит из верхней облицовки — профилированного стального лис- та толщиной 1 мм с полимерным покрытием внешней стороны, среднего слоя — утеплителя из несгораемого материала, нижнего слоя — профи- лированного стального оцинкованного листа толщиной 0,8 мм. Панели крепят к прогонам самонарезающими болтами за край ниж- ней облицовки. Верхние облицовки панелей соединяют комбинирован- ными заклепками, устанавливаемыми с шагом 300 мм. Торцы панелей за- щищают от увлажнения специальной массой или атмосферостойкой эма- лью. Покрытия из двухслойных панелей. Такие панели предназначены для покрытий зданий с металлическими фермами и прогонами с шагом 3 м при уклоне кровли 1,5%. Панель (рис. 1.15, б) состоит из несущего сталь- ного профилированного листа, теплоизоляционного слоя и приформо- ванного слоя гидроизоляции. Панели выпускают длиной 6 и 9 м. При устройстве соединений панелей между собой и с прогонами в месте установки самонарезающего болта из гидро- и теплоизоляции вы- сверливают цилиндр, который после установки болта вставляют на место и закрепляют с помощью горячей битумной мастики. После этого швы между панелями заклеивают полосами рубероида, а затем наклеивают последующие слои гидроизоляционного ковра и устраивают защитный гравийный слой. Современные панели, пока еще не освоенные в серий- ном производстве, не требуют гравийной защиты. Швы между такими па- нелями заделывают полимерными полосами с приклейкой их специаль- ными составами, которые используют также для установки на место вы- сверленных цилиндров. Существует много других конструкций панелей: двухслойных и трех- слойных, с каркасами и без каркасов. Эти конструкции более подробно изложены в гл. 11. 1'2,2, Прогоны Прогоны применяют в покрытиях с кровельными настилами из листо- вых плоских или профилированных элементов, перекрывающих пролет 1,5...3 м. При шаге стропильных ферм 6 м применяют сплошные прогоны, ко- торые выполняют из прокатных двутавров, прокатных или гнутых швел- леров. Швеллерное сечение при больших уклонах кровли соответствует Удачной работе прогона на косой изгиб. Поскольку линия действия силы 29
р Рис. 1.16. Схема работы прогона безРкручад^ИЗК° °Т ЧеНТра изгиба (Рис-1 -16), прогон работает на изгиб рх , первая из котопьт^^Г Передается на пР<>гон в виде составляющих Рук относительно малом ^Да воспРинимается прогоном, а вторая, при сопротивления сечения относительно оси • гоны в серединах илиТтретях пролета тХ З™’ П0ДКРепляюЩ[[х "Р0' акции от скатных составляющих на^оТ^^™ают W^P6' коньковые узлы стропильных ферТфис t П) * neP<" “ S="o= Поэтому наибольшее pTc$ZZZT™XMem°B И Дет°еЙ- верхний пояс которого btXjX из даух ш^” ^хаанель11Ы& ПРОГОН> КН—из одиночных гнутых, швеллеров а ЭЛе“еН™ 30
1.2.3. Связи • Связи между фермами, создавая общую пространственную жесткость каркаса, обеспечивают заданную геометрию конструкций покрытия и удобство монтажа, закрепляют сжатые элементы из плоскости ригеля, пе- рераспределяют на соседние рамы местные нагрузки, приложенные к од- ной раме. Система связей покрытия (рис, 1.19) состоит из горизонтальных и вер- тикальных. Горизонтальные связи располагают в плоскостях нижних и верхних поясов ферм, вертикальные — в плоскостях опорных и некото- рых других стоек ферм. Горизонтальные поперечные связи по нижним поясам ферм 1 разме- щают в торцах температурных блоков, а при длинах этих блоков более 144 м дополнительно предусматривают поперечные .связи в середине блока. Горизонтальные поперечные связи образуют путем объединения нижних поясов двух соседних стропильных ферм с помощью решетки. Полученные в результате такого объединения горизонтальные фермы выполняют две основные функции. Во-первых, они воспринимают от а) Рис. 1.19. Связи покрытия: и — связи по нижним поясам ферм; б —связи по верхним поясам ферм; I — поперечные горизонталь- ные связи по нижним поясам ферм (ветровая ферма); 2 — растяжки по нижним поясам; 3 — продольные горизонтальные связи по нижним поясам ферм; 4—вертикальные связи покрытия; 5 — поперечные го- ризонтальные связи по верхним поясам ферм; б —распорки по верхним поясам ферм 31
стоек торцового фахверка ветровую нагрузку и передают ее на связи меж- ду колоннами и далее с их помощью ~ на фундаменты. Во-вторых, они закрепляют от смещений вертикальные связи и растяжки между нижни- ми поясами ферм. Распорки (растяжки) между нижними поясами ферм закрепляют эти пояса от смещений и тем самым сокращают их расчетную длину из плоскости фермы. Это способствует уменьшению вибрации нижних поя- сов ферм. Горизонтальные продольные связи по нижним поясам ферм 3 служат опорами для верхних концов стоек продольного фахверка. Кроме того, эти связи при действии сосредоточенных крановых нагрузок, приложен- ных к одной раме, вовлекают в работу соседние раМы, что уменьшает ме- стные поперечные деформации каркаса. Это позволяет избежать закли- нивания мостовых кранов и расстройства ограждающих конструкции. Вот почему в однопролетных зданиях большой высоты, в зданиях с ин- тенсивно работающими и тяжелыми мостовыми кранами, а также при на- личии стоек продольного фахверка установка таких связей обязательна. В иных случаях эти связи можно не предусматривать. Распорки 6 обеспечивают проектное положение ферм в процессе монтажа и ограничивают гибкость верхних поясов ферм из их плоско- стей. Роль распорок могут выполнять прогоны, но только те из них, кото- рые закреплены от смещений с помощью горизонтальных поперечных связей. • Горизонтальные поперечные связи по верхним поясам ферм 5 по кон- струкции и схемам размещения аналогичны связям по нижним поясам Рис. 1.20. Фрагмент связей при шаге колони 12 м; а — связи по нижним поясам ферм; б — связи по верхним поясам ферм; 1_поперечные горизонталь- ные связи; 2 — вертикальные связи; 3 — продольные горизонтальные связи; 4 — прогоны; 5—стой*» продольного фахверка 32
ферм. Они служат для закрепления от смещений распорок по верхним поясам ферм и прогонов. От этих связей можно отказаться, если между соседними стропильными фермами связевого блока установить верти- кальные связи (на рис. 1.19, б показаны пунктиром) и через них обеспе- чить прикрепление распорок к поперечным связям по нижним поясам ферм. При наличии жесткого диска покрытия из панелей или профилиро- ванного настила распорки между фермами и поперечные связи по верх- ним поясам стропильных ферм нужны только на период монтажа. При шаге ферм 12 м между фермами связевого блока устанавливают вертикальные связи, к которым прикрепляют дополнительный пояс попе- речной связевой- фермы по нижним поясам (рис. 1.20). 1.2.4. Фонари По назначению фонари бывают световые, предназначенные для осве- щения помещений, аэрационные для естественной вентиляции, свето- аэрационные для аэрации и освещения. По расположению относительно пролета здания фонари делят на продольные, поперечные и точечные. По конфигурации и конструктивным решениям фонари бывают П-образные (прямоугольные), трапецеидальные, шедовые, зенитные и др. В промышленных зданиях наиболее широко применяют продоль- ные прямоугольные фонари с наружным отводом воды. Каркас фонаря со- стоит из поперечных конструкций, продольных горизонтальных кро- вельных панелей или прогонов, боковых продольных ограждающих кон- струкций с остеклением, торцевого фахверка и системы связей (рис.1.21). Боковые продольные конструкции часто выполняют в виде фонарной панели. Такие панели могут быть целиком изготовлены на заводе. Они включают в себя стойки и ригели (прогоны) остекления. В нижней части панели устанавливают раскосы, благодаря чему панель воспринимает на- грузку от остекления и бортовых плит. Переплет представляет собой замкнутую раму с устройством для крепления стекол. В переплетах из прямоугольных тонкостенных труб стекло крепят резиновыми профиля- ми, а в переплетах из прокатных элементов -— кляммерами через резино- вые уплотнители. Открывание и закрывание переплетов фонарей осуще- ствляют с помощью механизмов открывания реечного типа с дистанци- онным управлением. Максимальная длина ленты переплетов, обслужи- ваемая одним механизмом открывания, 60 м. При устройстве 2. Э-221 33
A Рис. 1.21. Конструкция продольного светоаэрационного фонаря: а — общий вид; б — схемы фонарей шириной 6 м и 12 м; 1 -ригель фонаря; 2 — раскос; 3 — прогон ос- текления; 4 — основная нога фонаря; 5 — стойка; 6—верхний пояс фермы; 7 — утеплитель; 8 — рама со стальным профилированным настилом; 9 — механизм открывания; 10 — бортовая панель из профи- лированного настила; 11 — стойка фонаря; 12 — дополнительные слои рубероида; 13,14—кровельная оцинкованная сталь; 15— стальной переплет; 16—слив прямоугольных фонарей предусматривают установку защитной сетки в плоскости несущих стоек на 1/3 высоты остекления. Ширину фонаря для пролета 18м принимают 6 м, для больших проле- тов — 12 м. Продольные фонари не доходят до торцов наружных стен здания обычно на б м, а по длине имеют разрывы не реже чем через 84 м шириной не менее 6 м или переходные пожарные лестницы. Высоту фонаря назначают в зависимости от требуемой освещенности на основе светотехнического расчета. Обычно для фонарей шириной 6 м применяют одну ленту остекления высотой 1250 мм; для фонарей шири- ной 12,м — две таких ленты или одну ленту высотой 1750 мм. Борт фона- ря имеет высоту 600...800 мм, карниз—300...400 мм. Зенитные фонари размещают на покрытии в виде отдельных точек с площадью остекления порядка 2 м2 (точечные фонари) или в форме ос- текленных панелей 3 х 3 м или 1,5 х 6 м (панельные фонари). Фонари мо- 34
гут быть глухими или открывающимися для очистки с кровли; последние можно использовать для вентиляции помещений. При этом светопропус- кающие элементы открывают с помощью механизмов с дистанционным управлением. Фонари проектируют односкатными и двускатными со светопропус- кающим заполнением из двухслойных (трехслойных) стеклопакетов или криволинейными с заполнением в форме двухслойных куполов из орга- нического стекла. Общими элементами всех видов зенитных фонарей являются опор- ный стакан, светопропускающее заполнение, фартуки, защитная сетка, механизмы открывания. На рис. 1.22 показана конструкция точечного от- крывающегося зенитного фонаря со светопропускающим заполнением из двухслойного стеклопакета. Опорные стаканы зенитных фонарей изго- товляют из листовой стали, холодногнутых и прокатных профилей. Их утепляют эффективными теплоизоляционными плитными материалами, которые наклеивают битумной мастикой. Толщина стекла в стеклопаке- тах составляет 5; 5,5; 6; 6,5 мм. Стеклопакеты устанавливают через уплот- Рис. 1.22. Зенитным точечный фонарь: 1 — опорный стакан; 2 — стеклопакет; 3—защитная сетка; 4—фартук; 5—уплотнитель; 6—гнутый уголок, 7~ прокладка; 8—крюк; 9-—петля; 10— зажим 35
нительные прокладки из губчатой резины. Зазоры между стеклом и эле- ментами крепления герметизируют нетвердеющей мастикой. Для зенитных фонарей следует предусматривать солнцезащитные ме- роприятия, так как солнечные лучи проникают через светопроемы и обра- зуют солнечные блики в течение почти всего светового периода суток. Применение полупрозрачного (матового) стекла снижает светопрозрач- ность на 30...35%, поэтому в последние годы расширяется применение те- плопоглощающих стекол с добавлением в шихту железистых солей или покрытием поверхности стекол тонким слоем аэрозолей. Не препятствуя проникновению солнечных лучей, такие стекла существенно снижают их слепящее действие и уменьшают перегрев помещений в летнее время. Плоские светопропускающие проемы следует ориентировать в северном направлении. Под купольными колпаками иногда устанавливают с юж- ной стороны полупрозрачные экраны. Целесообразно устройство под светопроемами диффузоров, т.е. решеток из полупрозрачных пластмас- совых пластинок, отражающих и частично пропускающих солнечный свет и способствующих равномерному распределению освещения по площади помещения. В общественных зданиях применение верхнего света позволяет соз- дать нужный световой режим в помещениях. Появляется возможность устраивать зальные помещения большой ширины и располагать вокруг них другие помещения. Верхний свет находит применение в зданиях вы- ставок, вокзалов, почтамтов, в спортзалах и др., где необходимо равно- мерное диффузное освещение, предупреждение слепимости и бликов, а также в музеях, картинных галереях, где применяют направленное есте- ственное освещение экспонатов. Для верхнего естественного освещения помещений применяют фо- нари верхнего света: сплошные светопрозрачные покрытия в виде попе- речных полос, чередующихся с полосами обычного покрытия (рис. 1-23, в), зенитные фонари (рис. 1.23, а, б). При соотношении высоты и ширины залов 1:1... 1:3 применяют также верхнее боковое освещение (рис. 1.23, г), что особенно удобно в залах экспозиции объемных экспонатов (скульп- тур, макетов, машин и т.п.). Эти виды освещения не рекомендуется ис- пользовать в залах картинных галерей (с плоскими экспонатами), так как при этом на картинах может возникнуть отражение светопроемов, а так- же пола и зрителей. В таких залах следует применять направленное верх- нее освещение. Для направления светового потока к стене (экспонату) и уменьшения освещенности в центральной части помещения (в зоне зрителей) приме- 36
няют подвесные экраны (велариумы) из светорассеивающих стеклопла- стиков с малым светопропусканием (рис. 1.23, в). Для направленного освещения используют, также жалюзи из светорассеивающих стеклопластиков или из алюминиевых листов. Конструктивные решения фонарей верхнего света в общественных зданиях определяются необходимостью соблюдения, помимо светового, определенного теплового и влажностного режимов, что особенно важно, например в картинных галереях, музеях, в выставочных залах. На внут- ренних и внешних поверхностях светопрозрачных ограждений не долж- но допускаться образование конденсата, а также их промерзание. Фонари верхнего света в общественных зданиях используют только для ес- тественного освещения, поэтому в их конструкциях открывающиеся эле- менты предусматривают лишь для доступа в фонарное пространство (при очистке и ремонте). Рис. 1.23. Схемы верхнего освещения в общественных зданиях: а, б — зенитные фонари; в— светопрозрачное покрытие; г—верхнее боковое освещение; 1 — несущие конструкции; 2,3—первое и второе остекление; 4—светорассеявающее остекление; 5—экран; 6—несу- щая рама фонаря; 7 —ограждающая конструкция покрытия; 8 — ходовой мостик; 9 — ферма; 10—ос- текление из армированного стекла; 11 — пластмассовые жалюзи; 12 — экран «велариум»; 18 — окна 37
Фонари верхнего света в общественных зданиях применяют обычно треугольной формы (рис. 1.24) с расположением продольной оси парал- лельно продольной оси помещения и с несущим каркасом в виде сталь- ных ферм или рам. Для обеспечения постоянных параметров температу- ры и влажности в помещении и увеличения сопротивления теплопереда- че и воздухопроницаемости фонари устраивают с тройным остеклением и двумя воздушными промежутками. Наружное остекление из обычного стекла выполняют с уклоном 45...60°, а из армированного волнистого стекла или стекложелезобетона — с уклоном 20...250 и закрепляют в глу- хих переплетах, обеспечивая надежную водонепроницаемость и быстрый сток атмосферных вод к водосборам. Второе герметичное остекление располагают на уровне верхнего пояса несущих ферм покрытия. Стекло закрепляют в металлических переплетах с помощью замазки или специ- альных мастик и обеспечивают изоляцию воздушного промежутка между, первым и вторым остеклениями от проникания теплого, более насьпцен- Несущая рама фонаря Рис. 1.24. Зенитами фонарь: / — отражательный экран; 2 — ферма; 3 — совмещенное покрытие; 4—продух для воздуха; 5 — кату- чая лестница; б—ходовой мостик 38
ного водяными парами воздуха из помещения. Первый воздушный про- межуток с помощью продухов сообщается с наружным воздухом, благо- даря чему внутренняя поверхность наружного остекления омывается хо- лодным воздухом, что исключает образование конденсата. Третье остекление может располагаться на уровне нижнего пояса не- сущих ферм покрытия, образуя остекленный плафон потолка. Этот пла- фон заполняют светорассеивающим, матовым или узорчатым стеклом. Стекло укладывают на полки уголков или тавриков переплета на резино- вые подкладки без герметизации, так как промежуток между третьим и вторым остеклением отапливается и вентилируется теплым воздухом, ко- торый предупреждает образование конденсата на внутренней поверхно- сти среднего остекления. Наружные поверхности фонаря очищают с помощью катучих лест- ниц и центрального мостика (узел А), а внутренние поверхности первого, второго и третьего остеклений — с ходовых досок или мостиков на уров- не верхнего и нижнего поясов несущих ферм покрытия. 1.3. Конструкции каркасных стен и витражи 1.3.1. Металлические стены По способу устройства металлические стены (со стальными или алю- миниевыми обшивками) делят на стены послойной (построечной) сборки (рис. 1.25, а) и панельные стены (рис. 1.25, б). Стена послойной сборки представляет собой многослойную конст- рукцию, состоящую из наружной и внутренней обшивок в виде стальных профилированных листов, среднего теплоизоляционного слоя из минера- ловатных плит, слоя пароизоляции из полиэтиленовой пленки (с внутрен- ней стороны стены) и противоветрового барьера (из двух слоев мешочной бумаги), для предохранения связующего от выветривания (с наружной стороны стены). Важная особенность конструкций послойной сборки — отсутствие в них стыков на всю толщину стены, неизбежных для панельных конструк- ций, и возможность обеспечения непрерывности утеплителя, особенно если он из двух слоев, укладываемых с перевязкой швов. Другим немало- важным обстоятельством является возможность использования в стенах послойной сборки широкого ассортимента утеплителей, менее дорогих и дефицитных, чем применяемых для теплоизоляции панельных стен. При послойной сборке стен проще решаются примыкания их к проемам и кар- 39
Рис, 1.25. Конструкции металлических стен: д — стена послойной сборки; б —панельная стена;. 1—обшивка; 2—теплоизоляция; 3— ригель; 4—прокладной элемент; 5—панель; б—цоколь низам, образования углов. Расширяются возможности эстетического оформления фасадов за счет использования различных профилей метал- лических листов желаемой фактуры и цвета. Дня стен послойной сборки могут быть выделены конструкции ри- гельного (см. рис. 1.25, а) и безригелыюго (рис. 1.26, а) типов. В первом из них ригели каркаса здания могут располагаться в толще стены—меж- ду наружной и внутренней обшивками (рис. 1.26, б) либо у ее внутренней поверхности (см. рис. 1.25, а). При благоприятных климатических усло- виях стойки и ригели каркаса стен можно делать выносными, т.е. распо- лагать их с наружной стороны стены. В большинстве случаев для стен послойной сборки наружную и внут- реннюю обшивки делают металлическими. Наряду с этим имеются кон- струкции с односторонней (наружной) металлической обшивкой, в кото- рых для внутренней части стены используют листы или плиты из Других материалов, обладающие свойствами тепловой и звуковой изоляции, офактуренные с внутренней стороны или позволяющие выполнять высо- кокачественную отделку поверхности (рис. 1.26,6). 40
Рис. 1.26. Разновидности стен: а - степа бсригельного типа; 6 - стена с односторонней металлической обшивкой, 1 - теплоизоля- ция; 2 - наружная обшивка; 3 - внутренняя обшивка; 4 - жесткая тишонзошщия; 5 - ригель каркаса здания Стеновые панели состоят из двух облицовочных листов, между кото- рыми помещен эффективный утеплитель (рис. 1.27). Облицовочные листы делают из профилированной оцинкованной стали или алюминиевых спла- вов. Рядовые панели имеют ширину 1 м. и высоту от 2,4 до 7,2 м с градацией 300 мм. Для углов зданий изготовляют специальные угловые панели. 6) Рис. 1.27. Стеновые панели: а —сечение панели типа!; 6—то же, типа 2; в —стык панелей типа Г, г—то же, типа 2; d—з—сече- ния ригелей;*) — ригель рядовой; е— то же, опорный; ж —тоже, стыковой ;з—то же, цокольный 41
Для крепления панелей между колоннами устанавливают горизон- тальные стальные ригели, которые по назначению делят на рядовые, опорные, стыковые и цокольные (см. рис. 1.27, Аж). Ригели восприни- мают ветровую нагрузку, а опорные, кроме того, вес панелей. Расстояние между ригелями по высоте назначают от 1,8 до 3,6 м в зависимости от раз- меров окон, а также по расчету на ветровую нагрузку. Панели крепят к ригелям самонарезаю I болтами d—8 мм. Стыки между панелями заполняют прокладками из эластичного материала. Цоколь стен на высоту не менее 0,9 м делают из легкобетонных пане- лей. 1.3.2. Асбестоцементные панели Асбестоцементные панели бывают каркасные и экструзионные. Кар- касные панели, в свою очередь, имеют две разновидности — с деревян- ным и асбестоцементным каркасом. Панель с каркасом из деревянных брусков имеет обшивки из плоских асбестоцементных листов, в полости между которыми размещен утеплитель из жестких минераловатных плит, закрепленный деревянными прижимными рейками. Обшивки крепят к каркасу оцинкованными шурупами. Между утеплителем и внутренней обшивкой уложена пароизоляция из полиэтиленовой пленки. Для крепле- ния панелей к стальным ригелям в деревянном каркасе закреплены сталь- ,ные уголки с приваренными гайками. Панель с асбестоцементным каркасом отличается тем, что вместо де- ревянных брусков используют асбестоцементные швеллеры, которые со- единяют с обшивками на эпоксидном клее. Торцы панелей закрыты дере- вянными досками толщиной 40 мм. Экструзионные асбестоцементные панели выпускают длиной 6 м, шириной 600 мм й тол пи зной 120...180 мм. Они имеют один или два ряда сквозных пустот, заполненных минераловатным утепттитепем Для креп- ления панелей на колоннах и стоиках фахверка, расставленных с шагом 6 м, предусматривают опорные столики. Число панелей по высоте, уста- навливаемых на столики одного уровня, определяется несущей способно- стью нижней панели на действие веса стены и ветровой нагрузки. Ниж- ний ряд панелей устанавливают на цоколь, выполненный из легкобетон- ных панелей или из кирпича. Крепление панелей к колоннам и стойкам фахверка осуществляют с помощью специальных соединительных изде- лий, поставляемых вместе с панелями. 42
1.3.3. Каркас стен Каркас стен (фахверк) устраивают для наружных стен (вдоль здания и торцовых), а также для внутренних стен и перегородок. На рис. 1.28 пока- зана схема фахверка для наружных стен. При шаге колонн 6 м стеновые панели или ригели для крепления па- нелей и обшивок стен опирают непосредственно на столики, приварен- ные к колоннам основного каркаса. При шаге колонн 12 м и более, а также для крепления ригелей (панелей) торцовых стен предусматривают стойки фахверка. Ригели фахверка разделяют на несущие, воспринимающие нагрузки от стен и ветра, и ветровые, воспринимающие только ветровую нагрузку. Размещение ригелей фахверка определяется материалом и типом стено- вых конструкций, а также расположением проемов. Характерные типы сечений ригелей фахверка показаны на рис. 1.27. Стойки фахверка двутаврового либо замкнутого сечения опирают на фундаменты, а их верхние концы прикрепляют к связям по нижним поя- сам стропильных ферм с помощью листового шарнира, который, не стес- няя вертикальные перемещения стропильных ферм, передает нагрузку от ветра на связевую (ветровую) ферму. Если по высоте здания имеются го- ризонтальные площадки, надворотные ветровые фермы и другие распо- ложенные вдоль стены конструкции, то стойки фахверка опирают в гори- зонтальном направлении также на эти конструкции. Рис. 1.28. Схема фахверка наружных стен: а продольный фахверк; б — торцовый фахверк; 1—колонны крайнего продольного ряда: 2 — прино- лонная стойка; 3 — тоже, угловая; 4—стойка фахверка; 5 — колонна среднего продольного ряда 43
Поскольку в температурных швах колонны смещены относительно координационных осей и, следовательно, относительно стен, то здесь для крепления ригелей фахверка (панелей) предусматривают приколонные стоики, которые проектируют обычно замкнутого сечения из двух швел- леров или уголков, хотя можно применить и другие типы сечений. Эти стоики, расположенные рядом с колоннами каркаса, опирают на фунда- менты колонн. В коротких зданиях фахверк торцовых стен можно использовать в ка- честве поперечных диафрагм, воспринимающих горизонтальные нагруз- ки, направленные перпендикулярно продольной оси здания. Усилия от этих нагрузок, разгружая колонны каркаса, будут переданы на торцовый фахверк через горизонтальные диски покрытия. В этом случае следует предусмотреть вертикальные связи между стойками торцового фахверка. Фахверк внутренних стен устраивают аналогично. Если стены кир- пичные, то площадь кладки в пределах одной ячейки, ограниченной эле- ментами фахверка, не должна превышать 18 м2, а в промышленных зда- ниях с мостовыми кранами 10 м2. Фахверк в этом случае обычно раз- мещают в толще стен (рис. 1.29), что значительно повышает огнестой- кость конструкции и устойчивость стоек из прокатных двутавров в плоскости стены. Витражи. Во многих видах общественных зданий в качестве наруж- ных ограждений применяют большие остекленные поверхности — вит- ражи, служащие для освещения помещений, создания зрительной связи внутреннего пространства с внешней средой, а также в качестве элемента внешней архитектуры зданий и их интерьеров (рис. 1.30, а, б). Й Витражи, как часть внешнего ограж- .хк дения помещений, должны обладать необ- ходимыми светопропускными способно- стями, сопротивлением теплопередаче, звукоизоляцией от внешних шумов, обес- печивать защиту от атмосферных осадков и продувания, а в некоторых случаях от солнечной радиации. Витражи состоят из I | коробок, заполненных остекленными пе- реплетами. При большой высоте их до- полняют специальными элементами, вос- Рис. 1.29. Фахверк стен из штуч- принимающими горизонтальные ветро- вых материалов »гтй вые воздействия и на!рузки от собствен- 44
б) ' Ряс. 1.30. Схемы витражей ного веса витражей. Несущие конструкции витражей выполняют из стали или алюминиевых сплавов. В зависимости от климатических условий витражи устраивают оди- нарными, двойными (спаренными и раздельными) и тройными. Наиболее экономичны двойные раздельные витражи с воздушной прослойкой меж- ду переплетами 500...600 мм, обеспечивающей возможность прохода и чистки стекол изнутри витража. Для удобства чистки стекол спаренные переплеты делают открывающимися или разъемными. Очистку внешних поверхностей витражей производят обычно снаружи со специальных лю- лек или других устройств. с стекол от образо- Для предохранения в холодное время года вне вания конденсата, который может возникнуть при проникании теплого, влажного воздуха помещений в пространство между переплетами витра- жа, применяют тщательную герметизацию внутреннего переплета, осо- бенно в местах стыков и притворов. При раздельных переплетах, кроме того, устраивают небольшие отверстия в наружных коробках, через кото- рые внутренние поверхности наружных стекол омываются холодным и более сухим воздухом, поглощающим избыточную влагу. Различные коэффициенты линейного расширения стекла и алюминия обуславливают необходимость устройства специальных упругих прокла- док и зазоров в местах закрепления стекла в переплетах, что предохраня- ет его от разрушения при температурных деформациях. Крепления стекол в переплетах из алюминиевых сплавов осуществля- ют различными способами, один из которых показан на рис. 1.31, а, При стальных переплетах крепление стекол осуществляют с помощью угол- ков (20x3 мм) и резиновых прокладок (рис. 1.31, б). Силовые воздействия на витражи воспринимаются импостами и обвязками коробок обычно полого прямоугольного сечения, передающи- ми усилия на несущий каркас и перекрытия здания. Если вертикальные импосты поэтажно прикреплены к перекрытиям, то в конструкциях креп- лений предусматривают возможность перемещения импостов в трех на- правлениях на ±30 мм, которое неизбежно при рихтовке во время монта- жа каркаса и для компенсации температурных деформаций. 45
(l) Рис. 1.31 Крепление стекол В витражах зальных помещений большой высоты, (выставок, спортивных залов и др.) крепление к каркасу здания возможно только низу и вверху (рис.1.30, б). Для восприятия ветровых нагрузок и пе- редачи горизонтальных усилий на несущие конструкции здания в этих случаях устраивают специальные несущие каркасы из вертикальных и го- 1ЛеМентов- ВеР№кальные элементы этого каркаса (стойки) закрепляют в фундаментах или подвешивают к покрытию. Крепление каркаса витража к конструкциям здания должно обеспечивать возмож- Ос^р1Хя1е1)^Ме,ЦеНИЙ Компе— температурных деформаций. finnbnTpnTw,46™6 ЭТ° Имеет для высоких витражей, расположенных под мпгит о летными сводчатыми и висячими покрытиями, которые также Перемещаться в„ вертикальном направлении. Если коытию пелашт акреплены на нижней опоре, то верхнее крепление к по- вешены к пХ П0ДВИЖНЫМ В вербальной плоскости. Если стойки под- вешены к покрытию, то подвижным должно быть нижнее крепление. 1.4. Системы поперечных рам 1.4.1. Рамы с решетчатым ригелем стаанениеСв^^оитрп^М рИ^елем П0ЛУчили преимущественное распро- жестким и шаонипт.ткГп6 0П₽ЯЖенИе с колонной может быть нал жесткость злапи* ₽И ЖесТК0М С0ПРяжении повышается попереч- ная жесткость здания. несколыгп г ций. Недостатком рам с жестким c^ZT* Металяоемкоиъ «онструк- чувствительность v . сопряжением элементов является их Хо Чо- порного сопряжения стоек рамы с фундаме^^**уСТр0ИСтаа Очертание ригеля рамы определяется рядом факторов главным из ко- торых является уклон кровли зависяппиГ™ 'гакгоРов> главным из к ’ сящии от примененного типа ограж-
Рис. 132. Рамы с ригелями треугольного очертания дающих конструкций покрытия. Так, при устройстве кровли из волни- стой стали уклон должен быть не менее 1/5, еще более крутого уклона (1/4) требует кровля из волнистых асбестоцементных листов. В таких случаях применяют ригель треугольного очертания (рис.1.32, а). Назначая высоту фермы, следует обратить внимание на возможность перевозки отправочных марок по железной дороге, для чего наибольшая высота их не должна превышать 3,85 м, Этого можно добиться, принимая схему треугольной фермы по типу рис. 1.32, б или выполнив нижний пояс полигональной фермы с наклонным нижним поясом (рис. 1.32, в). Основными преимуществами рам с шарнирным сопряжением ригеля с колонной являются простота монтажа и удобство унификации опорных узлов. Последнее обстоятельство определило массовое распространение таких конструкции, особенно при использовании типовых решений. При малоуклонных кровлях применяют фер- мы полигонального очертания с элемен- тами из парных уголков, широкополоч- ных тавров, труб и других сечений (см. п.7.3 [1]). Для шарнирного сопряжения полигональной фермы с колонной обычно предусматривают опорные стойки двутавровых сечений, которые крепят к оголовку колонны сверху на монтажной сварке. Стропильные фермы крепят к опорным стойкам на болтах. На рис. 1.33 показаны конструкции опор- ной стойки и опорных узлов типовой стропильной фермы из парных уголков. Аналогично решают опорные узлы по-’ лигональных стропильных ферм с эле- ментами других сечений. При строительстве здания в регио- нах, где отсутствует угроза снежных за- Рис. 1. 33. Детали шарнирного опи- рания типовых ферм 47
носов, можно добиться удачного решения вопросов освещения и аэра- ции, применяя шедовые конструкции покрытия (рис. 1.34). Такие конст- рукции широко применяют в зарубежной практике и достаточно часто использовали в практике отечественного строительства прошлых лет. В последнее время шедовые конструкции были незаслуженно вытеснены типовыми конструкциями полигональных ферм, но это, вероятно, явле- ние временное. В зарубежной практике широко применяют металлические конструк- ции в жилищном строительстве. Из металла делают стропильные конст- рукции, колонны, связи, каркасы и ограждающие конструкции стен, пе- регородки, двери, оконные переплеты, встроенные шкафы И др. В сочета- нии с современными композиционными материалами такие конструкции позволяют обеспечить экономическую эффективность зданий и их высо- кие эксплуатационные показатели. Такие показатели могут быть получе- ны только на основе массового строительства при комплексном подходе к проблеме с решением всех вопросов, обеспечивающих производство зданий «под ключ». Поэтому внедрение таких конструкций в практику отечественного строительства требует достаточно высоких первоначаль- ных затрат для создания современных материалов, технологических агре- гатов и линий для поточного производства конструкций и комплектуя)' Рис. 1.34. Шедовые конструкции 48
щих изделий. Как показал зарубежный опыт, такие затраты достаточно быстро окупаются. Заслуживают внимания конструкции Sunday system на основе холодногнутых С-образных профилей из тонколистовой оцин- кованной стали толщиной порядка 1 мм, применяемые фирмой AmTech в индивидуальном жилищном строительстве. Из таких элементов выпол- няют стропильные фермы, прогоны, стойки рам и каркасы стеновых па- нелей. 1.4.2. Сплошностенчатые рамы При небольших (12...24 м) пролетах может оказаться целесообразным устройство сплошного ригеля, оптимальная высота которого составляет 1/15,.Л/20 пролета, в то время как оптимальная высота сквозного ригеля равна 1/8 пролета. Связанное с меньшей высотой ригеля снижение высо- ты покрытия обеспечивает уменьшение расходов на стеновое огражде- ние, сокращение эксплуатационных затрат на отопление неиспользуемо- го объема здания. Кроме того, сплошные ригели более технологичны: со- бираются из малого числа элементов, приспособлены для поточного из- готовления, сварки автоматами и т.п. Они лучше сопротивляются коррозии, вследствие отсутствия зазоров, и более удобны для окраски в процессе эксплуатации. В США и Канаде до 40% всех промышленных зданий построено с применением стальных сплошностенчатых рам. Недостатками сплошных ригелей по сравнению со сквозными явля- ются более высокая металлоемкость и относительно меньшая жесткость вследствие малой высоты сечения. Элементы рам проектируют из широ- кополочных или сварных двутавров. На рис. 1.35 показаны некоторые схемы рам фирмы «Батлер» —> круп- нейшего производителя зданий комплектной поставки. Эта фирма выпус- кает рамы пролетами 12...24 м, шаг рам б; 7,5; 9 м. Их изготовляют как из прокатных, так и из сварных двутавров переменного сечения из сталей по- вышенной прочности (Ry ~ 350...450 МПа). Монтажные соединения вы- полняют на фланцах и высокопрочных болтах. В нашей стране организовано серийное производство аналогичных рам типа «Канск», которые имеют от одного до пяти пролетов длиной 18, 24 м, с шагом рам — би 12 м. Рамы выполняют из низколегированной стали. Стойки рам запроектированы из широкополочных двутавров, ри- гели — из сварных двутавров. Высота ригеля составляет 1/19.. Л /26 про- лета. Стенку ригеля толщиной 4...8 мм укрепляют поперечными ребрами жесткости. 49
Рис» 1.35. Схемы рам системы «Батлер» (размеры даны и м) геля с колонной _ ^ТВенньтм_узлом рамы является узел сопряжения ри- состояния. Некотптл°^ЫИ ^отает в Условиях сложного напряженного заны на рнс 1 36 6 ВарИанты технических решений такого узла пока- ния Поимспох^тя^^Т^05111 РаМ йринимают замкнутого коробчатого сече- WTyT системы «Плау- m 18 7 Т ^СЮ> <РЙСЛ Рамы «°рок» имеют проле- ригелей при этом вы™ М ССЧе1Ц1я п1)ИНят од Щ1аковь1м для стоек и высота сеченияригеж—ВЪ1СОТЬ\Р^’* чивости стенки устраивают л™ обеспечения местной устои- рснней стороны поперечные ;^“^с1аИПРИВаРМаЮТСВНГ' Рис. 1.36. Узлы сопряжения ригеля с колонной 50
Рис, 1.37. Поперечная рама типа «Орск» В ряде регионов организовано мелкосерийное производство рам с перфорированными и гофрированными стенками, а также рам перемен- ной жесткости. Последние могут быть изготовлены из широкополочных двутавров путем их предварительной разрезки вдоль по косой линии и последующей сварки. Удачная эстетическая форма и относительно высокая коррозионная стойкость сплопшостенчатых рам позволяет выносить их целиком или частично за пределы здания, не загромождая его внутренний объем. 1.4.3. Компоновка многопролетных и многоэтажных зданий При проектировании многопролетных зданий нужно стремиться к максимальной типизации конструт поэтому желательно чтобы здание было прямоугольным в плане, все пролеты были равными и имели одина- ковую высоту. Перепады высот не только увеличивают число типоразме- ров конструкций, но и служат местами образования снеговых мешков. Пе- репады высот допускаются, если это обусловлено требованиями техноло- гии производства, освещенности и аэрации. При этом нужно стремиться группировать повышенные пролеты по одну сторону от пониженных. Не следует предусматривать перепады высот между пролетами одного на- правления, если они не превышают 1,2 м. Перепад высот смежных проле- тов величиной 1,8 м целесообразен, если ширина пониженной части пре- вышает 60 м, перепад 2,4 м — при ширине пониженной части более 36 м. Шаг колонн у перепада высот параллельных пролетов здания следует принимать равным шагу колонн по крайним продольным осям, если это не противоречит технологическим требованиям. Пролеты зданий, крат- ные 3 м, но не кратные 6 м, следует назначать при подтверждении целесо- образности принятого размера технико-экономическими, расчетами. 51
Рис. 138. Профиль здания с наружным водоотводом Поперечный профиль здания должен быть увязан с выбранной систе- мой организации удаления атмосферных вод. Наружный отвод воды с кровли может быть организованным и неорганизованным. В первом слу- чае устраивают желоба и водосточные трубы, во втором — вода с кровли стекает непосредственно на землю (рис. 1.38). Не следует допускать неорганизованный сброс воды с повышенной части кровли на пониженную. При неизбежности такого решения кровлю Рис. 1.39. Профили здании с внутренним водоотводом: а—здание с шедовым профилем; б—здание с малоуклонной кровлей и фонарными надстройками; в— бесфоиарпое здание с безуклонной кровлей 52
под свесом повышенной части защищают настилом. Исключением явля- ется сброс воды с покрытия фонарей, так как в этом случае вода стекает по остекленным слегка наклонным переплетам. Не допускается сток во- ды с кровли отапливаемых пролетов на кровлю неотапливаемых и даже на кровлю, где возможна меньшая интенсивность подтаивания снега. При внутреннем водоотводе (рис. 1.39) вода стекает по скату кровли в продольные разжелобки (ендовы) и далее попадает через водоприемные воронки и трубы в ливневую канализацию. Мощные технологические агрегаты требуют иногда устройства тяже- лых рабочих площадок, многоэтажных этажерок, повышенной аэрации, что вынуждает проектировать поперечную конструкцию цеха достаточно сложного профиля. Примером такого решения является поперечный раз- рез по высокой части главного здания конверторного цеха металлургиче- ского завода «Азовсталь»(рис. 1.40). Многоэтажные здания с рамно-связевым каркасом (рамы в попереч- ном направлении и вертикальные связи — в продольном) применяют при небольшом количестве этажей (рис. 1.41). Для высотных зданий исполь- Рис. 1.40» Поперечный разрез по высокой части конверторного цеха 53
27.000 зуют иные конструктивные схемы, которые будут рассмотрены ниже; что касается рамно-связевых систем многоэтажных зданий, то они принци- пиально не отличаются от рамно-связевых систем одноэтажных зданий. истема разбивочных осей, их обозначения и способ назначения раз- меров многоэтажного здания в плане ничем не отличается от принятых для одноэтажных зданий. Сетку колонн чаще всего применяют бхб, 9x6, 12x6 м. Высоту этажа измеряют от пола до Йола, т.е. включая высоту кон- струкции междуэтажного перекрытия. Высоту верхнего этажа измеряют от пола до верха плит покрытия. ™»ИМеНеНИе многоэтажных промышленных зданий ограничивается производствами с относительно легким технологическим оборудовани- Zo^ZTT1™ Ка Мевдуэтажиых перекрытиях (легкая промышлен- ность, приборостроение, полиграфическое производство и др.). Наиболь- ' " ”Г: "У~«= -«.«и., я» пер” м » «- стоя л!А™ ТЯЖеЛОе обор5гдование> устанавливаемое на отдельно Х™£ГМеНТЫ> 3 На - производства с легким оборудова- поль^ю™ Хорошего естественного освещения. Такие здания не- сти пехоп ПРОИЗВОДСТВ легкой и пищевой промышленно- сти, цехов электролиза и др. г оии^™<^Т ЧелесообРазны при малых размерах террито- ри , а также в тех случаях, когда технологический процесс организовал "“”р““ ’ SS* венного веса (склада сыпучих материалов, бункерные эстакады и др-). зданимГаиешанной °<’даоэтажн°й и многоэтажной частей, называют зданием смешанной этажности. 54
1.5. Защита стальных конструкций зданий от коррозии 1.5.1. Классификация агрессивных сред Коррозия стали является следствием химической реакции, для проте- кания которой нужна влага, поэтому процесс коррозии развивается в зоне контакта пленки влаги с поверхностью конструкции. Образование такой пленки зависит от влажности воздуха. Внутри помещении это связано с температурно-влажностным режимом, на открытом воздухе — с клима- тическими условиями района строительства. Влажностный режим внут- ри помещений делят на три группы по относительной влажности воздуха: <60%, от 61 до 75%, >75%. Климатические условия определяют по зонам влажности (сухая, нормальная, влажная), которые приведены на карте в нормах (СНиП 11-3-79*). Химическая реакция протекает более интенсивно, если в пленке вла- ги содержатся способствующие коррозии вещества, которые попадают в нее из газов и аэрозолей окружающего воздуха или из отложений на по- верхности конструкции солей и пыли. Установлено четыре группы агрессивных газов. Коррозионная актив- ность газов при равной влажности воздуха возрастает от группы Л к груп- пе Д (табл. П1.1). Степень агрессивного воздействия солей и пыли зависит от их раство- римости и гигроскопичности. По этому признаку установлены три груп- пы: • I—малорастворимые: силикаты, фосфаты (вторичные и третич- ные) и карбонаты магния, кальция, бария, свинца; сульфаты бария, свин- ца; оксиды и гидроксиды железа, хрома, алюминия, кремния; • II—хорошо растворимые малогигроскопичные' хлориды и сульфа- ты натрия, калия, аммония; нитраты калия, бария, свинца, магния; карбо- наты щелочных металлов; • 1П—хорошо растворимые гигроскопичные; хлориды кальция, магния, алюминия, цинка, железа; сульфаты магния, марганца, железа; нитраты й нитриты натрия, калия, аммония; все первичные фосфаты; вторичный фосфат натрия: оксиды и гидроксиды натрия, калия1. 1К малорастворимым относятся соли с растворимостью менее 2 г/л, хорошо растворимым—свыше 2 г/л. К малогигроскопичным относятся соли, имеющие равновесную относительную влажность при температуре 20°С 60% и более, а к гигроскопичным—менее 60%. 55
Таким образом, степень агрессивного воздействия среды на конст- рукции определяется видом и концентрацией газов, наличием солей и аэ- розолей в воздухе, а также составом, растворимостью и гигроскопично- стью твердых пылевидных частиц. Есть еще одно обстоятельство, влияю- щее на развитие коррозионных процессов, — это вид пленки влаги. Фазовая пленка влаги вызывает более существенную коррозию, чем адсорбционная. Внутри отапливаемых помещений фазовая пленка обра- зуется на ограждающих конструкциях, если возможно (в соответствии с санитарными нормами) образование конденсата. На открытом воздухе коррозия конструкций определяется продолжительностью воздействия фазовой пленки влаги (дождь, мокрый снег, роса и т.д.), которая изменя- ется в зависимости от зоны влажности. Продолжительность воздействия фазовой пленки влаги на конструкции, расположенные под навесами, также зависит от климатических условий (зоны влажности), хотя она меньше, чем на открытом воздухе (только туман, роса, иней). Внутри не- отапливаемых помещений условия несколько лучше, чем под навесами, но незначительно, поэтому степень агрессивного воздействия Среды на конструкции под навесами и внутри неотапливаемых зданий принимают одинаковой. Для учета всех перечисленных факторов вводят обобщенное понятие агрессивности среды. По степени воздействия на строительные конструк- ции среды разделяют на неагрессивные, слабоагрессивные, среднеагрес- сивные и силъноагрессивные (табл. П1.2, П1.3). Для каждой среды уста- новлены вполне определенные способы защиты конструкций от корро- зии. 1.5.2. Конструктивные требования Металлические конструкции для зданий с агрессивными средами сле- дует проектировать такой формы, которая исключала бы возможность скопления на поверхности элементов конструкций атмосферной влаги, конденсата, пыли и жидких агрессивных сред и не затрудняла бы их уда- ление. Необходимо избегать образования застойных мест в виде пазух, карманов, зазоров, узких щелей и т. п. Элементы и соединения должны иметь свободный доступ для осмотров и восстановлений защитных по- крытий. Применение металлических конструкций с тавровыми сечениями из двух уголков, крестовыми сечениями из четырех уголков, с незамкнуты- ми прямоугольными сечениями, двутавровыми сечениями из швеллеров 56
или из гнутого профиля в зданиях со среднеагрессивными и сильноагрес- сивными средами , не допускается. Стальные конструкции зданий для производств с агрессивными сре- дами с элементами из труб или из замкнутого прямоугольного профиля должны проектироваться со сплошными швами и заваркой торцов. При- менение элементов замкнутого сечения в слабоагрессивных средах для конструкций на открытом воздухе допускается при условии, если обеспе- чен отвод воды с участков ее возможного скопления. Не следует проектировать конструкции из сталей марок 09Г2 и 14Г2 для зданий, находящихся в слабоагрессивных средах, содержащих серни- стый ангидрид или сероводород по группе газов В, и из стали 18Г2АФпс — для средне- и сильноагрессивных сред, содержащих эти га- зы по группам В, С или D. Стальные конструкции зданий со средне- и сильноагрессивными средами, а также со слабоагрессивными средами, содержащими сернистый ангидрид, сероводород или хлористый водород по группам газов В и С, допускается проектировать из стали марок 12ГН2МФАЮ, 12Г2СМФ и 14ГСМФР с пределом текучести не менее 588 МПа и стали с более высокой прочностью только после проведения исследований склонности стали и сварных соединений к коррозий под напряжением в данной среде в соответствии с требованиями ГОСТ 9.903-81 и ГОСТ 26294-84. Для несущих конструкций зданий, в которых размещены про- изводства со слабо- и среднеагрессивными средами, содержащими сер- нистый газ или сероводород, можно применять стали марок ВСтЗсп, ВСтЗпс, ВСтЗкп2, В18Тпс5, ВСтЗГпс, 10ХСНД, 15ХСНД, С9Г2С, 10Г2С1, 15Г2СФ, 14Г2АФ и 16Г2АФ. При слабоагрессивной среде и влажности воздуха не более 75% несущие конструкции можно проекти- ровать из низколегированной стали повышенной коррозионной стойко- сти марок 10ХСНД и 15ХСНД. В этом случае дополнительной защиты конструкций от коррозии не требуется. В неагрессивной и слабоагрессив- ной среде возможно применение конструкций, собираемых на болтах или заклепках из углеродистой стали, а также на высокопрочных болтах из стали марки 40Х. Специальной защиты болтов не требуется, если после сборки на соединения наносят лакокрасочные покрытия. Для зданий, в которых размещены производства со среднеагрессивными средами, мож- но применять оцинкованные или кадмированные болты. Но не допуска- ется проектировать стальные конструкции с соединениями на высоко- прочных болтах из стали марки ЗОХЗМФ «селект» и заклепках из стали марки 09Г2 для зданий в слабоагрессивных средах, содержащих серни- 57
стый ангидрид или сероводород по группе газов В, а также зданий со средне- и сильноагрессивными средами. Применение алюминия, оцинкованной стали или металлических за- щитных покрытий не допускается предусматривать при проектировании конструкций зданий, на которые воздействуют растворы солей меди, рту- ти, олова, никеля, свинца и других тяжелых металлов, твердая щелочь, кальцинированная сода и другие хорошо растворимые гигроскопичные соли со щелочной реакцией, способные откладываться на конструкциях в виде пыли, если без учета воздействия пыли степень агрессивного воз- действия среды соответствует средне- или сильноагрессивной. Из алю- миния не разрешается проектировать конструкции зданий со средне- и сильноагрессивными средами при концентрации хлора, хлористого водо- рода и фтористого водорода по группам газов С и D. Во избежание кон- тактной коррозии в местах соединений стальных конструкций с оцинко- ванными стальными или алюминиевыми листами необходимо изо- лировать один из соприкасающихся элементов. Изоляцией могут слу- жить прокладки из неметаллических материалов или лакокрасочные покрытия. Выполнение этого требования особенно важно в зданиях со слабо- и среднеагрессивными средами. 1.5.3. Защитные покрытия По виду материалов защитные покрытия металлических конструкции делят на лакокрасочные, металлические, оксидные, изоляционные .и их комбинации. По механизму защитного действия они могут быть барьер- ными, обеспечивающими только изоляцию, протекторными, защищай' щими металл электрохимически и с комбинированным барьерно-протек- торным действием. Лакокрасочные покрытия в зависимости от вида пиг- мента могут обеспечивать все формы защиты. Цинковое покрытие обес- печивает как протекторную, так и барьерную защиту; алюмин»6' вые — обычно только барьерную, а в присутствии хлористых солей или хлора—также и протекторную. Защиту конструкций из алюминиевых сплавов выполняют с поМО' щыо естественно или искусственно создаваемого на их поверхности мическим или электрохимическим способом) оксидного слоя, когорт обеспечивает барьерную защиту. Изоляционные покрытия выполняют из тканевых материалов, прой»' тайных битумно-резиновыми мастиками, или из полимерных плеН^ приклеиваемых к металлической поверхности. 58
Нанесению покрытий’ должна предшествовать тщательная под- готовка поверхности с удалением продуктов коррозии, жировых и других загрязнений, а также для придания ей шероховатости для лучшего сцеп- ления с покрытием. Полное удаление продуктов коррозии в пять раз уве- личивает срок службы лакокрасочных покрытий. Применяют механиче- ские и химические способы подготовки поверхности. К механическим способам относят обработку сухим абразивом (дробеструйную, дробе- метную, металлическим, песком) и обработку механизированным инстру- ментом (проволочными щетками, шлифовальными машинками, иглофре- зами). Очистка ручными щетками допускается только для конструкций, эксплуатируемых в неагрессивных средах. К химическим способам подготовки поверхности относят обезжиривание в водных щелочных растворах и в органических растворителях, травление в кислотах. По- следнее можно использовать для конструкций при отсутствии в них кар- манов и зазоров, где может остаться электролит и не допускается для кон- струкций, выполненных из высокопрочных сталей. Защиту стальных конструкций от коррозии можно производить ме- таллическими покрытиями, лакокрасочными материалами и комбиниро- ванными металлизационно-лакокрасочными покрытиями. К металлическим покрытиям относят: горячее цинкование и алюми- нирование, металлизационные и гальванические покрытия. При горячем цинковании и алюминировании прокат или сварные конструкции погружают в расплавленный металл. Толщина покрытия (60...200 мкм) зависит от продолжительности пребывания конструкции в ванне с расплавленным металлом, его температуры и от скорости извле- чения конструкции из ванны. Процесс нанесения металлизационного покрытия заключается в рас- пылении расплавленного металла по поверхности конструкции. При ма- лых толщинах металлизационное покрытие получается пористым и пло- хо защищает конструкцию от коррозии, а получение толстых слоев (150...3000 мкм)—длительный и трудоемкий процесс. Гальванические покрытия (цинковые, кадмиевые, хромовые и др.) получают посредством выделения защитного металла из растворов или расплавов солей под действием электрического тока. Толщина гальвани- ческого покрытия обычно не превышает 20 мкм. Метод таких покрытий применяют для защиты относительно мелких элементов. Лакокрасочные покрытия состоят из грунтовки и покрывных слоев. Грунтовочные слои обеспечиваютадгезию всего покрытия и частично за- щищают конструкцию на период транспортировки, хранения и монтажа (в среднем 6 месяцев). Состав грунтовки определяют материалом поверх- 59
ности (сталь, оцинкованная сталь, алюминиевые сплавы) и качеством подготовки с учетом состава агрессивной среды. Покрывные слои созда- ют барьерную защиту и непроницаемость всей системы покрытия, а так- же придают конструкции хороший внешний вид. При выборе грунтовок и покрывных материалов, составляющих систему лакокрасочного покры- тия, должна быть предусмотрена их совместимость. Правильно выбрать способ защиты от коррозии вам поможет табл. Ш .4. Лакокрасочные покрытия (грунты, краски, эмали, лаки) условно разбиты на группы, каждая из которых объединяет взаимозаменяемые со- ставы: • группа I — глифталевые, пентофгалиевые, алкидно-стирольные, ал- кидно-уретановые, эпоксиэфирные, масляные, масляно-битумные, нит- роцеллюлозные; • группа!! — фенолформальдегидные, полиакриловые и акрилосили- коновые, полиэфирсиликонбвые, поливинилбутиральные, хлоркаучу- ковые, перхлорвиниловые и на сополимерах винилхлорида, сланцевини- ловые; • группа Ш — фенолформальдегидные, полиуретановые, эпоксид- ные, полистирольные, перхлорвиниловые и на сополимерах винилхлори- да, сланцевиниловые, кремнийорганические; • группа IV — перхлорвиниловые и на сополимерах винилхлорида, эпоксидные. При выборе способа защиты от коррозии следует учитывать некото- рые дополнительные рекомендации, приведенные ниже [13 ]. Несущие конструкции из стали марки 10ХНДП допускается не защи- щать от коррозии на открытом воздухе в средах со слабоагрессивной сте- пенью воздействия, из стали марок 10ХСНД и 15ХСНД — на открытом воздухе в сухой зоне при содержании в атмосфере газов группы А (слабо- агрессивная степень воздействия среды). При толщине проката более 5 мм возможно применение конструкций из стали перечисленных марок без очистки поверхности от окалины и ржавчины. Ограждающие конст- рукции из стали марок 10ХНДП(дпясредсгазами1руппАиВ)и 10ХДП (только для сред с газами группы А) могут быть применены без защиты от коррозии при условии воздействия слабоагрессивных сред на открытом воздухе. Части конструкций из стали этих марок, находящиеся внутри зданий с неагрессивными или слабоагрессивными средами, должны быть защищены от коррозии лакокрасочными покрытиями II и Ш групп, нано- симыми на линиях окрашивания и профилирования металла, или спосо- бами защиты, предусмотренными для сред со слабоагрессивной степе- нью воздействия. 60
Ограждающие конструкции из неоцинкованной углеродистой стали с лакокрасочными покрытиями II и III групп, нанесенными на линиях окра- шивания и профилирования металла, допускается предусматривать для сред с неа1рессивной степенью воздействия. Горячее цинкование и горячее алюминирование методом погружения в расплав необходимо предусматривать для защиты от коррозии сталь- ных конструкций: с болтовыми соединениями, из незамкнутого профиля со стыковой сваркой и угловыми швами, а также болтов, шайб, гаек. Этот метод защиты от коррозии допускается предусматривать для стальных конструкций со сваркой внахлест при условии сплошной обварки по кон- туру или обеспечения гарантированного зазора между свариваемыми элементами не менее 1,5 мм. Монтажные сварные швы соединений конструкций должны быть за- щищены путем газотермического напыления цинка или алюминия, либо лакокрасочными покрытиями III и IV групп с применением протекторной грунтовки после монтажа конструкций. Плоскости сопряжения конст- рукций на высокопрочных болтах должны быть перед монтажом обрабо- таны металлической дробью для обеспечения коэффициента трения не ниже 0,37. Вместо горячего цинкования стальных конструкций (при толщине слоя 60...100 мкм) допускается для мелких элементов (с мерной длиной до 1 м), кроме болтов, гаек и шайб, гальваническое цинкование или кад- мирование (при толщине слоя 42 мкм) с последующим хроматированием. Этот метод защиты от коррозии допускается предусматривать для бол- тов, гаек и шайб при толщине слоя до 21 мкм (толщина покрытия в резьбе не должна превышать плюсовых допусков) с последующей дополнитель- ной защитой выступающих частей болтовых соединений лакокрасочны- ми покрытиями III и IV групп. Газотермическое напыление цинка и алюминия применяют для защи- ты от коррозии стальных конструкций со сварными, болтовыми и закле- почными соединениями, за исключением мест сварных монтажных со- единений. Защиту монтажных соединений выполняют после монтажа конструкций путем газотермического напыления или лакокрасочными покрытиями Ш и IV групп с применением протекторной грунтовки. Газо- термическое напыление может быть предусмотрено для защиты конст- рукций, если цинкование или алюминирование погружением в расплав не предусмотрено технологией. Химическое оксидирование с последующим окрашиванием или элек- трохимическое анодирование поверхности нужно предусматривать для защиты от коррозии конструкций из алюминия. Участки конструкций, на 61
которых, нарушена целостность защитной анодной или лакокрасочной пленки в процессе сварки, клепки и других работ, выполняемых при мон- таже, должны быть после предварительной зачистки защищены лакокра- сочными покрытиями с применением протекторной грунтовки. Подводя итог отметим, что при решении вопросов защиты конструк- ций от коррозии следует выполнить следующие процедуры: • Установить концентрацию агрессивных газов и по табл. П1Л опре- делить их группу: При наличии отложений солей и производственной пы- ли определить, к какой группе они относятся, опираясь на приведенную в П.1.5Л классификацию. k • Пользуясь данньши табл.П1.2 и П1.3, установить степени агрессив- ного воздействия на конструкции газообразных и твердых сред. • Привести в соответствие технические и конструктивные решения проекта с конструктивными требованиями антикоррозионной защиты (см, п.1.5.2.). Выбрать по табл. П1.4 способы защиты конструкций от кор- розии. Решить вопрос подготовки поверхности (см. п. 1.5.3). Подобрать с помощью табл. П1.5 марку лакокрасочного материала. 1.6. Огнестойкость стальных конструкций Каждое здание или сооружение в зависимости от конструктивных И объемно-планировочных решений, количества пожарной нагрузки, нали- чия потенциальных источников зажигания и других факторов имеет оп- ределенную пожарную опасность. В условиях пожара строительные кон- струкции зданий могут разрушаться в течение нескольких часов или даже минут. Соответствие строительных конструкций требованиям пожарной безопасности устанавливается следующим образом: • Определяют требуемую степень огнестойкости здания в зависимо- сти от его назначения, площади, этажности, категории по взрывопожар" ной опасности и других факторов. • На основании требуемой степени огнестойкости здания определяют требуемые пределы огнестойкости основных строительных констрУ^ ций. • Исходя из назначенных в проекте геометрических характеристик конструктивных элементов здания (толщина, размеры поперечного сече ния и др.) устанавливают фактические пределы огнестойкости конст рукций. • Фактические пределы огнестойкости сравнивают с требуемы*0* пределами огнестойкости, после чего делают вывод о соответствии кон струкций требованиям пожарной безопасности, Если конструкции 62
удовлетворяют таким требованиям, то принимают меры по их защите от огня с целью повышения фактического предела огнестойкости. . 1. Требуемую степень огнестойкости здания устанавливают по ведомственным или отраслевым нормам проектирования. Так, при проек- тировании производственного здания используют СНиП 2.09.02-85 «Производственные здания». Если при этом нужно установить, напри- мер, требуемую степень огнестойкости одноэтажного здания нефтехими- ческой промышленности категории А с площадью этажа до 3,5 тыс. м2, то с помощью этого документа назначают Ш степень огнестойкости. При проектировании здания спортивного назначения обращаются к СНиП 2.08.02-89* «Общественные здания и сооружения», из которого видно, что, например, для крытых спортивных сооружений при количест- ве зрительных мест более 600 степень огнестойкости нужно принимать не ниже П. Аналогично решают вопросы определения требуемой степени огнестойкости для зданий иного назначения. 2. Требуемые пределы огнестойкости основных строительных конст- рукций определяют по СНиП 21-01-97 «Пожарная безопасность зданий и сооружений». Для этой цели можно воспользоваться данными табл. 1.3. Таблица 1.3. Требуемые пределы огнестойкости основных строительных конст- рукций, мин. 1 1 Степень I огнестойко- сти здания Предел огнестойкости строительных конструкций, не менее Несущие эле- менты здания Наружные стены Перекрытия междуэтажные (в т.н. чердачные н над подвяламя) Покрытая бесчердачные I R 120 RE 30 REi 60 RE 30 П R 45 RE 15 REi 45 RE 15 III R 15 RE 15 REi 15 RE 15 IV Не нормируется * * К несущим элементам здания относятся конструкции, обеспечивающие его общую устойчивость и геометрическую неизменяемость при пожаре (несущие стены, рамы, колонны, балки, фермы, арки, связи, Диафрагмы жесткости и т.п.). За предел огнестойкости конструкций принимают время (в минутах) от начала их стандартного испытания в лабораторных огневых печах до наступления одного из трех признаков предельных состояний: потери не- сущей способности (R); потери целостности (Е); потери теплоизолирую- щей способности (Q- 3. Фактические пределы огнестойкости констру согласно нормативным документам.1 Для некоторых несущих металли- Например «Пособие по определению пределов огнестойкости констру; й»/ЦНИИСК им. Кучеренко.—М.: Сгройиздят, 1985. 63
ческих конструкций значения фактических пределов огнестойкости при- ведены в табл. П2.1. Фактический предел огнестойкости таких ограждаю- щих конструкций, как покрытия: по стальному профилированному насти- лу с утеплителем из минераловатных плит, стены из стальных трехслой- ных панелей и монопанелей, составляет 15 мин. Предел огнестойкости металлических конструкций может быть уве- личен путем их огнезащиты. В помещениях с неагрессивной и слабоагрессивной средами могут применяться вспучивающиеся (ВПМ-2, ОВП-1к и др.) и невспучиваю- щиеся (на основе фосфатных вяжущих) огнезащитные покрытия. Для помещений с агрессивной средой назначают следующие конст- руктивные решения по огнезащите стальных конструкций: кирпичная и бетонная облицовки, цементно-песчаная штукатурка, покрытия и штука- турки на основе асбеста, перлита, вермикулита, фосфатных соединений. Толщина штукатурок и облицовок устанавливается в зависимости от тре- буемых пределов огнестойкости конструкций (см. табл. П2.1). Для огнезащиты стальных ферм и структурных покрытий особенно целесообразны подвесные потолки. Пример 1.1. Для проектируемого прессово-сварочного корпуса машиностроительной промышленности предусмотреть мероприятия по защите несущих стальных конструкций от коррозии и обеспечению их огнестойкости. Техно логический процесс связан с выделением оксида азота, а также фтористого водо- рода, концентрация которого достигает 0,5 мг/м3. Влажностный режим помещений 65%- Здание относится к категории Г по взрывопожарной и пожарной опасности. Здание четырехэтажное с размерами в плане 96x132 м имеет каркасную конструктив- ную схему. Колонны иригели междуэтажных перекрытий запроектированы из широкополоч- ных двутавров соответственно 40К5 и 60Б1. Предполагается применить типовые стропиль- ные фермы из спаренных уголков, минимальный калибр [50x5. Покрытие из стального про- филированного настила с утеплителем из минераловатных плит. Сечение прогонов — [ Стеновое ограждение из стальных трехслойных панелей. Мероприятия по антикоррозионной защите конструкции. В соответствии с табл. Ш. 1 имеем группу В агрессивных газов, а по табл. Ш .2 определяем внутрицеховую среду как слабоагрессивную. Для зданий со слабоагрессивной средой допускается применять конструкции с сече- ниями из спаренных уголков, поэтому предварительно назначенные типовые фермы из спа- ренных уголков приняты. Несущие конструкции проектируем с использованием следую* щих марок сталей: 09Г2С (колонны, ригели перекрытий), ВСтЗпсб (стропильные фермы). ВСтЗкп2 (прогоны покрытия): Предусматриваем монтажные соединения на монтажной сварке и болтах. Для защиты металлоконструкций от коррозии назначаем окрашивание их лакокрасоч- ными материалами группы I (табл. П1.4), состоящими из грунтовки ГФ-020 и эмали ПФ-11 $ (табл. Ш.5). Перед нанесением лакокрасочных покрытий назначаем дробеструйную или дробеметную обработку поверхности конструкции. Обеспечение огнестойкости метал- локонструкций. В соответствии со СНиП 2.09,02-85 здания категории Г с числом этажей 64
не более 6 относятся к III степени огнестойкости. В этом случае предел огнестойкости несу- щих конструкций должен быть не ниже R15 (табл. 1.3), х Фактический предел огнестойкости балок перекрытий, стропильных ферм, прогонов, а также колонн без огнезащиты зависит от приведенной толщины металла /ге</ (табл. П2.1), вычисляемой по формуле tred = A/U, где А — площадь поперечного сечения; U— обогре- ваемый периметр сечения. Данные вычислений сведены в табл, 1.4. Из анализа данных этой таблицы приходим к выводу, что огнестойкость запроектированных балок перекрытий, стропильных ферм и прогонов покрытия не обеспечена. Для обеспечения пожарной безопасности предусматри- ваем огнезащиту указанных конструкций путем нанесения по антикоррозионной защите вспучивающегося покрытия ОВП-1К. Таблица 1.4. К примеру 1.1 1 Конструктивный элемент , . Колонны Балки пере- крытий Стропильные фермы Прогоны по- крытия ^red , СМ 1,5 0,6 0,2 0,5 • Фактический предел огне- стойкости, мин R*I8 R* 10 R* 6 R* 9 Литература к гл. 1 См. основную литературу. 8. Архитектура гражданских и промышленных зданий. В 5 т. Т. 5. Промышленные зда- ния / Л.Ф .Шубин.— М.: Стройиздат, 1986. 9. Архитектура гражданских и промышленных зданий. В 5 т. Т. 5. Общественные зда- ния / Л. Б. Беликовский.—М.: Стройиздат, 1977. 10. Архитектура промышленных предприятий, зданий и сооружений. (Справочник проектировщика) / Под общ. ред. Н. Н. Кима.—М.: Стройиздат, 1990. 11. Архитектура гражданских и промышленных зданий. Промышленные здания / Под ред. Ю.СЛралова.— М.: «Высшая Школа», 1975. 12. Дехтяр А, Ш. Облегченные конструкции стен промышленных зданий.—М.: Стройиздат, 1979. 13. Кутухтин Е. Г., Спиридонов В. М., Хромен Ю. Н. Легкие конструкции одноэтаж- ных производственных зданий. (Справочник проектировщика)—М.: Стройиздат, 1988. 14. Мухянов К. К. Металлические конструкции.—М.: Стройиздат, 1978. 15. Сэмойло А. И. Производственные здания.-—М/. «Высшая школа», 1977. 16. Тамсплон Ф. Ф. Ограждающие конструкции из алюминиевых панелей.—Л.: Стройиздат, 1976. 17. Трофимов В. И., Каминский А. М. Легкие металлические конструкции зданий и сооружений: разработка конструкций, исследования, расчет, изготовление, монтаж.—М.: Наука, 1997. 18. Хромец Ю. И. Промышленные здания из легких конструкций.—М.: Стройиздат, 1978. I Э.Чнстнков А. М. Легкие многослойные ограждающие конструкции.—М.: Стрсйиз- Дат, 1987. 3. 3-221 65
Глава 2 ОДНОЭТАЖНЫЕ ПРОИЗВОДСТВЕННЫЕ ЗДАНИЯ С РЕШЕТЧАТЫМИ РИГЕЛЯМИ 2.1. Конструктивные и компоновочные схемы Конструктивные и компоновочные схемы производственных здании тесно связаны с подъемно-транспортным оборудованием, которое пред- назначено для обслуживания технологического процесса. По этому при- знаку мы будем подразделять здания на бескрановые, с подвесными кра- нами, с мостовыми опорными кранами. Возможные конструктивные схемы поперечных рам для названных типов зданий приведены на рис. 2.1. Бескрановые здания (рис. 2.1, а) наиболее просты. Вследствие отсут- ствия крановых нагрузок при прочих одинаковых условиях расчетные усилия в элементах таких зданий и их металлоемкость будут существен- но меньше, чем в других типах. В зданиях с подвесными кранами (рис. 2.1, 6) усложнен в конструк- тивном отношении ригель, что связано с необходимостью создания спе- циальных узлов для подвески подкрановых путей. а) 66
Здания с мостовыми опорными кранами в свою очередь будем под- разделять по типу колонн на здания с раздельными колоннами, с колонна- ми постоянного сечения и со ступенчатыми колоннами. На рис. 2,1, в использованы раздельные колонны, которые состоят из двух рядом стоящих стоек (шатровой и подкрановой), соединенных по высоте горизонтальными планками. Вертикальные крановые нагрузки передаются на подкрановые стойки, поэтому шатровая ветвь не испыты- вает их влияния, воспринимая лишь горизонтальные усилия от торможе- ния крановой тележки. Основное преимущество такой схемы — сравни- тельная простота переоборудования колонн путем замены подкрановых стоек при техническом перевооружении и реконструкции зданий. На рис. 2.1, г колонны решены в виде стержня постоянного сечения по всей высоте колонны. Для опирания подкрановых балок и передачи верти- кальной крановой нагрузки на колонну используют консоли. Такую схему можно применять при небольшой грузоподъемности кранов (до 20 т). На рис. 2.1, д принято принципиально иное конструктивное решение колонны, позволяющее воспринимать нагрузки от мостовых кранов большой грузоподъемности. Колонна ступенчато-переменного сечения разделена на надкрановую и подкрановую части. Сечения подкрановых частей таких колонн более развиты по размерам и отличаются многообра- зием форм. Большое влияние на конструктивное решение здания оказывает ре- жим работы мостовых кранов. По интенсивности работы мостовые краны (ГОСТ 25546-82) подразделяют на 8 групп режимов работы 1К...8К. Группы режимов устанавливают в зависимости от общего числа циклов работы крана за весь срок его службы и коэффициента нагружения крХ (2.1) где Qi—груз, перемещаемый с числом циклов cf, Q—паспортная грузо- подъемность крана; с, —общее число циклов нагружения ““ ci • (2-2) 2.1.1. Схемы каркаса здания При формировании схемы каркаса необходимо стремиться к рацио- нальному размещению металла за счет его концентрации в меньйгем чис- ле элементов; обеспечению кратчайшего пути силового потока от мест приложения нагрузки до фундамента; совмещению в одном элементе раз- 67
Рис. 2.2. Фрагмент размещения стропильных (Сф) и подстропильных (ПСФ) ферм ных функций; выбору опти- мальной конструктивной формы элемента и учету дру- гих факторов, повышающих эффективность конструкций. Пространственный каркас здания формируют путем объединения плоских попе- речных рам в единую систему с помощью продольных эле- ментов (прогонов покрытия, ригелей фахверка, подкрано- вых балок) и связей. При одинаковом шаге по наружным и внутренним ря- дам колонн четко просматри- вается передача нагрузки от покрытия, стеновых ограж- дений, кранового оборудова- ния на поперечную раму и далее через нее на фундаменты. Здесь поперечные рамы работают как бы независимо друг от друга, что позволяет перейти от расчета пространст- венного каркаса здания к расчету плоской рамы. Для восприятия ветро- вых, температурных, крановых тормозных и других нагрузок, действую- щих вдоль здания, предусматривают систему связей. Несколько сложнее просматривается путь силового потока и переход от пространственного каркаса к плоской раме при неодинаковом шаге ко- лонн по разным рядам (рис. 2.2). Здесь следует выделять не отдельную ра- му, а ячейку здания (расчетный блок) с шириной, равной полусумме смежных шагов по ряду с наибольшим шагом колонн. В состав такого блока будут включены основная рама ОР и соседние с ней вспомогатель- ные рамы ВР, опирающиеся на подстропильные конструкции. Расчетные блоки приводят к плоской расчетной схеме суммированием жесткостей колонн по каждому ряду в пределах расчетного блока и с учетом всех на- грузок, действующих в пределах блока. 2.1.2. Выбор генеральных размеров здания Как было указано в п. 1.1.1, основные параметры здания—размеры пролетов, высоты, длины назначают в соответствии с эксплуатационны- 68
ми и архитектурными требованиями. Эксплуатационные требования, от- ражающие прежде всего технологический процесс, формулируют в тех- нологическом задании. В нем указывают расположение и габариты про- изводственного оборудования, направления грузопотоков, типы, грузо- подъемность и характеристику режимов работы подъемно-транспортно- го оборудования, температурные условия эксплуатации здания, агрессив- ность среды, взрыве- и пожароопасность и другую информацию, в том числе ориентированную на возможное развитие и реконструкцию. Проектировщик на основе технологического задания, проектов-ана- логов, собственного инженерного опыта проводит многовариантный ана- лиз возможных компоновочных схем, естественно, с учетом всех других требований по выполнению технологических операций и комплексных экономических оценок. В результате он определяет требуемую площадь и форму в плане здания с габаритными размерами по длине и ширине; уточняет эти размеры с учетом модульности, принятой схемы разрезки здания на температурные блоки; устанавливает размеры пролетов, шаг колонн, привязки к разбивочным осям. Вопросы, связанные с разбивкой плана здания на температурные бло- ки, назначением габаритных размеров и привязок колонн к разбивочным осям,.смотрите в п.1.1.2 и 1.1.3. Здесь мы обратим внимание на компоно- вочные размеры в пределах отдельного блока. Пролеты в производственных зданиях могут быть размерами 12...36 м и более. Наибольшее распространение получили пролеты кратные 6 м (18,24,30 м), несколько реже применяют пролеты кратные 3 м (15,21,27 м), хотя при индивидуальном проектировании возможны не унифициро- ванные пролеты (сил. 1.1.1). Шаг колонн поперечных рам в типовых решениях принимают равным 6 и 12 м. Для внутренних рядов колонн многопролетных зданий шаг ко- лонн за счет использования подстропильных конструкций может быть увеличен по сравнению с шагом колонн по наружным рядам в 2,3 и более число раз, т.е. принятравным 12,18,24 м и более (см. рис. 2.2). При проектировании здания, думая о перспективе, связанной с воз- можной модернизацией производства, стремитесь к увеличению разме- ров пролетов и шага колонн. Однако помните, что эти параметры сущест- венно влияют на стоимость проектируемого объекта. Привязку колонн к продольным разбивочным осям следует выполнять по рекомендациям н. 1.1.3. Для показанных на рис. 2.1 схем п, б, а также для схем виг при шаге колонн 6 м, высоте от пола до низа фермы менее 16,2 м и кранах с грузоподъемностью менее 30 т привязку следует при- нять нулевую (а ~ 0). Для схемы д при высоте от пола до низа фермы боль- ше 30 м, грузоподъемности мостового крана (Q > 75 т), а также при уст- 69
ройстве в верхней части колонны проемов для прохода 500 мм. В ос- тальных случаях для схем б...г а~ 250 мм. Колонны средних рядов распо- лагают так, чтобы оси, проходящие через центры тяжести сечений, надкрановых частей, как правило, совпадали с разбивочными осями. 2.1.3. Компоновка поперечных рам Бескрановые здания (рис. 2.3). Размеры по вертикали определяют по отношению к нулевой отметке, соответствующей уровню пола. Полезную высоту-здания Пр, от уровня пола до низа фермы, принима- ют в соответствии с технологическим заданием, но не менее 2,4 м и на- значают ее кратной 0,6 м. При выборе Но в качестве определяющего фак- тора выступает либо габаритный размер по высоте стационарного обору- дования Ноъ Но = НоЪ +(200...400) мм, (2.3) либо параметры напольного транспортного средства и перемещаемого груза. Высота колонны от низа базы до нижнего пояса фермы Н = Нв+Нь , (2.4) где Нъ — заглубление опорной базы колонны ниже нулевой отметки, ко- торое назначают так, чтобы верх базы (анкеров или ребер и траверс) не доходил до уровня чистого пола на 50... 100 мм. Окончательно этот размер можно установить только после расчета базы. Для статического расчета рамы вы можете назначить его весьма приближенно. Если предполагаете выполнить базу из толстой плиты без траверс (в зданиях небольших про- летов), то назначьте Hb^ 150...200 мм, при больших пролетах и нагруз- ках— Нь = 400...600 мм. Участок в пределах высоты опорной части ригеля при шарнирном со- пряжении его с колонной обычно оформляют в виде отдельного отпра- вочного элемента — опорной стойки (см.рис.1.33). Длину этой стойкий принимают равной высоте фермы на опоре. Вы можете ориентироваться на типовые серии стропильных ферм для пролетов 18...36 м, в которых рекомендованы двускатные фермы с уклоном z=l,5,..2,5% и высотой на опоре 3150 мм, а также на типовые серии ферм из парных уголков пони- женной высоты — 2250 мм для пролетов 18 и 24 м, которые применяют только при покрытиях из стальных профилированных настилов, уложен- ных по прогонам. 70
здания ными кранами Высоту сечения колонн в плоскости рамы назначают из условия жест- кости, ориентировочно принимая h - (1/20... 1/30)# Здания с подвесными мостовыми кранами (рис. 2.4). Исходным параметром, определяющим высоту Но, является отметка максимального подъема крюка крана Нк, который указывают в технологическом задании на проектирование. Она зависит от габаритов транспортируемого груза, требуемой высоты его подъема и длины строповочных устройств. Полная полезная высота Н0=Нк+Н„+Нр+с, (2.5) где Нсг—габаритный размер крана от верхнего положения крюка до ниж- ней поверхности колеса (см. табл. П.3.1 и П. 3.2); Нр — высота конструк- ций подвески, с — размер, учитывающий прогиб стропильной фермы (приЛ = 18 м, с - 200 мм; L=24 м, с ~ 300 мм;L—30...36 м, с=400 мм). Как и в бескрановых зданиях Но принимают кратной 0,6 м. При опре- делении высоты колонны Н не забудьте добавить величину заглубления Нъ, как было указано выше. Привязка наружной грани колонны к продольной оси рекомендуется нулевой, а высота сечения колонны h> 1/25#. Размещение крановых пу- тей в плане определяется технологическим заданием. Зазор между внут- ренней гранью колонны и торцевой плоскостью крана должен быть не ме- нее 100 мм. Здания с мостовыми опорными кранами (рис. 2.5). Исходным дан- ным при определении размеров по вертикали является отметка головки кранового рельса Hj, которую задают в технологическом задании на про- Размер Н? включает в себя габаритный размер мостового крана Нсг—от головки кранового рельса до верхней точки тележки крана, до- 71
а) в) Рис. 2.5. Схема каркаса здания с мостовыми опорными кранами: а —опирание крана на консоли; б —опирание крана на подкрановые стойки; в, г—опирание крана на подкрановую ветвь нижней части колонны пуск на изготовление крана 100 мм, зазор с, который учитывает прогиб фермы и провисание связей по нижним поясам ферм. В зависимости от Продета с-200...400 мм Н2 *= Яг+100 + с. (2.6) При этом, как и в предшествующих схемах, Но ^Н2 + Н2 . (2.7) Для соблюдения условий унификации принимают^ кратным200 мм и Но кратным 600 мм. При корректировке Но размер Н2 принимают мини- мально необходимым с кратностью 200 мм, а Н2 увеличивают^ назначив его из условия 72
Н1=Н0-Н2. (2.8) При проектировании здания однопролетного или многопролетного с одинаковой высотой пролетов, оборудованного мостовыми опорными кранами разной грузоподъемности, размер Н2 определяют по параметрам крана большей грузоподъемности. Полная высота колонны Н = Но + Нь. (2.9) Величину заглубления колонны Нъ принимают, как было указано вы- ше, с учетом высоты траверсы базы колонны. Предварительно 'Можно принять #ь=500...800 мм и уточнить после проектирования базы. Размеры верхней Hv и нижней Н„ частей колонны составляют Hv = hb+hrs + Н2, (2.10) Hn=H-Hv. (2.11) Высоту сечения подкрановой балки при компоновке можно назна- чить в пределах 1/8...1/101Ъ (1ь—пролет подкрановой балки, равный шагу колонн) и уточнить при последующем проектировании. Высота краново- го рельса указана в табл. П3.4. Высоту сечения подкрановой консоли hc можно назначить в пределах 400..,600 мм и после проектирования колонны уточнить. Некоторое отли- чие в заданных и фактических размерах мало скажется на результатах статического расчета. Размеры по горизонтали (см. рис. 2.5). В схемах а и б высота сечения колонны h > 1/257Г; расстояние от оси колонны до оси подкрановой балки L] > Bi + (h — u) + 75 мм, (2-12) где В] — выступающая за ось рельса часть кранового моста (см. табл. ПЗ.З или стандарты на краны), (h- а) — расстояние от продольной оси здания до внутренней грани колонны; 75 мм — минимальный зазор меж- ду краном и колонной. Пролет крана должен быть увязан с пролетом здания 1^= L-2LJf (2.13) а поскольку пролеты кранов Lcr кратны 500 мм, размер Lj должен быть кратным 250 мм, т.е. его следует принимать равным 750, 1000, 1250, 1500 мм. 73
Для ступенчатой колонны ( схема в ) из условия жесткости высота се- чения в верхней части колонны /1у>1/12Нз г Если ригель примыкает к ко- лонне сбоку (рис. 7.20 { 1] ), то при использовании унифицированных стропильных ферм с привязкой торца фермы к разбивочной оси 200 мм hv ~ а + 200, т.е. этот, размер следует принять 450 или 700 мм. В зданиях с кранами режима работы 7К и 8К, а также в некоторых случаях при более низком режиме по правилам Госгортехнадзора вдоль крановых путей следует предусматривать проходы. Проходы могут быть организованы через проемы в стенке колонны либо сбоку между колон- ной и краном { рис. 2.6). Ширину прохода назначают не менее 400 мм, вы- соту — 1800 мм. При проходе в стенке колонны высота сечения верхней части колонны hv должна быть не менее 1000 мм. При устройстве прохода сбоку размер L] (2.12) дополнительно включает габарит прохода 400 мм и ограждения 50 мм, т.е. Ц > В1 + А— а + 525. Высоту сечения нижней части колонны принимают равной расстоя- нию от наружной грани до оси подкрановой ветви, т.е hn — a +Lj. (2.14) Для обеспечения жесткости колонны в плоскости рамы рекомендует- ся назначать й„> >1/20 Н, а при режимах работы крана 7К-8К hn> 1/15Н. . Колонны средних рядов в многопролетных зданиях компонуют ана- логично. Как правило, проектируют их симметричными с высотой сече- ния верхней части не менее 1/12Я2- В случае примыкания ригеля к колон- не среднего ряда сбоку приходится иногда нарушать унифицированную Рис. 2. 6. Схемы колонн при нали- чии проходов: а —ступенчатые колонны с проходом внут- ри надкрановой части; б—то же, с прохо- дом сбоку 74
привязку торца фермы к разбивочной оси. Высоту сечения подкрановой части принимают hn - 2Li, причем hn >1/20 Н. При кранах различной гру- зоподъемности в соседних пролетах /zw = Д + Lj, Ц (Ц — рас- стояние от оси колонны до оси второй подкрановой балки), поэтому раз- бивочная ось может быть смещена в сторону пролета с краном меньшей грузоподъемности, но лучше принимать симметричную колонну с h„ Верхнюю (надкрановую) часть колонны проектируют сплошностен- чатой из прокатного или сварного двутавра, нижнюю (подкрановую) при <1 м ештошностенчатой, при Л„>1,2 м — решетчатой. Пример 2.1. Выполнить компоновку поперечной рамы однопролетного здания (цех за- пасных частей сельскохозяйственной техники). Исходные данные (рис.2.7, а): пролет L — = 24 м; наличие двух линий подвесных кранов, в левой части с кранами Q= 3,2 т и зоной об- служивания в поперечном направлении до 15 м, в правой — Q = 1 т при зоне обслуживания до б м; высота подъема крюка Як =5,5-м. Компоновка рамы по вертикали. По табл. П3.1 для крана Q — 3,2 т при 2=15,0 м =2010 мм. Принимаем балку кранового пути I36M, По рис. 2.7, б Яр =120+30+360-16=494 мм. Для крана О = 1 т при L = 6,0 м Нсг = 1200 мм. Балка кранового пути — I24M; Яр = 120+30+240—14=376 мм. Полезную высоту определяем по крану большей грузоподъемности (2.5) Яо = 5,5+2,01+0,494+0,3=8,304 м. Принимаем (кратно 0,6 м) 77р=8,4 м. Заглубление базы колонны Нъ = 150 мм (база с плитой большой толщины без траверс). Полная высота колонны Я =8,4+0,15=8,55 м. Для ригеля используем типовую ферму пролетом 24 м пониженной высоты с элементами из пар- ных уголков Аг=2250 мм. Компоновка рамы па горизонтали. Так как цех должен быть оборудован лишь под- весными кранами, то привязку колонн к продольным разбивочным осям принимаем нуле- Рис. 2.7. К примеру 2.1: а—схема поперечной рамы; б—-узел подвески кранового пути 75
вой (а = 0). Ориентировочно высоту сечения колонны при Н= 8550 мм зададим h - 450 мм (А > 1/2517). Схема размещения кранов показана на рис. 2.7.Размеры назначены с учетом ми- нимальных зазоров (100 мм) между внутренними гранями колонн и выступающими частя- ми кранов, а также между кранами. Пример 2.2. Скомпоновать поперечную раму двухпролетного здания с размерами про- летов 18м (пролет А— Б) и 24 м (пролет Б — В). Шаг колонн по всем рядам 12 м. В пролете А—- Б требуется установить 2 крана грузоподъемностью 10 т, в пролете Б — В — 2 крана грузоподъемностью 20/5 т. Режим работы кранов — 5К. Отметка головки рельсов Hi в обо- их пролетах по технологическому заданию одинаковая и равна 6,5 м. Поскольку краны имеют небольшую грузоподъемность (Q < 20 т), принимаем колонны постоянного сечения, а подкрановые балки опираем на консоли (рис. 2.1, г). В качестве ригеля рамы используем типовые стропильные фермы с параллельными поясами и сечениями элементов из уголков. При пролетах 18 и 24 м можно взяТь фермы по- ниженной высоты йю = 2250 мм. Опирание ферм на колонны сверху (рис. 7.19 [ 1]). Компоновка рамы по вертикали. По табл. ПЗ.З для крана 0=10 т, Нсг= 1900 MMj В\ =230 мм; для крана Q = 20/5 т — Нсг = 2400 мм; Bi=260 мм. Тип рельса КР70 с высотой ArJ = 120 мм (табл. П3.4). Для пролета А — Б по формулам (2,6) и (2.7) Н2= 1900+100+200=2200 мм (при Л=18 м принимаем с = 200 мм); Яп = 2200+6500=8700 мм. Для пролета Б — В Нг = 2400+100+300=2800 мм (при 7=24 м,с=300 мм); Яо= 2800+6500=9300 мм. При разности высот соседних пролетов менее 1 м нет смысла усложнять конструкцию здания и делать перепад высот..Кроме того, в местах перепада образуются снеговые мешки, поэтому полезную высоту принимаем одинаковой (по большей из полученных высот). Учи- тывая модуль 0,6 м, принимаем Яо = 96ОО мм. Проведем корректировку размера Н\ и примем Hi = 9600-2800=6800 мм. . Для пролета А — Б можно было бы взять Н\ = 9600-2200=7400 мм, т. е. сделать отмет- ки головки рельсов в пролетах разными. Однако при этом получим более сложный узел кре- пления консолей по среднему ряду, кроме того, при разных отметках поясов балок вы не сможете сделать общую тормозную конструкцию. Поэтому, если разница в отметках голо- вок рельсов невелика, лучше принять их одинаковыми. Полная длина колонны с учетом заглубления Л = 9600+600=10200 мм. (Принимаем ба- зу колонны с траверсами 7Д=600 мм.) По формулам (2.10), (2.11) Hv = 1200+120+2800=4120 мм; Я„ = 10200-4120=6080 мм; здесь высота подкрановой балки А* =1200 мм (1/10Z&); высота рельса hrs = 120 мм. Высоту сечения консоли йс ориентировочно примем равной 500 мм. Компоновка рамы по горизонтали. При шаге рам 12м принимаем привязку а = 250 мм. Высоту сечения колонн назначаем для крайних рядов А=500 мм (й>1/25Я), для среднего ря- да А=600 мм. Расстояние отразбивочной оси до оси подкрановых балок по рядам А и В (2.12): Для пролета А — Б £]>230+(500-250)+75=555 мм, принимаем L; = 750 мм (кратно 250 мм). Пролет крана Lcr~ 18,0-20,75=16,5 м. Для пролета Б—В Zi>260+(500-250)+75=585 мм. Принимаем Li=750 мм. Пролет кра- на £„-= 24-2 0,75=22,5 м. Проверим наличие зазора между колоннойикраномпоряду Б (пролетБ — В) C = £i-Bi-A/2=750-260-600/2=190 мм > 75 мм. Схема рамы приведена на рис. 2.8. Пример 2.3. Скомпоновать поперечную раму однопролетного здания пролетом 24 м Шаг колонн — 12 м. В пролете требуется установить два крана 0=80/20 т режима работы 5К. Отметки головка рельса по технологическому заданию Н\ = 10 м. 76
Рис. 2.8. Компоновка поперечной рамы к примеру 2.2 При кранах Q > 30 т принимаем схему д (см. рис. 2.1) со ступенчатыми колоннами и опиранием подкрановых балок на уступ колонны. В качестве ригеля используем стропильную ферму из парных уголков с параллельны- ми поясами пониженной высоты /м = 2250 мм. Опирание ферм на колонну сбоку (рис. 7.20 [1]). Компоновка рамы по вертикали. По табл. ПЗ.З для крана £=80/20 т 17^ = 3700 мм; В=400 мм. Тип рельса КР100; hrs~ 150 мм. По формулам (2.6) и (2.7) Hz = 3700+100+300=4100 мм (при Z = 24 м с=300 мм); Но = 4100+10000=14100 мм. Принимаем Но =14400 мм (модуль 0,6 м). Полная длина колонны Я=14400+600=15000 мм (для базы с траверсами принимаем /7^=600 мм). Корректируем отметки головки рельса и принимаем Н\ 14400-4100=10300 мм. По формулам (2.10) и (2.11) Я = 1500+150+4100=5750 мм; Ня= 15000-5750=9250 мм. Здесь высота подкрановой балки Ьъ =1500 мм (1/8/Д высота рельс /^=150 мм. Компоновка рамы по горизонтали. При шаге рам 12 м и кранах грузопод ъемности свы- ше 70 т принимаем а =500 мм. Для обеспечения унифицированной привязки торца фермы к разбивочной оси (200 мм) принимаем/?Р=д+200=700 мм. По условию жесткости hr>l/l2Hv= 5750/12=480 мм. По формуле (2.12) Zi > 400+(700-500)+75=675 мм. Принимаем L\ - 750 ми. Пролет кра- на La-—24—2’0,75=22,5 м. Высота сечения нижней части колонны hn=500+750=1250 мм. По условиям жесткости йл=1250>1/20Н-1500/20=750мм. Схема рамы приведена на рис. 2.9. Пример 2.4. Скомпоновать поперечную раму однопролетного здания по данным при- мера 2.3 при кранах режима работы 8К. Вертикальные размеры рамы остаются без изменения. Для обеспечения прохода в теле колонны принимаем h =1000 мм. По формуле (2.12) L\ =400+(1000-500)+75=975 мм. Принимаем L\ ~1000 мм. Высота сечения нижней части колонны Ая=д+Л/=500+1(ЮО=1500мм > 1/15/7=1/15-15000=1000 мм. 77
Рис. 2.9. Компоновка поперечной рамы к примеру 2.3 Если устроить проход сбоку, то Li = 400т-(700-500)+525=1125 мм. Принимаем L\ -1250 мм, тогда //„=5004-1250=1750 мм. 2.1.4; Компоновка конструкций покрытия Как уже отмечалось в §1.2, покрытие производственного здания со- стоит из кровельных (ограждающих) конструкции, несущих элементов (прогонов, ферм, фонарей), на которые опирается кровля, и связей по по- крытию, обеспечивающих пространственную неизменяемость, жест- кость и устойчивость покрытия в целом и его элементов. Компоновка конструкций покрытия включает выбор ограждающих конструкций и разработку конструктивной схемы основных несущих элементов, связей и фонарей. Решение этих вопросов зависит от назначе- ния здания, технологических особенностей производственного процесса, для которого оно предназначено, санитарно-технических, противопожар- ных и других требований. Необходимо также учитывать наличие произ- водственной базы по изготовлению конструкций в районе строительства, обеспеченность монтажными механизмами и т.д. При выборе типа покрытия (по прогонам или без них) следует учиты- вать присущие им достоинства и недостатки. Покрытие по прогонам со1 бирают из относительно легких элементов, поэтому не требуются мощ- ные монтажные механизмы, уменьшаются транспортные расходы. Соб- ственная масса такого покрытия невелика, что приводит к уменьшению нагрузки на все нижележащие конструкции, при снижении массы конст- рукций уменьшаются также сейсмические воздействия. Но поскольку монтаж покрытия осуществляется «россыпью», возрастает трудоемкость 78
монтажа, причем работы на высоте требуют дополнительных мер по обеспечению техники безопасности. Покрытие из крупноразмерных панелей более индустриально. Трудо- емкость монтажа сокращается. Кровля из панелей, опирающихся непо- средственно на стропильные конструкции, обладает большой сдвиговой жесткостью, что повышает эффект пространственной работы каркаса. Однако большая масса панелей требует использования более мощных монтажных механизмов. Покрытие по прогонам. Прогоны устанавливают на верхний пояс стропильных ферм. Для того чтобы в поясе фермы не возник дополни- тельный изгибающий момент, целесообразно обеспечить опирание про- гонов в узлах фермы, т.е. увязать шаг прогонов со схемой фермы. Шаг прогонов зависит от несущей способности кровельного настила. Применяют различные типы настилов (см.п. 1.2.1) и увязывают с ними шаг прогонов. Шаг прогонов при кровле из профилированного настила и панелей в зависимости от снеговой нагрузки принимают равным 3...4 м. В зонах повышенного снегоотложения (у фонарей, перепадов высот) шаг прогонов может быть меньше. Холодные кровли из волнистых асбестоцементных, стальных или алюминиевых листов укладывают по прогонам, установленным с шагом 1,25... 1,5 м. При использовании мелкоразмерных плит шаг прогонов (в за- висимости от несущей способности плит) принимают 1,5...2 м. При ис- пользовании для кровли стального оцинкованного настила с высотой гофра 57 или 75 мм шаг прогонов назначают 3...4 м. Беспрогонные покрытия. До недавнего времени основным типом покрытий одноэтажных производственных зданий были железобетонные панели размером 3x6 и 3x12. Собственная масса таких панелей составля- ет 140...210 кг/м2, что утяжеляет все нижележащие конструкции. Для снижения нагрузок от покрытия были разработаны каркасные ме- таллические панели шириной 1,5 и 3 м и длиной 6 и 12 м. Масса таких па- нелей в 4. ..5 раз меньше, чем железобетонных. Утепленные стальные панели обычно состоят из каркаса, профилиро- ванного настила, эффективного утеплителя и гидроизоляционного слоя. Для пролета 12 м разработаны также панели со пшренгелем, с предвари- тельно напряженной обшивкой и другие решения. По сравнению с кровлей по прогонам металлические панели более индустриальны и позволяют значительную часть работ по устройству кровли перенести на заводы или в специализированные мастерские. Од- нако расход стали на панели по сравнению с решением по прогонам не- 79
сколько больше за счет дополнительных элементов, необходимых для обеспечения, жесткости панелей при транспортировке и монтаже. , Неутепленные стальные панели (см.рис.1,14, а,;в) применяют в по- крытиях зданий со значительными тепловыделениями. Наиболее эффек- тивным решением являются панели из гнутого стального листа толщиной 3.. .4 мм (см. рис. 1.14,6). Такие панели по расходу стали не отличаются от решения из плоского листа по прогонам и широко применяются в горя- чих цехах. Панели с использованием алюминиевых сплавов отличаются малой массой и высокой коррозионной стойкостью. Однако из-за высокой стои- мости алюминия их применение весьма ограниченно. Целесообразно ис- пользование таких панелей в производствах с сильноагрессивными сре- дами и в отдаленных районах, где высока стоимость транспортных расхо- дов. Беспрогонное покрытие может быть устроено путем укладки профи- лированного стального настила непосредственно на пояса стропильных ферм. Однако при применении обычных настилов с высотой гофра 57 и 75 мм шаг стропильных конструкций должен быть не более 4 м. Это ре- шение использовано в типовой системе покрытия «Молодечно». В каж- дой ячейке такого здания, соответствующей шагу колонн. 12 м, на под- стропильные фермы устанавливают три стропильные фермы с шагом 4 м. Применение профилированного настила с высотой волны ! 14 мм позво- ляет увеличить шаг стропильных конструкций до 6 м и получить более экономичное решение. Выбор схемы основных несущих конструкций зависит от шага ко- лонн. Наиболее простое решение получается, если шаг стропильных ферм равен шагу колонн. В этом случае отпадает необходимость установки подстропильных ферм. Обычно такое решение применяют при шаге ко- лонн 6 м (см. рис. 1.9, а). При шаге колонн 12 м возможны решения как с установкой стропильных ферм только на колонны (без подстропильных конструкций), так и с введением дополнительных промежуточных ферм, опирающихся на подстропильные конструкции (см. рис. 1.9, б). Если шаг колонн более 12 м, то используют решение с подстропильными конструк- циями, при этом шаг стропильных ферм должен быть кратен шагу ко- лонн. При разном шаге колонн по крайнему и среднему рядам, например 12м — по крайнему и 24 м — по среднему, подстропильные конструк- ции могут устанавливаться только по среднему ряду. Выбор схемы несущих конструкций должен соответствовать методу монтажа. При возведении зданий сравнительно небольшой площади (Д° 80
5...10 тыс.м2) конструкций покрытия монтируют, как правило, поэле- ментным способом. При большей площади здания предпочтительнее монтаж пространственными блоками (на ячейку здания 12x24 м, 12x30 м), которые собирают на земле и устанавливают в проектное положение одним или двумя кранами (блочный монтаж). При площади покрытия 40...50 тыс. м2 используют конвейерный способ монтажа. В этом случае блок последовательно перемещают по рельсам с одной стоянки на дру- гую, выполняя на каждой стоянке отдельные операции (от сборки метал- локонструкций до остекления фонарей). Готовый блок помещают в торце здания с предварительно смонтированными колоннами и подкрановыми конструкциями на установщик (дооборудованный мостовой кран), с по- мощью которого доставляют на место установки в проектное положение. t Специфика блочного и конвейерного монтажа требует соответствующей компоновки покрытия. Блок из двух стропильных ферм имеет консоль- ные вылеты в обе стороны на половину шага колонн. Для обеспечения, пространственной жесткости блока необходимо устройство развитой системы связей. Кроме того, каждый блок должен быть замкнут, поэтому по среднему ряду колонн приходится устанавливать две подстропильные фермы. Имеются другие особенности, которые вы должны учесть при' компоновке покрытия, если намерены использовать блочный или конвей- ерный монтаж. 2.2. Определение расчетных усилий в элементах каркаса 2.2.1. Переход от конструктивной схемы рамы к расчетной л Основные положения перехода от конструктивной схемы рамы к рас- четной, построение которой является предметом нашего дальнейшего рассмотрения, были кратко сформулированы в первой части курса (п.1.4.1[1]). Рассмотрим их более детально. Ферму при малоуклонном верхнем поясе заменяют эквивалентным по жесткости прямолинейным стержнем. Если опорный раскос фермы восходящищ то стержень располагают по оси нижнего пояса, при нисхо- дящем раскосе—по оси верхнего (см.п. 1.4.1 [1J). Оси стержней, заменяющих колонны, проходят через центры тяже- сти поперечных сечении последних. Колонны переменного ступенчатого сечения заменяют ломаными стержнями с расстояниями между осями верхних и нижних участков е«(0,5...0,55)йн-055^ , (2.15) 81
где hn — высота сечения нижнего (подкранового) участка колонны; hv — то же, верхнего участка. Сопряжения ригелей с колоннами и колонн с фундаментами на отмет- ке низа опорной плиты принимают либо шарнирными, либо жесткими в зависимости от конструктивного решения. Поперечные рамы как однопролетных, так и многопролетных одно- этажных зданий, как правило, статически неопределимы. Для их расчета методами строительной механики необходимо в качестве исходных дан- ных иметь жесткостные параметры по всем элементам расчетной схемы. Ввиду того, что размеры сечений стержней вначале неизвестны, отсутст- вует возможность точного определения EI и ЕА. Их следует назначать ли- бо по проектам-аналогам, либо с использованием приближенных фор- мул. Поскольку эти формулы связаны с нагрузками на раму, мы временно отложим вопрос определения жесткостей и вернемся к нему после рас- смотрения нагрузок. i 2.2.2. Определение расчетных нагрузок На каркас производственного здания могут действовать в различных сочетаниях постоянные и временные (длительные, кратковременные, особые) нагрузки (см.п.3.2.1 [1]), правила определения и условия учета которых регламентированы в нормах проектирования [6]. Ввиду того, что расчетные усилия для различных элементов каркаса получаются при разных комбинациях воздействий (для каждого элемента существует своя опасная комбинация нагрузок), необходимо для выявле- ния неблагоприятных сочетаний иметь полный набор расчетов по всем видам нагрузок и схемам загружений. Под видом здесь понимается тип нагрузки (собственный вес конструкций, снеговая нагрузка и т.п.), под схемой — один из возможных вариантов её расположения. Некоторые ви- ды нагрузок имеют лишь одну схему загружения, например, постоянная нагрузка, другие—две и более (например, ветер слева и ветер справа). Вследствие этого при рассмотрении видов загружений следует опреде- лять соответствующие им возможные схемы. Постоянная нагрузка. При формировании схемы загружения от по- стоянной нагрузки необходимо определиться с конструкциями покры- тия, стен с учетом их сопряжений с колоннами (осуществляется ли пере- дача собственного веса стеновых ограждений на колонны, в каких мес- тах, с какими эксцентриситетами). Нагрузки от конструкций, которые еще только предстоит запроектировать (фермы, колонны, подвесные пу- ти, подкрановые балки, подкрановые рельсы), устанавливают по проек- 82
a, 6—при отсутствии подстропильных ферм; в, г—при наличии подстропильных ферм там-аналогам. При отсутствии проектов-аналогов на стадии предвари- тельных расчетов можно воспользоваться усредненными весовыми пока- зателями, отнесенными к единице (1 м2) площади здания или площади стенового ограждения. Для основных типов конструкции они приведены в табл. П4.1, П4.2. На расчетную раму передаются нагрузки от собственного веса всех конструкции, образующих расчетный блок. Вес конструкций покрытия с грузовой площади расчетного блока (заштрихованной на рис. 2.10) может быть передан на ригель в виде равномерно-распределенной погонной на- грузки полностью (рис.2.10, а, б) с интенсивностью q q=q<& (2.16) либо в схемах с подстропильными конструкциями частично (рис.2ДО, в, г) с интенсивностью qi (2.17) В последнем случае часть нагрузки будет передаваться в виде сосре- доточенных сил на колонны (рис, 2.10, г) 83
' F^qoAt. . (2,18) В формулах (2.16)...(2,18): qo=X qoflfi—расчетная нагрузка от веса 1 м2 конструкций покрытия; #о/ — нормативное значение веса i-й состав- ляющей конструкции покрытия (стропильные фермы, прогоны, настил, утеплитель, гидроизоляционный ковер и др»), отнесенное к 1 м2 площади здания; — коэффициент надежности по нагрузке для f-й составляю- щей; В— шаг колонн; Bj — шаг стропильных ферм; Л, — грузовые пло- щади. Нагрузку от веса конструкций пути подвесного транспорта задают в виде сосредоточенных сил в местах крепления путей к ферме. Передачу нагрузок на колонну от веса подкрановых конструкций, стеновых панелей и других сосредоточенных воздействий осуществляют в местах их приложения с учетом эксцентриситетов, т.е. задают эти на- грузки в виде сосредоточенных сил по оси колонны и моментов. Для уп- рощения расчета вы можете передать нагрузки от стенового ограждения и собственного веса колонны в середине ее длины или участка постоянно- го сечения (для ступенчатых колонн). Нагрузку от веса подкрановых кон- струкций можно включать в состав вертикального давления крана. В качестве примера на рис. 2.11 представлена схема загружения по- стоянной нагрузкой однопролетной поперечной рамы с колоннами сту- пенчато-переменной жесткости и навесными стеновыми панелями. На этом рисунке q — нагрузка от веса покрытия; сила включает нагрузку от собственного веса подкрановой части колонны (0,7...0,8 от веса всей колонны) и нагрузку от веса стен, примыкающих к колонне на этом участ- ке (Gj*)» По ширине такой примыкающий участок при отсутствии стоек фахверка равен шагу колонн, при наличии стоек фахверка он равен рас- Рис. 2.11. Схема загружения рамы постоянной нагрузкой 84
стоянию между колонной и стойкой фахверка. Сосредоточенные силы (G} ) передаются с моментами: Mp=(G{ ) е7, где е}—эксцентриситет (расстояние между центрами тяжести сечения колонны и стеновой пане- ли), равный ei~hn /2+ts / 2-rc, ts— толщина стеновой панели, с — рас- стояние между внутренней поверхностью стены и наружной гранью ко- лонны; G2 и Mg2 — аналогичны Gj и но отнесены к верхнему участку; G3—вес подкрановых конструкций; Mg3 ^G3 > е3, е3 — эксцентриситет приложения силы G3, е3 ~hn/2. Снеговая нагрузка. Нормативное значение снеговой нагрузки на го- ризонтальную проекцию покрытия определяют по формуле s=sopf (2.19) где so — вес снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности зем- ли, принимаемый по нормам [6] в зависимости от снегового района (табл. П4.3), ц— коэффициент, учитывающий профиль покрытия; для одно- и двускатной кровли при а < 25° 1. Воздействие снеговой нагрузки через покрытие на поперечную раму аналогично воздействию нагрузки от веса покрытия. На ригель попереч- ной рамы здания без подстропильных конструкций и а < 25° передается равномерно распределенная нагрузка с расчетной интенсивностью р= (2.20) где у-- 1,4— коэффициент надежности по нагрузке. Для некоторых типов зданий и покрытий в нормах предусмотрено снижение снеговой нагрузки, например, для неутепленных покрытий зда- ний с повышенным тепловыделением при уклонах кровли свыше 3% и обеспечением отвода талой воды допускается снижение коэффициента |1 на 20%. Ветровая нагрузка. В нормах [6] ветровую нагрузку представляют в виде двух составляющих — средней (статической, соответствующей ус- тановившемуся скоростному напору ветра) и пульсационной (динамиче- ской). При расчете одноэтажных производственных зданий высотой h < <36 м при отношении высоты к пролету менее 1,5 динамическую состав- ляющую можно не учитывать. Далее мы будем рассматривать лишь влия- ние статической составляющей. Она оказывает активное давление на зда- ние с наветренной стороны и на отсос—с заветренной. Расчетное значе- ние ветровой нагрузки на 1 м2 поверхности qaw = wjaty , (2.21) 85
где wo — нормативное значение ветрового давления (табл. П4.4); к — ко- эффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте и тип местности; с — аэродинамический коэффициент, зависящий от кон- фигурации здания (табл. П4.5). При расчете рамы обычно учитывают только коэффициенты с для вертикальных стен, принимая их равными с = 0,8 с наветренной стороны и с = 0,6 для отсоса; уу = 1,4 — коэффици- ент надежности по ветровой нагрузке. В практических расчетах неравномерную по высоте здания нагрузку на участках от уровня земли до отметки расчетной оси ригеля (рис. 2.12, а) заменяют эквивалентной равномерно распределенной (рис. 2.12, в). Интенсивность эквивалентной нагрузки можно найти из ус- ловия равенства изгибающих моментов Мо в основании защемленной ус- ловной стойки от фактической эпюры ветрового давления и от равномер- но распределенной нагрузки Wi+W2 Ряс. 2Д2. Схема загружения рамы ветро- вой нагрузкой: а —по нормам проектирования; б — грузоная яяо* Щадь; условная расчетная схема Кб
M0=weq H2/2, (2.22) где. я-я, Weq ^WoCfykeg; MQ - f wocy fk(y + Hb)cfy. ~Hb Из равенства (2.22) будем иметь 'k(y+Hb)dy гт^ Значения (при Н Но) для значений 5 < Н< 40 м приведены в табл. П4.6. Интенсивность расчетной нагрузки на колонны поперечной рамы (рис.2.12) Qeq WegB , (2.23) где В — ширина грузовой площади, равная шагу рам для схем с одинако- вым шагом колонн по наружным и внутренним рядам и отсутствием про- дольного фахверка. При наличии продольного фахверка нагрузку на ко- лонны принимают в виде эквивалентной равномерно распределенной, со- бранной с участков шириной, равной расстоянию между основной колон- ной и соседней с ней стойкой фахверка (ФС), Qeq "^eq (2.24) и сосредоточенных, передаваемых опорно-связевыми элементами в мес- тах их соединения с основной колонной. Величины сосредоточенных сил, передаваемых на колонны, равны реакциям опорно-связевых эле- ментов Wf = W*? Ai, (2.25) где Aj — грузовая площадь г-го участка. Роль опорно-связевых элементов выполняют горизонтальные связе- вые фермы, расположенные вдоль здания в уровне нижних поясов стро- пильных ферм, к которым прикрепляют верхним концом стойки фахвер- ка. Сила W] от активного давления ветра и В7 — от отсоса соответствуют верхним peai и стоек фахверка, расчетные схемы которых приняты как для пгтя л пролетных шарнирно опертых по концам балок, загружен- ных распределенной нагрузкой ^ 2А2 . (2.26) 87
Также в виде горизонтальной сосредоточенной силы передают ветро- вую нагрузку с участков от оси ригеля до верхней отметки здания (пара- пета, конька кровли или фонаря). Ее можно определять по усредненным значениям интенсивности нагрузки wm на этих участках (см. табл. П4,6о) ^2 = ^2 . (2.27) Нагрузки от мостовых кранов определяют с учетам группы режи- мов работы крана, вида привода и способа подвески груза. Крановые нагрузки по своей природе являются динамическими, так как могут сопровождаться рывками и ударами при перемещении крана, тележки, подъеме и опускании груза. Однако, ввиду демпфирующих свойств подкрановых конструкций, проявление динамических эффектов на элементы поперечной рамы несущественно. В связи с этим при расче- тах поперечной рамы можно рассматривать нагрузки от кранов как стати- ческие. На крановый рельс от колес крана передаются вертикальные силы Ft, которые зависят от веса крана, веса груза на крюке и положения тележки на крановом мосту; горизонтальные поперечные Tk , возникающие при торможении тележки; горизонтальная продольная Ткр, возникающая при торможении крана за счет трения колес о рельсы. Первые две из назван- ных нагрузок учитывают при расчете поперечной рамы, третью — при проектировании вертикальных связей по колоннам. Многопролегные производственные здания, как правило, оборудуют несколькими крановыми путями, на каждом из которых могут одновре- менно работать по два и более кранов. Это обстоятельство обусловливает возможность появления целого ряда неблагоприятных сочетаний нагру- зок от кранов, одновременно выполняющих подъемно-транспортные операции вблизи расчетной рамы. Соответствующие рекомендации вы можете найти в нормах проектирования [6]. Рассмотрим, как определяют нагрузки на раму от мостовых кранов. При совместной работе двух кранов (рис.2.13, а), когда их тележки с Грузом расположены в непосредственной близости от колонны Кь большее давление Dmax будет передаваться на эту колонну (рис. 2.13 б, г)9 а на колонну Кг в этот, момент будет передаваться давление Эти давления определяют по линиям влияния опорных реакции (рис. 2.13^ #): Z) „ = 7 F- У- (2.28) max / ft /v i=l 88
п ^jnin ~~ V • (2,29) 1=1 В этих формулах max (F^^) — максимальное (минимальное) нор- мативное давление на колесо крана; yz — ордината линии влияния опор- ной реакции колонн; п — число колес всех кранов, передающих нагрузку на рассматриваемую колонну; у/ = 1,1. Коэффициенты сочетаний равны: при учете двух кранов с режимами работы 1К...6К \|яО,85, с режимами работы 7К...8К у=0,95; при учете че- тырех кранов с режимами работы 1К...6К у- 0,7, при режимах работы 7К...8К у=0,8; при учете одного крана у = 1. Наибольшее нормативное вертикальное давление одного колеса кра- HaFmax на той стороне, к которой приближена тележка с грузом, обычно приводят в стандартах на краны (см. табл. П3.1..Д13.3). При отсутствии таких данных, вы можете определить нормативное давление колеса крана по формуле (2.30) где Q — грузоподъемность крана; Gk—вес крана без крановой тележки; GT,— вес крановой тележки; Lcr — пролет крана; 1т\п — минимальное 89
расстояние от крюка крана до оси подкрановой балки; по — число колес на одной стороне крана. С противоположной стороны крана на одно колесо будет переда- ватьсядавленне FmiB, которое нетрудно найти из условия равновесия у+о - п0 F^ + По Fmin, или Р _P+G п (2.31) где G вес крана с тележкой (см. табл. ПЗ.З). ? с б > 80 т ^тм для разных колес может быть различным (см. рис.2.22). В этом случае обычно принимают среднее значение максималь- ных давлении колес /^^-(Лг+^уг и вычисляют по формуле (2.31) сред- нее значение минимальных давлений F^,n .При желании уточнить расчет, вы можете распределить минимальные давления пропорционально распре- делению максимальных, т.е /^>тзх); F2,min « F^(F2>max /Fw\ (2.32) В рамах с колоннами ступенчато-переменного сечения силы и mm прикладывают по оси подкрановой ветви, т.е. с эксцентриситетом по отношению к геометрической оси сечений нижнего (подкранового) уча- 2 г)ТВИе ЭТОГ° В РасчетиУю схему следует включить но- ч ^шах ^Лпах ек , (233) Mnin = Anin Cjt , (2.34) ^"^1^ max по отношению к цен- ^y тяжести сечения подкрановой части колонны, он примерно равен На колонны среднего ряда действуют вертикальные силы (Дй) от кранов, расположенных соответственно в левом и правом пролетах. При переносе этих сил на ось колонны следует учитывать направления возникающих моментов (рис. 2.14). F Расчетную горизонтальную силу на колонну от поперечного тормо- жения тележек кранов определяют по линии влияния опорной реакций тормозной балки, которая не будет отличаться от линии влияния опорной реакции подкрановой балки (см.рнс.2.13,в), но вместо вертикальных сил 90
Dlmax. Dlntax Рис. 2.14. Нагрузки на колонну от кранов, расположенных в соседних с колонной пролетах . &1тах {^2тах ^2тах 'Minwx F здрсь будут приложены горизон- тальные силы Т\п, приходящиеся на одно колесо мостового крана rmax = yf vX у,. (2.35) Для определения 7L нужно, тормозную силу поделить на число колес мостового крана с одной его стороны, полагая, что эта сила це- ликом передается на одну сторону кранового пути и распределяется поровну между всеми колесами на этой стороне крана. Тормозная сила, возникающая при разгоне тележки с гру- зом или при ее торможении, зависит от их массы и ускорения. Но, по- . скольку эта сила не может превысить силу трения между тормозными ко- лесами и рельсом, последнюю принимают за основу. Нагрузка может быть направлена как внутрь, так и наружу рассматриваемого пролета. Та- ким образом, нормативное значение горизонтальной силы, приходящей- ся на одно колесо с одной стороны крана, принимают равным (2.36) где р = 0,05 — для кранов с гибким подвесом груза и 3 = 0,1 — с жест- ким подвесом груза. Горизонтальные силы можно учитывать только в совокупности с вер- тикальными, так как горизонтальные силы не могут возникать при отсут- ствии кранов. От подвесных кранов нагрузка передается через подвесной крановый путь на ригель в виде сосредоточенных вертикальных и горизонтальных сил. Как правило, подвесной подкрановый путь выполняют по схеме не- разрезной балки и поэтому для подсчета Тординаты# следует брать с линий влияния реакций для неразрезной балки. В практических расчетах можно использовать решения для пятипролетной балки (табл. П5Л). При этом в расчет следует включать ординаты тех линий влияния (ROi Ri nnnR2), при которых получаются большие расчетные усилия Dmax. В качестве примеров на рис. 2.15 представлены схемы загружений Для однопролетных зданий, оборудованных мостовыми опорными и под- весными кранами. 91
Рис. 2.15. Схемы загружений крановой нагрузкой: а —опирание кранов на консоль колонны; б —то же, на подкрановую ветвь; в —подвеска кранов к стро- пильной конструкции 2.2.3. Статический расчет рамы При расчете рамы сквозной ригель заменяют эквивалентным по жест- кости сплошностенчатым, момент инерции которого можно определить по формуле EIr = Е (Afl z? + Ар zf) , (2.37) где Afj пА/2 — площади сечения нижнего и верхнего поясов фермы в редине пролета; zj и и?—расстояния от центра тяжести поясов до ней“ тральной оси фермы в сечении посередине пролета; ц — коэффициент, учитывающий уклон верхнего пояса и деформативность решетки фермы, принимаемый при уклоне верхнего пояса i = 1/8...1/10 Ц == 0,7; при i ~ =1:15 р - 0,8; при i - 0 р = 0,9. Если площади сечений поясов неизвестны/ то ^у 92
где Диад — максимальный изгибающий момент в середине пролета риге- ля как в простой балке от расчетной нагрузки (от собственного веса кон- струкций покрытия, включая нагрузку от подвесного оборудования, и снега); hr— высота фермы в середине пролета; 1,15—коэффициент, учитывающий отношение усредненной площади сечения поясов к пло- щади нижнего пояса. Осевая жесткость ригеля EAr~2EAf^> (2.39) где 2Af— площадь сечения поясов ферм. При расчете рам с колоннами ступенчато-переменного сечения из- гибную и осевую жесткости подкрановой части колонны можно прибли- женно определить по формулам: EIi ^E(R2j--2D^_ (2.40) .2 ’ (2.41) где R2 — опорная реакция ригеля от расчетной нагрузки (постоянной и снеговой); — расчетное давление на колонну от двух сближенных кранов. Для колонны среднего ряда Z>max принимают от двух кранов боль- шей грузоподъемности, сближенных в одном из смежных с колонной пролете; h„ — высота сечения нижнего участка колонны (расстояние от оси подкрановой ветви до наружной грани колонны крайнего ряда или расстояние между осями подкрановых ветвей для колонн средних рядов); к2—коэффициент, зависящий от шага колонн и их высоты—к2 = = 3,2.. .3,8 при шаге рам 12 м, к2 - 2,5...3,0 при шаге рам 6 м. Меньшие зна- чения к2 следует принимать при кранах с малой грузоподъемностью и при большой высоте колонн. По этим же формулам можно определять жесткости колонн постоян- ного сечения (см. рис. 2.8), принимая к2 = 2,2...2,5. Жесткости верхних (надкрановых) частей ступенчатых колонн <2-42> ЕА2 (2.43) Аг 93
где hv — ширина сечения верхнего участка колонны; А:/ — коэффициент, учитывающий фактическое неравенство площадей и радиусов инерции поперечных сечений верхней и нижней частей колонны. При шарнирном сопряжении ригелей с колоннами kj =1,8...2,0 для колонн крайних рядов, kj = 2,0...2,3 для колонн средних рядов. Прижестком сопряжении ригелей с колоннами kj = 1,2... 1,8. Меньшие значения принимают для кранов не- большой грузоподъемности. Жесткости условных горизонтальных стержней, объединяющих верхние и нижние участки колонн, задают на два-три порядка больше же- сткостей нижних участков колонн. Жесткости колонн зданий бескрановых и с подвесным крановым обо- рудованием, а также зданий с мостовыми кранами, опираемыми на под- крановые стойки, на этапе формирования исходных данных можно по- добрать, исходя из заданной при компоновке рамы высоты сечения ко- лонны, ориентируясь, например, на прокатные профили. Пользуясь сор- таментом, выбирают по заданной высоте сечения колонны профиль и устанавливают тем самым площадь и момент инерции сечения. Для статического расчета рамы без использования ЭВМ достаточно знать только соотношения моментов инерции элементов рамы. Эти соот- ношения можно принимать в пределах Л/Л = 5...10; Jr/Jn=2...6. В многопролетных зданиях отношения моментов инерции нижнего участка средней колонны Л? и верхнего ее участка Jvs к моментам инер- ции сечений соответствующих участков крайних колонн обычно состав- ляют: Лу /Л = 10...30 при одинаковом шаге внутренних и наружных ко- лонн; 20...60 —при шаге внутренних колонн вдвое большем, чем наруж- ных; Лу /Л = 1,5...3 при одинаковом шаге внутренних и наружных ко- лонн; 2,5...7 — при шаге внутренних колонн вдвое большем, чем наруж- ных. Дальнейший расчет вы можете выполнять, опираясь на известные ме- тоды строительной механики. При использовании метода перемещений опорные реакции стоек переменного сечения от единичных перемещении и от внешних нагрузок вы можете определять по формулам, приведен- ным в табл. П5.2...П5.4. При расчете рамы на нагрузки, приложенные к колоннам, если выпол- няется условие к > можно прини- 94
мать жесткость ригеля бесконечно большой. Это дает возможность пони- зить степень кинематической неопределимости рамы при ее расчете ме- тодом перемещений, принимая углы поворота сечении в местах сопряже- ния ригелей с колоннами, равными нулю. Так,' при расчете многопролетной рамы с одинаковой высотой пролетов достаточно нало- жить только одну связь, препятствующую линейному перемещению в уровне ригеля, и, следовательно, свести расчет к решению задачи с одним неизвестным. Все это позволяет приближенно оценить напряженно-де- формированное состояние каркаса на отдельные виды загружений, ис- пользуя лишь микрокалькулятор. Однако, учитывая необходимость вы- полнения раздельных расчетов по многим видам загружений, вычисли- тельные процедуры очень трудоемки. С этих позг IIUI й целесообразно вы- поднять статические расчеты на ЭВМ по разработанным для этих целей программным комплексам (Лира, Парус, Космос, Астра, Экспресс, Рама и др.) В большинстве из них реализован алгоритм метода перемещений с учетом, наряду с изгибными, еще и продольных деформаций стержней. Такая модель дает существенные уточнения для схем с сосредоточенны- ми узловыми нагрузками, направленными вдоль стержней с малой осевой жесткостью. Роль проектировщика при выполнении статических расчетов на ЭВМ несколько снижается. Центр тяжести в решении смещается на оценку расчетной схемы и правильное выполнение формальных процедур по со- ставлению исходной информации. Все. вычисления возлагаются на ЭВМ с полным доверием к результатам. Однако, ввиду возможных ошибок и неточностей в задании исходной информации, расшифровке данных и др., выданные результаты могут быть ошибочными. Указанные обстоя- тельства требуют повышенного внимания на анализ решений, их соответ- ствия расчетной схеме по нагрузкам и условиям закрепления, по характе- ру эпюр, по условиям равновесия всей системы в целом и выделенных из системы отдельных частей. Все, что мы с вами обсудили, касалось расчета плоских рам. На самом деле поперечные рамы каркаса связаны диском покрытия, продольными связями по нижним поясам ферм, другими элементами (например, тормоз- ными конструкциями в крановых зданиях) и не являются свободными. При нагружении всех рам, например при действии ветровых нагру- зок, горизонтальные перемещения рам одинаковы и их совместная работа не проявляется. Если же нагрузка приложена к отдельным рамам, напри- мер крановая, соседние менее нагруженные рамы за счет имеющихся свя- зей также включаются в работу и сдерживают перемещения рассматри- ваемой рамы, т.е. возникает эффект пространственной работы каркаса. 95
Учет этого фактора позволяет снизить моменты в нижних сечениях колонн и уменьшить горизонтальные перемещения каркаса стоо^ТТ ВЬШ0Л“ на ЭВМ ПРИ использовании протрамм, по- как епин™ конечного элемента, вы можете рассмотреть каркас хапактепистггеи^ТРаН“ТВеНН^Ю стеРжневУю систему и, введя жесткостиые венной пабптг С^3еИ’ ПОЛУЩПЪ результаты расчета с учетом пространст- ннои работы. При этом достаточно рассмотреть блок из 5...7 рам. нием тотоамм МеТ°Д0М пеРемещен™ вручную или с использова- венноКо^; ПОС1роенньи на ^ове этого метода, учет простраист- ентя п аркаса может быть выполнен путем введения коэффици- Раб0ЛЛ Он ™«вает, насколько перемеще- ния плоской °Тающ®и в пространственном блоке Д?г, меньше перемеще- жесткости диска^гюкп^ Т 6 а^~^рг Этот-коэффициент зависит от других параметпопКрЫТИЯ’ колонн> связей, шага рам, высоты здания и других параметров и определяется по методике, итоженной в [2]. 2.2.4. Определение расчетных сочетаний усилий Данный вопрос был рассмотвен я 3“ (”32да наиболее НеблагопХ^иТота^н^0™ ВЫП0ЛНЯТЬСЯ с Учетом усилий. Эти сочетания устяня»™» И иагрузок и им соответствующих риантов одновременного действия тХп°СИ°Ве анализа возможных ва- ческий расчет рамы производят отдХХХ? НМ*>3<Ж- Я™ э™0 стата' ветровую и др.) или на группу ват^ ДУЮ На1РУЗку (снеговую- изолированно одна от другой к”°Рые не могУт действовать стен, подкрановых балок и^р ^Пользу™™ КОНСЧ’УКПИЙ покрытия, дат для каждого расчетного се„“ уясьданными такого расчета, нахо- которая создаст наиболее неблагпп^^ СВ0Ю комбинацию нагрузок, ния. Усилия в раме определя™Т1е УСЛОВИЯ Раб°™ этого сече~ ШИМ из ожидаемых за весь пепиоп 4CTHWHarpy3KaM’т,е'по наи6оль' ность одновременной реализаций Н°’ ПОСКОЛЬКУ ВФ1ЮЖГ' мала и зависит от количестпя аи0олыШ1Х значений у всех нагрузок грузок, вводят коэффициент соч^“^Ноучитываемых временных на- Нормамипредусмотреныдаав^Т’ МвНЬШИЙ сочетание. основных сочетаний и одно особой * Основное сочетание с одм * ет одновременно учитывать все Х к^>а^1Ко^Рел,еююй нагрузкой допуск*" 96 елостоянные, все временные даительныея т
одну кратковременную нагрузку, причем всё эти нагрузки можно прини- мать без снижения1, т.е. с коэффициентом сочетаний v = 1. • Основное сочетание с-двумя и более кратковременными нагрузка- ми позволяет одновременно учитывать любые нагрузки, кроме особых. При этом временные длительные принимают с коэффициентом сочета- ний vy = 0,95, а кратковременные — с у =0,9. • В особых сочетаниях можно учитывать постоянные, временные длительные с у= 0,95, кратковременные с у = 0,8 и одну особую с у = 1. Для расчета колонны расчетные усилия определяют для всех харак- терных сечений элементов рамы, в которых ожидаются наибольшие уси- лия. В каждом таком сечении вначале определяют комбинацию нагрузок, которая дает наибольший положительный изгибающий момент Afmax и со- ответствующую этой комбинации нормальную силу При этом анали- зируют все возможные варианты загружений с отвечающими им коэффи- циентами сочетаний. Затем определяют наибольший по величине отрица- тельный момент Mnin при соответствующей нормальной силе. И нако- нец,— наибольшую нормальную силу при соответствующих (положительном и отрицательном) изгибающих моментах. Таким обра- зом, для каждого расчетного сечения имеем следующие группы усилий: ^"-^тах > -Мд’щ/л Ns, | N | max ? +M; I max t M . (2.44) Элемент конструкции, например верхняя часть ступенчатой колонны, может включать несколько расчетных сечений (обычно два). Анализируя все возможные комбинации моментов и нормальных усилий в этом эле- менте, можно отсеять те из них, которые явно не представляют опасно- сти, т.е. имеют меньшие, чем в других значения как моментов, так и нор- мальных сил. После этого по одной из оставшихся комбинаций подбира- ют сечение элемента конструкции, а на все остальные проверяют его. Для расчета анкерных болтов в нижнем сечении колонны, у узла со- пряжения базы колонны с фундаментом, составляют дополнительную комбинацию усилий, способных создать растяжение в фундаментных болтах (обычно это сочетание постоянной и ветровой нагрузок). Если по- стоянная нагрузка разгружает анкерные болты, то ее следует принимать с коэффициентом уу ~ 0,9. Для проверки упоров на срез для этого же сечения следует составлять комбинацию, соответствующую максимальной поперечной силе i g| Эту же комбинацию используют для расчета решетки сквозной или про- верки прочности стенки сплошной колонны. Для расчета стропильной фермы при ее жестком сопряжении с ко- лонной следует найти наибольший опорный момент при сочетании по- 4. э-221 97
стоянкой и снеговой нагрузки с другими нагрузками. Найдя такой мо- мент на одной стороне фермы, нужно определить величину опорного мо- мента на другой ее стороне при этой же комбинации нагрузок. Для про- верки нижнего пояса фермы на сжатие необходимо оценить комбинацию нагрузок, способных привести к появлению в крайней панели нижнего пояса сжимающих усилий. При машинном расчете алгоритм выбора расчетных сочетаний уси- лий (РСУ) задают в виде графа. Такой 1раф представляет собой совокуп- ность дуг, соединенных между собой в вершинах графа. Каждая дуга обо- значает отдельное загружение или его отсутствие (нулевая дуга). После- довательность дуг (цепь) от начальной точки до конечной определяет од- ну возможную комбинацию нагрузок. Если две или несколько нагрузок не могут действовать одновременно, то они должны быть представлены параллельными дугами. На рис.2.16 показан граф для однопролетного здания, оборудованного мостовыми кранами. Надписи на дугах приведе- ны для наглядности. Вместо них указывают порядковые номера нагрузок и коэффициенты сочетаний. В машину граф вводят в форме матрицы, приемы заполнения которой оговаривают в сопроводительной докумен- тации на программу. В некоторых программных комплексах граф сочета- ний встроен в тело программы, что лишает пользователя возможности от- ражать изменения в нормах проектирования, появившиеся после разра- ботки данной версии программы. Обратите внимание на возможную неточность выполненных расче- тов, соответствующую изначально заданным жесткостным характери- стикам элементов рамы, которые могут не соответствовать фактическим Ряс. 2.16. Граф сочетаний нагрузок 98
значениям. Поэтому после подбора сечений элементов рамы не забудьте определить их жесткости и сравнить их с заданными. Если различие же- сткостей составит более 30%, что примерно соответствует 3..5% разли- чия напряжений, то примите найденные жесткости за исходные, повто- рите статические расчеты рамы и выберите новые комбинации расчетных усилий. Пример 2.5. Определить усилия в элементах поперечной рамы бескранового здания. Исходные данные: длина здания— 72 м; пролет— 18 м; шаг колонн — 6 м; отметка низа стропильной фермы — 8,4 м; район строительства г. Красноярск; тип местности В. Примем в качестве несущих конструкций покрытия типовые стропильные фермы по- ниженной высоты (hro =2250 мм) с параллельными поясами, кровлю — двухскатной с укло- ном 1,5%, утеплитель — жесткие минераловатные плиты (/=150 мм, у = 2 кН/м3); несущие конструкции кровли — профилированный стальной лист Н60-845-0,8, уложенный по про- гонам из прокатных швеллеров (рис. 2.17, табл. 2.1). Стеновые ограждения — трехслойные стеновые панели с металлическими обшивками из профилированного листа Н44-1000-0,7. Утеплитель — минераловатные плиты с / = 100 мм и у — 1,25 кН/м3. Стеновые панели кре- пятся к колоннам с помощью ригелей (рис. 2.17, табл. 2.2), колонны предварительно назна- чены из прокатных двутавров 40Ш1. Отметка подошвы опорной плиты колонны — 0,150 м. Привязка к продольным разбивочным осям нулевая. Компоновочная и расчетная схемы поперечной рамы представлены соответственно на рис.2.18, а и б. Значения всех размеров либо приняты по исходным данным, либо вычисле- ны в соответствии с п. 2.1.3. В расчетных схемах колонны представлены стержнями, проходящими через центры тяжести сечений, ригель — стержнем, проходящим на уровне нижнего пояса стропильной фермы. Сопряжения ригеля с колоннами принято шарнирным с эксцентриситетом ег= 16 мм по отношению к геометрической оси колонны, а колонн с фундаментами — жестким (рис. 2.18, б). При численной реализации на ПЭВМ использовалась схема (рис. 2.18, в), аде- кватность перехода от схемы «б» к «в» обеспечивалась введением в узлах 7 и 8 моментов, 11,700 Вне. 2Л7. К примеру 2.5 99
Таблица 2.1. Нагрузка на ригель от веса конструкций покрытия н кровли Состав кровли и конструкция : ? - покрытия Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная на- грузка, кН/м2 Защитный слой гравия, втоп- ленного в бцтумную мастику 5 = 10 мм 0,21 \ 1,3 • 0,273 Гидроизоляционный ковер ' 0,16 1,3 0,208 из четырех слоев рубероида Утеплитель толщиной 150 0,3 1,3 0,390 мм из минераловатных плит у = г кн/м3 Пароизоляция (один слой ру- бероида) 0,04 1,3 0,052 Стальной профилированный настил Н60-845-0,8 0,105 1,05 0,110 Прогоны [ 22 0,07 1,05 0,074 Ферма, связи (0,37 + 0,05) = 0,42 1,05 0,441 J равных произведению опорных реакций ригеля на эксцентриситеты. В расчетной схеме произведена разбивка каждой колонны на три отдельных элемента. Цифрами обозначены узлы элементов, цифрами в кружках—сами элементы, а цифрами в прямоугольни- ках —типы жесткостей. Все данные по геометрическим и жесткостным параметрам, а так- же по нагрузкам сведены в табл. 2.3. Рис. 2.15. Компоновочная * расчетная схемы рамы 100
Таблица 2.2. Нагрузки от веса .стенового, ограждения |-> Состав стенового ограждения - , 1 1 ; Нормативная нагрузка, кН/м2 Коэффициент надежности, ио нагрузке Расчетная, на- грузка, кН/м2 Трехслойные стеновые .панели: * - два профилированных листа | НС444000-0.7 0,166 1,05 0,174 ! минераловатные плиты толщиной 100е мм, у = 1,25 кН/м3 0,125 1,05 0,150 Ригели 0,065 1,05 0,068 Итого 0,356 0,392 Таблица 2.3. Исходные данные к расчетной схеме примеря 2.5 j Показатели Расчетные значения ; Пролет рамы Д м 18,0 | Длина колонны Н, м 8,55 ! Отметка низа ригеля Но, м 8,4 j Изгиблые и продольные жесткости колонн и ригеля: [ £Г/, кН-м2 7,08*10* £а/, кН 252,14’10* Е1г, кНм2 8,47-Ю5 ЕАГ, кН 6,69405 । Постоянная нагрузка на ригель q, иТУи 9,288 J Момент от постоянной нагрузки на ригель в виду эксцентричного 1,34 (соединения ригеля с колонной (рис. 2.18, б) М%, кН*м j Вес нижней части колонны и нижнего участка стены (без учета ве- 12,40 Jca цокольной панели) ф, кН ’ Момент от веса нижнего участка стены Mgu кН-м -3,76 ; Вес верхней части колонный верхнего участка стены <?2, кН 21,92 | Момент от веса верхнего участка стены Mg2, кН-м —8,08 j Снеговая нагрузка на ригель р, кН/м 12,60 I Момент от снеговой нагрузки на ригель, Мр, кН*м 1,81 j Ветровая нагрузка: 1,366 j j распределенная на колонну с подветренной стороны • то же, с заветренной стороны qeq, кН/м 0,9 сосредоточенная вдоль ригеля с подветренной стороны W, кН | -5,41 то же. с заветренной стороны JF, кН j -3,58 1 Пояснения к табл. 2.3. Жесткости колонн вычислены по геометрическим харакгери- стокам для I 40Ш1: Elj=2,06-10*-34360=7,08 -108 кН-см2 - 7,0810* кН-м2, £4/- 2,06-10*122,4- 252,14-10* кН. Жесткости ригеля по формулам (2.38, 2.39): Е1Г = 1,15^4; 2RV 101
’ _(g+p)Z2 _(9,288 + 12,6)-18г _ ^max q o 847,5 KruM 5 8 о 2,06*104 *847,5-Ю2-2,25-102*l,15’0,9 o • 9 „ 2 o,„.a5 tt2 - —---------------------!--------------- 8,47-109 кН-cm2 = 8,47-Ю5 кН-м2; 2-24 . 4EIr 4-8,47-Ю5 „ ’— — = 6 69 • Ю5 кН. A2 2,252 Для ригеля принята сталь С245 с Ry -24 кН/см2. Постоянная нагрузка: (рис.2.19, а) ’ q = qo В = 1,548 6 = 9,288 кН/м; Л/ =—е = . 9 2 9 288 * 18 = "— -----0,016 = 134 кНм, здесь ег — эксцентриситет опирания стропильной фермы по «£г ОСИ колонны <™- Рис- 2.18, б), (7/ = 0,392-6(8,55/2— ото 12’4°/Н’ здесь °>392 —вес 1 м2 стенового ограждения (см. табл. 2.2), * ’ > > грузовая площадь (площадь стенового ограждения для нижней части за вычетом участка цокольной панели и заглубления базы); 8,2 кН — расчетная нагрузка отве- са колонны, Ms^Gj el = 0,392 -6(8,55/2-0,75)0,454 = 3,76 кН-м; G? - вес нижней части стенового ограждения, е/— эксцентриситет (см. рис. 2.17), G2=0,392 6(8 55/2+3 3)+8,2 /2 = =21,92 кН, Mg2^ G2 е2 = 0,392 6(8,55/2+3,3)0,454 « 8,08 кН м Снеговая нагрузка [см. рис. 2.19, б и формулу (2.20)]: Рис. 2.19. Результаты статических расчетов рамы (к примеру 2.5) 102
Р = sopyfB = 1,544,4 *6 = 12,6 кН/м, Мр = ^-^0,016 = 1,81 кН-м. Ветровая нагрузка [см. рис. 2.19, в и формулы (2.21)v.(2.27)]: qeq =Wo ksqceyf В ~ =0,38-0,5350,84,46 = 1;366 кН/м, q€q = wakeqce3 у/Я=0,38-0,535 0,534,4-6 = 0,9‘кН/м, здесь keq - 0,535 принято по табл. П4.6 при Н~НО- 8,4 м; се3 ~ -0,53 — по табл. П4.5 при Ъ/1 = =72/18>2,а =0и Ы=11,7/18=0,65, Wi--wokmbHoceyfB^0,38(0,643/2)-(11,7-8,4)0,8 1,4-6= = 5,41 кН, здесь кт =0,643 -^усредненное значение к на участке стенового ограждения вы- ше отметки Но = 8,4 м, WA- ^1Се3/се= 5,41-0,53/0,8 = 3,58 кН. Данные, приведенные на рис. 2.18 и в табл.2.3, позволяют выполнить статический рас- четрамы на ЭВМ. Некоторые результаты такого расчета представлены в табл.2.4, эпюры из- гибающих моментов показаны на рис.2.19. В табл.2.5 сведены данные для выбора расчет- ных усилий в колонне. Таблица 2.4 Расчетные усилия раздельно по каждому виду загружения к примеру 2.5 Элементы Вид усилия * Усилия от нагрузки, кН, кН-м постоянной снеговой ветровой слева справа < 1 1 2 3 4 ЬЗ (1) м 1,344 -0,893 ' 82,040 -77,650 N -116,1 -111,0 0 ' 0 Q 1,385 -0,316 15,430 -12,930 м -2,604 0,008 43,600 -44,460 N -116,1 -111,0 0 , 0 . 3-5 (2) И 1,156 0,008 43,600 -44,460 N -103,7 -111,0 0 0 М -2,792 0,909 16,250 -18,570 N -103,7 -Ш,0 0 0 5-7 (3) М 5,288 0,909 16,250 -18,570 N -81,79 -Ш,0 0 0 М 1,340 1,810 0 0 1 N -81,79 -111,0 0 0 Пример 2.6. Скомпоновать поперечную раму одноэтажного однопролетного здания, оборудованного двумя мостовыми опорными кранами грузоподъемностью 10 т, и опреде- лить расчетные усилия в элементах рамы. Исходные данные: длина здания—72 м; про- лет—18 м; шаг колонн — 6 м; отметка головки кранового рельса — 7,8 м; район строи- тельства г. Красноярск; тип местности —В; режим работы крана — 5К. Конструкция кровли, несущие конструкции покрытия, стеновые ограждения, конст- руктивная схема приняты по данным примера 2.5. Компоновка рамы (рис. 2.20, л, б). Ввиду того, что здание оборудовано мостовыми кранами сравнительно небольшой грузоподъемности (10 т), примем колонны постоянного по всей высоте сечения с подкрановыми консолями. Размеры по вертикали. По формуле (2.6) Н? ~ Т1СГ~^ с +100 = 1900+200+100= 2200 мм (кратно 200 мм), Нсг =1900 мм (табл. ПЗ.З), с = 200 мм при L = 18,0 м. По формуле (2.7) Н0—Н2+Н1 =2200+7800=10000 мм, здесь Н}~ 7800 мм по заданию (отметка ГКР). Принима- 103
Таблица 2.5. Расчетные усилия при невыгодных сочетаниях нагрузок к примеру 2.5 Расчетные усилия Сечение (элемент) - •п, Ь' Л/, кН*м N, кН см 3,15 -192,79 ’’t сМ Os •см Os vH 1 сП • — - < • - Р in, in » М, кНм N, кН СП' OS г-Ч 00 1 •П см -13,28 -81,79 СМ' г-* 6,2 -214,7 г"М os А оо » см сп СП 20,73 -181,69 см -10,61 -181,69 СП см" о> 40 п оо 1 СП сГ см СМ -10,61 -181,69 V) i сн ю М, кН м N, кН сп л 13,46 -103,7 -21,36 -103,7 СП 13,46 -103,7 см Р"Ч »л | OS 1 SO | ©1 *Л ——i <м 1 СП I ОО 1 СМ В 1 в 12,65 -203,6 тГ см -18,69 -203,6 СП' см" рмЧ 12,65 -203,6 СМ 45 СП О сМ 1 Os so 00 1 б? 1 еп, m М, кН м N, кН гп^ 44,76 -103,7 -43,30 -103,7 СМ' 1,16 -214,7 тГ -43,3 -103,7 СП см п <*? о <м о” см -38,85 -203,6 СП' см л 40,4 -203,6 см •S -38,85 -203,6 3 en М, кН м N, кН сп 41,0 -116,1 -47,06 -116,1 41,0 -116,1 СМ СМ см 1 40 СП см" О' so" сч 1 Т1- SO МЭ" сп см 01 г—Ч -42,61 -216,0 СПл см л 0*9lZ“ W‘9E 1 ем г» о so" Г4 । 40 5 1 3 ЛГ, кИ-м N, кН б, кН СП см 00 Ю п 40 гН ^4 V оо с»у со v> •П 1 *7 СП 40 1 <м р-4 0,45 -227,1 1,07 Ш in 1 so Г—ч к СП so СП •l см «ч 04 04 о че см 1 оо сп~ см -69,34 -216,0 -10,54 СП ем 74,38 -216,0 14,99 М" см in o' 1 о 40 CM 1 СП Os SO 1 в элементах колонны 9Ы <хвш^+ J IMnaxk +м 1 й £ 1 J £ + и Г"ч li Э- OS X Расчетные усилия для расчета фундаментных (анкерных) болтов: кН, Л/,=83,14 кНм при загружениях 1,3 с коэффициентом надежности по нагрузке для постоянной нагрузки vO,9 (множитель 0,9/1,1)
13,500 Рис, 2.20. Компоновочные и расчетные схемы к примеру 2.6 ем Но = 10200 мм (кратно 600 мм), при этом Hj = Но—Н2 = 10200—2200 = 8000 мм. Задавая отметку заглубления опорной базы колонны, равной 0,150 м, по (2.9) определим полную длину колонны Н=Hi+Нг+Нъ = 10200 +150 = 10350 мм. Длину верхнего (Яу—расстояние от верхней грани консоли до низа фермы) и нижнего участков колонн определим по (2.10): Hv ~H2+hb +hrs = 2200+700+120 = 3020 мм, Н„ =H-HV - 10350 -3020 = 7330 мм, здесь hb = ~ 700мм — высотаподкрановой балки (l/8...1/10)fo; hrs —120 мм Для КР70 (табл. П3.4), Обозначим расстояния между центром тяжести сечения консоли и другими точками: Я/ - Hv + /2 = 3020 +200= 3220 мм, Я„*=Нп - hc /2 = 7330 - 200=7130 мм, где Лс=400 мм (I 40К2). Размеры по горизонтали. Привязку примем нулевую. В качестве стержня колонны пред- варительно примем 145Ш1 свысотойсечения Л=440 мм>1/25Н, (1Z25) 10350=414мм. При этом по (2,12) Li=Bj+(h-a) + 75 мм = 230 +440—0+75 = 745 мм, здесь В/ = 230 мм (табл. ПЗ.З). Принимаем Lj — 750 мм, ЪСг — L—ILi — 18000 — 2 • 750 — 16500 мм. Расчетную схему сформируем на основе конструктивной схемы (рис. 2.20, а). Сопря- жение колонн с фундаментами—жесткое; опирание стропильной фермы на колон- ны — Шарнирное без эксцентриситета: В расчетной схеме колонны и подкрановая консоль представлены стержнями, проходящими через центры тяжести сечений, ригель — стерж- нем, проходящим на уровне нижнего пояса стропильной фермы. На рис. 2.20, о, г представлены расчетные схемы с разбивкой на отдельные элементы с принятой нумерацией узлов, стержней и типов сечений. Узлы 3,4 соответствуют серединам нижних участков колонн, узлы 9,10 расположены на уровне верхних поясов подкрановых балок. Все данные по геометрическим, жесткостным параметрам и нагрузкам сведены в табл. 2.6. Комментарии к этой таблице соответствуют пояснениям к табл. 23. 105
Таблица 2.6. Исходные данные к расчетной схеме примера 2.6 ...... Показатели . . ; Расчетные значения Пролет рамы Л, м - + . 18,00 Длина Колонны Л, м 10,35 Длина нижней части колонны Нп, м 7,33 Длина верхней части колонны Hv, м 3,02 Отметка верха головки кранового рельса Н\, м 8,00 Отметка низа ригеля Но = Hi + Н2, м 10,20 Привязка крана к координатной оси Lt, м 0,75 Длина участка 5-6 (7-8) на рис. 2.20 в, г, м 0,53 Изгибные и продольные жесткости колонн и ригеля и консолей: - EIh кНм2 (145Ш1, СТОАСЧМ 20-93,1х=56072 см4, А=157,38 см2) 11,55-104 ЕАЪ кН 324,2-104 Е1г, кН м2 8,47-105 ЕАГ, кН 6,69-105 Е1с, кНм2 (140К2, ГОСТ 26020-83,1х=64140см4, Л-210,96 см2) 13,21 • 104 ЕАс; кН 434,6-104 Постоянная нагрузка на ригель' q, кН/м 9,288 Вес нижней части колонны и верхнего участка стены (без учета 24,25 веса цокольной панели) Gy, кН Момент от веса нижнего участка стены Mgi, кН-м 7,11 Вес верхней части колонны и верхнего участка стены G2, кН 19,16 Момент от веса верхнего участка стены Mg2, кН м 7,10 Вес подкрановых конструкций G3, кН 18,66 Снеговая нагрузка на ригель р, кН/м 12,60 Максимальное давление кранов Umax, кН 174,85 Минимальное давление кранов Дшл, кН 61,71 Поперечная тормозная сила Т, кН 6,377 Ветровая нагрузка: • распределенная на колонну с под ветренной стороны qeq, кН/м 1,44 то же, с заветренной стороны qeq, kHJm 0,99 сосредоточенная вдоль ригеля с подветренной стороны W, кН 5,81 то же, с заветренной стороны W, кН 3,99 Нагрузки на элементы рамы. Постоянная (рис. 2.21, a): q = 9,288 кН/м, G;=0,392-6(7,13-0,75)+1>235-1,05-7,13 - —24,25 кН, здесь 1,235 кН/м — вес 1 м длины 1451Н1,1,05 — коэффициент надежности по нагрузке Mgi=Gi*ej ~ 15,00,474 = 7,11 кН-м. 392-6(13,5-7,13) +1,235 • 1,05(10,35- -7,13) = 19,16 кН; Mg2=G2*е2 = 14,98-0,474 = 7,10 кН-м. Нагрузки от подкрановых конструкций G3 при весе 1 м длины подкрановой балки 2,433 кН/м (по проекту-аналогу) и подкранового рельса 0,528 кН/м (табл. П3.4 для КР70) G3 ^=(2,433+0,528)1,05-6 = 18,66 кН. Снеговая (рис. 2.21, 0 р — 12,6 кН/м. 106
в) Рис. 2.21. Схемы нагрузок н результаты статических расчетов к примеру 2.6 Нагрузки от кранов (см.рис. 2.21, в,г ирис. 2.22). Вертикальные от двух сближенных у • расчетной колонны кранов Dmax = W Ямх S yt =0,85-1,1-85(1+0,267+0,833+0,1(Ю>174,85 кН; Anin =W^nin S У> = 0,85-1,1-30(1+0,267+0,833+0,1СЮ)= 61,71 кН. Горизонтальные Г =^-0,05^—^^^= 0,85-1,1-0,05(100+24)72(1+0,267+0,833+0,100) = 6,377 кН, здесь Fm^ 85 кН; Лп» = (^+<?У2-Лмх =(100+130)72-85 = 30 кН; G ® 130 кН, G? = 24 кН (см. табл. ПЗ.З). _ Ветровая (рис. 2.21, 0) If & =0,38-0,566-0,8-1,4-6—1,44 кН/м, qcq ~ =0,38-0,566-0,55-1,4-6 = 0,99 кН/м, W = 0,38 °7™* °-?-4(1 33 -1 0,2) • 0,8 • 1,4 • 6 = 5,81 кН, 4* ~^Чз 7ce=5,81-0,55/0,8=3,99кН,здесь^?-0,566 по табл. П4.6приН-Но = 10,2м; сг3= =г0,55потабл.П4.51фиб7/>2,Л//7= 13,5/18=0,75; £=0,724— на отметке верха парапетной стенки (Н = 13,5 м), £=0,654—то же, ригеля (Н =10,2 м). Статический расчет. Аналогично примеру 2.5 следует выполнить расчеты рамы на каждый вид загружения и по ним опреде- лить расчетные усилия, соответстэую- 1цие наиболее неблагоприятным сочета- ниям нагрузок. Результаты расчетов све- дены в табл. 2.7 и 2.8. Пример 2.7. Скомпоновать попе- речную раму и определить расчетные усилия в колоннах. Исходные данные: длина здания—96 м; пролет—24 м; Рис. 2.22. Нагрузки от {фанов к примеру 2.6 107
Таблица 2.7. Расчетные усилия раздельно по каждому виду загружения к примеру 2.6 Элементы Вид усилия Усилия от нагрузки, кН, кН'М посто- янной снего- вой. крановой верти- кальной 2)ю„ на колонну крановой гори- зонтальной Т на колонну ветровой левую правую левую правую слева справа 1 2 3 4 5 - 6 7 8 1 - 3 М — 8,1 -51,9 ±29,2 &22,0 118,9 -109,4 N -143,6 -110,6 -174,8 -61,7 — — — — Q 0,3 ’—*• -8,2 -8,2 ±4,3 &2,1 18,9 -16,1 м -2,5 — 37,2 -22,7 ±14,1 &14,4 60,5 -61,9 N -143,6 -110,6 -174,8 -61,7 — — 3 - 5 М 4,6 — 37,2 -22,7 ±14,1 *14,4 60,5 -61,9 N -119,4 -110,6 -174,8 -61,7 — — — М 3,7 — 66,4 М &1,1 &6,8 20,5 -23,7 N -119,4 -110,6 -174,8 -61,7 — — ' —- » — 5 - 9 М -6,2 — -26,3 -26,3 &1,1 &6,8 20,5 -23,7 4 N -100,7 -110,6 — — — М -6,5 — -19,0 -19,0 &4,9 &4,9 13,2 -16,0 N -100,7 -110,6 — — — — — 9 - И М 0,6 — -19,0 -19,0 &4,9 &4,9 13,2 -Koi N -81,5 -110,6 — —— — — _ 1 М 0 — — — — N -81,5 -110,6 — — — 5 - 6 М 9,9 — 92,7 32,7 — — 1 — 1 £) 2- 18,7 174,8 61,7 — — _ -> лрдаемностью80/20т с^и^°ВНМИ опо₽НЬМИ кранами грузо- район строительст г.Кр^нояД; 1фаиового 10 * ТЫ по данным примеров 2.5, 2.6 со cnenv™SJ^ В‘ покрытия и стен приня- лонн предусмотрены стойки фахверка-^ме^сп^^^^^' По ЛР°Д°ЛМ1ЫМ Р®ам ко~ шстедтае прогоны с пролетом 12 м? ф^,мы nom^S?.^0roB0B '7Р‘"ппь! таловые ре- мами с hro - 3150 мм. т F киженнои высоты заменены типовыми фер- Компоновка рамы. ’ =41 4200(SS МО0)1к2 =-"+с +100 = 3700+300+100 “ мм; Я»=Я; +Н> = 1000044200= 142«Гмм 37°° ““ (табя- ГО'3)> с " 3°° мм. =+А» + =4200+1659+150 - «М» КР 100 с Л„ = 15^TZXл;™Го79Т5“;9’4?ЕН;ПОДКраН°ВЫЙРе,1ЬС Длина нижней (подарановой)™™,™^^® 89105 яг/м П3.4). =^000мм.Ориевгаравгао1П>Янтоэ^к™^^Й"=1Я<’+ ffi -Я. = 14400+600-6000 = Я = Н„ +HV = 9000 +6000 = ISOOolX е0азы ^“бООмм-Полнаядяинакоиовны Высота фермы на опоре —3150 мм. Отаегеа - РвИ.^ыЛогЧрЮОЙВ«и«[ем.ф0рмулы^ и'°^"еП10И с«нки-18,2 м. мм >1/12 В,; L^B!+(h, - q)+75 = №(5<№ndz^Принимаем «=250 мм;Л,-ЯЮ ( 0)+75 725 мм. Принимаем L] ~ 750 Ю* 108
Расчетные усилил для расчета фундаментных (анкерных) болтов: №*,=-173,0 кН, Mt~ -172,7 кНм при загруженных 1,4,5,8 с коэффициентом надежно- сти по нагрузке для постоянной нагрузки туа0,9 (множитель 0,9/1,1)
Рис. 2.23. Компоновочные (а) и расчетные (в) схемы к примеру 2.7 (кратно 250 мм). При этом ширина нижней части ко- лонны hn =L] +а = 750+250 = 1000 мм >42qH. Про- лет крана£сг =L-2Lj =24000 -1500 - 22500мм. Компоновочная и расчетная схема приведены на рис. 2.23. В расчетной схеме сопряжения колонн с фундаментами и колонн с ригелем приняты жест- кими. Нагрузки на раму. Постоянная (рис. 2.24, а). За счет использования более тяжелых стропильных ферм и прогонов увеличилась расчетная нагрузка от конструкций покрытия qo ~ 1,684 кН/м2. При этом интенсивность распределенной нагрузки на ригель составит q=q0 В = 1,684 • 12 = 20,208 кН/м. Стено- вые ограждения остались такими же, как и в примере 2.5. Отличия в передаваемых на колонны сил объяс- няются лишь изменениями в размерах грузовых пло- щадей и весом частей колонн. Ориентировочно при- нят вес колонны в соответствии с рекомендациями табл. П4.1. <7Л = О,38- 12- 12 = 54,72 кН (Gv = 13,68 кН, бд—41,04 кН); О;=0,392(8,4-0,6)6+41,04- 1,05 ==18,35+43,1 = 61,45 кН; = <7;%/ = 18,35- 0,754 = =13,84 кН- м; <72 = 0,392(18,2-8,4)6+13,68- 1,05 = =23,05+14,36 = 37,41 KH;Mg2 =G2'£2=23,05 • 0,504 ГП+ГТП i IT’ I ШТйЩ 141,8 -305,8 Рис* 2.24. Нагрузки и результаты статических расчетов к примеру 2.7 110
Рис, 2.25. Схема передача нагрузок от вось- мнкапсовых кранов = 114,7 кН; = 121,3 кН; 1)^ = =11,62 кН-м; Gj = 39,42-1,05 + 0,8905х х 12 1,05 = 52,61 кН; Mg3 = G3e3 = = 52,61-0,5 = 26,31 кНм. ; Нагрузка от снега (рис. 2.24, б ). р = В = 1,5-1,4-12 = 25,2 кН-м. Нагрузка от кранов (рис. 2.24, в, г). Вертикальная по (2.28)...(2.34) с ис- пользованием схемы крана (рис. к табл, ЛЗ.З) и рис. 2.25. ДпИ = 1,1-0,85[347х х(0,679+0,754+0,562+0,487)+367(0,242+ +0,317+1+0,925)] = 1657,63 кН; = =Лтад е3 = 1657,63 0,5 = 828,82 кН-М. При ~ 118 кН Ддтц =1,1 0,85(114,7(0,679+0,754+0,562+0,487)+121,3(0,242+0,317+1+0,925)] = 547,9 кН; = =D^ е3 = 547,9-0,5 = 273,95 кНм. Горизонтальная по (2.35): = ур-у-Тьт?. У; = 1,ГО,85-14,125(1+0,925+ +0,562+0,487+0,242+0,317+0,679+0,754)=65,59кН,где 7*=0,05(800+330)74= 14,125 кН. Ветровые нагрузки (рис. 2.24, Э). При// =Н0 = 14400 мм по табл. П4.6 0,632. В со- ответствии с формулами (2.21)...(2.24) получим: qeq =wo -с ур-В — 0,38-0,632 0,8-1,4-6 = , =1,614 кН/м; qcq= wo keq cc3 ypB =0,38 0,632-0,55 1,4-6 = 1,110 кН/м, здесь по табл. П4.5 при Ъ/1>2 и h}/l =0,758, се3 = 0,55. Кроме распределенной нагрузки по длине колонны к расчетной схеме в узлах 11, 12 следует приложить сосредоточенные нагрузки с участков стенового ограждения (грузовые площади стоек фахверка), а также нагрузки, собранные с грузовой площади (3,8x12 м), на- ходящейся выше отметки ригеля W = 1,614 • 14,4 / 2+ 0,38 -0j814 * °’73 - 0^8.1,4(18,2-14,4)42 =26,68 кН. W = (26,68 • 0,55)/ 0£ = 18,34 кН. Ориентировочное задание жесткостей элементов рамы производим в соответствии с рекомендациями формул (2.38)...(2.43) 326^84Д5 = 45 104 r 2Ry 2-24 = = . 3269,38 жн-м. 8 8 М = 4-457.45-10^ 1<)4 3,152 . Д(ЯГ +2Рая,)^ _ 2,06-104(544,9 + 2-1657,63)12 6? , " fcjR, 33-24 =^±P)L = (2O^25^24 v 2 2 ^=^=±2^=37^404^ wV ie< *Дм w 11) m
EAV _4EIV _ 4-15,78-IO4 ~ A? "• (0,5 )2 =252,48-104 кН. Все исходные данные к расчетным схемам сведены в табл. 2.9. Результаты статических расчетов И расчетные усилия приведены в табл. 2.10 и 2.11. ' Таблица 2.9. Исходные данные к расчетным схемам примера 2.7 Показатели Расчетные значения Пролет рамы L, м 24,0 Длина колонны Н, м 15,00 Длина нижней части колонны Нп, м ’ 9,00 Длина верхней части колонны Ну, и 6,00 Отметка верха головки кранового рельса Я1, м 10,20 Отметка низа ригеля Hq = Hi + Нъ М 14,40 Привязка крана к координатной оси L\t м 0,75 Высота сечения верхней части колонны hv, м 0,50 Высота сечения нижней части колонны м 1,00 Изгибные и продольные жесткости колонн и ригеля: Е1п, кН*м2 94,67’Ю4 ЕА„, кН 378,68-104 EIV, кН-м2 15,78-Ю4 EAVt кН 252,48-104 Е1г, кН-м2 457,45-104 ЕАГ, кН 184,41-104 Постоянная нагрузка на ригель кН/м 20,208 Вес нижней части колонны и нижнего участка стены (без учета ве- са цокольной панели) G], кН 01,43 Момент от веса нижнего участка стены кН-м 13,84 Вес верхней части колонны и верхнего участка стены (?2, кН 37,41 Момент от веса верхнего участка стены кН-м 11,62 Вес подкрановых конструкций Gj, кН 52,61 Момент от веса подкрановых конструкций Л4£з, кН-м 26,31 Снеговая нагрузка на ригель р, кН/м 25,20 Максимальное давление кранов кН 1657,63 Момент от Длю - Млад, кН 828,82 Минимальное давление кранов £>тш, кН 547,9 МоМеНТ ОТ Z>miu - Mnin, кН-м 273,95 . Поперечная тормозная сила Т, кН 65,59 Ветровая нагрузка: распределенная на колонну с подветренной стороны кН/м 1,614 то же, с заветренной стороны qKq, кН/м 1,11 сосредоточенная вдоль ригеля с подветренной стороны W, кН 26,68 то же, с заветренной стороны W, кН 18,34 J 112
Таблица 2,10. Расчетные усилия раздельна по каждому ввду загружения (к приме- ру 2.7) Элемен- ты Вид усилия Усилия от нагрузки, кН, кН-м постоян- ной снеговой крановой верти- кальной на ко- лонну Ди, крановой горизонтальной Т на колонну ветровой д левую правую левую правую слева справа 1 2 3 4 5 6 7 8 1-3 М -116,0 -144,6 141,8 -305,8 ±377,5 +232,9 383,4 -367,7 N -394,2 -302,4 -1653,0 -552,6 ±3,7 Т3,7 10,2 -10,2 Q -10,4 -13,6 -^9,2 -49,2 . ±43,9 +21,7 45,6 -41,1 м -69,1 -83,1 363,0 -84,6 ±180,1 +135,2 194,7 -194,1 N' -394,2 -302,4 -1653,0 -552,6 ±3,7 5=3,7 10,2 -10,2 3-6 М -55,3 -83,1 363,0 -84,6 ±180,1 +135,2 194,7 -194,1 N -332,6 -302,4 -1653,0 -552,6 ±3,7 Т3,7 10,2 -10,2 М -8,4 -21,7 584,3 136,6 +17,3 +37,5 39,1 -43,4 N -332,6 -302,4 -1653,0 -552,6 ±3,7 +3,7 10,2 -10,2 5-9 'М 35,3 53,90 -245,7 -133,1 +18,3 +36,6 36,5 40,8 N -279,9 -302,4 4,7 -4,7 ±3,7 +3,7 10,2 -10,2 М 52,4 76,4 -164,6 -52.0 +90,7 ТО,7 -12,2 8,8 N -279,9 -302,4 4,7 -4,7 ±3,7 +3,7 10,2 -10,2 9-11 М 64,1 76,4 -164,6 -52,0 т90,7 +0,7 -12,2 8,8 • N -242,5 -302,4 V -4J ±3,7 +3,7 10,2 -10,2 М 109,4 135,8 49,2 161,8 ±3,8 ±93,7 -119,4 124,8 N -242,5 -302,4 4,7 4,7 ±3,7 +3,7 10,2 -10,2 2.3. Система связей Пространственная жесткость одноэтажных промышленных зданий обеспечивается рамно-связевой схемой. При такой схеме нагрузки и воз- действия в поперечном направлении воспринимаются рамами, а в про- дольном направлении — связями. В совокупности с другими элементами каркаса связи обеспечивают: объединение поперечных рам в пространственную систему путем создания в пределах здания или температурного блока геометрически не- изменяемых систем-дисков в различных плоскостях; перераспределение локальных нагрузок, действующих в плоскости отдельной поперечной рамы, между соседними рамами с вовлечением их в совместную работу; восприятие и передачу на фундаменты горизонтальных нагрузок от ветра на торец здания, торможения кранов и других, действующих вдоль здания; обеспечение устойчивости сжатых элементов каркаса за счет умень- шения их расчетных длин; ИЗ
Таблица 2.11. Расчетные усилия при невыгодных сочетаниях нагрузок (к примеру 2.7) Расчетные усилия для расчета фундаментных (анкерных) болтов: Л7тш= -832,4 кН, М,- -1040,8 кНм при загруженная 1,4,5,8 с коэффициентом надежности по нагрузке для постоянной нагрузки у/=0,9 (множитель 0,9/1,1) . '
I взаимное закрепление конструкций в проектном положении с обеспе- чением их несущей способности и устойчивости в процессе монтажа. При проектировании связей необходимо обеспечить последователь- ное доведение усилий от места приложения нагрузки до фундаментов здания. простейшим способом и кратчайшим путем. . В каждом температурном блоке здания, а при перепаде высот в пре- делах участков с пролетами одной высоты следует предусматривать са- мостоятельные системы связей. 2.3.1. Связи покрытия Конструктивно геометрически неизменяемый диск покрытия образу- ют путем создания нескольких связевых жестких пространственных блоков и присоединения к ним других стропильных ферм. При этом ис- пользуют три типа связей: горизонтальные поперечные, горизонтальные продольные и вертикальные. Пространственные блоки формируют из двух смежных ферм, объединенных горизонтальными связями между поясами ферм и вертикальными — между стойками решетки. Связевые блоки устраивают в торцах здания или температурного от- сека, а при длине здания или температурного отсека более 144 м также в промежутке. При конструктивном решении торцов здания без попереч- ных рам с опиранием конструкций кровли на торцовые стены связевый блок образуют путем объединения ближайших к торцу двух ферм, пере- давая горизонтальные нагрузки от торца на этот блок специальными рас- порками. Связи по верхним поясам ферм включают поперечные связевые фермы и продольные распорки по всей длине температурного отсека. По- перечные фермы (см. рис. 1.19, б) устанавливают в местах формирования связевых блоков. Каждая из поперечных ферм выполняет функцию замы- кающей грани, объединенных в единую систему верхних поясов ферм. Распорки закрепляют пояса ферм от смещений, обеспечивая их устойчи- вость, а поперечные горизонтальные фермы, в свою очередь, закрепляют от смещений эти распорки. Распорки следует устанавливать по конько- вым узлам и в обязательном порядке в пределах фонаря, где нет кровель- ного настила, а также в опорной части стропильных ферм — вдоль ко- лонн. Последние используют также для закрепления стропильных конст- рукций в процессе монтажа. Расстояние между распорками назначают так, чтобы гибкость верхнего пояса каждой фермы из ее плоскости не превышала предельного значения = 220 в условиях монтажа и ХИт = =180-60а (см.табл.П9.1[Ц) в условиях эксплуатации. Функции распорок 115
по верхним поясам могут выполнять прогоны или ребра железобетонных панелей, если они приварены к верхним поясам ферм и соединены с жест- кими блоками. Поперечные связевые фермы по верхним поясам можно не преду- сматривать, если шаг вертикальных связей не превышает 6 м. В этом слу- чае распорки или выполняющие их роль прогоны (ребра плит) должны быть прикреплены к поперечной связевой ферме по нижним поясам стро- пильных ферм с помощью вертикальных связевых ферм. На рис. 2.26 представлены такие схемы связей при прогонной системе покрытия. Здесь отсутствуют поперечные связевые фермы, роль распорок выполня- ют прогоны, расположенные в плоскостях вертикальных связей. Пунк- тирной линией представлена возможная ’ форма потери устойчивости верхнего пояса стропильной фермы. В нулевых точках ферма закреплена от горизонтальных смещений прогонами и далее связями. При наличии жесткого диска кровли, например в виде жесткого стального настила или при панельном решении покрытия при условии на- дежных соединений панелей с поясами ферм, в уровне верхних поясов можно использовать лишь инвентарные съемные связи для выверки кон- струкций и обеспечения их устойчивости в процессе монтажа. В покры- тиях зданий и сооружений, эксплуатируемых в климатических районах 1ь 1г, Пг и П3, следует предусматривать дополнительно вертикальные свя- зи посредине каждого пролета вдоль всего здания. Связи по нижним поясам ферм включают в свою структуру попе- речные и продольные связевые фермы, а также растяжки (рис. 2.26). По- перечные связевые фермы устанавливают в торцах здания, у температур- ных швов, а при большой длине температурных блоков — в их средних частях с расстояниями между связями 60 м. Развязку связевых блоков с нижними поясами других стропильных ферм осуществляют продольны- ми связевыми фермами, распорками и растяжками. Продольные связевые фермы совместно с Поперечными образуют неизменяемый диск в уровне нижних поясов стропильных ферм. Они обеспечивают пространствен- ную работу каркаса при локальных горизонтальных воздействиях, пере- распределяя их3 между поперечными рамами и обеспечивая их совмест- ную работу, В случае жесткого сопряжения ригеля с колоннами продоль- ные связи обеспечивают устойчивость сжатых панелей нижних поясов стропильных ферм из плоскости поперечных рам. Продольные связевые фермы необходимо устанавливать в зданиях с кранами групп режимов работы 6К-8К; в покрытиях с подстропильными фермами; в одно- и двухпролетных зданиях с мостовыми кранами грузо- подъемностью Юти более, а при отметке низа стропильных конструкции 116
Рис. 2.26. Связи покрытия: а—при шаге ферм 6 м; при шаге ферм 12 м свыше 18 м—независимо от грузоподъемности кранов. Такие связи ус- танавливают также в зданиях с числом пролетов более двух, оборудован- ных кранами грузоподъемностью 30 т и более, а при отметке низа стро- пильных конструкций свыше 22 м—независимо от грузоподъемности кранов. Продольные горизонтальные связевые фермы размещают в одно-, Двух- и трехпролетных зданиях вдоль крайних рядов колонн, а в зданиях с числом пролетов более трех — также и вдоль средних рядов колонн с та- 117
ким расчетом, чтобы связевые фермы были расположены не реже чем че- рез пролет в зданиях с кранами групп режимов работы 6К-8К и через два пролета в прочих зданиях. Дополнительно к названным связям в плоскости нижних Поясов ферм для уменьшения гибкостей элементов поясов из плоскости ферм устанав- ливают распорки и растяжки. Распорки располагают по рядам колонн, растяжки — по средней части каждого пролета. Обычно при пролетах 24... 36 м бывает достаточным одной растяжки, которую следует размес- тить в плоскости вертикальной связи по середине пролета. Вертикальные связи служат для устранения сдвиговых деформаций в блоке покрытия вдоль здания. Вертикальные связевые фермы устанав- ливают в связевых блоках в плоскостях вертикальных стоек стропильных ферм по их торцам, по коньку и под наружными стойками фонарей. При конструировании стропильной фермы из нескольких отправочных* эле- ментов вертикальные связи в жестких блоках целесообразно поставить и в местах стыковки отправочных элементов. В зданиях с подвесным кра- новым оборудованием, особенно при большой его грузоподъемности, вертикальные связи целесообразно располагать в плоскостях подвески крановых путей. Связи но фонарям выполняют функции, аналогичные связям между стропильными фермами. Схемы связей по верхним поясам фонарей ана- логичны схемам по верхним поясам стропильных ферм. В торцах фонаря, а при большой его длине и в промежуточном участке устанавливают по- перечные связевые фермы и вертикальные связи вдоль конька (рис. 2.27). Промежуточные поперечные ригели фонаря раскрепляют прогонами или Р Рис, 2.27. Связи ио фонарям* ГСФ—горизонтальные попереч- ные связевые фермы; СВ —связи вертикальные; П—прогоны-раС' порки; ПО —прогоны остекления 118
распорками с поперечными связевыми фермами. Крайние стойки фонаря. ' из плоскости фермы раскрепляют прогонами остекления. Конструирование и расчет связей покрытия. Связи проектируют из электросварных труб, замкнутых гнутосварных и гнутых открытых профилей, горячекатаных уголков или швеллеров (рис. 2.28 и табл. 2.12). При конструировании связей следует стремиться к их равноустойчиво- сти, т.е. Конструктивные схемы горизонтальных поперечных и продольных связевых ферм зависят от шага стропильных конструкций. Схемы конст- рукций связей по нижним поясам ферм приведены на рис.2.29, При шаге стропильных ферм 6 м поперечные связевые фермы образуют путем объединения нижних поясов стропильных ферм с помощью крестовой (рис. 2.29, а) или треугольной (рис. 2.29, б) решетки. При шаге стропиль- ных ферм 12м можно ввести дополнительный пояс, подвешенный к вер- тикальным связям между фермами, и уменьшить ширину связевой фермы До 6 м (рис.2.29, в, г). Рис. 2.28. Типы сечений элементов связей: л—электросварные трубы; парные коробчатые профили; в —гнутые открытые профили; г—е —горячекатаные профили Таблица 2.12. Рекомендуемые сечения элементов связей Наименова- ние элемента Шаг ферм, м Электросварные трубы dxt, мм Замкнутые гну- тосварные профи- ли bxt, мм Горячекатаные уголки и гнутые открытые профили Ьх1, мм Распорки б 0114x3+219x3,5 □ 110x3+160x4 п <- 80x6+140x10 12 0219x3,5+273x4 □160x4+250x4 птП 200x100x6+250x125x6 Раскосы 6,12 0168x4; 0114x3 для свя- зейпод фонарем □140x4; □160x4 □110x3 для свя- зей под фонарем п L110x8 Т 1- 125x8 1 L 80x6 для связей под фо- нарем 119
Рис. 2.29. Варианты решения связей по нижним поясам ферм Поперечные торцевые связи в уровне нижних поясов стропильных ферм воспринимают горизонтальную нагрузку от ветра, действующую на торец здания (рис.2.30, а). Эту нагрузку передают стойки фахверка в виде сосредоточенных сил W, равных опорным реакциям стоек. Для независи- мой от стоек фахверка работы стропильной фермы в вертикальном на- правлении предусматривают передачу ветровой нагрузки на связевую ферму через листовые шарниры (рис, 2.30, б). Связевые (ветровые) фермы с крестовой решеткой возможно рассчи- тывать упрощенным способом, рассматривая их как статически опреде- лимые системы (рис. 2.31) с выключением сжатых раскосов из работы. Связевые фермы с треугольной решеткой рассчитывают по фактической схеме. Ветровую нагрузку W определяют как реакцию стойки фахверка, шарнирно опертой на фундамент и на связевую ферму. Эта стойка загру- Рис. 2.30. Передача ветровой нагрузки на торцевую связевую ферму: а--схема работ связевой фермы от ветровой нагрузки; ^-узел сопряжения торцевой фахверковой стоики с нижним поясом стропильной фермы (он же пояс торцевой связевой фермы); jRw—реакция связе- вой фермы, ФС-фахверковая стойка; ПСФ -пояс стропильной фермы; ЛШ-листовой шарнир б) 120
Рис. 2.32. Вертикальные связи между фермами: а—шаг ферм 6 м; б—шаг ферм 12 м Рис. 2.31. Расчетная схема поперечной связевой фермы жена ветровой нагрузкой, собранной с соответствующей грузовой пло- щади. Так как пояса связевых ферм одновременно являются поясами стропильных ферм, то расчетные усилия в последних определяют как суммарные от вертикальной нагрузки на покрытие, и от горизонтальной ветровой с учетом соответствующих для временных нагрузок коэффици- ентов сочетании. Остальные связи рассчитывают по предельной гибкости, назначая се- чение с минимальной площадью по требуемому радиусу инерции. Пре- дельную гибкость связей назначают для растянутых элементов 400, для сжатых — 200. Растяжки между’ нижними поясами стропильных ферм работают на растяжение. При конструировании связей необходимо оси элементов связей цен- трировать на центры узлов несущих конструкций, допуская расцентров- ку в пределах 200...300 мм, углы наклона осей связевых элементов прини- мать не менее 30°. Подобным образом по предельной гибкости проектируют вертикаль- ные связи. Как правило, это самостоятельные фермы. Их возможные кон- структивные схемы изображены на рис. 2.32. Связи крепят к элементам конструкций на болтах нормальной точно- сти. При усилии в связях более 160 кН и в зданиях с мостовыми кранами групп режимов работы 6К-8К связи крепят на высокопрочных болтах ли- бо на болтах нормальной точности с последующей обваркой. Связи по верхним поясам стропильных ферм не должны выступать за габариты ферм, чтобы не препятствовать размещению прогонов и других конструкций покрытий. Если связь проектируют из уголков (швеллеров), то плоскости их горизонтальных полок (стенок) совмещают с уровнем пояса, а вертикальные полки направляют в пространство между поясами стропильных ферм (рис. 2.33). 121
a) Рис. 2.33. Узлы крепления связей к поясам ферм: СФ—стропильная ферма; ВП—верхний пояс; НП—нижний пояс; Р —распорка или Раст®’^ ГСФ—горизонтальные связевые фермы; СГП—связи горизонтальные продольные; СВ—<яязЛ верТ^ жальные; Я—прогоны
При проектировании связей из замкнутых профилей их крепят к поясу стропильной фермы с использованием вертикальной фасонки (рис. 2.33, б, в), в противном случае связи следует смещать от центра узла на 200...300 мм. Связи из круглых труб со сплющенными концами крепят к верхним поясам через вертикальные фасонки (рис. 2.33, д, е). Крепление связей к нижним поясам ферм осуществляют либо непо- средственно к поясу, например, при сечении пояса из тавра (рис. 2.33, г, ж), либо через фасонки (рис. 2.33, а, з, и). 2.3.2. Связи между колоннами f Назначение связей: 1) создание продольной жесткости каркаса, необ- ходимой для нормальной его эксплуатации; 2) обеспечение устойчивости колонн из плоскости поперечных рам; 3) восприятие ветровой нагрузки, действующей на торцевые стены здания, и продольных инерционных воздействий мостовых кранов. Связи устанавливают по всем продольным рядам колонн здания. Схе- мы вертикальных связей между колоннами даны на рис.2.34. Схемы (рис. 2.34, в, г, е) относятся к зданиям бескрановым или с подвесным крановым оборудованием’, все остальные — к зданиям, оборудованным мостовыми опорными кранами. В зданиях, оборудованных мостовыми опорными кранами, основны- ми являются нижние вертикальные связи. Они в совокупности с двумя колоннами, подкрановыми балками и фундаментами (рис. 2.34 д, ж... л) образуют геометрически неизменяемые неподвижные в продольном на- правлении диски. Свобода или стесненность деформаций присоединен- ных к таким дискам других элементов каркаса существенно зависят от ко- личества жестких блоков и их расположения вдоль каркаса. Если вы рас- положите связевые блоки по торцам температурного отсека (рис. 2.35, а), то при повышении температуры и отсутствии свободы деформаций ( t 0) возможна потеря устойчивости сжатых элементов. Вот почему вер- . тикальные связи лучше размещать в середине температурного блока (рис. . 2.34, а..в, рис.2.35, б), обеспечив свободу температурных перемещений по обе стороны от связевого блока (Д? 0) и исключив появление допол- нительных напряжений в продольных элементах каркаса. При этом рас- стояние от торца здания (отсека) до оси ближайшей вертикальной связи и расстояния между связями в одном отсеке не должны превышать значе- ний, приведенных в табл. 1.2. 123
Рис. 2.34. Вертикальные связи между колоннами В надкрановой части колонн вертикальные связи следует предусмат- ривать в торцах температурных блоков и в местах расположения нижних вертикальных связей (см. рис. 2.34 и, в). Целесообразность установки верхних связей в торцах здания обусловлена, в первую очередь, необхо- димостью создания кратчайшего пути для передачи ветровой нагрузкиR# на торец здания по продольным связевым элементам или подкрановым балкам на фундаменты (рис.2.36). Эта нагрузка равна опорной реакции горизонтальной связевой фермы (см. рис.2.30) или двух ферм в много” 124
пролетных зданиях. Аналогично пере- даются на фундаменты сипы от про- дольного торможения кранов FKp (рис.2.36). Расчетную силу продоль- ного торможения принимают от двух кранов одного или смежных пролетов. В длинных зданиях указанные сило- вые воздействия распределяют поров- ну на все вертикальные связевые фер- мы между колоннами в пределах тем- пературного блока. Конструктивная схема связей за- висит от шага колонн и высоты зда- Рис. 2.35. Влияние схем расположения связевых блоков на развитие темпера- турных деформаций: а — при расположении связевых блоков по • торцам; б—го же, по середине здания ния. Различные варианты решения связей приведены на рис.2.34. Самой распространенной является кресто- вая схема (рис.2.34, г-w), так как она обеспечивает наиболее простую и жесткую завязку колонн здания. Количество панелей по высоте назнача- ют в соответствии с рекомендуемым углом наклона раскосов к горизон- тали ( а=35°...55°). При необходимости использования пространства ме- жду колоннами, что часто обусловлено технологическим процессом, свя- зи нижнего яруса проектируют портальными (рис.2.34 к) или полупор- тальными (см. рис.2.34, л). Вертикальные связи между колоннами используют также для закреп- ления в узлах распорок (рис.2.34 если они предусмотрены для уменьшения расчетных длин колонн из плоскостей рам. В колоннах, имеющих постоянную высоту сечения h < 600 мм, связи располагают в плоскости осей колонн; в ступенчатых колоннах связи вы- Рис. 2.3 6. Схемы передачи ветровой {с торца здания) и продольной крановой нагрузок: а, б— здания с мостовыми опорными кранами; g, г—здания с подвесными кранами 125
ше ^тормозной конструкции (верхние вертикальные связи) при h< 600 мм устанавливают по осям колонн, ниже подкрановой балки (нижние верти- кальные связи) при h > 600 мм — в плоскости каждой полки или ветвико- лонны. Узлы связей между колоннами показаны на рис.2.37. Крепят связи на болтах трубой или нормальной точности и после вы- верки колонн могут приваривать к фасонкам. В зданиях с мостовыми кранами групп режимов работы 6К...8К фасонки связей следует обвари- вать либо выполнять соединения на высокопрочных болтах. При расчете связей вы можете воспользоваться рекомендациями п.6.5.1[1]. 0.000 Низ ригеля Верх ЛБ •?2'» при hv^600 л Стенка тормозной •. при hv^600 >1 lit балки Подкрановые балки Парная связь \СВ 3-3 1». СВ между фермами Подкрановая ветвь колонны Парная I связь <4? \ ВС между ^ветвями ^колонны в ^гподкрано- 4 вой части Шатровая ветвь \Раепорки =i 0,000 ‘----—---4 ; Подкрановая ветвь II I» £ £ э Рис. 2.37. Узлы крепления связей между колоннами 126
2.4. Конструкции покрытий В п.2.1.4 вы ознакомились с системами покрытий одноэтажных зда- ний и выбором их конструктивной схемы. Рассмотрим теперь расчет и конструирование отдельных элементов покрытия. • 2.4.1. Прогоны Прогоны воспринимают нагрузку от кровли и передают ее на стро- пильные фермы. Прогоны могут быть сплошного сечения и решетчатые. Прогоны сплошного сечения тяжелее решетчатых, но значительно проще в изготовлении и монтаже. Их применяют, как правило, при шаге стропильных конструкций 6 м. Для сплошных прогонов обычно исполь- зуют прокатные швеллеры, а также гнутые профили швеллерного, С-об- разного и ]_-образного сечении (рис. 2.38). При больших нагрузках сече- ние прогонов может быть принято из прокатного двутавра. Экономичными по расходу стали являются прогоны, выполненные в виде перфорированных балок (§5.9 [1]), балок с гофрированной или гиб- кой стенками (§§ 5.7 и 5.8 [1]). Такие прогоны можно применить и при шаге стропильных конструкций до 12 м. Прогоны сплошного сечения выполняют по разрезной и неразрезной схемам. При использовании неразрезных прогонов расход стали меньше, однако для упрощения монтажа чаще применяют разрезные прогоны. Расчет прогонов выполняют на нагрузки от веса кровли, собственно- го веса прогонов, снега и ветра. В необходимых случаях учитывают на- грузку от пыли. При кровле с уклоном меньше 20° нагрузка от ветра (от- сос) действует снизу вверх и разгружает прогоны. В этом случае нужно проверить прогон на возможность отрыва от несущих конструкций. Вертикальную нагрузку на прогон определяют по формуле 0=(_«>.+Лй+0 (2.45) r^egk—расчетнаянагрузка отвеса 1 м2 кровли; а —угол наклона кровли к горизонту (при уклоне кровли i <1/8 можно принять cosa=l); s—рас- четная нагрузка от снега; b —расстояние между прогонами; qp—расчет- ная нагрузка от веса прогона. Рис. 2.38.Типы сечения сплошных прогонов 127
Если покрытие имеет фонарные или другие надстройки или здание имеет перепады высот, то в этих местах образуются «снеговые мешки». Снеговые нагрузки в местах повышенного снегоотложения учитывают коэффициентом /г>1 [6]. В общем случае прогоны, расположенные на скате кровли (рис.2.39), работают на изгиб в двух плоскостях (косой изгиб). Составляющие на- грузки qx и qy равны: <7y = 4cosa; #7=#sin<z. (2.46) Кроме того, поскольку кровля опирается на верхний пояс прогона от составляющей qy /приложенной с плечом Л/2 (рис. 2.39), возникает еще и крутящий момент Mt. Для того чтобы уравновесить этот момент, прого- ны с сечением из швеллера следует устанавливать стенкой по направле- нию ската. В этом случае крутящий момент от составляющей qy уравнове- шивается крутящим моментом от составляющей qx и воздействием М можно пренебречь. Несущую способность прогона при изгибе в двух плоскостях прове- ряют по формуле: +..му < 1 (2.47) - КгЛу . где Мх и Му — расчетные моменты от составляющих q^ и qy. Необходимо также проверить общую устойчивость прогона (см. п. 5.2.4 [1]). Если общая устойчивость прогона обеспечена связями или на- стилом, то можно учесть упруго-пластическую работу материала и про- верку выполнить по формуле: • —А— +—(2.48) Рис, 2.39. Схема действия нагрузки на прогон Угол наклона кровли отно- сительно невелик и скатная со- ставляющая нагрузки qy в 3—5 раз меньше qX9 однако жест- кость прогона в плоскости ска- та мала (соотношение Я*/ для прокатных швеллеров со- ставляет 1/7-J-1/8) и напряже- ния от скатной составляющей получаются большими. Чтобы уменьшить изги- бающий момент от скатной со- 128
ставляющей, прогоны раскрепляют тяжами из круглой стали диаметром 18...22 мм (рис. 2.40, а), уменьшающими расчетный пролет прогона в плоскости ската. Тяжи ставят между всеми прогонами, за исключением конькового. В панелях у конька тяжи крепятся к стропильной ферме или к коньковому прогону вблизи опор. Значения изгибающих моментов в плоскости меньшей жесткости прогона зависят от числа тяжей (рис. 2.40, б). При шаге ферм 6 м обычно ставят один тяж, при шаге 12 ми крутом скате лучше поставить два. При постановке одного тяжа расчетный момент Му в плоскости ската находится как опорный момент в двухпролетной неразрезной балке (в том же сечении, где Мх максимален). Значения изгибающих моментов при постановке двух тяжей Если кровельный настил крепится к прогонам жестко и образует сплошное полотни- ще (например, плоский сталь- ной лист, приваренный к про- гонам, или профилированный настил, прикрепленный к прогонам самонарезающими болтами и соединенный меж- ду собой заклепками и т.п.), то скатная составляющая бу- дет восприниматься самим полотнищем кровли. В этом случае необходимость в тя- жах отпадает и прогоны мож- но рассчитывать только на нагрузку qx. Общая устойчи- вость прогонов обеспечивает- ся элементами крепления кровельных плит или настила к прогонам и силами трения между ними. Однако, как по- казывают результаты обсле- дования, силы трения при свободном опирании кро- вельных элементов недоста- точны и в этом случае воз- можна потеря устойчивости Прогона. 5. Э-221 129 даны на рис. х.чи, в. Рис. 2.40. Связи ио прогонам: а —схема размещения прогонов; б, в—к определению уси- лийвпрогоне; 1—фермы;?—прогоны; 3—тжжн
Прогиб прогонов проверяют только в плоскости, нормальной к скату, окне должен превышать предельного, регламентируемого нормами [6]. Например, для прогонов, открытых для обзора, при пролете 6 м пре- дельно допустимый прогиб составляет 1/200 пролета, при пролете 12 м — 1/250. Прогиб определяют от постоянных и временных длительных нагрузок. Прогоны крепят к поясам ферм с помощью коротышей из уголков, планок, гнутых элементов из листовой стали. Решетчатые прогоны обычно применяют при шаге стропильных ферм 12 м. Они могут иметь различные конструктивные решения (см. рис. 1.18). Недостаток решетчатых прогонов — большое число элементов и уз- ловых деталей и связанная с этим высокая трудоемкость изготовления. Поэтому наиболее целесообразен трехпанельный прогон, принятый в ка- честве типового. Верхний пояс этого прогона состоит из двух швеллеров. Элементы решетки из одного гнутого швеллера. Раскосы прикрепляются к верхнему поясу на дуговой или контактной сварке. Такое решение су- щественно упрощает изготовление и обеспечивает достаточную боковую жесткость. В легких зданиях применяют также прутковые прогоны, в которых элементы решетки и нижний пояс могут быть выполнены из круглых стержней или одиночных уголков. Решетчатые прогоны рассчитывают как фермы с неразрезным верх- ним поясом. Верхний пояс при этом работает на сжатие с изгибом (в од- ной плоскости, если отсутствует скатная составляющая нагрузки, или в двух плоскостях), остальные элементы испытывают продольные усилия. Пример 2.8. Подобрать сечение прогона под холодную кровлю из волнистых асбесто- цементных листов. Место строительства — Москва. Шаг стропильных ферм — 6 м, прогонов— 2 м. Уклон кровли— 1/5. Материал прогонов — сталь С235. Определение нагрузок и расчетных усилий. По табл. П4.2 нагрузка от собственного вес* асбестоцементных листов — 0,2 кН/м2; расход стали на прогоны — ОД кН/м2. Постоянная нормативная нагрузка на м2 горизонтальной проекции кровле дя=0,2/0,9838+0,1=0,303 кН/м2 (при уклоне o=I 1°19'; cos «=0,9838; sin «=0,1962). Расчетная нагрузка на 1 м2: g = 2^7/ = °>2 ’ 1,2 / 0,9838 + 0,1 • 1,05 = 0,35 кН/м2. Нормативная снеговая на!рузка: sn=S(fi = 1 кН/м2 (50 =1 кН/м2 — вес снегового покр0" ва для Москвы, р=1 при «<25°). Расчетная снеговая нагрузка: s 14,6=1,6 кН/м2 (при gn /хц — 0,303<0,8 ур ' [6]. Суммарная линейная нагрузка на прогдн при шаге прогонов 6=2 м: норматив^ <^==(g;j+5Л)6 = (0,303+1)-2 =2,606 кН/м; расчетная q ~(g + s)b =(0,35+1,6)2 - » кН/м. Составляющие нагрузки по формулам (2.46): =3,9-0,9838 =3,84 кН/»1- qy =3,9• 0,1962 = 0,765 кН/м. 130.
Расчетные изгибающие моменты: Мх = qxl2 / 8 = 3,84 • б2 / 8 = 173 кН-м; Му = (1У^ / 8 = 0,765 • б2 / 8 = 3,44 кН-м. Если установить по скату один тяж (рис. 2.40, б), то My=qyl2/32 = 0,765 -б2/32 = 0,861 кН-м. Подбор сечения прогона. Сечение прогона примем из прокатного швеллера. Расчетное сопротивление фасонного проката из стали С235 (при /<20 мм) Лу=23 кН/см2. Учет пластической работы материала возможен, если прогон закреплен от потери об- щей устойчивости жестким настилом (с креплением на сварке или болтах) или частой рас- становкой связей. В нашем примере настил закреплен на прогонах податливыми связями и не обеспечивает общей устойчивости прогона, поэтому подбор сечения прогона выполняем по упругой стадии работы материала по формуле (2.47). Для прокатных швеллеров Wx/Wy =6...8. С учетом этого соотношения формулу (2.47) можно привести к следующему виду: a = MX/WX + MV/W = Mx[l + (6...3Mv/Mx)]/WL^Rvyc. Тогда =мх[1^(б..яму/мх)]/куГс. Примем Wx / Wy = при установке одного тяжа в середине пролета, Wxreq = 173011 + (7-86,1/1730)]/23 =101,4 см3. Принимаем сечение прогона из [ 18: 1Х = 1090см,WX = 121см3;7д, =86см4;ЯКг = 13 см3. Прочность прогона обеспечена, так как <7 = 1730/121 + 86,1/17 = 19,4 кН/см2=23 кН/см2. Проверка общейуспюйчивости прогона (см. п. 5.2.4 [1] иприлож. 7 [7]). Условиеустой- М чивости------— у Коэффициент ус при проверке общей устойчивости принимают <PbWx У равным 0,95 (прилож. 4 [1]). Для определения коэффициента <рь предварительно вычислим коэффициент <рх.- Согласно приложению 7 [7] для балок швеллерного сечения г I \2 •* Л I К = 0,7?/»— — —, где — расстояние между закреплениями (в нашем примере Ry ltf =300 см). При наличии одного закрепления в середине пролега й равномерно распреде- ленной нагрузки по верхнему поясу ip = 1,14(2,25 + 0,07а) = 1,14(2,25 + 0,07• 21,2) = 4,26. Параметр а вычислим по формуле « = 1,547, ^(/^/й)2 = 1,54*4,25/86(300/18)2 = 21,2, где It — момент инерции при кручении. Для швеллера 7, =^(2Zy/} + Vw) =~[2-7-О^Т3 + (18-2-0£7)0,513] =4,25; =0,7-4,=0,76. 1090\300/ 23 При <0,85, <рь =^ =0,76. Устойчивость прогона обеспечена, так как И30. = кН/см2 <у^=0,95-23 = 21,85 кН/см2 0,76-121 У Проверка жесткости прогона. Прогиб прогона проверяют от действия составляющей Нормативной нагрузки, направленной перлендиеулярно плоскости ската = q„ cosa = 2,606 - 0,9838 = 2£6 кН/м. (Нормы [6] допускают учитывать только длитель- _ 5 qj* = 5 0,0256-600* 384 Е1Х ~ 384 2,06-104-1090 / 600 п ---------=3 см. 200 200 131
aj q=7,83 кНбл HllHillllllllHlIlllilHIIllIIIHIIIIIlllllllHl 42000 Рис. 2.41. К примеру 2.2: а — схема прогона; б —расчетная схема для определения осевых усилий; в —расчетная схема для опреде- ления моментов; г, д, е—узлы прогона С=г/ = 163-6 = 97РГк1Н^ =1бЗетлТ'~ РаСХ"Д Стал" на ПР°ГОН составляет Пример 2.9. Подобрать сечения элемеш[Шотаость швеллера № 18). трехпайельного прогона Грис 2 41 ы и законС1РУировать узлы решетчатого ферм - 12 м, Ш * прогой - з'Л^0 ^“^ства - Москва. Шаг Пропилы® С245 Л =24 (нрофиль™/^^^^^^-^ Нормативная снеговаянафужа Яа покРытая приведены в табл. 2.13- -1 • 1,4 -1,4 кН/м2 (при £д/у„Л>0 8 у = 14)" пример 2-8). Расчетная снеговая нагрузи Суммарная линейная нагрузка ня 4 = (0,98+1,0)3=5,94 кН/м; расчетная Д(12^3-7Г® П“в 4=3 м: «°Рм‘‘™в Опорная реакция прогона Рк =7,83 12/2=47 Ш ’ 2.41, а. Статический расчет проговаТып^я0 Рас^таая схема прогона приведена на рис- элементах прогона определим в предположении "Ри6лиженвым способом. Осевые усилия я ферме (рис. 2.41, б). Моменты в вкинем п^ Р”ИрИОСТН всехУзлов,т е-как в обычвая балке (рис. 2.41, в). Усилия Л) и №> опоелепим навдеи как в трехпролетной неразрик® варительно углы а2 и «2‘ aj=14°02'* а =ззод'|?ЛОВИяРа1ВНОвесияУ3ла7,вычислинпреД* ’ sin а, 4),2425 133’2кН; М2 ^^созц, =133,2-0,9702 = 129,2 кН. Усилие Лз определим методом сечения Nz = ^F\ )б '2,25 W - Ы 7)бг кН. Из условия равновесия узда 2 5 г ™ узла 2 определим усилие Na- 132
Таблица 2.13. Состав покрытия Элементы покрытия Нормативная нагрузка, кН/м2 У/ Расчетная на- грузка, кН/м2 Защитный слой из гравия на битум- ной мастике 0,21 1,3 0,273 Гидроизоляционный ковер — 4 слоя рубероида ’ 0,155 1,3 0,195 Утеплитель — минеральная вата 0,3 1,3 0,390 Пароизоляция 0,05 1,3 0,065 Профнастил 0,12 1,05 0,126 Собственный вес прогона 0,15 1,05 0,158 gn = 0,98 g = 1,21 7^ = 129,2-80,8 = 582кн.м cos а2 0,8322 Для трехлролетной симметричной неразрезной балки (рис. 2.41, в), имеющей постоян- ней момент инерции, изгибающие моменты на средних опорах ,, + 7,83(3,753+4,53) ,, л __ М =i —_-----------------_ __13 4 кд.м 4(2Zr + 3Z2) 4-(2 *3,754-3'4,5) w , ~ - м qf Мо 7,83*3,752 Изгибающим момент в середине крайней панели Л/1 =-----------— =------------ 8 2 8 13 4 б?/2 7 83 • 4 52 ~~~ = 7,1 кН-м, в средней панели М2 = о~^о ~—7Г1-----------13,4 ~ 6,4 кН м. 2 о 8 Подбор сечения стержней прогона. Верхний пояс прогона работает на сжатие с изги- бом. Учитывая малую нагруженность элементов прогона, назначаем в первом приближении гибкость верхнего пояса %х= 100 (в пределах 90...120). Сечение верхнего пояса принимаем из двух швеллеров (рис. 2.41, г). ]1ря такого сечения ix ** 0,38й; iy & 0,36b (прилож, 10 [1]). ПриЛх= 100 и Zo=450 мм, iXjreg =450/100=4,5 см. Назначаем по табл. П 11,3 [1] сечение из Двух =12. Геометрические характеристики принятого сечения: А = 2*13,3=26,6 см2; Л =2-304=608 см4; Wx = 2*50,6=101,2 см3; ix = 4,78 см;рх = WXU =100,8/26,6=3,79 см. Прове- рим Принятое сечение на прочность в месте действия максимального момента и нормальной силы (узел 2): N2 ~ 129,2 кН; Л/о = 13,4 кН*м. Коэффициент ус = 1 (табл. П4 [1]). Условие прочности при упругой работе материала (формула 6.6 [1]) _А_+_2£_ =_12ад_+_J340_ = < L WRy-у,, 26,6-24 101,2-24 Прочность обеспечена. Проверка устойчивости верхнего пояса в плоскости действия момента выполняется по формуле (6.85) [1], при этом коэффициент ус = 0,95 (табл. П.4 [1]). Панель 1-2: N2 = 129,2 кН; М =7,1 кН*м (максимальный момент в средней трети длины стержня, но не меньше Мпах/2) Лх = /0 I = (3,75/4,78)724/2,06-104 = 2,68; 133
т=~ =--------Z12— = 145; = 112'0-!78 = os 1; по табл. П.8 [1] по5 = (1,754), 1т)- Np 129,2-3,79 А^ 10,4-0,48 k - 0,02(5 - ш)1= (1,75-0,1-1,45) - 0,02(5-1,45)2,68=1,415; =(1,9-0,lw)-0,02(6-w)2,68= =(1,9-0,1-1,45)-0,02(6-1,45)2,68=1,511; пр интерполяции при 4//4w = 0,81 *7—1,47; ше/=ш?7 = 1,45-1,47=2,14; ^ = 0,333; (табл. П.'7.1 [1]) N 129,2 Л , --------=---------------:-----= 0,65 < 1. 0333-26,6-0,95-24 Устойчивость крайней панели обеспечена. ‘ ' Панель 2 — 4: N3 =80,8 кН; JW =13,4/2=667 кН-м; Я =(450/4,78)724/ 2,06 -104 = 3,22; ш = —=2,19; ^ = 1,4; 2,19-1,4=3,07; =0,293;—~ 80,8-3,79 7 F А^уус 0,293-26,6-0,95-24 Устойчивость средней панели обеспечена. Несмотря на большой запас как по прочности, так и по устойчивости, мы не можем уменьшить сечение, так как 2сд 10 будут иметь недостаточную прочность. Проверка устой- чивости пояса из плоскости действия момента не требуется, так как она обеспечена закреп- лением пояса настилом кровли (не забудьте, что для этого необходимо поставить в местах опирания настила на прогон самонарезающие болты по крайней мере через волну профили- рованного настила). Для обеспечения совместной работы двух швеллеров их следует соединить планками. Согласно [6], расстояние между планками назначают не менее 40z‘fq (iyo —• радиус инерции одного швеллера). В нашем примере шаг планок « < 40-1,53=61,2 см. Для того чтобы план- ки не мешали укладке профилированного настила, их можно поставить между стенками швеллеров, как это показано на рис. 2.41, г. Решетку прогона принимаем из одиночных гнутых швеллеров, устанавливаемых пол- ками вниз. В узлах элементы решетки заводим между швеллерами пояса, т.е. расстояние ме- жду ними должно быть равно ширине элементов решетки. Элемент 2—3 работает на сжатие. В запас устойчивости принимаем hx = Ity ~ ~ см. Коэффициент уе-0,95 (табл. П.4 [1]). Задаемся 2 = 150; <р = 0,276 (табл. П.6 [1))5 Areq ~<pR^y ~ 0 276-24 095 = ПРинимаем п£>^1.11.7. [1] гн. о 120x60x4; zx=4,7 см; ij>=l,88 см. 270 Я принятое сечение Zmax = -— = 144; <р = 0,299; ““ 1,88 - AtPeRyYf <Р&уУ А-9 см2; Проверим 58,2 Л п п °>95<1 — устойчивость обеспечена. 0,299-9-0,95-24 Элемент 1—3 работает на растяжение М = 133,2 Areq ~ N\ fycRy ~ 133,2/0,95-24=5,84 см2. Из конструктивных соображений принимаем такое же, каки для элемента 2—4 сечение из гн. t= 120x60x4; А = 9 см2 >4ге?. Принятые сечения элементов решетки определили расстояние между стенками тттепперлн пояса b ~ 120 ММ- Проверим гибкость пояса прогона в процессе монтажа, т.е. когда он не раскреплен нз* стилом кровли. При b = 120 мм 1у = 2• 31,2+2• 133(6 +1,54)2 s I575 z?,= 71575/26,6 =7,69 см; Лу= 1200/7,69=156 <Л1Ьп = 220. Расчет и конструированиеузлов. Соединения элементов прогона в узлах проектируй на точечной контактной сварке, используя рекомендации п. 4.2.5 [1]. 134
Количество и диаметр сварных точек определим по наибольшему усилию в стержнях прогона; = 133,2 кН. Оптимальное количество сварных точек в одном продольном ряду из условия их равномерной нагрузки — 2 шт. Тогда усилие от внешней нагрузки, приходя- щееся на 1 точку, равно: Л^ = 33,3 кН. Расчетное сопротивление срезу сварной точки принимается равным RWs~Rs = Q,58Ry = 13,9 кН/см2. Несущая способность одной точки по условию прочности nd2 „ _ на срез: Ns — где ns ~ 1 — количество плоскостей среза. Отсюда определяем тре- буемый диаметр сварных точек: dreq 4’33,3 175 ---------- =1,75 см. 3,14-13,9 Принимаем d = 18 мм. Шаг точек в направлении усилия а = 3tZ= 3-18=54 мм, принима- ем <з = 60 мм; до края элемента b = la5d= 1,5-18=27 мм, принимаем £> = 30 мм. По технологическим соображениям для крепления элемента 2—3 принимаем также 4 сварные точки tZ=18 мм. Конструкции узлов представлены на рис. 2.41, г, д, е. Проверим прочность фасонок в узле 3 (рис. 2.41, с?, сечение 1—I). Усилие N=Mcosaj^4cos«2 —133,2-0,9702-58,2-0,8322=80,8 кН приложено в центре узла. Эксцен- триситет приложения усилия относительно середины сечения фасонок е = 50 мм; ЛГ=Me = 80,8’5=404 кН-м. Геометрические характеристики сечения двух фасонок А = 2-0,51,5=15 см2; 1Г=2-0,5152/6=37,5 см3; 80,8/154405/37,5=16,2 кН/см2 <Ry = 24 кН/см2. Прочность фасонок обеспечена. 2.4.2. Стропильные и подстропильные фермы Основные вопросы компоновки, расчета и конструирования ферм из- ложены в гл. 7 первого тома. Здесь рассмотрены только вопросы, связан- ные с применением ферм в покрытиях одноэтажных зданий. Схемы ферм зависят от технологических условий производства, кон- струкции кровли и технико-экономических соображении. Эти факторы определяют длину пролета, очертание верхнего пояса, высоту фермы, способ водоотвода, уклон и т.д. При малоуклонных кровлях применяют фермы трапециевидного очертания (уклон i = 1/8... 1/12) и с параллельными поясами (уклон 2,5% создается за счет строительного подъема). Малоуклонную кровлю загци- * Щают тонким слоем гравия на битумной мастике, что повышает ее долго- вечность и огнестойкость (на скатных кровлях этот слой держаться не мо- жет). Приведенные затраты на покрытие по фермам с параллельными поясами получается меньше, поэтому такое решение принято как типо- вое. При устройстве холодных кровель из асбестоцементных, стальных или алюминиевых листов, когда требуется больший уклон, применяют треугольные фермы или двускатные с параллельными поясами. Для от- крылков, а также в многопролетных зданиях с наружным отводом воды используют односкатные фермы. Высоту ферм в середине принимают на основании технико-экономи- ческого анализа. При этом необходимо учитывать не только затраты на 135
изготовление и монтаж ферм, но и стоимость стенового ограждения в пределах высоты ферм, а также эксплуатационные затраты на отопление лишнего объема здания. В этом смысле полезно размещать внутрицехо- вые коммуникации в пределах межферменного пространства. По услови- ям транспортировки высота конструкций не должна превышать 3,85 м. Доставка конструкций «россыпью» может оказаться целесообразной лишь при возведении здания в отдаленных районах. Высота ферм на опоре зависит от типа сопряжения ригеля с колон- ной. При жестком сопряжении эта высота должна быть не меньше (1/13...1/17) I. При шарнирном сопряжении для пролетов до 36 м эту вы- соту обычно принимают 3150 мм, что позволяет собирать фермы, незави- симо от пролета, в едином кондукторе и унифицировать узлы. При проле- тах 18 и 24 м и легких покрытиях применяют также фермы пониженной высоты 2250 мм. Уклон кровли в названных фермах составляет 1,5%. Решетку стропильных ферм проектируют обычно треугольной с до- полнительными стойками. С учетом размеров типовых кровельных плит размер панели верхнего пояса назначают 3 м. В отечественной практике традиционно применяют фермы с восходящим опорным раскосом. В за- рубежной практике в основном используются фермы с нисходящим опорным раскосом и опиранием ферм в уровне верхнего пояса (рис. 7.18, б [1]). В последние годы фермы с нисходящим опорным раскосом стали применять и в нашей стране. При частом расположении прогонов и шири- не плит 1,5 м обычно применяют фермы со шпренгельной решеткой, что- бы исключить работу верхних поясов ферм на местный изгиб при внеуз- ловой передаче нагрузки. Для неотапливаемых зданий с покрытием из волнистых листов разра- ботаны типовые треугольные фермы с уклоном верхнего пояса i - 1/3,5. Решетка — треугольная с дополнительным шпренгелем. Шаг прогонов составляет 1,5 м. Типы сечения ферм покрытий рассмотрены в гл. 7 [1] (с. 414,415). Для обеспечения транспортировки фермы разбивают на отправочные марки. Длина отправочных марок зависит от вида транспорта и условии транспортировки. Обычно фермы пролетом до 18 м перевозят целиком. При больших пролетах их разбивают на 2 или 3 отправочных марки. Укрупнительяую сборку отправочных марок на монтаже осуществ- ляют на сварке или высокопрочных болтах (см. с. 436 [1]) Особенности расчета и конструирования стропильных ферм. Ос- новными нагрузками при расчете стропильных ферм являются постоян- ная нагрузка от кровли и несущих конструкций покрытия и нагрузка от снега. Иногда на стропильные фермы действуют и другие нагрузки' от 136
подвесного транспорта, подвесных коммуникаций и оборудования, элек- троосветительных установок, вентиляторов, галерей, систем испаритель- ного охлаждения, устанавливаемых на крыше здания, и т. д. При больших пылевыделениях (например, на цементных заводах) при расчете ферм учитывают нагрузку от пыли. Постоянные нагрузки от кровли, стропильных ферм, связей по по- крытию и фонарей принимают, как правило, равномерно распределенны- ми, их значения можно определить с помощью табл. П4.2. Нагрузки от бортовых стенок фонаря и остекления учитывают в виде сосредоточен- ных сил, приложенных в узлах опирания крайних стоек фонаря. Вес ос- текления при этом можно принять равным 0,35 кН на 1 м2 остекленной поверхности. Снеговые нагрузки при расчете элементов покрытия (плит, прогонов, настила и ферм) несколько отличаются от принимаемых при расчете попе- речных рам. Это объясняется тем, что для конструкций покрытия снеговая нагрузка является основной, опреде- ляющей размеры сечения элементов (особенно при легких кровлях). Расчетное значение снеговой на- грузки определяют по формуле: s = W <2-49) Значение коэффициента y/s прини- мают равным 1,4. Если отношение нормативного веса покрытия gn к нор- мативной снеговой нагрузке меньше 0,8, то y/f=l,6. Коэффициент д учитывает нерав- номерное распределение снега по по- крытию и возможность образования вследствие переноса снега снеговых мешков у перепадов высот и зависит от конфигурации кровли (рис. 2.42). Для зданий без фонарей и перепа- дов высот при угле наклона кровли а < 25° и = 1,0, приа > 60°д = 0 в ин- тервале 25° < а < 60° значения д опре- деляют линейной интерполяцией. грузок 137
Если здание имеет двускатное покрытие с углом наклона 20° < « < <30°, то учитывается и второй вариант загружения снегом (рис. 2.42, а). Для зданий с фонарями (рис. 2.42, б) рассматривают два варианта за- гружения снегом, а коэффициенты ц определяют по формулам: д2=1-Е0,1£ Д3=1+0,5Д (2.50) о и Значения при этом не должны превышать: для ферм и балок при норма- тивной нагрузке от покрытия более 1,5 кН/м2 — 2,5; то же, при норматив- ной нагрузке покрытия менее 1,5 кН/м2 — 4; для профилированного на- стила — 2; для прогонов — 2,5. Значение принимают равным высоте фонаря hi, но более Ъ. При более сложных конфигурациях покрытия с перепадами высот снег сдувается с вышележащих пролетов на нижележащие и образуются зоны повышенных снеговых нагрузок. Данные для определения этих на- грузок приведены в нормах [6]. В необходимых случаях, когда неблаго- приятные усилия в элементах возникают при частичном загружений, сле- дует рассмотреть также схемы со снеговой нагрузкой, действующей на части пролета. В большинстве случаев наибольшие усилия в поясах и раскосах ферм получаются при загружений по первому варианту. Второй вариант являет- ся определяющим для плит, настилов, прогонов и стоек ферм, расположен- ных в местах повышенных снеговых нагрузок. Кроме того, при загружения по второму варианту, а также при половинном загружений пролета в сред- них раскосах ферм может измениться знак усилия, слабонагруженные рас- тянутые элементы, имеющие большую гибкость, окажутся сжатыми. Расчетные узловые силы на ферму от постоянных и снеговых нагру- зок определяют в соответствии с указаниями гл. 7[1]. Нагрузка от ветра вызывает в элементах фермы, как правило, усилия противоположного знака по сравнению с усилиями от веса покрытия и снега. Поэтому при расчете ферм ветровую нагрузку следует учитывать только в том случае, если ее значение превышает вес покрытия (при лег- ких кровлях и в районах с повышенной ветровой нагрузкой). Нагрузки на стропильную ферму от подвесных кранов следует опре- делять по линиям влияния опорной реакции балки кранового пути, разме- щая краны невыгоднейшим способом, аналогично тому, как мы это дела- ли для определения крановых нагрузок на колонну (п. 2.2.2), т.е. расчет- ная узловая нагрузка на ферму F = где/^—нормативное давление на каретку крана; у,—ордината линии влияния; 1,1 —коэф- 138
фициент надежности по нагрузке: — коэффициент сочетания (при рас- чете на два крана режима работы 1К — 5К 1р - 0,85); к =1,1 — коэффици- ент динамичности для нагрузок от подвесных кранов. Для получения наибольших усилий в элементах фермы нужно рас- смотреть несколько схем загружения с размещением тележки крана с гру- зом над каждым крановым путем. Поясним это на примере. Пример 2.10. Определить узловые ншрузки на стропильную ферму от двух подвесных кранов грузоподъемностью 3,2 т. Пролет ферм I =24 м, шаг Ъ = 6 м. Балки кранового пути разрезные. Кран трёхопорный (2 пролета по 9 м и консоли — 1,5 м). По табл. П3.2 масса крана 2,66 т, тележки — 0,47 т, максимальное давление на карет- ку— 75^ = 22,8 кН, база крана А~сг-600 мм, ширина крана В = 1460 мм. Линия влияния усилия, приложенного к ферме, и схема загружения показаны на рис. 2.43, а. Максимальное усилие на ферму Fkmax~ 0,85-22,8’3,52-1,Г1,1 =82,5 кН, где Sy, =3,52. Это усилие действует в узле крепления кранового пути, под которым расположе- ны тележки с трузами. На других путях давление на каретку будет только от веса моста. При трехопорном кра- не давление от веса моста на крайний путь составляет F =—^-^ + ;'|=^^£(- + у)=3,72 кН; 11 4(4r+М 2 ) 4(9 + ^)\2 j на. средний При двухопорных кранах минималь- ное давление каретки на крановые пути Минимальные усилия на ферму со- ответственно по крайним и средним пу- тям составляют: F\ ** 0,85-3,72-3,52-I,!*!,— -13,47 кН; F2 = O,85-5,59'3,52-1,14,1 = = 20,24 кН. При загружений фермы возможны следующие комбинации: схема 1— груз под левой опорой крана (рис. 2.43, в); схема 2— груз под средней опорой крана (рис. 2.43, 6); схема 3— груз под правой опорой крана (рис. 2.43, г). При первой комбинации мы полу- чим максимальную опорную реакцию фермы на левой опоре и максимальное усилие в опорном раскосе. При 2-й максимальный момент иусилия в поясах. При 3-й—максимальную опорную реак- цию на правой опоре. |я. • U И Рас. 2.43. К примеру 2.10: а —Ливия влияния нагрузки на ферму и схема расста- новки кранов, б, в, г—схемы загружения фермы 139
При определении нагрузок от подвесных кранов на подстропильные конструкции среднего ряда необходимо рассмотреть три комбинации на- гружения: 1) два крана одного пролета с тележками, приближенными к оси, по которой расположена подстропильная ферма; 2) два крана разных пролетов с тележками, приближенными к оси подстропильных ферм; 3) краны (по 2 крана в каждом пролете) с приближенными тележками, но с коэффициентом сочетания ^ = 0,7. , Если крановые пути выполнены по неразрезной схеме, то да по- строения линии влияния опорной реакции балок можно воспользоваться данными табл. П5.1, при этом наибольшая реакция будет возникать на 2-й от торца опоре (реакция 7?i). На самом деле фермы являются упругопо- датливыми опорами и при учете податливости опорная реакция будет не- сколько меньше. Приближенно реакцию неразрезной балки от нагрузки подвесных кранов можно определить так же, как и да разрезной, умножив ее на ко- эффициент 1,07 (при шаге ферм 6 м) и 1,1 (при шаге ферм 12 м). Прочие нагрузки на фермы покрытия определяют по технологическо- му заданию. Определение усилии в элементах ферм при шарнирном сопряжении с колоннами рассмотрено в гл. 7 [1]. В стропильных фермах, входящих в состав поперечной рамы, возни- кают усилия от распора (продольная сила в ригеле). При восходящем опорном раскосе эта сила передается на нижний пояс фермы, при нисхо- дящем на верхний. Однако эти силы, как правило, невелики и не оказы- вают сколь-нибудь существенного влияния на работу фермы. Нужно только проверить, не возникают ли от нормальной силы в ригеле сжи- мающие усилия в крайней панели нижнего пояса. Это возможно в фермах небольшого пролета при очень легкой кровле. При жестком сопряжении в узле крепления фермы к колонне кроме распора Нр возникает опорный момент. Усилия в элементах фермы от этого момента можно получить, заменив момент парой горизонтальных сил Н - М/ Ло, где п0 расстояние между осями поясов фермы на опоре. Значение опорных моментов вы определите по результатам расчета рамы из таблицы расчетных усилий при невыгодных сочетаниях при ком- бинацииусилий! При этом, взяв моментдалевой опоры,нуж- но определить при той же комбинации нагрузок момент для правой опо- ры. Усилия в элементах фермы от опорных моментов (точнее, от пар го- ризонтальных сил) определяют так же, как и при любой узловой нагрузке, графическим или аналитическим способами, либо на ЭВМ. 140
Полученные при этой комбинации усилия будут максимальными. Од- нако для большинства элементов ферм усилия от опорных моментов име- ют по сравнению с усилиями от вертикальной нагрузки противополож- ный знак, т.е. разгружают элементы или меняют знак усилия. Поэтому для получения наиболее невыгодного усилия (по величине или знаку) следует рассмотреть и другие сочетания моментов. Например, при комбинации с максимальным по абсолютной величи- не отрицательным моментом вы получите максимальное растягивающее усилие в крайней панели верхнего пояса. Это усилие вам будет нужно для расчета узла крепления верхнего пояса к колонне (рис. 7.20 [1]). Для опре- деления возможного сжимающего усилия в нижнем поясе нужно рас- смотреть комбинацию нагрузок без учета снеговой нагрузки. Определение расчетных усилий в стержнях ферм удобно провести в табличной форме (табл. 2.14). Расчетные усилия получают суммировани- ем отдельных составляющих в их неблагоприятном сочетании. Узлы сопряжения ферм с колоннами выполняют, как правило, на бол- тах, поэтому имеет место некоторая податливость. В процессе эксплуата- ции может произойти ослабление соединений, и степень защемления фермы на опоре уменьшается, поэтому разгружающее влияние опорных моментов и распора рамы обычно не учитывают. Если усилия в рассмат- риваемом стержне от распора рамы, опорных моментов и вертикальной ншрузки имеют одинаковые знаки, то принимают их сумму. Если знаки усилий разные и усилия от распора и моментов меньше по абсолютному значению, то за расчетное берут усилие только от вертикальной нагрузки. Если же усилия имеют разные знаки и усилия от распора и моментов больше усилий от вертикальной нагрузки, то стержень должен быть про- верен и на алгебраическую сумму этих усилий. При обеспечении достаточной жесткости узла сопряжения ферм и ко- лонн, например при соединении на сварке, может быть учтено разгру- жающее влияние опорных моментов от постоянной и снеговой нагрузок. Для этого расчет фермы следует проводить для каждой нагрузки раздель- но с учетом соответствующих рамных моментов и распора и составлять расчетные комбинации, вызывающие наиболее неблагоприятные усилия. Подбор сечения элементов ферм покрытия и расчет и конструирова- ние промежуточных узлов выполняют так же, как и д ля обычных свобод- но опертых ферм (см. гл. 7 [1]). Конструкция опорных узлов ферм зависит от способа сопряжения фермы с колонной. При шарнирном сопряжении наиболее простым явля- ется узел опирания фермы на колонну сверху с использованием дополни- тельной стойки (надколонника) (рис. 7.19 [1]). При таком решении воз- 141
Расчетные усилия, кН сжатие СП m оо ) -1235 сч СЛ 1 - 1 -656 сп 1 ’сч^ оо 1 -107,3 -107,3 №№ на- грузок <ч о оо С4 СИ 3,4 Сх г» СП сП 3,4 ил СП растя-1 жение ю S 443 1077 1288 528 228 №№ на- грузок! о о - СП Zrr •S го 3,4 3,4 vT СП От нормальной си- лы -79,2 кН OS о О о ! -79,2 <4 о< 7 <4 о? 7 о о о о о о , о Нр “ ’ -1107 кН 90 173 о о ' -110,7 -110,7 О’ 1 о о о о о о о От опорных моментов Mi - 528 кН м Mi = 269 кН-м t> 280 157 ; 139 VI \© ,—4 1 | -149 ’ -131 СЛ Л, т +12,3 £‘21~ 12,3 гл сч 7 о о Mi - 855 кН‘М М2 - 596 кН м so о 264 246 сч t -255 оо СП 7 -11,9 СП сч + £‘П- 12,3 £71- о о » От снеговой нагрузки й &4 о -344 С4 СЧ 7 оо 455 1 544,5 LLZr 223 -159- 95,4 04 7 V? 7 МП 7 Ч'= 1 ’t о -382 -580 208 506 605 00 о 7 248 -177 901 -35,4 О 7 -50,4 От по- стоянной нагрузки 'ch С5 -431 *п I $£Z 1 571 СП оо V© -348 280 -200 120 О 7 <3\ хО 7 -56,9 № стерж- ня еч 1-2 7 СП 7 сЧ | 4-5, 5-6 | 12-13 1 | 13-14 14-15 12-2 2-13 13-4 МН? 7 зчз 5-14 Эле- мент Верх- ний пояс 1 Ниле- 1 НИЙ 1 пояс Рас- косы Стой- к «4
можно опирание, ферм как на металлическую, так и на железобетонную колонну. При жестком сопряжении стропильная ферма примыкает к колонне сбоку (рис. 7.20 [1]) и устанавливается на опорный столик, а усилия от опорного момента воспринимаются фланцевым соединением на болтах или сварными узлами. Если обеспечена податливость узла (постановка болтов в отверстия на 5...6 мм большие диаметра болтов, использование гибкого фланца), шарнирное сопряжение фермы с колонной может быть выполнено и при опирании сбоку (см. с. 440 [1]). Опирание стропильных ферм на подстропильную выполняют, как правило, шарнирными. Возможное решение такого узла показано на рис. 2.44. При неразрезных стропильных фермах для обеспечения жесткости узла необходимо перекрыть верхние пояса стропильных ферм накладкой, рассчитанной на восприятие усилия от опорного момента. В узле нижне- го пояса это усилие прижимает фланец фермы к стойке и дополнительные элементы для его восприятия не требуются. Особенности расчета и конструирования подстропильных ферм. Подстропильные фермы обычно проектируют с шарнирным сопряжени- Рис. 2.44. Узел опнрання стропильной фермы ня подстропильную: 1 - подстропильная ферма; 2 - стропильная ферма 143
ем с колоннами и они работают как однопролетные разрезные конструк- ции, Нагрузкой для подстропильных конструкций является опорное дав- ление стропильных ферм. Если шаг стропильных конструкций составля- ет половину пролета подстропильных ферм, то рационально принять тре- угольное очертание ферм, однако- из условий унификации размеров и узлов чаще принимают фермы с параллельными поясами^ треугольной решеткой и стойками. Обычно стропильные фермы с параллельными поясами и трапециевидные примыкают к подстропильным сбоку, и их высоты близки. Расчет подстропильных ферм не отличается от расчета обычных шарнирно-опертых ферм и рассмотрен в гл.. 7[ 1 ]. Следует обра- тить внимание на расчетную длину верхнего пояса из плоскости фермы. Верхний пояс раскрепляют из плоскости стропильными конструкциями, поэтому его расчетная длина /0? равна шагу стропильных ферм или с уче- том изменения усилия по длине пояса (рис. 2.45) ' J0y=z/o, 75+0^5^1 (2.51) где li — расстояние между закрепленными точками (шаг стропильных ферм); Ni > N2 — усилия в панелях пояса. Возможные решения опорных узлов подстропильных ферм приведе- ны на рис. 2.46. При опирании фермы на колонну сверху, с использовани- ем надопорной стойки, принимают ферму с восходящим раскосом по ти- пу узла, показанного на рис- 2.46, а. При опирании сбоку на стенку между полками колонны для удобства монтажа целесообразно принять ферму с ниспадающим опорным раскосом (рис. 2. 46, б). Для обеспечения одно- типности узлов стропильных ферм стойки подстропильной фермы вы- полняют из двутавра (аналогичного надопорной стойке) и приваривают к Рис* 2.45. Схема для оп- ределения расчетной длины пояса фермы из плоскости нему опорный столик (см. рис. 2. 44). Пример 2.11. Определить расчетные усилия в элементах стропильной фермы при жестком сопряжении ригеля с колон- ной. Исходные данные. Пролет фермы — 29,6 м, шаг —12 фермы с параллельными поясами, уклон кровли—2,5 %; высо- та ф ермы (по обушкам уголков)—3150 мм; место строительст- ва —Москва. Состав покрытия по данным примера 2.9. По Ре' зультатам расчета поперечной рамы получены следую^10 комбинации опорных моментов и нормальных сил в ригеле: 1-я комбинация (максимальный момент на левой опоре) Мх =-855 кН-м; М2--596 кНм; Яр = -110,7 кН; 2-я комбинация (без учета снеговой нагрузки) ЛД—-528 кНм; М]=-269 кН-м; Др=-79,2 кН. 144
Рас. 2,46. Опорные узлы подстропильных ферм: ° —при опирании на колонну сверху; 6 —ири опирании сбоку; 1 подстропильная ферма; 2—стропильная ферма
Определение нагрузок. Расчетная постоянная нагрузка от веса покрытия: вес кровли (по данным табл. 2.13) gt = 1,21 кН/м2; вес фермы и связей (по табл. П4.2) gf- (0,30+0,05)х х1,О5 = 0,37 кН/м2. По формуле (7.3) [1] (уклоном кровли при /=2,5 % пренебрегаем) Fg = (gf + g*)bd = (1,21 + 0,37)12 • 3 = 56,9 кН. Расчетная нагрузка от снега (формула 7.4 [1]) Fs = s$bdyfs -1 • 12 • 3' 1,4 - 50,4 кН (так как g/s0 > 0,8; yfi = 1,4). Опорные моменты заменяем парами сил. Плечо пары ho = h - (zi 4- я2), где h—высота фермы по обушкам; z; и Z2—расстояние от обушка до центра тяжести поясов. Принимаем + Z2 = 10 см. Тогда ho -3150-100=3050 мм. 1-я комбинация: Н\ = 855/3,05=280 кН; Нъ = 596/3,05=195 кН. 2-я комбинация: # = 528/3,05=173 кН; Я2 = 269/3,05=88,2 кН. Схемы нагрузок на фермы показаны на рис. 2.47. Усилия в элементах фермы. Определим раздельно от каждого вида нагрузки. Для ферм с параллельными поясами это проще всего сделать методом сечений. Построим для фермы (как в однопролетной разрезной балке) эпюры моментов и попе- речных сил от каждого загружения. Усилия в поясах усилия в раскосах Nn — Qt I sin<rz. Здесь Mi—моменты в соответствующих точках Риттера; Qi — поперечные силы в рассматриваемых сечениях; —углы наклона раскосов к горизонту. Усилия в стойках равны соответствующим узло- вым нагрузкам. Нормальную силу в ригеле передаем на нижний пояс. Результатькрасчетов сводим в табл.2,14. ' 1 Усилия от опорных моментов и нормальной силы в ригеле учитываем только в том слу- чае. если они догружают стержень или меняют знак усилия. При учете усилий от опорных Рис. 2.47. К расчету ферм при жестком сопряжении ригеля с колонной: а —схема приложения нагрузок; б—расчетная схема 146
моментов усилия от снеговых нагрузок вводятся с коэффициентом сочетания 0,9, так как опорные моменты определены от нескольких кратковременных нагрузок (2-е основное со- четание). 2.5. Колонны промышленных зданий Конструктивные решения колонн подробно представлены в п.6.8[1].Подбор сечений колонн, проверку их прочности и устойчивости производят по. общим правилам проектирования внецентренно сжатых элементов (см.6.7[1]), ориентируясь на усилия, определенные при стати- ческом расчете рамы. Но все это можно сделать, если известны расчетные длины колонн, которые непосредственно связаны с конструкцией карка- са здания. Рассмотрев этот вопрос, мы перейдем к конкретным примерам проектирования колонн постоянного сечения для бескрановых зданий, колонн с подкрановыми консолями для зданий с кранами небольшой гру- зоподъемности и ступенчатых колонн для здании с мощными опорными мостовыми кранами. 2.5.1. Расчетные длины колонн Расчетную длину колонны в плоскости рамы можно определить пу тем расчета рамы на устойчивость. Это весьма трудоемкая задача, поэто- му в практике проектирования используют приближенный подход, рас- сматривая колонну как изолированный стержень с идеализированными граничными условиями при загружений его постоянной по длине стерж- ня нормальной силой и. моментами, приложенными по концам. Одним из главных факторов, влияющих на расчетную длину колон- ны, является возможность перемещения верхнего узла относительно нижнего при потере устойчивости. В этом смысле рамы делят на свобод- ные и несвободные. Раму считают свободной, если все колонны находят- ся в одинаковых условиях, например все они загружены постоянной и снеговой нагрузками, и могут потерять устойчивость одновременно с пе- ремещением верхних узлов относительно нижних. При таких условиях расчетную длину можно определить по рис.6.11(1], т.е. принять ц — 2, ес- ли колонна шарнирно соединена с ригелем или фундаментом, и д — 1 — при жестком сопряжении с фундаментом и ригелем. Здесь мы не учли упругий поворот узла сопряжения ригеля с колонной, полагая жесткость ригеля бесконечно большой. При конечной жесткости ригеля коэффици- ент /с зависит от соотношения погонных жесткостей колонны и примы- кающих к ней ригелей: при жестком креплении колонны к ригелю и шарнирном к фундаменту 147
ц = 271 + 0,38 / и; (2.52) при жестком креплении колонны и к ригелю и к фундаменту ,« = 7(и + 6,56) / (п + 0,14). (2.53) В формулах (2.52), (2.53) (2-54) где Jc, 1с — соответственно момент инерции и длина проверяемой колон- ны; Л1 ,JS2, 4i >lS2 — соответственно моменты инерции и длины ригелей, примыкающих к этой колонне. Если одна из колонн каркаса (расчетная колонна) нагружена в верх- нем узле более остальных, то последние оказывают поддерживающее влияние, затрудняя перемещение верхнего узла расчетной колонны с по- мощью жесткого диска покрытия или продольных горизонтальных свя- зей, т.е. проявляется эффект пространственной работы. При определении расчетной длины такой колонны обычно рассматривают совместную ра- боту пяти рам. Коэффициенту е/для такой колонны определяют по фор- муле где — коэффициент расчетной длины проверяемой колонны, вычислен- ный по формулам (2.52), (2.53); Jc ,NC — соответственно момент инерции сечения и усилие в наиболее нагруженной Колонне рассматриваемой ра- мы; ЕМ и ЕЛ — соответственно сумма расчетных усилий и моментов инерции сечений всех колонн рассматриваемой рамы и четырех соседних рам (по две с каждой стороны); Все усилия Л, следует находить при той же комбинации нагрузок, которая вызывает усилие в проверяемой колонне. Рекомендации по определению расчетных длин колонн для несвобод- ных рам вы можете найти в нормах проектирования [7]. Для ступенчатых колонн расчетные длины верхней и нижней частей определяют раздельно, но исходя из условия одновременного достиже- ния критического состояния при простом нагружении колонны (когда усилия в той и другой частях колонны изменяются пропорционально об- щему параметру нагружения). В этом-случае отношение 0 между крити- ческими силами для нижнего и верхнего участков колонны будет равно соотношению действующих в них усилий N2 и Nb которые приблизитель- но равны силам, приложенным в верхнем узле F2 и в уступе (Fj +F?). 148
Из условия [7C2EJi / (fijl)2] / [7t2EJ2/(fi12l)2] =/3 нетрудно найти отноше- ние } между коэффициентами fi2 и /ip. =& =4S~ в (2.56) Al >1 W и далее выразить коэффициент 2 через коэффициент fip. fi2- г fii, но не более 3 (2.57) Коэффициенты , приведены в табл. П6.2, П6.3. Они получены из ра- венства Ncr = [jt2EJj / (fiit)2], где критические силы Ncr определены расче- том на устойчивость ступенчатых стоек. , При выполнении практических расчетов вы можете пользоваться данными табл.2.15, обращаясь к таблицам приложения 6 лишь в случаях выхода характеристик расчетной колонны за пределы, указанные в табл.2.15. Таблица 2.15. Коэффициенты х и 2 для одноступенчатых колонн рам одноэтаж- ных зданий при /2/А^0,6 ЛУЛ^З Условия закрепления верхнего конца колонны дз для нижней части колонны д2для верхней части колонны оз>л/л>од Свободный 2,5 3 3 ' Закрепленный только от поворота 2 2 3 Неподвижный шарнирно опертый 1,6 2 2,5 Аналогично определяют расчетные длины несвободных рам. Все не- обходимые данные для этого приведены в нормах проектирования [7]. Расчетную длину колонны или ее участка из плоскости рамы прини- мают равной расстоянию между точками закрепления колонны от смеще- ний вдоль здания. Элементами закрепления могут служить подкрановые балки, распорки и др. Здесь важно проследить за тем, чтобы эти элемен- ты, в свою очередь, также были закреплены от смещений вертикальными связями между колоннами. 2,5.2. Примеры расчета колонн Пример 2.12. Рассчитать колонну и разработать ее узлы для бескравювого здания по данным примера 2.5. Расчетные усилия определим по табл.2.5: М—74,38 кН-м, —216,0 кН; материал ко- лоин—сталь С255 cRy=24 кН/см2 при t= 10...20 мм; сварка полуавтоматическая—в среде углекислого газа, сварочная проволока — Св-08Г2С. Определение расчетных длин колонн (рис.2.48): 4/г -рх Н—2-8,55= 17,1 м; 4^ — ^•8,55 = 8,55 м, где рх = 2 принято по табл. П6.1 или по рис. 6.11 [1]. Подбор сечения колонны. Предварительно зададим высоту сечения колонны h=300 ъоа> 0/30) Н. По формулам (6.96) [1] находим 149
г из И) со II I- =-^_ & = JZ1L 24 х 0,42h \ Е 0,42-30 2,06-104 7438-Ю2 m f = 1,25----— = 1,25----------= 4,1; ef N-0$5h 216-035-30 П7.1 [1]). Требуемая площадь сечения Л = д =- 21-6’-0- =56,25 ’ <p,R,Vc 0,160 • 24 1 = 4,63; (ре = 0,160 (табл. CM2. По табл.П! 1.6 [1] принимаем 1351Ш с геометрическими характе- ристиками: Л=83,17 см2, Wx = 1024,4 см3, ix ~ 14,34 см, iy = 5,84 см, =334 мм, tw = 8 мм, bf= 249 мм, //= 11 мм, 7х=17108 см4,7^=2834,1 см2. Проверим устойчивость назначенного сечения Рис. 2.48. К опреде- лению расчетных длин колонны m = 2™ =4,07; 1434\| 2,06 Ю4 А 74,38-102 83,17 N Wc 216,0 1024,4 При Af/A» = 24911/[(334-2-11)8] = 1,097 коэффициент влияния формы сечения вычисляем по формуле (см. табл. П8 [1]): - ?? - (1,90-0,1m) —0,02(6 -m)lx = (1,9 -0,1-2,80) -0,02(6.-230) -4,07 = 13$ merjm = 1,36• 2,8=3,81. По ’ табтг mi m = 216,0/(0,185-83 17 24-11=0 5R5 Vr-r - ' находим <pe =0,185; NltyeARyJ^ Предельпаогибкпг-гт. ’ оичивость колонны в плоскости рамы обеспечена. = 144® ЧЧ) 1«моа-1 g<HW= сительноосил:—Лх=7?&Х=17д.]()2/]4д^^2|Р1^;^О™И^™^^дельно®ги^сости:о®!0‘ =Z^A==8,55-102/5,84 = 14640> 144 о -144,9,относительноосиу—V предельной,принимаем J35m2:^ = ioi 51TJ? “^^«ятаплоекоетирамыболже =340 мм; 9 мм; Ь, - 250мы14,61 см;(>=6ем;Л= зящ , / оу,/см момент инерции при кручении- =117,04<15I>7,^=/rfS=£]™2O5>--15ie7,nnO ^режЕИМ ФЧ«УЛМЬ получим 2, =7е/хА = ваннам норм. Понятно, ™ пов^орн^ п^аер™ ШИМ сечением не требуется. Р °шеи устойчивости этого стержня с боль- Проверка устойчивости стержня колонна .. -«м, а—0,65+0,05тх ~ 0,65+0,05-1 58 ~0 74- 1 -iao с л л v - у _________- » 1,58 0,73, ^-142,5; = 0,305; P=J^~ =7039870305’ = lAc = p/(Iramv)=l>4/(i+o,73-l,58)=O65<c sasi Чгт V У x пЙ 6.92[1 ]: Г ’ U’81 •Здесь снах определен по формуле P=(Ix+Iy)/(Ah2)^ 21678 + 36503 10131(34,0 “1,4)2 =0,235; 150
(1 = 2 + 0Д56Й; /(Ah2) = 2 + 0,156-69,7 142,52 / (101,51 32,62) = 4,05; д = 4р/ц = д = ^^=0,232; ^=2/[1 + 5 + i|(1-6)2+^)2 = Aw =2/ l + d + ,(l-d)2 + - -------------- —. 2. = o,8I; I + 0,232 + V(l —0,232)2 + (16/4,05)1(40,40 • 102)/ (203,6 -32,6)]2 N/(e<fy4Ry)=2l6,0/(0,65 0,305-101,51-24) = 0,447 <1. Устойчивость Все проверки.выполнены. Однако ввиду того, что жесткости колонн с подобрапнтш сечениями отличаются от заложенных при статических расчетах рамы , ше 30% , необходимо повторить статические расчеты при фактических ж^^тях лонн. Проделав это, можно убедиться, что усилия и моменты практически не (наибольшее отклонение по моментш бьшо в схеме загружеши ве^вои рое составило 0,2% от поэтому производить корректировку в данном случае не имеет смысла. Горизонтальные перемещения верхних узлов.колонн в плоскоерзмы от войветоовойнагрузкиувеличилисьс17,1мм(1/500отН)до31, ( Мень™ нормативного значения. Представленный анализ позволяет принт.окончательное решение о возможности использования I 35Ш2 в качестве Расчет базы колонны. Конструкция базы колонны предогавле . _• ка расчета изложена в гл. 6 Щ. Расчетные усилия: М= -74,38 кН-м;N~ 216 0 кН. Фуад из бетона класса В10 с Rb — 0,6 кН/см2 и Rbjok -tybRb > ’ Назначаем ширину опорной плиты В = 40 см, при эт м ее i=_5L_+ f_= BRbjok 216 cm. 2-40'0,72 у\2- 40 -0,72 J 40-0,72 Принимаем опорную плиту с размерами в плане 400x500 мм; размеры верхнего уступа фундамента устанавливаем 540x640 мм, что соответствует Фл Краевые напряжения в бетоне фундамента (рис. . , _ N 6М _ —216 6-74,38 __ п кН/см2; oinin = 0,34 кН/см2 . WSX~BL В& 40-50 40-502 Положение нулевой точки в эпюре напряжений х=сттш L ^34-50/(0,55+0,34) = 19,1 см. Напряжения на участке сжатия эпюры напряжении а?=сгтах х *21,5/30,9 =0,55-21,5/30,9=0,38 кН/см2; а2 = <^-22,9/30,9=0,55-22,9 /30,9 =0,41 кН/см2 Определяем толщину опорной плиты. Участок! (рис. 2.49, а). Изгибающий момент Mj = СтахЛ; Cj = 0,55-315-4=693 кН-см, где Aj = (34+50)0,5-7,5 =315 см2—площадь трапеции условного консольного участка пли- С;-4 см—расстояние от центра тяжести трапеции до условной опорной кромки плиты: _ 34-0,5-7,54-2-0,5-8-7,5-2/3-7,5 з —* — - - " - q СМ» 1 1 А 315 151
Торец стержня колонны и опорную плиту фрезеровать в) |2 б) I2 220 Рис. 2.49. База колонны бескраново- fo здания: а —конструкция базы; б— эпюры напря*е ний: в — к проверке прочности плиты Толщина опорной плиты (сталь С255 при 6-693 34-23-1,2 t >20 мм , Ry = 23 кН/см2) = 2,10 см. Участок 2. М2 = 0,55-2604,3 = 614,9 кН-см;Д2 = (25+40)0,5'8,0=260 см2! _ 25-8,0-0,5-8,0 + 2’7,5-8,0-0,5‘2/3-8 . ~----------------------------= 4,3 см; 260 152
1р1Л = 7бЛ/2/(/уЯуП) = 76-614,9/(25-23-1,2) = 2Д1 см. Участок 3. Изгибающий момент в пластинке, опертой на три канта Мз ^/За^а* - =0,060-0,38-31,22 =22,2 кН-см; коэффициент/? определен по табл. 6.9 [I], а =31,2 см—дли- на свободной стороны пластинки. Толщина плиты = 76-222/(1-23-1,2) = 22 см. Принимаем толщину опорной плиты tpi - 2,5 см. Проверяем прочность опорной плиты в сечении 7—1\ 704/(40-2,52)=16,9 кН/см2; Ъу =Qi-i/(Btpi) = 176/(40-2,5)= =1,76 кН/см2; здесь =crmax $ = 0,55 40-8,= 176 кН; Мм = 176-8/2 = 704 кН-см; ored =^/а^+Зт^ = д/16,92 +3 • 1,762 =17,2 кН/см2 < 1,15 Л/Ус = 26,45 кН/см2. Расчет анкерных болтов. Анкерная комбинация усилии: Nmm = — 95 кН; Ms = 83,14 кН м. Краевые напряжения в бетоне фундамента при этой комбинации усилий (рис. 2.49, 6): =^®а---^- =^__6'83’14'102 =-0Д5 кН/см2; а™, = - 0,45 кН/ем2. ““ BL BL1 40-50 40-502 Положение нулевой точки на эпюре напряжений х=с>П1ах£/(ати +аит) = 0,55-50/(0,55+0,45>27,5 см. Растягивающее усилие в анкерных болтах Z =(MS - ymia^/y=(83,14-102 —95-15,8)737,8=180,2 кН. На один анкерный болт приходится усилие 90,1 кН. По табл.6.11[1] назначаем анкер- ные болты типа 1 диаметром 36 мм с глубиной заделки в фундаменте 1300 мм. Проверка приведенных напряжений в плите в зоне действия анкерных болтов по сече- нию 2-2 (рис. 2.49, в): 901/(2-10,0-2,52)= 43,2 кН/см2 >7^=23 кН/см2; = =02-2K2a3tpi) = 180,2/(2-10-2,5) = 3,6 кН/см2; Q2-2 = 2= 180,2кН;М2.2 Q2-2а = 180,2 -5 = =901 кН-см. Так как ах >Ry ус, увеличиваем толщину плиты до 36 мм. При этом ох = 6М2.2 /(2дз tpt1) = 6-901 /(2-10-3,б2) = 20,9 кН/см2 < Ry ус = 23 кН/см2; Тхи =&-2 Фаз tpi) =180,2 /(2-10-3,6) = 2,5 кН/см2; °red =72O>924-3-2^2 —21,ЗкН/см2<1Д51?У7е=2б,45 кН/см2 Прочность сечения 2-2 обеспечена. Расчет оголовка колонны. Схема оголовка представлена на рис. 2.50. К оголовку при- ложена сила F - 227,1 кН. Толщину и размеры в плане опорной плиты назначаем конструктивно (смл.6.8.1 [1]): t = =16 мм; bxl- 280x370 мм. Плиту соединяем со стержнем колонны с помощью угловых свар- ных швов с минимальным катетом kf= 6 мм (табл. 4.5 [1]). Общую ширину опорных ребер принимаем равной ширине опорного фланца фермы Ьг — 18 см. Из условия смятия толщина ребра tr=\2F/(brR^ = 1,2-227,1/(18-36)=0,42 мм. Здесь 7^=36 кН/см2 для сталиС255, коэффи- циент 1,2 учитываетвозможныйперекос опорного фланца фермы. Принимаем 4=6 мм. Длину опорных ребер вычислим из условия размещения Сварных швов, крепящих их к стенке колонны (/^-=6 мм; _/ =0,9; pz= 1,О5;7?м/= 21,5 кН/см2; 7?те=0,45 7?^ = 0,45-37,0 = =16,65 кН/см2). Поскольку Р/7?ш= 1,05-16,65=17,5кН/см2 < 9-21,5=19,3 кН/см2 рас- чет выполняем по границе сплавления 153
f 1,2F 1,2-227,1 / —--------------—--------------------— 55 см, 4-1,05-0,6-16,65-1-1 Принимаем по конструктивным соображениям длину ребра //=20 см. Проверка прочности стенки на срез по граням крепления опорных ребер: N/(2lr zw) = =227,1/(2-20-0,9) = 6,3 кН/см2 <RS ус = 14 кН/см2. Прочность обеспечена. ' Пример 2.13. Выполнить расчет и конструирование колонны по данным примера 2.6.Конструктивная схема и ее размеры приведены нарис. 2.51. Расчетные усилия в сечении 1 (см. рис. 2.20) 3/ = - 172,9 кН-м, У = - 298,7 кН. ’ Определение расчетных длин колонны. Ввиду того, что в точке 5 (см. рис. 2.20) на стержень колонны передается большая по величине сосредоточенная сила от вертикальных крановых воздействий, будем определять расчетные длины колонн отдельно для подкрано- вой и надкрановойчастей. При этом воспользуемся табличными решениями табл. П6.2. Расчетные длины колонны в плоскости рамы. Коэффициенты расчетной длины р; и pj определим в зависимости от параметров п lj/11I2 = ///?2 — 7330/3020 = 2,43 и «1 = ' W)11\ = / h = 3020/1/2,08 / 7330 =0,29, где p =(Fj+F2)/P2~ 376,3 /181,0 =2,08 (Fi+F2 —наибольшее значение продольной силы в подкрановой части колонны при воздействиях 1, 2, 3; Fj — значение продольной силы в надкрановой части при том же загружении рамы); 7/ = I2. Принимая верхний конец колонны (для однопролстной рамы с шарнирным сопряжени- ем ригеля и стойки) свободным по табл. 67 [6], находим ц? = 2,46; & = 2,46/0,29 = =8,48 >3, назначаем Ц2 ~ 3, тогда расчетные длины будут равны: для подкрановой части = -2,46-7,33 = 18,03 м; . для надкрановой части 1фа =3-3,02 = 9,06 м. Расчетные длины колонны из плоскости рамы: leftyi = 7,33 м; 1^у2 ~ 3,02 м. Подбор сечения колонны. Проектирование колонны выполняем в соответствии с ре- комендациями п.6.7.7[1]. Высоту сечения назначаем из условия жесткости с учетом приня- Рис. 2.50. Конструктивная схема оголовка Рис. 2.51. К определению расчетных дл00 колонны 154
того при статическом расчете рамы значения h—1/20/ — 44 см. По формулам (6.96) [1] нахо- дим: ------------- ‘ \ = i(0,42й) =18,03-102V24/(2,06*104 /(0,42-44) =3,33;т^&М/(N х0,35й)=1,25-172,9-102/(298,7 0,35-44)= 4,7; е = 0,185; A^N/f eRy с) =298,7/(0,185-24-1) = =67,3 см* По табл.П! 1.6 [1] принимаем 145Ш1 с геометрическими характеристиками сечения: А= 157,38 см2; ^ = 2548,7 см3; Zx = 56072 см4;7у = 8110,3 см ; z*- 18,88 см; гу-7,18 см;й =440 мм; bf =300 мм; tw — 11 мм; tf - 18 мм. Проверка устойчивости колонны в плоскости рамы. х=1ф;1 Пх = 18,03 -102 /18,88 = 96,6; Лх =33; Af/Aw = 300 18 /[(440-2-18)11] = 1,22; (1,90-0,lw) —0,02(6-т)\ =(1,90-0,1-3,57)- 0,02(6-3,57)-3,3 = 1,38; т =MA/(NWX) = =172,9-102-157,38/(298,7-2548,7) = 3,57; mef = т = 1,38 -3,57 =4,93; е = 0,182; =Ж еД)= =298,7/(0,182-157,38) = 10,43 кН/см2 <Ry с “24 кН/см2. Устойчивость колонны в плоскости рамы обеспечена с большим запасом, но уменьшить ее сечение мы не можем по условию ЖеСТГиб^егьколонны *=96,6 и ,=7€&/4=7.33-101/7,16= 102,3 непревышаегщюдеиного значения ( х< 1йпИ у< iim), где Нш = 18О-6О -180-60 0,43-154,2; N/( eARy =298,7/(0,182-157,38-24-1) = 0,43. Проверка устойчивости стержня колонны из плоскости рамы. Предварительно нахо- дим Сщах по формуле (6.92)[1]: =4 / = 4-0,23/3,02 = 0,3; р = (Zx+Jy)/G4h2) = (56072+ 8U03)/[15738(44-l^)2] =0,23; u = 2+0156-£ = 2+0,156-------------™-------10232=3,02; р 2+и,13О^_2лу 15738(44-Ч£)2 It =0,433 X bi-ti3 сгаа. =О,4ЭЗ[2-ЗО1,83+(44-2 1,8)1,13]= 174,8 см4; ______________2 _____________ 144+/(1-б)2 + ^ф^| Г М 2 = = 0/559. 1 4 03 + , Л Р V 3,02(298,7(44-13)/ Проверяем устойчивость по формуле (6.90) [1].' ^П/(с у Л)=298,7/(0,374-0,527-157,38)= 9,6 кН/см2 <Ry с = 24 кН/см2 Здесь _у=0,527 по приложению 6 [I] при у =102,3; с = /(?+ ,07/(140,77-2,42)= = 0,374< Стах - 0,559. При определении коэффициента с использованы следующие соотно- шения: тх =М^хИ9=П7,2402-157,38/(298,7-2548,7) =2,42, где м = Г91^1ВД^.-ДЗ) =-И7Д кН-м; г 3565 - =^с/^ =70398/0327 = 1,03 С = 0,598 при 155
4 =3,14^/Л^ =3,147z06-104/24 = 9^й=0,65+0,05wx =0,65+0,05-2,42 = 0,77. Расчет базы колонны. Конструкция базы колонны представлена на рис. 2.52, а. Мате- риал фундамента — бетон класса BIO, Rb = 0,6 кН/см2. При фь = 1,3 Rb,iok =ФЛ Rb =1,3-0,6 = =0,78 кН/см2 Определение размеров опорной плиты в плане. Ширина опорной плиты В -bf + +2(//>-+с^=30,0+2(1+6,5)=45 см, где Ьу= 30 см — ширина полки колонны; ttr - 1 см—толщи- на траверсы; с = 6,5 см—вылет консольной части плиты. Длину плиты находим по формуле (6.108) [1]: ___________________ I/X2 т N । N j ] 6М = ZBplRbJok Rpfibjok 298,7 , ( 298,7 V , 6-172,9-10г „ 2-45-0,78 V\2-45-0,78/ + 45-0,78 ~ * Принимаем плиту с размерами в плане 450x600 мм; размеры верхнего обреза фуяда- Рнс. 2.52. К расчету базы колонны мента устанавливаем 700x850 мм. При этом ь ~ =1,301. Определение толщины опорной плиты. Крае- вые напряжения в бетоне фундамента под опор- ной плитой о =--2^-4 6М _ 298,7 6-172,9 ТО2 _ ““ BpiLpi 45-6G 45-602 =_ 0,111-0,64 = -0,75 кН/см2; ^тт = — 0,111+0,64= 0,53 кН/см2. Эпюра на- пряжений показана на рис. 2.52, б, в. Изгибающие моменты в опорной плите: на участке 7, опертом на 4 канта: b/а = 404/144,5= =2,8 >2, следовательно, потабл. 6.8 [1] а/ = 0,125 и а2 =0,125-0,54-14,452 = 14,1 кН-см; на консольном участке 2: М2 = tfmnx 'С* —0>75'6552/2 =15,8 кН-см; на участке 5, опертом из 3 канта: «^=80/300 = 0,27 < 0,5, момент опреде- ляем как для консольного участка с вылетом кон- солиа7^ =^^//2=0,75 8,02/2 =24,0кН+м- Толщину опорной плиты находим по максималь- ному моменту = 76’24,0/(24-1,2) - 2> см. Принимаем tpf = 25 мм. Расчет траверсы. Траверсу в расчетной схе" ме представляем двухконсольной балкой (Р#с‘ 2.53), шарнирно опертой на пояса колонны- В честве нагрузки принимаем в сжатой зоне плитой отпор (давление) со стороны фундамент3’ 156
собранный с грузовой площади (на одну траверсу с половины ширины плиты) qtrjnax. ~ =omQX В 72 = 0,75 22,5 = 16,875 кН/см; в растя- нутой зоне—усилия в анкерных болтах = 17290 - 298,7-18,3 =„0 2 “ 2у 2-53,3 Эпюры моментов и перерезывающих сил от указанных нагрузок представлены на рис. 2.53. Из этих эпюр следует, что в качестве рас- четных сечений траверсы следует выделить се- чения I и II. Здесь: М=15,42 кН-м и (Л = 110,9 кН; Qa = 182,6 кН и VA =» 313,8 кН. По моменту в сечении I определяем ' = = 64,25 см3. Ryye '24*1 Рис, 2.53. Расчетная схема траверсы базы колонны При tir — 10 мм htr =-764,25-6 =19,63 см. Принимаем htr—20 см. Проверяем принятое сечение траверсы на срез по Qij— 182,6 кН т = ‘18^- = 13,7 < 0,58-24 = 13,92 кН/см2. Л 1-20 Расчет шва, соединяющего траверсу со стержнем колонны, из условий восприятия ре- акции VA= 313,8 кН. По табл. 34*[7] принимаем р/=0,8; Лм/=21,5; ^=1; К^= 16,65. Так как P/Ripy >рг расчет лроводимпо металлу границы сплавления. Требуемый катет шва kf ~-VA /ф2 Rw ус lw) = 313,8/(146,65 1 1 -19) = 0,99 см. Принимаем Ь 10 фрезеруем. В этом случае швыпри- Торец колонны (после приварки траверсу ику и 25 мм варки к плите назначают конструктивно минимальной высоты, при от ш*ш> по табл.4.5[1] принимаем высоту катета 7 мм. Win»w. az i7? 7 кН-м Расчет анкерных болтов. По данным примера 2.6 173,0 кН, , При этой комбинации J. jM.--!7^-—6 172,7 10- =-0.70 кН/см2; V?" 45-60 45-602 Опйа = 0,58 кН/см2. Эпюра напржиенийпомздаа^^’^“^2^^ ном анкерном болте ~-Мгап &№У 0^2, глубиной 700мм «бл.бЛЦПпринимае^о^™^-;^^ бслтех^казываст, -по ее проч- Проверка прочности траверсы на усилия в Р h _25 м. f. = 1,2 см и повторим яость не обеспечена,поэтому ^лич™^^ с^^а=129,07(8+5)=1677,9кНсм; проверку. Усилия в анкерных болтах Qtr Z 12У, » * Ох =6М„ №а2) = 6-1677,9/(1,2-252) = 13,42 кН7сИг<^ = 24 кН/см2; =1.5е,./^) - 1.5-129,07/(^-25) = 6,45 кН/см2 <1^ =^2 Прочность траверсы обеспечена. Измененные размеры траверсы на рис. 2.52 указ 157
Проверка прочности подкрановой консо- лн (рис. 2.54). Расчетные усилия в заделке консо- ли Q=F =^+Ршах = 18,66+174,85 = 193,51 кН; Af= F lc =193,51-31,0 = 6000 кНсм. Принимаем для консоли 130Ш1: й=291 мм; £/=200 мм; //=11 мм; tw ~8 мм; /х = 10400 см4; Wx =715 см3; Sx=398 см3. Расчет производим в соответствии с п.6.8.2[1]. Напряжения в консоли: <5Х =M/WX =6000/715= = 8,4 кН/см2 <24 кН/см2; т^, =£) Sx /(tw I J = =193,51 398/(0,8 10400)=9,3 кН/см2 < 13,92 кН/см2 Так как напряжения в консоли много мень- ше расчетных сопротивлений, проверку по при- веденным напряжениям не проводим. Сварные швы крепления консоли к полке ко- лонны проверим в предположении, что изгибаю- щий момент воспринимается только полками, а поперечная сила — стенкой (п.6.8.2[1]) Н =7^=6000/(29,1-1,1) = 214 кН; Q =193,51. Принимаем все швы с катетом 6 мм. Сварка полуавтоматическая проволокой 08 Г2С; р/=0,9; Pz~ I ~~2 1 >5 кН/см ; Rwz ~ 16,65 кН/см2. Поскольку расчет швов выпол- няем по металлу границы сплавления: швы крепления полок ^/^^/^/^=214/(2'1,05-0,6(20-1)16,65)= 0,54 < 1; швы крепления стенки Q/(2p44,^rwy4l-i93,5]/f21,05-0,6(29,l-2-l,l)I6,65] = 0,34<1. Прочность швов обеспечена. речнами^бр^^е^^Ф^^1“У1®^й1сонсоли Укрепляем парнымииопе- Проверим ПРОЧНОСТЬ ШВОВ крепления пебеп v ттл1гг^ Iw~2(br-3-l)=2(10-3-11 ь= 12 ™ ъ к пол«е колонны: расчетная длина шва Гиватииие * ** '™0Гты ^™ииггв=тя- где^/+^2^</и^-т0^аишИринапоя^^П^™^ПОЛКИ,1>аВВЫе^Т‘У’ чена, посколькуЛ/|'Ьдл,л=214/(20-2 3И80)=пэт i □ ' ^Р^ностьполкиколонныобссйе- расчетное сопротивление стали С255 в ребер к стенке колонны. Расчетная даинТшвов ,^^овЧ’““Щю'П!0е1ь™вов крепленая высота сечения и толщина пояки^” 3^^^2p^4-4c“(Ae^ =214/[41,050,б-34,41б,65]= 0,15 < 1. Прочность швов обеспечена. Проверка прочности стенки колонны на срез пп тг»я«т, «ад па срез по граням крепления ребер: ff/(21rtv^214,2/(2-34,4-1,10,58-24)=0,2 <1. 158
Прочность стенки на срез обеспечена. В стенке колонны на участке между ребрами помимо усилий М, N и Q, определенных при расчете рамы в сечении 5 элемента 5-9, действуют усилия И. Проверим прочность стен- ки колонны по приведенным напряжениям в месте примыкания консоли (Л/=-57,3 кН-м, -200,2 кН, 0 = -19,13 кН) =Mhw /(2IJ +#/Л=57,3-102(440-2-1,8)/(2-56072) +20,2/157,38= 2,19 кН/см2; <ЯЯЖ hw) =(19,13+214,2)/[1,1(44-24,8)] = 5,25 кН/см2; oretJ =л/о2+3т2 =72,192 + 3-5,252 =9,35 кН/см <1,15Л^ с= 1,1524 = 27,6 кН/см2. Таким образом прочность узла обеспечена. Пример 2Л4. Запроектировать ступенчатую колонну по данным примера 2.7. Надкрановую часть будем проектировать из прокатного профиля, подкрановую—со- ставной, сплошностенчатой. Материал колонны — сталь С225 с Ry — 24 кН/см2 при t = -10. ..20 мм и Ry - 23 кН/см2 при t > 20 мм. Сварка элементов—автоматическая и полуавто- матическая в среде углекислого газа; сварочная проволока Св-08Г2С. Расчетные усилия примем по табл. 2.11. Для надкрановой части в сечении 11 (9-11) (см. рис. 2.23, б) Nj = -531,4 кН, Mi = 573,9 кН-м. Для подкрановой части сечение 1 (1-3)—N2 ~ ~2141,6 кН, =-789,2 кН-м (момент догружает наружную ветвь), Q=-143,4 кН; Ns = -1872,1; Ms = 696,4 (момент догружает подкрановую ветвь), Q$ = 25,9 кН. Соотношение жесткостей надкрановой и подкрановой частей колонны, принятое при расчете рамы, Elv/EIn — 0,17. Определение расчетных длин колонны g плоскости рамы. Подкрановая часть —lefx] = ~ ih <7/ = HJ', надкрановая—1ф;2 - 2h(h -Nv). Коэффициенты расчетной длины i и ; определим по табл. П6.3 в зависимости от параметров: _ 0,17-9,0 М 6,0 =0,26 и «j h АЛ 1 9,01/0,17-4,03 где l2=Iv,Ii =In; =(Fi+F2)/F2 = 2104,58/522,94=4,03; (Fj+Fz^Mn^ 5(3-6)—наибольшее значение продольной силы в т.6 подкрановой части колонны при сочетаниях 1,2,3,6, 8; ^2—значение продольной силы в т. 11 надкрановой части колонны при тех же сочетаниях нагрузок). В рассматриваемой раме верхний конец колонны закреплен только от поворота. Потабл.П63 / = 1,93, 2= I// = 1,93/0,8= 2,4 <3; 7^/ = 1,93-9=17,37м; /^2=6,02,4= -14,4 м. Расчетные длины из плоскости рамы принимаем равными геометрическим в пределах участков между связями из плоскости рамы. Для падкрановой части Z^yz ~ 6,0 — 1,65 = 4,35 м (1,65 м—высота подкрановой балки на опоре). Для нодкрановойчасти при наличии рас- порок между колоннами в середине их длин lefyi — 0,5-9,0 = 4,5 м. Подбор сечения нядкряновон части колонны. Надкрдновую часть колонны проекти- руем из широкополочного двутавра. Расчет выполняем по аналогии с примером 6.13(1]. Требуемая площадь сечения надкрановой части колонны при заданной высоте сечения - 50 см равна: A=Ni/( е Ry с>531,4/(0,152'241)=145,б см2, где е =0,152 при те/ = =1,25М,/(ЛГго,35А) = 1,25-572,93 06(531,4 0,35-50) = 7,7 и 2, =l^Ry IE / (0.42Й) = -14,4 • 102 j24/(2,06-l04) / (0,42-50)=2,3. По таблЛ! 1.5(1] подбираем двутавр 50Ш2 (по- 11Ъггка принять двутавр 50Ш1 не увенчалась успехом, так как он не прошел по устойчиво- с характеристиками = 176,6 см2,75530 см4, Wx=2967 см3, ix—20,26 см, 1у—6,69 см, h =489 мм, = 14,5 мм, bf - 300 мм, if ~ 17,5 мм. 159
Определяем гибкости стержня надкрановой часта колонны в плоскости и из плоскости рамы:Лх-7^/^14,4'102/20,26 = 71,7< 7Пв1 = 126; Хх =2,43;?^ =1^у2Ну =4,35-102/6,69 = -65; 2^ =2,22. ' Предельная гибкость Хцт = 180- 60а = 180 - 60 0,9 = 126, где_а = Nj/fa ARy ус) = =531,4/(0,139-176,6 24-1) = 0,9. Здесь фе = 0,139 (табл.П7.1 [1])приЛх =2,43; и ме/=8,4. mef = три = 1,31-6,4 = 8,4, где Т| = 1,31 (табл. П. 8 [1]) при Af/A» = (30 • 1,75)/[(48,9 - -2-1,75)-1,45] = 0,8 й m=M1A/(NI 1TJ=572,9-1O2476,6/(531,4-2967) = 6,4. - - Проверка устойчивости стержня колонны в плоскости действия момента: о -N\/(^е А* x^yJ-531,4/(0,139 176,6-24) = 0,9 <1. Проверка устойчивости стержня колонны из плоскости действия момента о =JV/(c(fy Лх х Ryb) = 531,4/(0,197-0,780-176,6-24) = 0,82 < 1. Здесь = 0,780; с = 0,197. Коэффициент с вычислен в зависимости от значения относительного эксцентриситета М*А 413,05-176,6 т = —~ -- = 4,63, NW 531,4-2967 где Мх — 2/3(573,9-93,35)+93,35 = 413,05 кН-м (93,35 кН-м — момент в сечении 9 элемента 9-11 надкрановой части колонны, вычисленный при том же сочетании нагрузок, что и =573,9 кН-м). с -0 /(7+а™х) = 1/(1+0,88-4,63) = 0,197. При а » 0,65+0,05 тх =0,65+0,05-4,63 = =0,88, р = 1, так как Ху = 65 <Хс = 3,14^£/Ry =3,14^206-104 / 24 = 92 Подбор сечения подкрановой части колонны. Для подкрановой части принимаем сплошное составное сечение с подкрановой ветвью из прокатного двутавра и наружной полкой из листа. Высота сечения колонны (расстояние от наружной грани до оси подкрано- вой ветви) /г-ЮОО мм (рис. 2.55). Для двутаврового сечения гх 0,42/?; рч 0,35/?. Тогда 4 = (4/>1 / 0,4»)^,/Е = (1737/ 0,42-100)^24/2,06-104 = 1,4; j??x=Af2/(V2^^^8920/(2141,6-0,35-100)=l,05. В первом приближении принимаем (для двутавра я 1,2...1,7); ?»e/=wxr|=l,05-1,5=1,58.Потабл.П7.1[1] (ре=0,51. Требуемая пло- щадь сечения по формуле (6.85) [1] Areq=N2 /(фе Ry ус )= 2141,6/(0,51-241) = 175 см2 . а Компоновка сечения. Высота стенки hv h - tf=100 - 2= 98 см (предварительно прини- маем 1/~1 см). Предельная гибкость стенки (табл.27*[7]) при 2<2 Xw=13+0,15^ =1,3+0,151,42 =1,59. Из условия местной устойчивости стенки27^7^ < Ainv =1,59. Тогда /w > (V X^Ry/E ==(98/1,59) ^24/2,06-IO4 =2,1 см. Поскольку се- чение со столь толстой стенкой не экономично, принимаем tw =8 мм (К//м>=80...120), пр^Д’ полагая при этом, что стенка потеряет местную устойчивость (см.рис.6.18[1]), и включаем в расчетную площадь сечения колонны два крайних участка стенки шириной hx » О/Ц^Л^уТ# / Ry “0,4- 0,8 • 1^97д06-104 / 24 = 15 см. Требуемая суммарная площадь полок равна: Areq~2twhi=175 - 245-0,8=151 см2. Принимаем подкрановую ветвь из 14051 (табл.П11.6[1]) с геометрическими характеристиками: Л =72,16 см2; Л =20020 см; ^=16,66 см; 1446,9см4; tw=7 мм; //=11 мм; &/=199 мм. 160
Рис. 2.55. К примеру 2.14 & Э-221
Для наружной полки принимаем лист 20x400 мм. Местная устойчивость полки обеспечена, так как =(40-0,8)/(2-2) - 9,8<(0,36 + 0,1Л)^Е 7Ry =(0,36+0, И,4)х х^2,06-104/24=14,6 (6.38(1]). Геометрические характеристики принятого сечения: hw=97,65 см; А =230,3 см2; расстоя- ние от наружной грани колонны до центра тяжести у= 48,9 см; Л=435700 см4; см; ио* менты сопротивления для наружной полки ^7=8910 см3; для подкрановой ветви WX2=1W см3; ядровые расстояния рх/=38,7 см; рХ2 =31 см; «4=30690 см4; у=11,5 см; А*=40; i=l,37; ^=39. Поскольку ранее принятое значение к* = 1,4 почти не отличается от полученного значе- ния, предельная гибкость стенки не изменится и значение hj останется прежним. Расчетная площадь сечения с учетом исключения из работы части стенки составляет Ared = 80+72,16+0,8 15-2=176,16 см2. Проверим устойчивость подкрановой части колонны в плоскости рамы на две комбина- ции усилий (см. исходные данные). Первая комбинация (момент догружает наружную полку): mx-M2/(N2 Pxi)s =78920/(2141,6-38,7)=0,95. Значение т| определяем по табл.П8(1] для типа сечения 2- Afl/Aw 1; при т<5 ц=(1,9-0,10,95) - 0,02(6-0,95)1,37=1,66; т# = 1,66-0,95=1,58. По табл.П7.1[1] ^=0,51 Nz/fpcARy) = 2141,6/(0,51-24-176,16)= 0,99 < 1. Устойчивость обеспе- чена. Вторая комбинация (момент ^640/(1й72'31)=1Л^2/1.-0,92.3^^^ ««“Равовую ветвь): 4. Выполнив интерполяцию между значки» °лРедедяем ио табл.П8[1 ] для типа сечешя =1.62; W4; обеспечена. 1 1872/(0,458-24176, 1б)= о,95 < 1. Устойчиво® Проверка устойчивости из плоскости т, подкрановой части Мх = 2/3(789 2-1Максимадьный момент в средней Треш НИИ 3 элемента 1-3, вычисленный при том же сп««7 577,42 °53,87 КН “ ~моменг в ияе' чеши Д Р,/>57742/(2141 6-38 HalW3OK>1110 » кН-М » Здесь а = О7^^<5 е=Д/(7 +«^ -2141,6/(0,670,898-1761бХ п ПРНЪ ерке устойчивости из плоскости действия unJ 3 Устойчивость обеспечена При про- щадь сечения с выключенной из работы чяг^теЯТаМЫв3апас Уст°йчив0сти приняли шю- этои формуле не будет выполняться «м « Ю стедки* ^сли проверка устойчивости R0 Посколькуh„ltv =97.65/0Л = 122>23 ^УЮЧЯтЬ по Ь™™ МО укрепить поперечными ребрами J ~ “ СтеИКу коловвы 1!собх0'®' Устанавливаемребра на равных расстояштТт,8СП0?ОЖе,ШЫВД На Рассгоянии (2.5...3) А. ^^^^40 =976/3(^40= 72,5^^Х“7М,2530^(СМ'Р^-Рщ«'₽Ы^ Расчет и кост-тто-р,.,.-...,. _ h 75 ~2ЬФУ / ^ = 6мм. персы принимаем равной 600 мм что солт^??а&е₽СЫ ^см* Рис-2-^5). Высоту стенки ip4' Толщину стенки определим’ ™^^еТ^ет^ВДмендадиям^/г “ (0,5...0,8) Ья. =1657,63 /(42 361) =1,1 СМ, где ^ЧНОС1Я ™me: t„ =D^ /(1^ 36+ +2-3 - 42 см—длина сминаемой давление мостовых кранов; 7у= й^+2/= подкрановой балки; / = 3 см —. толщина 0^^°^ =36 см—ширина опорного ре^ж кН/см2. Принимаем - 12 мм. °ряого листа подкрановой ступени); Rp Наружную полку соединим вспл» гтт,«г, 340x18 ми. Усилие во внутоенн^ 1ПВОМ> внутреннюю накладкой из лйй* ^ТРенней полке /2^ ,/(bB-t^54^ 162
+116,7/(0,489-0,0175)=518,96 кН. Длина нахлестки накладки при kf- 6 мм (сварка ручная, электроды Э42): Ihi=Fb/(2 f kf Rwf wf (/H=518,9/(2 0,7 0,6 18,0 1 1)+1,0=35,3 cm. Усилия в сечении 5 (5-9): N4 = -542,9 кН, М4 = 116,5 кН м; N$ = -560,34 кН; = ~ —206,89 кН м; Z/72 =Fb/(2 2 kfRwz wz с ) +1 =518,96/(2 0,6 16,65 1 1)+1 =27см. Здесь = =18,0 кН/см2; Rvk = 0,45 Якп =0,45-37 = 16,65 кН/см2. Принимаем 1ц - 360 мм. У силие в наружной полке F^ =N$ /2+М5 /(Ьв -($=560,34/2+206,89(0,489-0,0175)=719 кН. Напряжение в стыковом шве (сварка ручная, электроды Э42) Fn/ty-l# R^y) = 719 / [1,8(30- -2(1,8)24] = 0,63 <1. • Поскольку ft-R^ < flfR-y-, , расчет угловых швов проводим по металлу границы сплавле- ния. Вычисляем катеты угловых швов, соединяющих накладку со стенкой траверсы: /у -FB/(4=518,96/(4-1,05-59-16,65-Н)=0,13 см.Принимаем.^=6.мм. Для сопряжения стенки траверсы с подкрановой ветвью:^ =£>пих / (4/5w/HrRw^w^(.)= =1657,63/(4-1,05-59-16,65-1-1)=0,40 cm(/w=60-1 = 59—расчетная длина шва). Принимаем kf = 6 мм. 2.6. Подкрановые конструкции 2.6.1. Общая характеристика подкрановых конструкций Основным видом подъемно-транспортного оборудования, обслужи- вающего технологический процесс, являются мостовые опорные и подве- сные краны. Подкрановые конструкции обеспечивают передвижение кранов, восп- ринимают и передают на каркас здания крановые нагрузки. Кроме того, яв- ляясь элементами каркаса, подкрановые конструкции обеспечивают гори-, зонтальную развязку колонн из плоскости рамы, передачу на вертикаль- ные связи между колоннами продольных усилий от торможения кранов, ветровых нагрузок на торцы здания, сейсмических и других воздействий. В отдельных случаях подкрановые конструкции воспринимают так- же нагрузки от опирающихся на них строительных и технологических конструкций (стропильные фермы, стойки фахверка, технологические и ремонтные площадки, промышленные коммуникации и т.д.). Подкрановые конструкции под мостовые опорные краны состоят из подкрановых балок или ферм 1, воспринимающих вертикальные нагруз- ки от кранов; тормозных балок (ферм) 2, воспринимающих поперечные горизонтальные воздействия; узлов крепления подкрановых конструк- ции, передающих крановые воздействия на колонны; крановых рельсов 3 с элементами их крепления; связей 4, обеспечивающих жесткость и неиз- меняемость подкрановых конструкций и упоров (рис. 2.56). Основные несущие элементы подкрановых конструкций—подкра- новые балки могут иметь различную конструктивную форму. Наиболее часто Применяют сплошные подкрановые балки как разрезные (рис. 2.57, а)> так и иеразрезные (рис. 2.57, б). 163
Рис. 2.56. Краны и подкрановые конструкции: а —схема крановых нагрузок; б — состав подкрановых конструкциям; 1 — подкрановая балка; 2 — тормозной лист; 3 — крановый рельс; 4 — связи Разрезные подкрановые балки проще в монтаже, нечувствительны к осадке опор, однако имеют повышенный расход стали. Неразрезные балки на 12... 15 % экономичнее по расходу металла, но более трудоемки при монтаже из-за устройства монтажных стыков. Кро- ме того, при осадке опор в них возникают дополнительные напряжения. Упругую осадку опор можно оценить коэффициентом с = Ь£1 /I3, где А перемещение опоры от единичной силы (с учетом псадки фундамен- та); .EI жесткость подкрановой балки; I — пролет балки. При <?>0,05 неразрезные балки применять не рекомендуется. При легких кранах Q < 30 т и больших шагах колонн целесообразны решетчатые подкрановые балки с жестким верхним поясом (рис. 2.57, в)- Их применение позволяет на 15...20 % снизить расход стали по сравне- нию с разрезными сплошными балками. Неде статок решетчатых балок повышенная трудоемкость изготовления и монтажа и более низкая долговечность при кранах особого режима1 работы. При больших пролетах (шаг колонн 24 м и более) и кранах большой грузоподъемности применяют подкраново-подстропильные фермы» объединяющие в себе подкрановую балку и подстропильную ферму (рис. 2.57, г). Экономичность таких конструкций возрастает с увеличением 1 К кранам особого режима работы относятся краны режима 7К и 8К. 164
Рис. 2.57. Типы подкрановых конструкций: л —разрезные балки; б —неразрезные балки; в —фермы; г — подкраново-подстропильные фермы Щага колонн и составляет 4...6 % при шаге колонн 24 м и 12..Л6 % при шаге 36 м. Однако такие фермы сложны в изготовлении и монтаже. Подвесные краны (кран-балки) имеют, как правило, небольшую гру- зоподъемность (до 5 т) и перемещаются по путям, прикрепляемым к конс- трукциям покрытия или перекрытия. Применяют двух-, трех- и многоо- ш>рные краны. Катки крана перемещаются непосредственно по нижним поясам балок путей (рис. 2.58). Основным видом путей являются прокат- ке (из двутавров типа М) и составные балки, устанавливаемые по разре- зной или неразрезной схеме. При пролете путей 12 м возможно примене- ние перфорированных балок [1]. Для уменьшения изгибающих моментов в палках могут устанавливаться дополнительные подвески (рис. 2.59). Для ремонта оборудования и для вспомогательных операций здания оборудуй вспомогательными тельферами, перемещающимися по моно- рельсовым путям из прокатных двутавров. 165
Рис. 2.58. Подвесное подъемно-транспортное оборудование: а—тельфер; б—двухопорный кран; в—трехопорный кран; г— опирание катков на балку Рис. 2.59. Типы путей подвесных кранов: а — прокатной двутавр; б—составной двутавр с ездовой полкой из тавра, в — то же, из износостойкого тавра, г — перфорированная балка; путей с подвесками: 1 — подвеска; 2— распорка При необходимости обслуживания узких зон помещения вдоль ко- лонн в зданиях устанавливают подвижные консольные краны. Для пере- мещенияконсольных кранов устанавливают три балки: одну—для восп- риятия вертикальной нагрузки, две — горизонтальной (рис. 2.60)- 2.6.2. Нагрузки Нагрузки от крана передаются на подкрановую конструкцию через колеса (катки) крана. В зависимости от грузоподъемности крана с кажд°й стороны моста могут быть-два, четыре катка и более (рис. 2.61, а, б)- Под1фановые конструкции рассчитывают, как правило, на нагрузку от двух сближенных кранов наибольшей грузоподъемности (рис. 2.61, с тележками, приближенными к одному из рядов колонн, т.е. в полоз# 166
Рис. 2.60. Схема путей консольного крана нии, при котором на подкрановые кон- струкции действуют наибольшие вер- тикальные силы. Одновременно на ба- лки воздействуют максимальные по- перечные горизонтальные усилия. Расчетные значения вертикальных и горизонтальных сил определяются по формулам: &к = ^17 fFkn'i ?к = /^кп* (2.58) где ку — коэффициент динамичности, учитывающий ударный характер наг- рузки при движении крана по неров- ностям пути и на стыках рельсов. Коэффициент динамичности к\ прини- мают равным: при шаге колонн не более 12 м: 1,2—для группы режима работы 8К, 1,1'— для групп режимов работы 6К и 7К, а также для всех подвесных кранов. При шаге колонн более 12 м—1,1 для группы режима 8К. Коэффициент к2 принимают равным 1,1 при кранах режима 8К. Во всех остальных случаях коэффициент динамичности принимают равным 1; У/=1,1 —- коэффициент надежности по нагрузке; F^ — максимальное вертикальное усилие на катке крана (см. П 3.3); —горизонтальное по- перечное усилие на колесе крана. При расчете поперечной рамы 7^ опре- деляли как усилие, возникающее от торможения тележки по формуле (2.36). Это же усилие принимают при расчете балок при кранах режима работы IK — 6К. а) Ряс. 2.61. Схемы нагрузок от мостовых кранов: ат б— четырех- и восьхшюолесною хрена; в—двух сбли- женных четыреххояеспых хртнов 167
^=0,1/^. (2.59) Поскольку усталостное разрушение возникает в результате действия не максимальной , а многократно повторяющейся нагрузки, при расчете конструкций на выносливость принимают наиболее часто действующие нагрузки, которые определяют умножением нормативных нагрузок на понижающий коэффициент, зависящий от режима работы кранов: 0,5 — при кранах режимов работы 4К— 6К; 0,6 — 7К; 0,7 — 8К. Проверку жесткости подкрановых балок выполняют на нагрузку от одного крана с коэффициентом надежности по нагрузке у/ = 1,0 и без учета коэффициента динамичности. Тормозные балки, используемые как площадки для обслуживания и ремонта крановых путей, рассчитывают на временную нагрузку, прини- маемую по техническому заданию. Собственный вес подкрановых конструкций принимают по спра- вочным данным. Приближенно влияние собственного веса подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозных балках можно учесть ум- ножением расчетных усилии от вертикальной крановой нагрузки на коэф- фициент а, равный: для балок пролетом 6 м — 1,03; 12 м —1,05; 18 м — 1,08. 2.6.3 Особенности действительной работы подкрановых конструкций Работа подкрановых конструкций в условиях эксплуатации весьма сложна и существенно отличается от работы обычных балочных констру- кций. Это обусловлено спецификой нагрузки, характером ее приложения и отличием реальной и расчетной схем конструкции. Сосредоточенная вертикальная крановая нагрузка, достигающая бо- льших величин (600...800 кН), прикладывается в любой точке по длине балки и приводит к появлению в стенке сложного напряженного состоя- ния при высоком уровне напряжений. Вследствие внецентренного приложения вертикальной нагрузки (при случайных смещениях рельса с оси подкрановой балки) и поперечных го- ризонтальных сил, приложенных в уровне головки рельса, на верхний пояс балки действует дополнительный крутящий момент, вызывающий изгиб стенки. Вертикальные и боковые воздействия кранов носят динамический ха- рактер и часто сопровождаются рывками и ударами. Этому способствуют 168
неровности кранового пути и перепады в стыках рельсов. Все это приво- дит к появлению в подкрановых конструкциях повреждений в виде уста- лостных трещин, расстройства соединении, ослабления узлов и нарушает нормальную эксплуатацию. В наиболее тяжелых условиях работают подкрановые конструкции в зданиях, где эксплуатируются краны особого режима работы. Они отли- чаются высоким уровнем силовых воздействий и большим числом цик- лов загружения (2Х106 и более). Нормы проектирования относят подкрановые конструкции к 1-й гру- ппе конструкций и регламентируют ряд специфических требований, ко- торые необходимо учитывать при их проектировании. Кроме того, для повышения долговечности подкрановых конструкций следует применять конструктивные решения, отвечающие действительным условиям рабо- ты, максимально снижать концентрацию напряжений, повысить качество изготовления и монтажа и обеспечить постоянный надзор за состоянием конструкций в условиях эксплуатации. 2-6.4. Конструктивные решения подкрановых балок Типы сечения подкрановых балок зависят от нагрузки, пролета и ре- жима работы кранов. При пролете до 6 м и кранах малой грузоподъемнос- ти (до Ют) для балок можно использовать прокатные двутавры типа III. При большей грузоподъемности (до 50 т) при кранах режима работы 1К — 5К также можно применять прокатные двутавры, но для восприятия горизонтальных поперечных нагрузок их необходимо усилить листом или уголками (рис. 2.62, а), либо принять несимметричное сварное сече- ние с усиленным верхним поясом (рис. 2.62, б). Для больших пролетов и грузоподъемностей кранов применяют свар- ные двутавровые балки с горизонтальной тормозной конструкцией (рис. 2.62, в). При кранах грузоподъемностью до 50 т рациональны балки сос- тавного сечения из широкополочных тавров с тонкой стенкой - вставкой (рис. 2.62, г). Для снижения расхода стали сварные балки иногда проектируют из Двух марок стали: стенку — из низкоуглеродистой, пояса — из низколе- гированной [1]. Высокая интенсивность работы кранов особого режима работы часто приводит к появлению повреждений в верхней зоне стенки подкрановых балок. В таких балках для снижения уровня местных напряжении в стенке, возникающих от внецентренного приложения крановой нагрузки, 169
Рис. 2,62. Типы сечений сплошных подкрановых балок: а—прокатные двутавры; б— несимметричный составной двутавр; <?—симметричный составной дву- тавр с тормозной конструкцией; г — составное сечение с поясами из тавров; д—то же, с усиленным верхним поясом; е—двухстепчатое сечение; з?с — сечение со сменной верхней частью; и—двутавровое клепаное сечение ;zssss sss.’sr тл <“ч коаны оеобпт ? сечения (рис. 2.62, ё). Применение^ 2.62, г) также позжтяг^ ** широкополочнь1х тавров (рис. случае сварной шов ПОВЫСИТь их долговечность, поскольку в этом hZXZ oX™™ етляющийся концентратором напряжений и напряженную imro сварочных напряжений, переносится в менее напряженную зону стенки. вых бал™сТсмета^ВеВДОет?Ю отличается также решение подкрано- прикпепляемой ня веРхнеи частью из широкополочного двутавра, прикрепляемом на высокопрочных болтах (рис. 2.62, ж). Однако бХол^1яККпТЯЖеПее “и™ И б°Лее в изготовлении. ВЫС°К0Й долгове™<*™ их применяют в зданиях ™XZZ с особого ₽е“ Раб0™- В"' тах Ок с пояснымн соединениями на высокопрочных бол- пол^^ю ™ Тп К Я012МИ к™ РежИмов Работа 1К - ^У30- достаточно оазвить Т восприятия горизонтальных поперечных сил достаточно развить сечение верхнего пояса (см. рис. 2.62 а 6} При боль- влип^Т* баЛ°К И даякранов грузоподъемностью 50 т иболе/усгая8' рмы. Фермы экономичнее по расходу стали, но сложнее в изготовлении и 170
Рис» 2.63. Тормозные балки: а, б, в—по крайним рядам; г, д — по средним рядам: I — листовой шарнир; 2 — ребро жесткости, 3 — вспомогательная ферма» 4— связевая ферма монтаже, поэтому при ширине тормозных , конструкций (расстояние от оси балки до наружной грани тормозной конструкции на крайних рядах или до оси смежной балки на средних рядах) до 1,25 м обычно применяют тормозные балки со стенкой из рифленого листа толщиной 6—8 мм (рис. 2.63). Применяют также тормозные балки, выполненные из гнутого листа (рис. 2.63, б). Для крайних рядов поясами тормозной балки являются вер- хний пояс подкрановой балки и окаймляющий швеллер или пояс вспомо- гательной фермы. При пролете балок 12м наружный пояс крепят к стойке фахверка. Для того чтобы горизонтальные смещения балок не передава- лись на стену здания, это крепление выполняют с помощью листового шарнира (рис. 2.63, я). По средним рядам поясами тормозной балки яв- ляются верхние пояса балок смежных пролетов (рис. 2.63, г, б). Листы тормозных балок приваривают к поясам сплошным швом с по- Дваркой с нижней стороны или крепят на высокопрочных болтах. Для обеспечения местной устойчивости и предотвращения случайных проги- бов тормозные листы снизу укрепляют ребрами жесткости. При ширине тормозных конструкций более 1,25 м целесообразно Применение тормозных ферм (рис. 2.64). Для обеспечения большей ком- пактности узлов допускается центрировать элементы решетки на кромку пояса балки. В зданиях с кранами особого режима работы по тормозным конструк- циям устраивают проходы для обслуживания путей и кранов. Чтобы из- бежать чрезмерных колебаний по нижним поясам балок устанавливают легкие связевые вспомогательные фермы. 171
в) ZSAAaA/EI Рис. 2.64. Схемы тормозных и сдязевых ферм: а — тормозная ферма по крайнему ряду; б—то же, по среднему ряду; в — связевая ферма по нижним поясам балок 2.6.5. Расчет подкрановых балок Расчет подкрановых балок во многом аналогичен расчету обычных балок. Однако подвижная нагрузка, вызывающая большие местные нап- ряжения под катками крана, воздействие не только вертикальных, но и горизонтальных боковых сил, динамичность нагрузки и многократность ее приложения приводят к тому, что расчет подкрановых балок имеет особенности. Общие положения по расчету балок рассмотрены в гл. 5 [1]. Ниже по- казаны особенности расчета подкрановых балок, связанные со специфИ' кой их работы. Расчетные усилия (наибольшие изгибающие моменты и поперечные силы) в подкрановых балках находят от нагрузки двух сближенных кра- нов наибольшей грузоподъемности. Так как нагрузка подвижная, то сна- чала нужно найти такое положение ее, при котором расчетные усилия в балки будут наибольшими. Наибольший изгибающий момент в разрез- ной балке от заданной системы сил возникает, когда равнодействующая всех сил, находящихся на балке, и ближайшая к ней сила равно удалены от середины пролета балки (рис. 2.65, а); при этом наибольший изгибав щий момент Мпах будет находиться под силой, ближайшей к середине пролета балки (правило Винклера). 172
Рис. 2.65. К определению расчетных усилии в разрезных подкрановых балках: а— наибольший изгибающий момент; б — наибольшая поперечная сила Поскольку сечение с наибольшим моментом расположено близко к середине пролета балки, значение Мт-^ можно определить, пользуясь ли- нией влияния момента в середине пролета. Погрешность не превышает 1—2 %. Наибольшая Поперечная сила £>max в разрезной балке будет при таком положении нагрузки, когда одна из сил находится непосредственно у опоры, а остальные расположены как можно ближе к этой же опоре (рис. 2.65,6). В неразрезных балках наибольшие усилия определяют загружением линий влияния, построенных для опорных и промежуточных сечений. Расчетные значения изгибающего момента и поперечной силы от вер- тикальной нагрузки определяют по формулам: Мя = Qx = (2-60) где^?—коэффициент сочетания (см. п.2.6.2); yif Л/ и д —ординаты ли- нни влияния момента и поперечной силы; а — коэффициент, учитываю- щий влияние веса балки (см. п.2.6.2). Расчетный изгибающий момент Му и поперечную силу Qy от горизон- тальной поперечной нагрузки находят при том же положении кранов му = л М; Qy = ’AS Л £’61) При расчете балок условно принимают, что вертикальная нагрузка в°спринимается только сечением подкрановой балки (без учета тормоз- ной конструкции), а горизонтальная — только тормозной балкой, в сос- тав которой входят верхний пояс подкрановой балки, тормозной лист и окаймляющий его элемент (или верхний пояс смежной подкрановой бал- 173
ки). Таким образом, верхний пояс балки работает как на вертикальную, так и на горизонтальную нагрузку, и максимальные напряжения в точке А (рис. 2.66) можно определить по формуле: (2.62) соответственно в нижнем поясе СУ (2.63) Рис. 2.66. К расчету подкрановых балок ГДе Wx a —. момент сопротив- ления верхнего пояса; Wx — то же5 нижнего пояса; ^у,а ~ iy 1 — момент со- противления тормозной балки для крайней точки верхнего пояса (точка А), при отсутст- вии тормозных конструкции момент сопротивления верхне- го пояса относительно верти- кальной оси. Подбор сечении подкра- новых балок выполняют в том же поряже, что и обычных ба- лок. Из условия общей прочности определяют требуемый момент сопро- тивления. Влияние горизонтальных поперечных нагрузок на напряжение в верхнем поясе подкрановых балок можно учесть коэффициентом $ и представить формулу (2.62) в виде: Коэффициент Д /?=1+2^ hfJl, (2.64) (2.65) Ширину сечения тормозной конструкции при компоновке рамы принимают h{ hnJ высоту балки задают в пределах. (1/6... (большие значения принимают при большей грузоподъемности крана). Из формулы (2.64) определяем требуемый момент сопротивления х-ге9 О .. ' 174
Оптимальную высоту балки и toj стенки устанавливаем анало- jllllil гично изложенному в гл. 5 [1]. При определении минимальной высоты необходимо учесть, что жесткость подкрановых балок проверяют на нагрузку от одного крана, поэтому предварительно (по линии влияния или по правилу Винклера) находят максимальный момент от загружения балки одним краном при коэффициенте 1,0. Из условия полного использования материала балки при загружений расчетной нагрузкой определяют по формуле: ^mm 31Ш (2.66) где f/i _ максимальный относительный регламентируемый норма- ми прогиб подкрановых конструкций. Окончательно высоту балки принимают с учетом ширины листов (с припуском для строжки кромок) или в целях унификации конструкции кратно 100 мм. Определив требуемую площадь полки, назначают ее раз- меры из условий местной устойчивости при упругой работе и возможное- ти размещения рельса с креплениями. После компоновки проводят все проверки принятого сечения. Если тормозная конструкция выполнена в виде фермы, то верхний пояс балки помимо напряжения от изгиба в вертикальной плоскости вос- принимает осевое усилие Nx ~ высота тормознои^фермы) от работы его в составе фермыи местный момент --0,9 (d рас стояние между узлами тормозной фермы, см. рис. 2.64) от внеузлового приложения сил Тк (коэффициент 0,9 учитывает неразрезноегь пояса в узлах). Устойчивость верхнего пояса из плоскости балки можно прове- рить по приближенной формуле: Мх , Я Ъ . < Р у (2.67) пояса относительно веРпи^“^'^Х£1ОТ без учета ослабления сече- геометрические характеристики верхнего пояса ния. Значение коэ<Йициента <р отфеделяют по пик ц относительно вертикальной оси балки при рас ной d. 175
Рис. 2.67. Местные напряжения в стенке подкрановой балки под колесом крява: а — в сварной балке; б—в клепаной балке Если сечение пояса сильно ослаблено отверстиями, то решающей бу- дет проверка прочности, выполняемая по формуле (2.67), но при = 1й геометрических характеристиках нетто. Касательные напряжения в стенке подкрановых балок определяют так же, как и в обычных балках [1]. Действующая на балку сосредоточенная нагрузка от колеса крана распределяется рельсом и поясом на некоторый участок стенки, и в ней возникают местные нормальные напряжения 0'/оС)У (РЙС- ’’ Действительную эпюру распределения этих напряжении (пунктирная линия) можно заменить равновеликой (сплошная линия) из условия равенства их максимальных значений. Прочность стенки на действие максимальных местных напряжений проверяют по формуле: a, =№isRy ‘ (2-® loc.y • , •=t-IviyZ с> где F* — расчетная нагрузка на колесе крана без учета динамичности, Уд — коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий в°3 можное перераспределение усилий между колесами и динамический^ рактер нагрузки, его принимают равным 1,6 — при кранах режима 8 жестким подвесом груза; 1,4 — при кранах 8К с гибким подвесом груза’ 1,3 — при кранах 7К; 1,1 — при прочих кранах; — толщина стенку I#— условная расчетная длина распределения усилия Л, зависящая жесткости пояса, рельса и сопряжения пояса со стенкой 176
2 Рис. 2.68. Кручение верхнего пояса балки и изгиб стенки где с — коэффициент, учитывающий сте- пень податливости сопряжения пояса и сте- нки, для сварных балок с 3,25, клепаных —3,75; 7] f—сумма собственных моментов инерции пояса и кранового рельса или общий момент инерции в случае приварки рельса швами, обеспечивающими совместную работу рельса и пояса. Стенку сварной подкрановой балки следует проверить также на совместное действие нормальных, касательных и местных напряжений на уровне верхних поясных швов по формуле (5.87) [1]. Как отмечалось в п. 2.6.3, внецентренное расположение рельса на балке, а также воз- действие горизонтальной поперечной силы, приложенной к. головке рельса (рис; 2.68), приводит к возникновению местного крутящего момента приложенно- го к верхнему поясу балки и вызывающего дополнительные напряжения от изгиба в стенке ajy: (2.70) где /у —It + bftf — сумма собственных моментов инерции кручения рельса и пояса; е = 15 мм —условный эксцентриситет рельса; hr фициент0,75учитываетбольшук>длинураспред кр нта по длине балки от силы чем от силы *• „ ~ ~ ~ „ и#г,в стенке балки возникают Помимо напряжении ах, и » __ дополнительные компонент напряженного -напряжения.отраспорногов“да«“°^еяЬные напряжения ст =^25^ - “е HanP*™ от изгиба стенки „ХтР===”=== тояния и проводить расчет по формулам. 177
^хО &1ох,х “ С> &уО &1ах,у + & jy ~ *уГ с9 тхуо ” ^ху Ttox>xy + Tf,xy ~ &уУ с> ~~ Ц&Хо + &х0&!ос,у ^°1ос,у '^‘^(j'xy + 'г'1ос,ху') ~ Ry& (2.72) где oXq, ст у*, — суммарные напряжения. Расчет подкрановых балок на выносливость выполняют в соответствии с [7] при числе циклов загружения п = 105 на нагрузку от одного крана с коэффициентом надежности по нагрузке у/<1 (см. п. 2.6.2), по формуле: ах < aRvyv, (2.73) где ах = Мх !WX -— напряжение в поясе от вертикальной крановой наг- рузки; Rv — расчетное сопротивление усталости, принимаемое в зави- симости от временного сопротивления стали и конструктивного реше- ния; а — коэффициент, учитывающий число циклов загружения; yv — коэффициент, зависящий от вида напряженного состояния и коэф- фициента асимметрии р. Значения Rv, a yv и приведены в нормах [7]. Большое влияние на усталостную прочность балок оказывает конст- руктивное решение элементов и связанная с этим концентрация напряже- ний. Так, при наличии в растянутом поясе стыкового шва Rv уменьшает- ся на 20. ..25 %, а в случае приварки ребер жесткости к поясу на 40. ..45 %- Необходимо отметить также, что с ростом прочности стали расчетное сопротивление усталости Rv почти не увеличивается, а при наличии кон- центраторов напряжений (необработанные стыковые швы, приварка к поясу дополнительных деталей и т.д.) Д вообще не зависит от прочности стали (см. табл. 32 [7]). Поэтому, если несущая способность балок опре- деляется расчетом на выносливость, то применение сталей повышенной прочности далеко не всегда рационально, так как не приводит к сниже- нию расхода стали. Для подкрановых балок с кранами особого режима работы следует дополнительно проверить на выносливость верхнюю зону стенки с уче- том компонентов местного напряженного состояния [7]. Существующая методика расчета подкрановых балок на выносли- вость достаточно условна и не отражает всех особенностей действитель- ной работы подкрановых конструкций. Поэтому основным мероприят- ия
,ем по повышению усталостной прочности является максимальное снижение концентрации напряжений. Проверку прогиба подкрановых балок производят по правилам строи- тельной механики или приближенным способом. С достаточной точнос- тью прогиб разрезных подкрановых балок может быть определен по фор- муле: где — изгибающий момент в балке от нагрузки одного крана с 1,0; в неразрезных балках Ms+Mr\ i2 \ 10 72 (2-75) где М, Мт, и М - соответственно моменты на левой опоре, в середине пролета и на правой опоре. Предельно допустимый прогиб подкрановых балок ловил обеспечения нормальной эксплуататщи кранов и зависит _ их работы. Для режима работы IK - 6К/-1/400 I, ~ ^0 ДЖ 1/600 L Горизонтальный прогиб тормозных конструкции только для кранов особого режима работы, он не до 1/2000 I. с Общая устойчивость подкрановых балок. тХзка^ппи- тают на изгиб в двух плоскостях, при этом горизо ложена в уровне верхнего пояса. Согласно рекомендациям ’ ' * проверку Устойчивости таких балок можно выполнить по формуле Коэффициент (рь определяют так же, как и для обычных балок (с. 226 П]). Приближенно, с некоторым запасом, устойчивость балки можно Проверить, если рассмотреть верхний пояс как сжато-изогнутый стер- нагруженный силой N = &ХАf, где ох — Мх /Wx A — напряжение в верхнем поясе от вертикальной нагрузки и моментом Му. Тогда расчет балки на общую устойчивость сводится к проверке устойчивости верхне- го пояса относительно вертикальной оси по формуле (6.85) [1]. При наличии тормозной конструкции, если ht > 1Ь /16, устойчивость адки обеспечена и ее проверять не нужно. 179
Местную устойчивость элементов подкрановой балки проверяют так же, как и обычных балок. У стойчивость поясного листа обеспечивает- ся отношением свеса сжатого пояса к его толщине. Наибольшее отноше- ние ^еса к толщине принимается без учета пластических деформаций. стоичивость стенки подкрановой балки проверяют в соответствии с * L ] с учетом местных нормальных напряжений О]асу Ребра жесткости, обеспечивающие местную устойчивость стенки, ширинуне менее 90 мм. Торцы ребер следует плотно приг- нать к верхнему поясу без приварки; при этом в балках под краны особого р жима работы торцы ребер необходимо, строгать. »«= ДМ подкрановых балок более рациональны ребра жесткости из угол- ков, привариваемых пером к стенке балки. Такие ребра улучшают усло- вия опирания верхнего пояса и снижают угол его повороте. Размеры ребер жесткости принимаются такими же, как и в обычных О2ЛКВХ. Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой выполняют П ^оясные ШВЬ1 или заклепки крепленияве- ЯСа И С^еН<н помимо продольного сдвигающего усилия, возни- леса кранТ (см на по>ефор^^1е’3^СЛОВИЙПРО'1НОСТИВЫСОТаШВа^<МОЖет®ьггьоп’,едеЛе' Ъ = -*_______flEfjVif „ 77) f ГТ/' ( »асР™ТяеЛ°ЯС,НЫе *** не воаЧ«ни»гаюг усилия отколеса крана, и их Р « НЯ касатеяьные напряжения от поперечной силы. поясиме^^ДТ ПОД Краны Ре!ЖМ0В работы 7К и 8К верхние лшину стати R х°димо выполнять с полным проплавлением на всю то- и их можно и ЭТ0М СЛ^чае швы считаются равнопрочными со стенкой и их можно не рассчитывать. ШБа’снижения концентрации напряжении и магической свалкой °C™ бЭЛ°К поясные швь' следует выполнять авто- матической сваркой с выводом концов шва на планки нииГопХ_ШаГ ТеП°К <б0ЛТ0В) а (ПР” однорядном их расположе- нии) определяют по формуле.1 * (2.78) +(«УА//<)2 180
где Nmin — наименьшее расчетное усилие, допускаемое на одну заклепку или болт; а = 0,4 — в случае, если стенка балки прострогана заподлицо с обушками верхних поясных уголков; а = 1,0, если такой пристрожки нет. В подкрановых балках рекомендуется всегда делать такую пристрожку. 2.6.6. Опорные узлы подкрановых балок В узлах опирания подкрановых балок на колонны происходит переда- ча вертикальных и горизонтальных усилий. Вертикальное давление раз- резных подкрановых балок передается на колонну обычно через высту- пающий фрезерованный торец опорного ребра (рис. 5.30 [1]). Рассчиты- вают и конструируют опорное ребро так же, как и в обычных балках [1]. В неразрезных балках вертикальное давление передается через опор- ные ребра, пристроганные к нижнему поясу, а между поясом и опорной плитой колонны ставят прокладку. В неразрезных подкрановых балках на опоре смежного, незагружен- ного пролета возникает отрицательная (направленная вниз) реакция. Ан- керные болты, прикрепляющие балку к колонне, должны быть рассчита- ны на это усилие. Для восприятия горизонтальных поперечных воздействий кранов ус- танавливают дополнительные элементы крепления балок к колоннам (рис. 2.69). Эти элементы рассчитывают на горизонтальное усилие Я: H^F^/h.}, (2.79) где Ft — опорное давление от поперечных горизонтальных усилий на коле- сах крана; h2 — расстояние от низа балки (точки поворота) до отметки го- ловки рельса и места расположения элементов крепления (рис. 2.69, а). При наличии нескольких элементов крепления (например, стержней и накладок крепления тормозных конструкций к колонне) горизонталь- ное давление распределяется между ними пропорционально жесткостям. В запас несущей способности можно каждый элемент крепления рассчи- тывать на полное усилие Ft. При проектировании узлов крепления подкрановых конструкций к колоннам следует учитывать особенности их действительной работы. При проходе крана балка прогибается и ее опорное сечение поворачива- ется на угол $ (рис. 2.69, б). Под влиянием температурных воздействий (особенно в горячих цехах) подкрановые конструкции удлиняются (уко- рачиваются), что приводит к горизонтальным смещениям опорных сече- ний относительно колонн. В результате элементы крепления получают горизонтальные перемещения Ан- 181
Рис. 2.69. К расчету крепления балки к колонне: а -схемв передачи горизонтального поперечного усилия; 6-перемещение узла; в - горизонталь»* перемещение элементов крепления; г — схема передачи усилий За счет обжатия опорного сечения балок и обмятия прокладок под опорными ребрами элементы крепления получают также вертикальное смещение Ду. Если конструкции крепления обладают достаточной жесткостью и препятствуют обжатию и повороту опорных сечений, то в элементах кре- пления возникают большие усилия, вызванными перемещениями Дя # Ду, что при многократных повторных нагружениях приводит к усталост' ному разрушению элементов крепления. Это подтверждается результата^ ми натурных обследований. Поэтому конструкция крепления балок к колоннам в горизонтальной направлении должна обеспечивать передачу горизонтальных поперек' ных сил, допуская при этом свободу поворота и продольного смещения опорных сечении. 182
Рис. 2.70. Узлы крепленая разрезных подкрановых балок к колоннам: а—с упорными планками; б—с гибкими стержнями Для того чтобы обеспечить свободу продольных и вертикальных пе- ремещений элементов крепления, применяют два типа узлов. В узлах пе- рвого типа поперечные горизонтальные воздействия передаются через илотно пригнанные к полкам колонны элементы (упорные планки), допу- скающие за счет проскальзывания свободу перемещений опорных сече- Нй& (рис. 2.70, а), В узлах 2-го типа балки крепятся к колоннам с помо- щью гибких элементов. При малой жесткости этих элементов дополните- 183
льные усилия, возникающие в них от перемещений Л „л „ о качестве гибких креплений Используют таьХ^? стержни. У 1 JU1CTOBbIe элементы или круглые в J УЗЛе’ цоказанном на рис. 2.70, б, горизонтальные поперечные силы воспринимаются гибкими круглыми степ-»™».™ п _попереч,1ые СИЛЬ! тальньгх Hamv^ov „„„„ Р^лыми стержнями. При больших горизон- МИ, pTotoZchh^ О?^^^крепитьсядвумяилитремяболи- являются возможность 1111 НаД Другим' Достоинством такого крепления являются возможность рихтовки балок и простота его замены Рекомендации по расчету гибких креплений приведены в [2]. 2.6.7. Крановые рельсы и их крепление к подкрановым балкам усил^оТХ^Г Пр1”ЮТ специальные крановые рельсы КР с усиленной шейкой и развитой подошвой (см. табл. П.3.4). логах^на^краны1^^^°В0Г0 реЛЬса Указывается в стандартах или ката- 20 т включительно лТЗН0В ° Щего назначения грузоподъемностью до Р-38 (для кланов гп пУскается применять Железнодорожные рельсы кранового~ ГРУЗ°ПОДЪемностью 5-Ю т) и Р-43. Иногда в качестве кранового рельса применяют квадратную сталь. зависитХ^пГп”06 рельоов к подкрановым балкам “ Р °В^ИС- 2’71)- Креп“ должно обеспечивать рих- сходит смешентеГпе1^ гг 30 ТаК КаК В процессе эксплуатации прои- вой балки Н₽ рельса- Поэтому приваривать рельс к поясу подкрано- вой оалки не рекомендуется. (рис. 2.71 ^еЛЬС^Т кРепят к верхнему поясу балки на крючьях жна быть не менее ??ПП°ЯСп размещения рельса и крючьев дол- кпепления на ММ’ крановых рельсов применяют в основном ЛВух °лтовых прижимных планках (рис. 2.71 а) Ширина. пояса должна быть достаточна для р мозного листа. размещения планок и крепления тор- ОСОбОГО режима работы рекомендуется приме- саТумекосл^ «плмя то™ шеики отверстиями часто возникают трещины: раторами натяжения крючьев в тоРмозном листе являются концент- ный рельс менее жестки^чем КР ^е₽азвиваются трещины. Квадрат- « аж и» м Кг? а пристрожка пазов для его крепления есьма трудоемка. Между рельсом и поясом балки целесообразно устана- вливать упругие прокладки из низкомодульноп, материала Просадки 184
95 85 Рис. 2.71. Крепление рельсов к подкрановой балке: «—типа КР; б—железнодорожных; в, г—квадратных; / — пружинная шайба; 2 — болт улучшают условия контакта рельса и пояса, сглаживают и уменьшают на- пряжения под колесом крана, ликвидируют пики местных напряжений у контактирующих неровностей рельса и пояса, уменьшают динамическое воздействие крана. При кранах небольшой грузоподъемности Q<20т прокладки делают из прорезиненной ленты, при большой грузоподъем- ности — металлорезиновыми. В торцах здания на подкрановых балках устанавливают упоры для ог- раничения рабочей зоны кранов. Для снижения силы удара об упор краны оборудуют концевыми выключателями, а на упоры устанавливают амор- тизаторы. Упор рассчитывают как консоль на условную силу удара, опре- йоляемую в соответствии с нормами [6]. 185
Рис, 2.72. К примеру 2.15 Пример 2.15. Подобрать сечение подкрановой балки под два крана грузоподъемно- стью 10 т, режима работы 5К. Пролет кранов — 16,5 м. Шаг колонн — 6 м. Материал — сталь С245. Сечение балки принять из прокатного двутавра. Коэффициент надежности по назначению уй = 1,0. Нагрузки на подкрановую балку по табл. ПЗ.З: нормативное давление на колесе крана Fjm = 85 кН, масса крана — 13,0 т, масса тележки — 2,4т, крановые рельсы Р43 или KF70, схема крана приведена на рис. 2.72 _ 0,05(0+ GJ_ 0,05(9,8-10+ 9,8-2,4) „ «о 2 (коэффициентом 9,8 мы перешли от массы к весу 1руза*и тележки). Расчетные усилия-на колесе крана: = 1-85-1,1-1 = 93,5кЦ =1-3-1,11 =3,31» Определение расчетных усилий. Загружаем линию влияния момента в среднем сече- нии, устанавливая два крана невыгоднейшим образом (рис. 2.72, а, б). Расчетный момент от вертикальной нагрузки: -a^Fkypp =1,05-93,5-2,5'0,85 ==208,6 кН*м; тр = 0,85 — при кранах режима работы 5К; 2 У1 =2,5; а =1,05. Расчетный момент от горизонтальной нагрузки: Му = ^Тку^ = 3,3 - 2,5 • 0,85 = 7,01 кН-м. Расчетные значения поперечных сил (рис. 2.72, в) Qx “aSF^ = 1’05‘93’54’93i°’85==83’4KH’M; Qy ~ = 3,3 • 1,93 - 0,85 = 5,41 кН - м. Подбор сечения балки (2.64) 186
w - 20860 A2^ = Ю86 см3, Ry-24 кН/ см2. УЛ 24 Для балок без тормозных конструкций ориентировочные значения/? составляют: при кранах грузоподъемностью 5т—1,2; 10 и 12,5 т 1,25; 20т 1,35,32т 1, Схема загружения для определения прогиба балки показана на рис. 2.72, г. Из условия жесткости f = < Г, , где fu = 7/400=600/400=1,5 см (при кранах режима работы 1К— J 48Д7Х Щ3 86 -6003 =12380 см4 6К). Требуемый момент инерции балки Ixreq — ^gj- 48-206-Ю4-1,5 Из условий^ > Wxre^Ix S Ixreq принимаем сечение балкииз 135Ш1. Можно было бы принять более легкое сечение из Т45Б1, имеющего достаточную прочность и жест- кость, однако, для обеспечения крепления рельса на крючьях (см. рис. . ) ширина пояса должны быть не менее 220 мм. - Геометрические характеристики сечения: 1Х=19790 см4, 7у=3260 см ; Же-1171 см4, Wy =261 см3; h =338 мм, tw =9,5 мм, Ь/=250 мм, Г/=12,5 мм, =651 см3, момент инерции верхнего пояса «тноспельно оси у 1},, = см4, момент сопротивления верхнего пояса Wj у = 130,5 см3’ Проверка прочности балки'. „ - 20860 + 2°L = 23,2 кН/см2 <Ry =24 кН/см2; WA 1171 130,5 г _ Qrnasuz _ S3,4 651 _ ? д кН/см2 <Л=0,58Л, =14 кН/см2. Jtt„ 19790-0,95 ’ Прочность балки обеспечена. ' ~ ~ вычислим предварительно параметр а (с. 198 [1]): i=1J600)2J+=& Zv (33,8/ 3260 a = 1,54-7- h CM4--момент Здесь It J . =33 8- 2-1,25 = 313 см—высота стенки. инерции балки на кручение; Ц, —» uf ' нагпчзка По та6л. 5.1 [1]\) = 1,75+0,09а = 1,75 + 0,09-8 = 2,47 (сосредоточенная нагрузка приложена к верхнему поясу). По формуле (5.24) [1] <р\ — У Т Е 326$ /33,8\2 2,06 -104 , 1=2’47шЖ) т-=да Так как >0,85, то tph « 0,68 + 0,21^ = 0,68 + 0,21-1,097 = 0,91; A-+^. = _2o^L.+_2°L=:24^ кН/см2>УсЙу=24*0,95=22,8 кН/см2 0,91-1171 130 Л 187
Устойчивость балки не обеспечена. Для обеспечения устойчивости необходимо либо усилить верхний пояс листом или уголками (см. рис. 2.62), либо увеличить сечение. Примем сечение из135Ш2. Геометрические характеристики нового сечения: 7Х = 21070 см4; ly^ 3650 см4; Wx — 1236 см3; Wfy - 146 см3; h = 341 мм; bf= 250 мм; tf= 14мм; tw = 10мм; hw - 313 мм. Проверим устойчивость балки: If= 73 см4; а = 9,53; ip ~ 2,6; ~ 1,25; = 0,943; ЛГТ М 20860 701 . о + =Б^1236 + 146 = 24-0,95=22,8 кН/см’. Устойчивость балки обеспечена. Прочность нового сечения проверять не требуется, так как она заведомо обеспечена. Проверим местную прочность стенки по формуле (2.68). Для кранов режимов работы 1К — 6Ку/= 1,1. Принимаем рельс типа Р43 с креплением на крючьях (рис. 2.71, б). Для прокатных балок напряжения aioc.y следует проверить в сечении у начала закругле- ния (рис. 2.72, д), однако момент инерции пояса на два порядка меньше момента инерции рельса, поэтому принимаем/jy =/г = 1489см4,/еу = с*]1у / =3,25^/1489/1,0 =37см, а =2,78 кН/см2 < Л, = 24 кН/см2. 1ос 37-1,0 у Прочность стенки обеспечена. Устойчивость стенки и сжатого пояса для прокатной балки проверять не нужно, так как она обеспечена из условий прокатки. Постановка ребер жесткости при I—24 q 93 <2,2 согласно 1,0 у 2,06-104 нормам де требуется (hw~ h —2tf — 2R - 341-2-14—2-20=273 мм). Общий расход стали на балку составляет Gh - ghpk = 82,2- 6 • 1,05 = 518 кг (g—линей- ная плотность; тр = 1,05 — конструктивный коэффициент, учитывающий расход стали на дополнительные детали). Пример 2.16. По данным предыдущего примера подобрать сечение балки в виде соста- вного сварного двутавра с развитым верхним поясом (рис. 2.73). Из условия равенства напряжений в верхнем и нижнем поясах , коэффиЦН' W h> ент асимметрии а = —— = — - fl = 1,25; W\x и W%c — моменты сопротивления соответст- венно верхнего и нижнего поясов. Оптимальная высота балки (с. 220 [1]) , _J 3сЕ ггл Г", nr Me 20860 О^Л з ^opl у (а +1) ^2rre9^'w ’ ~ 24 ~ 869 см » принимаем = — =80, =3™~—_869-80 = 48,5 см. у (1,25 41) Из условия жесткости минимальную высоту балки с развитым верхним поясом мо«и° определить по формуле: , ^5Z2T?yyeMCT(^«) _ 5-6002-24-12750-2,25 ш. ^EfuMxa 48-2,06-104 -20860-1,5-1,25 188
„ KJ 85’600 __ АС = ----= 12750 кН ‘ м — мо- *"4 4 мент от нормативной нагрузки одного крана; fu=l /400=600/400=1,5 см— предельно до- пустимый прогиб. Принимаем высоту балки близкой к оп- тимальной hb =45 см. Предварительно наме- чаем толщину поясов tf= 10 мм, Толщина стенки из условий среза: . > Жа = 1.5'83,4 = 0,21 СМ. hjts 43-14 Из условия местной устойчивости: Рис. 2.73. К примеру 2.16 43 5,5^2,06-IO4/24 = 0,27 см. Из условия местной прочности (при рельсе Р-43) 1,Ь93,5 У 3,25-3/1489'24/ = 0,ч24 см. Принимаем из конструктивных соображений tw 7 мм при этом = w = *L Г 24 4 = 2д <2,2 и постановка ребер жесткое™ не требуется. При менииейтол- с^нки необходимо укреплять стенки ребрами жесткости, иго значительно усложняет изготовление балки. ™иб)гаженио можно определить по форму- Требуемые площади сечения поясов балки пр лам: a (2-g)M„ 21,24 см2; ~ 6 45 о WVm, (2ZZ-DM» _ -gl1’25~Ц'43'- 13,3 см2. —JT----------fa 45 6-1,25 чяпясом учитывая возможность потери об- Принимаем сечения поясов с некоторым зап )УЧ щей устойчивости: верхний пояс 280x10 мм, нижний Определим иоложениецеи^^^и™^"^^™^^0^ 28-22—15-22 , =28-18,12 +15-25,92 + ния: Л=28'1+15-1-Ш,7-43=73,1 см2; у =-' зх 189
0,7 - 43 , , + - + 0,7 • 43 • 3,92 = 24280 см4; hx = 22,5-3,9=18,6 см; h2 = 22,5+3,9=26,4 см; 1^4 1 ^х = ^^ = 1305 см3; ^ = -^1^ = 920 см3; Sv = 28*18,1 + 0,7-17,6— = 615 см3; , 18,6 26,4 72 2 г =2^4= = 1830см4; Wyf = }f'y 12 12 f'y — = 131 см3; \f,y = 6 1830 „„ -----= 8,1 см. 28 Проверка прочности балки: верхний пояс а ~ Мх /Wlx + Му / №\ру — 20860 /1305 + 701 /131 = 21,4 кН/см2 < Ry =24 кН/см2; нижний пояс <у — Мх / W}x = 20860 / 920 = 22,7 кН/см2 <Ry= 24 кН/см2; t = 0^2 = В±6*5 = з кН/см^ <л = 0,58Л„ = 14 кН/см2. ZX 24280*0,7 у Л Л - z Проверка общей устойчивости балки. *_осматриваем верхний пояс как сжато-изогнутый стержень, нагруженный силой У = ихА^ и моментом Му. Мх 20860 тт/ 2 „ тт ах = —- =-------= 16 кН/см2, П- 16*z8=448 кН, х Wlx 1305 ’ , 2 fa- 600 Г 24 l/’y 8,1 у 2,06-104 ’ * MyA^f 701’28 Л п ~ — = 1448 131 = ^ДЛЯ ПРЯМОУГОЛЬНОГО сечения коэффициент 7 = U N 448 <рс = 0,64; —— = ~"о = 25 кН/см2 > /^ = 24-0,95=22/кН/см2. tpeA.f 0,64*28 Устойчивость не обеспечена. Увеличиваем сечение верхнего пояса и принимаем лисТ 300X10 мм. Геометрические характеристики нового сечения балки (см. рис. 2.73): А = 75,1 сьг; у = 4,4 см; 7Х= 24970 см4; hx = 18,1 см; А2 = 26,9 см; ^= 1380 см3; см3; 7ljry = 2250 см4; W\fiy = 150 см3; iipy = 8,7 см; = 2,35. Проверка общей прочности сечения не требуется, поскольку новое сечение больше принятого первоначально. Проверка общей устойчивости банки: ох = 15,1 кН/см2; У =453 кН; ^/=0,673, JV 453 5 , Т кН/см2</Х =24’0,95 = 223 кН/см2. <PgAr 0,0/5-30 z Общая устойчивость обеспечена. Местная прочность стенки обеспечена, так как принятая толщина стенки боль^ минимально необходимой. 190
24 Местная устойчивость верхнего пояса обеспечена, так как b# / txf - tw)/2tif- = 30 - 0,7 / 2 • 1 = 14,65 = G,5^E/R^ = 14,65. Устойчивость стенки проверять не требуется, поскольку 1 ЛД =— 1—^ =2,1 <2,2 [7]. " ?„.V£ 0,7У 2,0610* Постановка поперечных ребер жесткости также согласно нормам не нужна. Расход стали на балку составляет 365 кг, т.е. балка составного сварного сечения с развитым верхним поясом на ————100 — 30% легче, чем из прокатного двутавра., 51© 2.6.8 Особенности проектирования балок путей подвесных кранов Балки крановых путей подвешивают к несущим ^нсэдте пок- рытия по разрезной или неразрезной схемам. резная нтаже, однако изгибающие моменты в разрезной ме того в сты- ше, чем в неразрезной. Снижается и жесткость путе . » тому ках балок возникают повышенные динамические в , уцгю- чаще пути проектируют по неразрезнои схеме с УСТРопор. щения узла крепления) сварных монтажных - Hvth т, балок путей имеет жесткость опор. Пути, Большое влияние на работу 6ал0^ и^ конструкций покрытия мал и расположенные вблизи колонн, где прогиб конструкции по^р им можно пренебречь, рассчитывают как о Ъ1ЧЯЬ необходимо учи- При расчете путей, расположенных у серед ины про> > vnDVi-ояодат- тывать податливость опор и рассматривать их к больше удель- ливых опорах. Влияние осадки опор тем значительна ,_ грунтах ный вес нагрузки от подвесного транспорта. При просадочных грунтах целесообразно проектировать разрезные пути. R Главная особенность работы балок подвесных путей заключается в 1 лавная осооенность ^ по нижним поясам балок, которые том, что пояса кранов перемещаются по выполняют функции подкранового рельса (см. Р • - » В гоопессе эксплуатации нижний пояс подвергается абразивному из- носуиТо^аЗ поТппсния долговечности бразно принимать нижним ездовой пояс из изн Тины сечений балок подвесных путей показаны на рис. 2Я Для кланов rovsoaiадаомяоетью до 5 т при чролэтв балок до 6 и при- граней полок (см. рис. 2.59, а). Толщина полок и балок подвесных больше, чем у обычных, что отвечает условиям работы балок подвесных 7 191
путей на местное давление катков крана. При использовании обычных двутавров ездовой пояс нужно усилить накладкой. Дляповышения долговечности балок при большой интенсивности ра- боты кранов используют бистальные составные двутавры (см. рис. 2.59, б, в). Верхний пояс и стенка таких балок выполняется из обычной стали С245, в нижний пояс из стали повышенной прочности (С345), имеющей более высокую износостойкость. Для повышения общей устойчивости балок целесообразно составное сечение сделать асимметричным с уши- ренным верхним поясом. При шаге стропильных ферм 12 м можно использовать те же сечения, но для уменьшения пролета балок поставить подвески (см. рис. 2.59,3). В типовом проекте при пролете 12 м предложены асимметричные ба- лки со сквозной стенкой: верхняя часть — из прокатного двутавра типа Ш, нижняя — из двутавра типа М (см. рис. 2.59, г). При шаге стропиль- ных ферм 12 м особенно при кранах грузоподъемностью более 5 т рацио- нальным решением является установка вдоль кранового пути продольной фермы (по типу вертикальных связей) с нижним поясом из прокатного двутавра, который выполняет функции ездовой балки. При таком реше- нии за счет повышения эффекта пространственной работы крановая наг- рузка распределяется на несколько стропильных ферм. Возможны и дру* Fmax Рне. 2.74. К расчету балок путей подвесных кранов М. гие решения балок путей Г101 НагРузки и *нут^ние в . определяют также, как и для ппп КаХ подвесньтх крановых путей К и для опорных кранов (см. п.п. 2.6.2 и 2.6.5), при этом коэффициент динамичности для вертикальной нагрузки при- нимают равным 1,1, а для горизо- нтальной — 1, независимо от ре- жима работы. Для неразрезных балок, расположенных в середине (или вблизи от нее) пролета стро- пильной фермы, при определении моментов и поперечных сил сле- дует учесть податливость опор ПО]. Напряженно деформирован- ное состояние (НДС) балки пути подвесного крана отличается от НДС обычных подкрановых ба- лок. Помимо изгибающих момен- тов от вертикальной и горизон* 192
напряжений в ездовой полке балки Рис. 2,75» К определению местных тальной нагрузки (Мх и в сечении балки возникает бимомент В„, выз- ванный стесненным кручением (рис. 2.74). Кроме того» в месте приложе ния сосредоточенных давлений колес крана в результате местного изги а ездовой полки возникают напряжения oXiioc и °yjoc (рис. - ). Напряжение от бимоментане превышает 3...5 % от напряжении обще- го изгиба и в большинстве случаев ими можно пренебречь, естные нал ряжения определяют по формулам [9]: Рис* 2.76. Определение коэффициентов к\ и а — схема опирания колеса; б—графики к\ и к; 7. Э-221 193
_ kiFfci у,foe 2 ’ &xjoc (2.79) (2.80) Л ’ ГД® 2 давление на колесе каретки (при двух колесных карет- ках); tf толщина полки по сортаменту; /д — толщина полбой в сечении у стейки Оже. 2.75); k\ и к7 — коэффициенты, определяемые по графику Проверка несущей способности балки для верхнего пояса.* <Ръ™х +^L ^&уУс9 (2.81) для нижнего пояса °y,hc^Ryyc. (2.83) saffiss X' Пример 2.17. Подобрать сечение разрезной балки mm. w т по =1 ’ll ^0=^f^-=I-05»-85-22.8I,lI,l-4>4= Напряжение от вертикальной нагрузки сос- тавило примерно 50% от суммарных. В таком случае формулу (2.82) можно привести к сле- дующему виду: ах ~ 2M^Wx АуУс- Тогда ^ntj^2Mx/Ryy^2-U ШУ(240,95)= - 981см3. Принимаем 145М; Д = 32900 см4; “1420 см3; 1у = 908 см4; wy = 121 см3; If~ см ;^-150 Ю,5мм. Проверка прочности принятого сеч^^- По формуле (2.80) Рис. 2.77. К примеру 2.17 194
_ Vil = 6 81 кП/см2; (2 . 1,82 1,1 -1,1'22,8/2 = 13,8 кН—расчетное давл^ниеодното колеса; дагаот^ед^ пения коэффициента^ (см. рис. 2.Л6) вычислим 5 da, а (bf w) ( д > мм; с i о - С| = 69,8-16 = 53,8 мм (для крана g= 3,2 т, п = 16 мм); I=53,8/69,8 - 0,77, fe - 1,6’по формуле (2.82) напряжения в нижнем поясе вх = M,/Wx + My/Wy+ <^Ьс) - =(Ш80/1420 + 380/121 + 6,81) = 17,8 кН/см2 < ЛуУс = 24-0,95 - 22,8 кН/см . тт А /ОТСП/Т - - 2,j—= 7кН/см2<R,=24кН/см2,к) -2,5 (при %- По формуле (2.79) ау)<К—j--Q/пГ у = t । = 1у84--15~1,0-0Д2 = 2,22см. Прочность балки обеспечена. Проверка устойчивости балки. По *1 16'> Устойчи- =11180/(0,9-1420) + +380/121 = 11,9 кН/см2 <Ry-24кН/см ; <рь 0,9 (таб . . + вость балки обеспечена. 5400-6002 Проверка жесткости балки. По формуле (2.74) f — 10 2,06-104-31900 ^см<^/=^=1,5см.ЗДесь^=Е^=22,8(1,5 + 0,87)=54кН-м-- рмативной нагрузки одного крана; Sji—сумма ординат линии влияния момента при затру представляется возможным, так как предыдущий номер двутавра ( статочную несущую способность. ГОСТ 5157-: №1 I№ 18М I№ 24М Т№ ЗОМ 0,861 0,88 0,902 I№ 36М I№ 45М 0,88 0,9 Литература к гл. 2 См. основную литературу. конструкцйй (к СНиП П-23-81*)--М.: 8. Пособие по-проектированию стальных струк ЦИТП, 1989. пхггей внутрицехового подвесного транспорта.— 9. Инструкция по проектировании) путе нутр М.: Стройиздат, 1965 Металличсскиеконсгрукциипроизводственныхсс- 10. Мурашке Н.Н., Соболев Ю-В-М ^^ школа», 1987- лъскохозяйственных здании.— Минск.
Глава 3 ОБЛЕГЧЕННЫЕ РАМНЫЕ КОНСТРУКЦИИ 3.1. Технические решения Рамы из облегченных металлических конструкций представляют со- бой плоские конструкции, состоящие из прямолинейных, ломаных, реже криволинейных пролетных элементов (ригелей рам) и жестко связанных с ними вертикальных или наклонных элементов (стоек рам). Системы несущих каркасов для легких одноэтажных производствен- ных зданий можно разделить на три основные группы (рис.З.1): 1) сплоит- ностенчатые рамные системы жестко или шарнирно соединенные с фун- даментами; 2) сплошностенчатые системы рамно-балочного типа; 3) ре- шетчатые рамные системы. По форме конструктивных элементов сплошностенчатых рам сущест- вующие решения и предложения можно классифицировать следуют®’ образом: 1) сечения из сварных двутавров (рис.3.2, а); 2) сечения замки? тыс гнутосварные с тонкими стенками, усиленными гофрами (рис. 3.2, /• 3) сечения из развитых по высоте прокатных двутавров (рис.3.2, 4 Сечения из сварных двутавров могут быть скомпонованы из гладкой листовой стали, с использованием в полках гнутых профилей, с ги ко или гофрированной стенкой. Развитые прокатные двутавры имею? сплошную либо перфорированную стенку постоянной или переменной Рис. 3.1. Типы поперечных рам: а — сплошностенчатые; б — решетчатые; в — ранно-балочные 196
Ряс. 3.2. Тины сечений свлошностенчатых рам: а — из сварных двутавров; б — замкнутые, в-—развитые по высоте а) Рис. 3.3. Типы сечений ре- шетчатых рам: а-—из одиночных уголков; б—из гнутых швеллеров; в—из Z-образных профилей высоты. Коробчатые сечения выполняют из прокатных или гкутых ш леров, к которым приваривают листы, усиленные В решетчатых рамах эффективно использование сечеши! вых прокатных или тнутых уголков, гнутых швеллеров или Z-образных ^КХскХме одаопролетные рамные системы бывают трех- шарнирными, трехшарнирными с затяжкой двухшарнирными, двухшар- нирными с затяжкой и бесшарнирными (рис. . J. Трехшарнирные рамы (рис. 3.4, а) наиболее метажоемадиобладают повышенной деформативноегью. Обычно их пролетах, а также в том случае, когда пролет и высота здания позволяют 197
«-трехшарнирная; йг-сзатяжкамивvnoT^ ^«^летных рам: УР не карнизов; в—Двухшарнирная; д—бесшаротрнся ватъ на строителььит^Ь ПОЛураму в заводских условиях и транспортире- тон. ПЛОВДДКУ в виде Г-образных отправочных элемея- оп^теипе ТаКИераМЫ®>еоь,“ачу^сгви^Ме ЭКономичные по ₽aW ментом более₽сТ₽,1ЫМ В0ЗДейс™ВДм у Ь^кн^авномдшойо«ив риалоем™ сложны по констпукгги„ > 1 сопряжен™ стоек с фувда- мавд о^’Так«^помимо вер^Т ФуВДа1™ более мак- Ю, оп°Р«ые момента. ВерТИКаль»°го давления и распора воспр.- Двухшарниппые пя стойками Г Л°Ста'ГОЧНо noj»» протл ИМеют «^большее применен® «Длительны НИ 01носательно мало (по г- ПСЯ эффект защемления ригели етсл матеоия°СаЛКаМ^'^г(аментов Пои?116™10 С бес1иаРииРн61ми) метал^оешо«°С1Ь Фундамент<>в₽ акоисхеме значительно снма- даемкосиРизгНЫХУЭД°® ^Ис- З-^^гГол1^ установки затяй®’ трудняет игп Оговления и монтажа »„пДНако при этом повышаем®- ользование своболи ’ Того> применение затяжек зз- (ЪиЛ сГВ0ПРод««ьк рама? ° Объема помещения. ре®ие^СХбо₽еихпреда°®ХеоХсадмм более разяооб₽аз® щает коип-п, соелинеиы с „„ Дают таким схемам, когда №& даа и более^ИЮ узлов с»ч2^ От₽НИРН°’ что значительно упр0" РУКтивнпгл S^op Этической ст ’ ОтметиЧ что при числе проп^ с^оянного с °^°^Л1яенйя рамы (сп * зависит во многом от вида дат- ^‘Образных п» РаМ ^иаимают cxewv РаМ Переменного сечения, а яля трехпппп М Перемепного сеч^и У’ на рис. 3.5, ново сечения 6ТНЬ1Х рам ПостояанОгп рациональна схема по рис. ЗД 6 О«реде^МеНЬШимИпрол^^че^-по рис.3.5,б.зиер^’ являются факторами при ° ВНе?Ней стороне — порис.З.--1 «юкение Ми-адлоХкп^ретой или иной статической сти и Повышение технологичной
* Рис. 3.5. Статические схемы двух- и трехиролетиых рам Перед составлением расчетной схемы необходимо определить конст- руктивное решение рамы и выполнить ее компоновку. Ориентировочно при компоновке сплошностенчатых рам по трехшарнирной схеме назна- чают высоту сечения карнизного узла в пределах h = (1/25... 1/30)£, а в ре- шетчатых рамах — h — (1/18...1/20)£, где L—пролет здания. При двух- шарнирной схеме эту высоту можно уменьшить соответственно до значе- ний (1/30.. .1/33)2, и (1/22... 1/28)2,. Еще меньшей высоты требует бесшар- нирная схема — соответственно (1/35...1/45)Z и (1/28...1/35)Z. Соотношения моментов инерции ригеля Jr и стойки (колонны) Л при предварительном статическом расчете можно принять JT /J%- 2...3. 3.2. Типы рамных конструкций 3.2.1. Рамы из перфорированных двутавров Создание балок с перфорированной стенкой, образуемых из прокат- ных заготовок путем роспуска стенки по ломаной линии с последующей сборкой и сваркой образованных тавров (см. п.5.9 [1]), позволило приме- нить этот принцип и в рамных конструкциях. Отличительной особенно- стью рамной конструкции, в которой ригель жестко соединен со стойка- ми, является перераспределение части пролетного момента на карнизный Узел. При этом оптимальной будет конструкция, у которой значения кар- низного и пролетного моментов равны или, по крайней мере, близки меж- ду собой. Высота развитого двутавра постоянного сечения с перфорированной стенкой Нсоп будет больше высоты исходной балки h на величину dil ~ 199
=h — 2Zq, где zq — минимально допустимое по технологическим требова- ниям расстояние между внешней гранью двутавра и кромкой реза. Следо- вательно, эта высота будет равна Нсоп- 2(Л — z0). Степень развития прокатного профиля Нсоп /h рекомендуется прини- мать в пределах до 1,5. Большая степень развития требует дополнитель- ных мероприятий по усилению сечений в районе отверстий и обеспече- нию устойчивости сплошных участков стенки, которые должны отвечать требованиям hef!t <2,57Ry. Увеличение высоты, перфорированного двутавра по сравнению с ис- ходным прокатным профилем, а также перераспределение части пролетно- го момента в карнизные узлы позволяет использовать сравнительно не- большие исходные прокатные профили для перекрытия пролетов 18.,.24 м. Возможные технические решения рамных каркасов с использованием в качестве ригеля перфорированных балок показаны на рис. 3.6. Работа ригеля в составе рамы отличается от работы шарнирно опер- той балки, что прежде всего относится к зонам, прилегающим к карниз- ным'узлам, где действуют максимальная поперечная сила и большой из- гибающий момент. В рамах с перфорированным ригелем, у которого стенка ослаблена, это проявляется в еще большей степени. Не забывайте об этом при чтении п. 5.9 [1]. Рис. 3.6. Рамы с ригелями из перфорированных двутавров 200
3.2.2. Рамы с элементами переменной жесткости из прокатных двутавров В следствие дальнейшего совершенствования форм рамных конст- рукций появились рамы из элементов переменной жесткости. Опреде- ляющими нагрузками для бескрановых зданий с рамными каркасами яв- ляются нагрузки от конструкции покрытия и снегового покрова. Форма эпюры изгибающих моментов в раме с жестким сопряжением ригеля и стоек при шарнирном сопряжении с фундаментами от этих нагрузок представляет собой параболу в ригеле и треугольники в стойках. Оптимальной с точки зрения распределения материала будет рама, как можно точнее повторяющая очертание эпюры моментов: максималь- ные значения высот сечений в коньковом и карнизных узлах и минималь- ные — в точках пересечения эпюрой моментов нейтральной оси в ригеле И в узлах опирания стоек на фундаменты (рис.3.7, а). Для упрощения кон- струкции ригель часто делают постоянного сечения (левая схема на рис. 3.7, б). Все элементы рамы можно изготовить из прокатных двутавров пу- тем соответствующей разрезки. Рамы переменной жесткости позволяют получить экономию стали по сравнению с аналогичными постоянного се- чения в среднем до 30% (металлоемкость зависит от габаритных разме- ров рамы, наличия или отсутствия кранового оборудования, нагрузки на покрытие и др.). Немаловажным достоинством рам, изготовляемых из прокатных дву- тавров путем передела, является возможность их производства как на за- водах Металлоконструкций, так и в условиях небольших специализиро- ванных мастерских. Узловые соединения обычно принимают фланцевы- ми на высокопрочных болтах, что способствует, снижению трудозатрат при монтаже. Рис. 3.7. Конструктивные схемы рам переменной жесткости 201
Привязанность к сортаменту из прокатных двутавров не позволяет с достаточной свободой назначать размеры сечений элементов. Поэтому следующим этапом развития рам переменной жесткости стали рамы, изго- товляемые из листового проката. В таких рамах можно получить эконо- мию стали до 10...15%, но не более, так как здесь имеются свои трудности, связанные с ограничениями в выборе толщин стенки и полок, ширины по- лок и высот сечений, определяемые из условий местной устойчивости. Область применения рам переменной жесткости — от общественных зданий (физкультурно-оздоровительные комплексы, спортивные залы, бассейны и др.) до здании производственного назначения с возможно- стью подвески двухопорных кранов грузоподъёмностью до 5 т или ис- пользования опорных кранов на встроенных эстакадах. Рамы переменной жесткости дают возможность создавать системы одно- и многопролетных каркасов зданий с широким диапазоном разме- ров пролетов и высот. Такие системы получили широкое распростране- ние в различных странах, их успешно начинают применять в нашей стра- не. Системы на основе рам переменной жесткости, производимые фир- мой «Батлер» в США и Канаде, завоевали лидирующие позиции в здани- ях многоцелевого назначения. Расчет и конструирование рам переменной жесткости имеют ряд осо- бенностей: взаимосвязь распределения пролетного и карнизного момен- тов с распределением жесткостей в конструкции; зависимость между максимальным и минимальным сечениями в элементе; специфичность расчета на прочность и устойчивость и др. Так, при расчете стойки пере- менного сечения на устойчивость следует определять расчетную длину с учетом двух коэффициентов ц. Один из этих коэффициентов характери- зует особенности работы стойки в системе рамы. Его назначают по об- щим правилам и принимают равным 2 при наличии шарнира в верхнем или нижнем узле и 1 при жестком сопряжении стойки с фундаментом и ригелем. Второй коэффициент ц зависит от отношения моментов инер- ции стойки в местах ее сопряжения с ригелем и фундаментом. Его можно определить по табл. 6.1 [1]. Основные особенности расчета рамы переменного сечения проявля- ются при ее статическом расчете, поэтому остановимся на этих вопросах подробнее. Особенности статического расчета рам с элементами переменно* жесткости. Известно, что в статически неопределимых системах, в числе рамных, соотношение жесткостей элементов конструкции влияет на распределение внутренних усилий в ней, что вызывает дополнитель- ные сложности при статическом расчете и подборе сечений элементов' 202
Окончательные размеры сечений устанавливают путем последовательно- го приближения. . Как правило, все элементы рамных конструкций со сплошной стен- кой сжатоизгибаемые. Наиболее распространенной формой сечения яв- ляется двутавровая. В рамах переменной жесткости чаще всего использу-ъ ют три типа двутавровых сечений: из прокатных двутавров с параллель- ными гранями полок типа Б с соответствующим переделом; составное из прокатной листовой стали; составное с использованием С-образного хо- лодногнутого профиля в полках и тонкого листового проката в стенке (см. рис. 3.2). Расчет рам с двутавровыми элементами различных типов сечений до определенной степени идентичен, поэтому ниже рассматривается мето- дика расчета применительно к однолролетной раме переменной жестко- сти из прокатных двутавров. Выбор исходного номера двутавра, который принимают в качестве первого приближения, как правило, осуществляют на основе накоплен- ного опыта проектирования с использованием материалов по имеющим- ся проектам. Если-в вашем распоряжении нет таких проектов, а опыт еще не нако- плен, то исходный номер двутавра можно определить в следующем по- рядке: 1. Приводят нагрузку на ригель рамы к эквивалентной равномерно распределенной qeq так, чтобы момент в середине пролета шарнир- но-опертого ригеля от этой нагрузки qeql2fe был равен моменту от веса по- крытия с учетом собственного веса ригеля, снегового покрова, кранового и технологического оборудования. 2. Производят статический расчет плоской рамы на эквивалентную Нагрузку, условно принимая жесткость рамы постоянной по всему пери- метру. 3. По изгибающим моментам в карнизе и коньке вычисляют требуе- мые моменты сопротивления не обращая пока внимания на влияние продольных сил. Поскольку у развитых двутавров требуемый момент со- противления выше момента сопротивления исходного двутавра, умень- шают найденные значения в 1,3... 1,5 раза и по сортаменту подбирают исходные номера двутавров типа Б. 4. Из выбранных прокатных балок образуют карнизную и коньковую части рамы путем разрезки (раскроя) стенок профилей по наклонным прямым линиям и последующей сборки (рис. 3.8). При компоновке рамы Назначают-следующие размеры: H,Lni—соответственно высоту рамы, пролет и уклон ригеля; с — расстояние от наружной грани стойки до точ- 203
б) Рис. 3.9. Полуржм» hi развитых дву- тавров переменной жесткости 204 ““™ "™Т “ZZ” ‘ ТЫ сечений элементов. ’D' и ~ максимальные высо- прочностным расчетам1??1™маЮ'г по констРуктивным соображениям и при механизированной резке и сварке7“” быть Испо®зовано по данным расчета рам£ с постоялой ° М0Ж“° ПрИЮТЬ A иО2 определяют из условий вд^о^ 1110 элементов- Разме₽н (по ее предельно допу^мой ”устойчивостистеям новными ее размерами представлен^! полуРама ° ж’ пять к статическому расчету. Н Р 3’9’ Теперь можяо ПРИИУ’ МояаХ два вариантапеРсменнойжесткое® методас^ичисленныйрасчет!^^С использованием аппарата Особенностью расчета "° СГа1 Wapmi™ "Р“Т™.а.м. нениежестаостныххара^Х^®аемых конструкций является изме- Необходимо определ^^^^^-^^^скихрасчетсв мента инерции по длине И”ИЯ того двутавра переменной жесткое™ паРаметРом У Р®ви" сти по сравнению с исходным является высота стенки элемента. Изменение высоты стенки по длине при прямом розе происходит по линейному закону. Таким образом^ определив зависимость момента инерции сечения от высоты стенки» можно определить его распре- деление по длине элемента консиру^' ции и перейти к расчету рамы с учетом полученных зависимостей. Мы не бу- дем на этом останавливаться, так как в Настоящее время предпочтение отдают деленным методам.
6) Рис. ЗЛО. К расчетной схеме рамы: а — исходная полурама, б—аппроксимирующая модель; 7— стойка; 2 — вут; 3—ригель При выполнении численного статического расчета на ЭВМ использу- ют стержневую аппроксимацию элементов рамы. За расчетную принима- ют ось, проходящую через центры тяжести сечений двутавровых элемен- тов рамы, что обусловливает ее ломаное очертание. Образец расчетной схемы рамы представлен на рис. 3.10. Каждый элемент рамы (стойка, вут, ригель) разбивают на отдельные участки. Высоту сечения на участке принимают постоянной и равной среднему значению высот на концах участка. Как правило, шаг разбиения рамы на участки длиной 0,5... 1 м дает достаточно точные результаты. Минимальное количество узлов, являющихся границами участков, определяется числом участков согласно шагу разбиения, обязательным введением узла в местах пересечения осей элементов и в местах приложе- ния сосредоточенных нагрузок. Узлы и стержни элементов удобно нумеровать последовательно, на- чиная от левой опоры, являющейся одновременно центром координатной системы ZOY. Исходные данные для расчета на ЭВМ записывают в порядке, уста- новленном для выбранной программы расчета. Внутренние усилия в раме М, N и Q определяют от каждого вида за- П’Ужения отдельно. После выполнения статических расчетов на все виды нагрузок составляют таблицу расчетных сочетаний внутренних усилий Для характерных сечений подобно тому, как это делалось в гл. 2. По рас- четным усилиям производят проверку прочности и устойчивости. Одно- временно контролируют величину перемещений в вертикальном и гори- зонтальном направлениях. В случае невыполнения условии прочности или жесткости выбирают другой номер профиля для элементов рамы, и нее операции по расчету повторяют. На блок-схеме показана последовательность расчета рамы перемен- ной жесткости методом сил. 205
Схема расчета двухшарнирной рамы переменной жесткости методом сил Пример 3.1. Подготовить исходные данные для расчета на ЭВМ рамы,с элементами переменной жесткости. Данные для проектирования: пролет рамы —18м; высота до верха ригеля — 9,3 м; от- метка низа опорной плиты базы—(—0,150 м); привязка к разбивочной оси внутренней гра- ни колонны — 250 мм. Ветровой район — III; снеговой район — III [6]. Здание оборуД083' но двумя однобалочными подвесными кранами общего назначения грузоподъемностью 0" —3,2 т. Материал конструкций — сталь С345. Шаг рам Вр — 6 м; расстояние между прого- нами покрытия I = 3 м. 206
! 1 I I ( i На основании предварительных расчетов по ии.1..3 (см выше) назначены следующие исходные номера двутавров: стойка — 50Б1; вуг 50Б1, ригель Вначале определяем геометрию карнизного узла (рис. . ). D, ь 734 мм; Ь = 250 мм; С=3250 мм; Я- 9300+150 = 9450 мм;.? =162,5 мм;/= D, г ,/(2С)=734-162,5/(2-250)= 18,5 мм; п=D, - Ь + л - 7М 250+ Ж5 + = 646,5 мм; d=a>i т 2) /2С= (734-646,5X2-3250 •'730 мм, zi Pi- Ь / ™ +18,5 — 73,0=679,5 мм;Я1=Я —z;/2+/=9450 — 679,5/2+18,5 — 9128,75 мм,Я2 Я D, +2d = 9450 - 734+2-73,0 = 3862 мм. » « • «О.Л.Т ня -участки и находим высоты сечении участков Разбиваем все элементы рамы на уч<«лки н j.,,73—номера участков 207
Определяем геометрические характеристики сечений по участкам рамы , что удобно осуществлять в табличной форме. В качестве иллюстраций в табл. 3.1 и 3.2 приведены ре- зультаты вычислений для стойки и вута из двутавра 50Б1 (S4 —860,4 см3, J4 =37160 см4, Л=92,98 см2, =0,88 см, Н=49,2 см.), при этом использовались следующие формулы. «=0,5(Н^-Яро?Л ^=(^-Л/2)/(Д/2). Определив координаты границ участков и приняв для Каждого участка жесткостиые характеристики по табл.З 1 и 3.2, можно производить статические расчеты рамы на каждый вид загружения, используя стандартную программу (например, «INTAB», «Ладога», «Ли- ра», «GAMMA», «OSKAR», «МАК-III», «Рама» и др.). Таблица 3.1. Геометрические характеристики сечений стойки рамы № участка Н pal а У1 А ЕЕ EAi 1 27,7 10,75 11,112 517,222 2137,6 155526 2 33,2 8,00 13,096 872,938 3208,3 165690 3 38,6 5,30 14,975 1342,646 4503,3 175669 4 44,1 2,55 16,831 1955,314 6085,5 185833 Таблица 3 2. Геометрические характеристики сечений вутовой части № участка Е ре! Ь Уг Л ej2 еа2 9 66,0 8;40 23,792 5988,420 15325,3 226304 10 58,5 4,65 21,472 4295,959 11598,9 212444 11 51,1 0,95 19,113 2966,801 8507,6. 198769 - 3.2.3. Рамы с ригелем постоянного сечения с гибкой стенкой Высокий уровень напряжений по периметру рам переменной жестко- сти по сравнению с рамами постоянного сечения и связанная с этим их вишенная деформативность ограничивает применили таких рам в зда- ниях с относительно тяжелыми мостовыми кранами на консолях и с трех- опорными подвесными кранами, а также при наличии больших сосредо- точенных воздействий в пролете рамы (тяжелые крышные вентиляторы, подвеска технологического оборудования к ригелю и т.п.). В таких случаях свое место могут найти рамы с ригелем постоянного сечения с гибкой стенкой. Особенностью этого конструктивного реше- ния рамы является использование закритической работы стенки ригеля, когда после определенной нагрузки она теряет устойчивость с образова- нием диагональных складок при сохранении несущей способности. При- менение в рамах ригеля из двутавров с гибкими стенками (=200...300) и стоек переменного сечения из пгижя’гяг.ту , , прокатных двутавров позволяет получить эффективную по расходу стали конструкцию. 208 Особенности работы ригеля с тонкой стенкой, его расчета и конст- руирования соответствуют общим положениям для балок с ги кои с кой (см. п.5.7 [1]). Особое внимание следует обратить на узлы сопряже- ний ригеля со стойками и на места передачи сосредоточенных воздейст- вий, надежно укрепив их ребрами жесткости, Статический расчет: рам не имеет принципиальных отличий от обычных спосо ов Расче ' стойки имеют переменное сечение, то следует принимать во™ание особенности расчета, изложенные в п. 3.2.3. Это также относ верке устойчивости стойки переменного сечения, расчетную д рой следует определять по формуле (6.22) [1]. 3.2.4. Каркасы рамно-балочного типа В неотапливаемых зданиях небольшие нагрузки на ляют применять в несущем поперечнике конструкции из пр филей, используемых без передела. Это дает возможноеnBvx- и ной степени снизить трудоемкость изготовления конструкщш. непазоез- трехпролетных зданиях такого типа ригели рам BbUI^L 03В0_ них балок, что в сочетании с другими конструктивны пр ляет оптимально распределить усилия по длине пролета и в на_ уменьшить металлоемкость. Габариты рам и размеры вс й м значают с учетом стандартной длины исходного ’ 0" что исключает отходы металла при изготовлении. ° изготовле- стота рассматриваемых решений позволяет орг UKmvCKV металло- ние на любом специализированном предприятии по ыпу у Несущий поперечник рамно-балочных KaPKac°^™*Tышпанием на виде неразрезного двухпролетного ригеляиз 3 13 ^РйгелЬИ Л,которыежеоткозаще™вфда соедае_ стоики проектируют из прокатных двутавро t -л ния — фланцеыле. При размерах здания 36x60 м расход стали на 1 м со ставляет 45...50 кг. Втрехпретешойрамн^^^ нические параметры и конструктивные решения по шагом 6 м по ному. Стойки обычно располагают по крайним р поокатньиба- среднему ряду -12 м с использованием иодиропшьнж т^каткб^ лок. При размерах здания в плане 48x60 м расход стали на 1 м составляет 42...45 кг. , , Пои лвяхпполетном решении рамы с консольными свесами (рис.3.13, в) изгибающий момент и получить доп№
- - 4 Рис. 3.13. Поперечники рамно-балочных каркасов: а—двухпролетный; б—трехпролетный; в—с консолями нительную экономию стали. В таких зданиях для III снегового района расход Сталина 1 м2 площади составляет 32,2 кг, для II — 28,9 кг. 3.2.5. Облегченные рамы малых пролетов Потребность в легких быстровозводимых зданиях со стальным кар^ сом в последнее время стремительно возрастает, особенно в сельс строительстве. Ведущая роль здесь принадлежит зданиям комплекс поставки многоцелевого назначения с пролетами от 9 до 12 Рассмотренные выше способы облегчения несущего попере применимы и для малых пролетов. Однако надо отметить, что при не всегда оправдан полный передел профиля ввиду незначительного игрыша в весовых показателях при относительном усложнении йЗГ0Т\< ления. Во многих случаях для малых пролетов бывает достаточно ное увеличение высот сечении с помощью вутов различной конфигж ции. Варианты конструктивных решений рам с пролетом 12 м представ- лены на рис. 3.14. Самостоятельным направлением для зданий малых габаритов являет- ся создание быстро возводимых сборно-разборных каркасов. Их отлича- ют особенности изготовления, транспортировки и монтажа, заключаю- щиеся в практически полной заводской готовности отправочных блоков и их быстром разворачивании на стройплощадке, а также возможность дальнейшей передислокации зданий. Разработано множество конструктивных решений сборно-разборных зданий, в том числе рамных. Характерной особенностью их является при- менение монтажных узлов с машиностроительной обработкой, а также повышенные требования к пространственной жесткости блок-секций как в процессе транспортировки, так й при эксплуатации. Вследствие отме- ченных особенностей сборно-разборные здания более металлоемкие и * । и ~ । %। “tea to 211 210
дорогие, чем стационарные здания комплектной поставки, а проблема снижения собственной массы металлоконструкций для них особенно ак- туальна. 3.2.6. Каркасы зданий с применением решетчатых рам Такие каркасы позволяют снизить металлоемкость, но в определен- ной степени повышается трудоемкость их изготовления и монтажа. Как и в сплошностенчатых рамах жесткое сопряжение ригеля и стоек дает возможность перераспределить часть пролетного момента на стойки рамы, и вследствие этого более рационально использовать материал по периметру несущей конструкции. Снижение изгибающего момента в ри- геле позволяет уменьшить его высоту, при этом длины стержней решетки уменьшаются, что позволяет использовать в сжатых элементах профили меньшего калибра. Возможные схемы рам приведены на рис. 3.15. Решетчатые рамы можно применять в бескрановых зданиях или в зданиях с подвесным кра- новым оборудованием небольшой грузоподъемности (до 5 т). Наиболее перспективными (с точки зрения доступности профилей и снижения технологических затрат на изготовление) являются решетча- тые конструкции с использованием в элементах одиночных уголков и гнутых профилей. В рамах из одиночных уголков реализуются достоин- ства, присущие таким фермам: либо полное отсутствие фасонок и непо- средственное сопряжение стержней, либо резкое сокращение числа фасо- нок и их габаритов за счет пристыковки фасонки к перу поясного уголка. Применение в решетчатых рамах гнутых профилей позволяет компоно- вать сечения стержней наиболее выгодно, сообразно характеру внутрен- них силовых факторов, возникающих в них от внешних воздействий, и. следовательно, получать более экономичные конструктивные решения. Рис. 3.15. Типы решетчатых рам Распределение внутренних усилий в элементах решетчатых статиче- ски неопределимых рам пропорционально отношению погонных жестко- стей ригеля и стоек рамы. Максимальное значение поперечной силы в районе жесткого карнизного узла сочетается с большим изгибающим мо- ментом, поэтому карнизные узлы рамы обычно более нагружены. Ука- занные факторы определяют конструктивные особенности решетчатых рам, а именно: выбор типа решетки и направление раскосов в ней с уче- том внутренних усилий, действующих по периметру рамы, и простоты узлов примыкания решетки к поясам; выбор мест сопряжения отправоч- ных элементов конструкции с расположением этих узлов в менее нагру- женных сечениях. При разделении конструкции на отправочные марки необходимо учи- тывать регламентируемые транспортные габариты, возможность пакети- рования отправочных марок при перевозке, а также назначение длин ис- ходных профилей фасонного проката для поясов. 3.2.7. Особенности конструирования и расчета узловых соединений рам Обычно монтажные соединения элементов облегченных рам выпол- няют фланцевыми на высокопрочных болтах. Фланцевые соединения имеют ряд преимуществ по сравнению со сдвигоустойчивыми. Во флан- цевых стыках уменьшается расход металла на соединение, в З...3,5 раза снижается количество болтов. Количество болтов в сжатой зоне во флан- цевых соединениях может быть уменьшено, поскольку нормальных уси- лий они не передают, а только обеспечивают передачу поперечных сил за счет трения поверхностей фланцев. Основное количество болтов сосре- доточено в зоне растянутого пояса, причем болты работают с большей от- дачей, чем при сдвиге. Все это снижает трудоемкость монтажа фланце- вых соединений в 3,5..А раза. Кроме этого уменьшается трудоемкость из- готовления элементов рам, главным образом за счет резкого сокращения числа отверстий в стенке и полках. Отмеченное достоинство более полно проявляется при заводском поточном изготовлений рамных конструк- ций. Ввиду ряда особенностей следует остановиться на анализе различных Бриантов узлов рам из элементов переменной жесткости Если конько- вый узел имеет одно решение для данной формы рамы (рис. 3.16, а), то при оформлении карнизного узла возможны различные варианты. Недостатками карнизного узла по схеме (рис. 3.16, б) являются до- полнительные операции при изготовлении (фрезерование торцевой по- 213 212
Рис. 3.16. Конструктивные решения рамных узлов: а — коньковый узел; б,..д — карнизные узлы верхности фланца и опорного столика) и наличие выступающей на ригеле части, которая затрудняет устройство беспрогонной кровли. Кроме того, в рамах из развитых прокатных двутавров образование узла обеспечив^ ется за счет двутавра стойки, а не двутавра вутовой части ригеля. Это вы- нуждает принимать больший номер исходного профиля для стойки, чем для ригеля, что отражается на металлоемкости. Достоинство карнизного узла по схеме (рис. 3.16, в) состоит в том, чт° большая длина фланца позволяет увеличить плечо момента в узле и зз счет этого уменьшить усилия на болты. Использовать такой узел можно в рамах из листовой стали. В рамах из прокатных двутавров его примени ние дает повышенный расход материала за счет косого реза стойки и Рк' геля. Недостатком узла также является наличие участков близкого распо- ложения друг к другу нескольких сварных швов. Вариант по схеме (рис. 3.16, г) получил наибольшее распространена Основным недостатком такого узла является наклонное расположен^ фланцев. От этого недостатка свободен вариант узла, выполненный110 схеме (рис. 3.16, д) с горизонтальным расположением фланцев. 214 Фланцевые соединения (ФС) элементов стальных конструкций следует проверять расчетом на прочность: болтов, фланцев на изгиб, соединений на сдвиг, сварных швов соединения фланца с элементом конструкции. Рекомендуется при конструировании монтажных узлов с использова- нием ФС применять высокопрочные болты диаметром 24 мм. Использо- вание болтов М20 и М27 допускается в тех случаях, когда постановка болтов М24 невозможна или нерациональна. При этом следует приме- яны фланца: нять следующие сочетания диаметров болтов и тот 1111 М24 — Гу=25 мм; М20 — ^=20 мм; М27 — Г/=30 мм. Для фланцев реко- мендуется применять листовую сталь, например марок 09Г2С-15 и 14Г2АФ-15 с гарантированными механическими свойствами в направле- нии толщины проката. Болты растянутых участков фланцев следует рас- полагать по возможности равномерно по контуру и как можно ближе к элементам присоединяемого профиля. Рис. 3.17. Сопряжения элементов рамы 215
В рамных конструкциях для обеспечения требуемой жесткости ФС предъявляются повышенные требования к точности изготовления и мон- тажа. При выполнении таких’соединений рекомендуется.предусматри- вать следующие меры: на растянутых участках ФС применять фланцы увеличенной толщи- ны; на сжатых участках устанавливать дополнительное количество бол- тов с предварительным их натяжением;. • укреплять стыкуемые элементы ребрами. Сопряжения элементов рамы показаны на рис. 3.17. Литература к гл. 3 1...7. См. основную литературу. 8. Кутухтин Е. Г., Спиридонов В. М., Хромец Ю. Н. Легкие конструкции одноэтаж- ных производственных зданий: (Справочник проектировщика.)— М.: Стройиздат, 1988. 9. Новые формы легких металлических конструкций: [Коллективная монография] / ЦНИИСК им. В.А.Кучеренко, АО «Корпорация Монтажспецсгрой», фирма «Стальст- рой».— М.: ИНПА, 1993. . ' * 10. Дробязко Л»' Е. Легкие конструкции сельскохозяйственных зданий. —К.; Буд1вельник, 1985. 11. Рекомендации по расчету, проектированию, изготовлению и монтажу фланцевых соединений Стальных строительных конструкций / ВНИПИПромстальконструкция, ЦНИ- ИПСК им. Мельникова.— М.: 1989.
Глава 4 КОНСТРУКЦИИ МНОГОЭТАЖНЫХ ЗДАНИЙ 4.1. Области применения Ппопесс урбанизации и необходимость улучшения условий деятель- ли требуют повышения плотности застройки гор связано с рос- этому развитие многоэтажного строительства здании тесно связан Р ТОМ городов. „ М „Кттго Основная область применения многоэтажных здании —обще- ственные здания различного назначения, а также жилые здания. К много "м невысокие —до 50 м; средней высоты—от 50 до 100 м, высокие И ^^оектирование высотного здания независда^о о-о=™- чения (жилой дом, школа, Актирования, изготовле- бует системного учета различныхДспект р монтажяых ния строительных конструкции и производства строит й вабот Rwfion конструктивной схемы здания, материалов для несущих и рый будет использован для несущего каркаса здания необходто^ тывать не только стоимость каркасов.из Счетом специфики вать все расходы на сооружение Д эксплуатационных свойств этих материалов* ПЯГгмптпим Для етяюсД’®ц™ ^^^^^^^расходо^на^б^ш показывает,™ стоимость сальных“^бето^^бадокТпТ- пролета растет медленнее " точки равной стоимости, зависит ложение точки пересечения КРИВ1®’т'’ щюлетах эффективнее желе- ОТ Нагрузки и пролета балок - при перекрытие зобетонные балки, при 6°льш^ Строительной высоты и при этом по стальным балкам тРеб^бТ“ГвАга и объем здания, однако об- Увеличивается высота этажей, общая высота и ииьи 217
Рис. 4.1. Зависимость стои- мости стальных (а) и желе- зобетонных (б) балок пере- крытий от пролета Рис. 4.2. Зависимость расхода стали от количества эта- жей: а — при малых нагрузках и шагах колонн; б—при больших за- грузках и шагах колонн разуется некоторый дополнительный объем для прокладки инженерных систем в зоне перекрытий, что даст некоторую экономию при размета- нии оборудования. Стальные балки нуждаются в более мошной противо- пожарной защите, чем железобетонные, что также отразится на стоимо- сти строительства. Далее необходимо провести аналогичное сравнение вариантов по колоннам, элементам жесткости каркаса, фундаментам я другим параметрам строительства. Из рассмотренного примера следуй что технико-экономическое сравнение вариантов в многоэтажном строя тельстве всегда индивидуально и представляет собой сложную задачу. Стальные несущие конструкции можно применять для многоэтажных зданий любой высоты, однако практика проектирования и строительств рекомендует использовать металлический каркас при количестве эталон 40 и более. Главным преимуществом стального каркаса является возмо* ность использовать большой шаг колонн при их малом поперечном сече нии и большие пролеты перекрытий от 6 до 18 м. С применением сталь ных ферм, имеющих высоту этажа, возможно перекрывать пролеты01 до 60 м. Большой шаг расположения колонн повышает гибкость план^ ровки помещений здания. Оценкой экономичности стальных конструкций является PaCX°^f^ ли, приходящийся на 1 м2 площади этажей или на 1 м3 внутреннего ма. Он зависит от многих показателей, например, от числа этажей» г менной нагрузки, шага колонн в обоих направлениях, высоты и K0HCT\L ции перекрытий, способа обеспечения жесткости здания, прочности ли. На рис. 4.2 представлена диаграмма [9], показывающая ный расход стали в кг/м3 в зависимости от количества этажей. Огр2^ 218
Дающая кривая а верна для небольших нагрузок и малого шага колонн, кривая б—для больших нагрузок и большого шага колонн. Ориентировочный расход стали на 1 м3 многоэтажного здания в зави- симости от количества этажей тэт может быть вычислен по эмпириче- ской формуле [2]: 'g - (0,12 + тзт / 200) кН/м3. (4.1) 4.2. Объемно-планировочные и конструктивные решения многоэтажных зданий Объемно-планировочное решение здания должно удовлетворять функциональным и санитарно-гигиеническим требованиям, для чего не- обходимо определить состав, размеры и взаимное расположение основ- ных, обслуживающих, коммуникационных и технических помещений. Помещения, близкие по назначению и размерам, размещают в типовых этажах здания; входные узлы, большие залы — в нетиповых. Инженер- ное оборудование устанавливают в специально предусматриваемых тех- нических этажах. Обычно на 8... 12 типовых этажей приходится один тех- нический. Инженерные коммуникации прокладывают в вертикальных шахтах и горизонтальных, каналах, под которые используют свободное пространство в пределах габаритов колонн и межбалочное пространство перекрытий. Применяемые планировочные решения должны вписываться в мо- дульную сетку разбивочных осей и высоты этажей. Для общественных зданий рекомендуются следующие сетки колонн: 6х 6;6 х 9; 6 х 12; 9 х 9; 12 x12 м, допускаются размеры 3,0,4,5 и 7,5 м. Высоту этажей принима- Штравной3,3; 3,6; 4,2 ми более с модулем 0,6 м. Форма плана, общаяпро- странственная композиция и высота здания взаимосвязаны, они зависят от градостроительных факторов, природно-климатических условий, а также технологических, экономических и эксплуатационных возможно- стей применяемых конструкций. Возможные планы многоэтажных зда- иий приведены на рис. 4.3. Здания с компактными планами (рис. 4.3, а) обычно нуждаются лишь в опорах вдоль наружных стен и центральном ДДрс жесткости. Протяженные узкие здания имеют, как правило, ряд ко- лонн у наружных стен и один или два дополнительных ряда внутри зда- аи* (рис. 4.3, б). Конструктивное решение многоэтажного здания непосредственно связано с планировочными решениями и решением систем инженерного обслуживания здания и должно удовлетворять требованиям прочности, Устойчивости и жесткости, что обеспечивает долговечность сооружения. 219
Рис. 4.3. Формы планов многоэтаж- ных зданий: Рис. 4.4. Относительная стоимость не- сущих конструкций многоэтажных зданий в зависимости от количества этажей: 1—традиционная конструктивная схсмг' 2—оптимальная конструктивная схема Значимость рационального конструктивного решения здания возрастает с увеличением его высоты (рис. 4.4) [8]. Из рис. 4.4 (где ось абсцисс ха- рактеризует этажность, а ось ординат — стоимость несущих констрУк ций, отнесенная к суммарной площади здания в %) следует, что при »с пользовании традиционных каркасных схем стоимость несущих колет рукций, например, 60-этажного здания по сравнению с 20-этажным воз растает на 75 %. При оптимальных конструктивных схемах соответствующее увеличение стоимости зданий составляет всего 27 /о - Любое каркасное здание Щих в общей системе определенийТ °ТДельнь1х элементов, выполняя- Л ЭТЙМ элементам относят вептг^^111^4101* В систему высотного кар- £*“« » °“"“™ <»•«««,!»». аеРе«Р^й, гориз0вта]п1” горизонтальные элементы (плиты и bv^^°T В системе главные несушп^3^ вертикальные элементы вы- На зданне нагрузки с пепел воспринимая все дейст- nnw ЭЛементы °^есйениваютнеизмраЧеИ ИХ На Фундамент. Горизонта.#- прилагаемые к ним HaipyJS^Мен*емость системы в плане, переда®? ^ос'гРанственую работу BCeg си ^ТИКальнь1е элеме#ты, обеспечивают гельныхгоризощ^^ ««ступая в качестве распред®* НЫХ конструктивных схем капк^еКОТорь1еиз наиболеераспрос1ранеН- В зависимости от их вит™ °В 1^редставлень1 на рис. 4.5. °нструктивной схемы многоэтажные тзз- ния подразделяют на: 220
1ДЦ.Ч cq.,i i,i i ЕЕ1Л mu Е1Б rriu LETT] EtlU ж) — Рис. 4.5. Конструктивные схемы высотных зданий: 4 бескаркасная с параллельными несущими стенами; б—ствольная с несущими стенами; в — короб- чатая; г—с консольными перекрытиями в уровне каждого этажа; д—каркасная с безбалочными плита- ми перекрытия; е—с консолями высотой на этаж в уровне каждого второго этажа; ж—с подвешенными этажами; з — с фермами высотой на этаж, расположенными в шахматном порядке; и рамно-каркасная; Л'~ каРкасно-ствольная; л—каркасная с решетчатыми диафрагмами жесткости; м—каркасная с решет- чатыми горизонтальными поясами и решетчатым стволом; я — коробчато-ствольная (труба в трубе); • р — многосекционная коробчатая _ тгтояшие из пластинок-стен, оболочек от- ным, так и бескаркасным схемамLH^bHOip™e№b в каркасных Стальные несущиенаиболее перенеиив- SSZSUr свободу для ’ возможность ее изменен®^^^иеимосги от распределения bSZ’ZZS* "енйяои 221
3 Рис. 4.6 Схемы основных рамных систем: а — обычная; б—с внешней пространственной рамой; в — рамно- секционная; 1 — колонна; 2—ри- гель; 3— плоскость одного из перекрытий жесткости и устойчивости подразделяют на рамные (рис. 4,6), связевые (см. рис. 4.8) и рамно-связевые (см. рис. 4.9). Рамные системы. Рамные каркасы обычно состоят из прямоуголь- ной сетки горизонтальных балок и вертикальных колонн, соединенных между собой жесткими узлами. В обычной рамной системе (рис. 4.6, а) колонны регулярно располо- жены по всему плану здания с шагом 6,9 м. Жесткие рамы йри горизон- тальных нагрузках работают за счет изгиба колонн и балок. Горизонгаль- ный прогиб рамного каркаса определяется двумя факторами: прогибом от изгиба каркаса как консоли (рис. 4.7, б), при этом некие и укорочение колонн приводит к горизонтальным перемещениям, составляющим около 20 % общего прогиба; прогибом за счет работы балок и колонн на изгиб (рис. 4.7, в). На последний вид деформирования приходится около 80 % общего перемещения здания, из которых 65 % из-за изгиба балок и 15 % из-за из- Рис. 4.7. Схемы деформирования каркаса с рамными узлами при действия гор*303* тальной нагрузки: а— общая схема деформаций; б — прогиб консоли; с —прогиб за счет работы колонн я балокн* г—схема деформации ячейки жесткой рамы 222
гиба колонн. Поэтому подобные системы экономичны в зданиях высотой не более 30 этажей. Системы с внешней пространственной рамой (см. рис. 4.6, б) обла- дают повышенной изгибной жесткостью, так как при расположении ко- лонн по контуру увеличивается момент инерции горизонтального сече- ния каркаса. Система отличается высокой жесткостью на кручение. Кро- ме того, при частом расположении колонн конструктивные элементы внешней рамы выполняют фуг in о ш фахверка наружной стены и для ее устройства не требуется дополнительных элементов. При большой шири- не здания система может быть дополнена внутреь принимающими только вертикальные нагрузки от шарнирно примыкаю- щих ригелей перекрытий. Дальнейшим развитием рамных систем является рамно-секционная система (см. рис. 4.6, в). Благодаря дополнительной жесткости внутрен- них рам и более равномерному включению граней внешней рамы в рабо- ту на изгиб, общая жесткость этой системы по сравнению с предыдущей повышается. Рамно-секционная система позволяет завершать различные секции на разной высоте без существенного усложнения конструкций, придавая зданию ступенчатый объем. Ригели перекрытий в пределах от- дельных секций обычно опирают на колонны шарнирно. Связевые системы. В связевых системах (рис. 4.8) горизонтальная жесткость обеспечивается за счет работы диагональных элементов и ко- лонн при шарнирном примыкании ригелей. Связевая система работает на горизонтальные нагрузки как консоль, защемленная в фундаменте, на- грузки на которую передаются посредством жестких дисков перекрытий. Рве. 4Я. Схемы основных связевых састем: ° с дагфрагмаын жеспоостн; б—с внутренним решетчатым стволом;<—с жнугренннм желеюбегон- Нь*м стволом; г—с внешним стволом; 1—диафрагмы; 2—жюювкяг, 3 — ригели; 4—жнугреиияй же- лезобетонный ствол; 5—яяешкяй сгъоп*> б—наружные диафрагмы 223
Связевая конструкция может быть решена в виде плоских диафрагм (рис. 4.8, а) или в виде пространственных стволов жесткости (рис. 4.8, б, в, г), которые могут располагаться как внутри здания (рис. 4.8, б, в), таки снаружи, образуя внешний ствол (рис. 4.8, г). Внутренний ствол жестко- сти может быть решен в виде стальной пространственной решетчатой системы или в виде замкнутой железобетонной конструкции. Такой ствол целесообразно совмещать с лифтовыми или коммуникационными шахтами. • • э Связевая система отвечает принципу концентрации материала и по- зволяет проектировать большинство элементов каркаса и их сопряжения более легкими, простой конструктивной формы и в максимальной степе- ни типизировать. По расходу стали связевые системы более эффективны, чем рамные, так как большая часть колонн освобождена от внутренних усилий изгиба. Рамно-связевые системы (рис. 4.9) имеют вертикальные, связи, вос- принимающие горизонтальные нагрузки совместно с рамами, располо- женными в одной или разных плоскостях со связями. Обратите внимание на несколько иное определение рамно-связевых систем по сравнению с одноэтажными зданиями, что обычно не вносит путаницы и понятно из контекста. Функции обеспечения жесткости распределены в системе ме- жду связевой и рамной частями не одинаково,, в большинстве случаев связевая часть воспринимает 70...90 % горизонтальных нагрузок. В ка- честве примера на рис. 4.10 показан каркас 16-этажного жилого дома [9], выполненного по рамно-связевой схеме. В продольном направлении же- сткость обеспечивается за счет рамных узлов примыкания ригелей к ко- лоннам, а в поперечном — за счет связевых диафрагм по торцам здания. Ветровые нагрузки в поперечном направлении передаются через гори- зонтальные диски перекрытий на торцовые диафрагмы. Жесткость пере- 224
Рис. 4.10. Ра мн о-связей ой каркас жилого 16-этажного здания: а—конструктивная схема продольной и торцовой стен; б — план типового этажа; в — общий вид монтажа каркаса Рис» 4.11. Примеры сочетаний различных сис- тем по высоте каркаса - пппскости увеличена постановкой крестовых крытии в горизонтальной плоскости у няется регулярность системы и еда 0Хшночтланировочных решени- звано, как правило, нерегулярность ригелей как в плане, так ях этажей, что требует смещения °"пы сочетания различных схем и по высоте. На рис. 4.11 показаиь др J в верхНей части каркаса ис- по высоте здания. В схемах рис. 4.1 , > пис. 4Д1, в исполь- пользована менее жесткая рда1^И^ризонталЬных нагрузок в мень- зована идея концентрации примыканием ригелей шем числе узлов и с более КО’1С^™ г(Хонтальной жесткости карка- в остальных узлах. Но даяобеот Хвлена₽вертикальная связь (ростверк), са по схеме в в верхнем этаже пост работу на горизон- которая способствует более полному включению Р тальные нагрузки которые явля- Системы со стволами жесткост . использованы для ются составной частью св®^^ пйдвесдами этажами (рис. 4.12). создания каркасов с K0H"^„0 выполнять из стали, железобе- Конструкгивно стволы жестюстальных стволов заключавт- тона или из их комбинации. npe™y™ М0Н1ажа элементов. Стволы ся в возможности сравнительно ^ХХТтонкосгевный консоль- жесткости можно рассматривать я вертакальныеи ныйбрус, защемленный^осн^^иию^1Ч’^^рИзоН1альные на1рузки горизонтальные нагрузки, Реакция 8. Э-221
Рис. 4.12. а, б — с подвесными этажами; (ж,з— с предварительно напряженными подвесками); I — ростверк; 2,3— варианты очертания ваяг со стволами жесткости! Схемы систем в — д — с консольными этажами; е — з—комбинированные системы зависит от его формы, степени однородности и жесткости, а также от на- правления действия нагрузок. Так как в уровне каждого этажа в стенках ствола жесткости предусматривают проемы, то степень изменения жест- кости характеризует схему деформирования системы в целом. Ствол мо- жет работать как открытое сечение и испытывать депланацию сечении в верхней части, где отсутствует заделка, особенно при асимметричной за- грузке, вызывающей закручивание. Области применения различных систем. Каждая из рассмотренных конструктивных схем экономически целесообразна для зданий опреде' ленной высоты. На рис. 4.13 приведены данные, характеризующие облас- ти целесообразного применения разных конструктивных схем [3]- Э18 данные следует считать ориентировочными, так как они основаны № анализе конкретных объектов й учитывают их технико-экономически показатели. Показателем экономической эффективности при построй нии данной схемы принят расход стали в кг на м2 полезной площади зДЯ ний. 226
е) т-80... 100 в) т=30...60 яажяа кЗЙ» вдвж &£ вдаж жжвджж ажжаж ЙЖЖЖЖьЗ кЗЖВЖЖВ ££ ЖЖВДЖЖ Ж&ЗЖЖ ЯЖЖкЗЖ яжжжжв Рис. 4.13. Области применения разных конструктивных систем: о— обычная рамнаясистема; .6—связеваяилирамко-связеваяс диафрашамижесгкостииливнутренним стволом; в—то же, с ростверками; г—рамная система с внешней пространственной рамой; д — секцион- но-рамная система; е— связевая система с внешним стволом в виде пространственной фермы 4*3. Основные положения проектирования стальных конструкций многоэтажных зданий Проектирование несущих конструкций многоэтажного здания удоб- но выполнять по следующей схеме. • на основании анализа проектов-аналогов по своим параметрам техническому заданию на проектиро’ те конструктивную схему здания, назначьте материалы несущих и огра «дающих конструкций; • выполните компоновку конструктивной схемы, назначьте типы се- чений основных несущих элементов каркаса, определитесь с узлами и монтажными соединениями; • назначьте расчетную схему, определите нагрузки и воздействия, задайтесь в первом приближении (на основе аналогов или грубых при- ближенных расчетов) сечениями элементов каркаса и их жесткостями или, по крайней мере, соотношением жесткостей; • выполните статические расчеты на все нагрузки, найдите расчет- ные сочетания усилий и определите внутренние усилия в элементах кар- Каса, а также найдите перемещения от нормативных нагрузок и оцените Работу здания по второй группе предельных состояний; подберите сечения элементов несущих конструкции, проверьте их прочность и устойчивость, проверьте соответствие жесткостей элементов изначально заданным и при необходимости повторите расчеты; 227
• выполните конструирование и расчет узлов, соединений и присту- пайте к разработке чертежей. . . Выбор конструктивной схемы многоэтажного здания определяется не только обилием аналогов и пониманием особенностей работы каркаса. При проектировании следует обращать внимание на целый ряд факторов, оказывающих влияние на прочность, устойчивость и экономичность со- оружения, среди которых можно отметить следующие: Грунтовые условия. Работа здания зависит от несущей способности грунтов основания. Фундаменты связывают верхнюю часть сооружения с грунтом и распределяют нагрузки таким образом, чтобы грунт мог их вы- держать. Выбор конструктивной схемы здания во многом определяется геологией строительной площадки и поэтому грунтовые условия изучают до выбора конструктивного решения здания. Фундаменты многоэтажных зданий, как правило, устраивают в виде плоских, ребристых или коробчатых'плит (рис. 4Д 4). Глубина заложения фундамента определяется геологическими условиями площадки строи- тельства и составляет при этом 4...6 м или архитектурно- планировочны- ми решениями подземной части здания, достигая 15...20 м. В случае устройства свайного фундамента обычно используют забив- ные сваи, а при больших нагрузках — буронабивные с уширенной пятой или заглубленные в материковый грунт. Верхние концы свай объединя- ют плитным ростверком. Требования к системам инженерного оборудования. Системы инже- нерного оборудования здания, включающие теплоснабжение, вентиля- цию и кондиционирование воздуха, электроснабжение, лифты, водоснаб- жение и водоотведение, мусороочистку составляют более одной тр^ общей стоимости высотных зданий. Такое значительное влияние указан- ных систем требует их учета ,при выборе конструктивных решений зда- ний. Рис» 4.14» Виды фундаментов ня сплошном основании для многоэтажных зд^1**' А—ЦД®* а—плитный плоский; б —ллитныйребрнстый; — коробчатый; г—плитный с вырезом, иый переменной толщины; 1 — колонны; 2—ствол жесткости 228
Общие экономические соображения.-Пр» проектировании кос- ного сооружения следует рассматривать несколько Р" “«решен™, учитывая при технико-экономическом анализе не тольк р ную стоимость проекта, но и затраты на эксплуатацию зданияииж тем. При этом нужно иметь в виду, Ито по мере У=еличеш^в^“ ^ания требуется все большая площадь для несущих конструкции, ^е®Рн°г0 оборудования, лифтов, а полезная площадь ^““’^XaSa' стоимость лифтов и систем инженерного оборудования ет с его высотой. Аналогичная тенденция наблюдается в отношении. стой мощи строительства, поскольку для более высоких здании необмддао более сложное монтажное оборудование. С другой сторо , личения высоты здания снижается удельная стоимость з члания лезной площади здания и удельные расходы и на эксплуат Требования к огнестойкости конструкции нии огнестойкость конструкции становится важным ф находится рования по двум причинам. Во-первых, большинствоэ дю_ вне зоны действия пожарных машин и, во-вторых, по поэтому ос- дей из здания за короткий период практически неБ®^ оПания Иля ви- новной упор по борьбе с пожарами переносится ВН^ ._мше№ымтеп_ сотных зданий опасность пожаров связана не тольк помеще- ловыделением, главным фактором здесь являют^ числу жертв ний и токсичность газов, которые и приводят к при пожарах. 4.4. Нагрузки и воздействия на каркасы многоэтажных зданий Нагоузки действующие на многоэтажные здания, вызываются сила- ми природы (ветровые, снеговые, гололедные, тельностью человека. Величины нагрузок принимают ния на проектирование с обязательным учетом ХЕеда сылая вас к этим нормам при нештатных ситуациях, р наиболее характерных условийотражающих конотрук- Постоянные нагрузки отв® н ^адХными. Нормативные ции здания по своей природе являются rpap ГаТовых качения постоянныхЖ элементов и изделии или вычисляю! ни ••rZZZZZ™ Так- 229
нагрузка от веса несущих конструкций, выполненных из стали С245 (ВСтЗ), может быть подсчитана по формуле, кН/м2 [3]: р as 0,1 + 0,03[? + Ы0Я //,][! + 0,0 Ш], (4.2) где HylL — соответственно высота и меньший из габаритных размеров здания в плане, м; q — нормативное значение суммы постоянной (кроме веса несущих конструкций) и.вертикальной временной нагрузок, отне- сенное к площади всех перекрытий (q = 6... 10 кН/м2); w0 — нормативное ветровое давление для района строительства, кН/м2 (см. табл. П4.2); к — коэффициент, учитывающий конструктивную схему каркаса. Этот коэффициент принимают равным: к - 3 —для обычных рамных систем (см. рис. 4.6, а); к—1,5 — для секционно-рамных систем и систем с внеш- ней пространственной рамой (см. рис. 4.6, б, в и рис. 4.8, г); к- 2,0—для связевых систем с решетчатыми стальными диафрагмами или внутрен- ним стволом в виде стальной пространственной фермы (см. рис. 4.8, а, б); £= 1 — для связевых систем с внешними стволами (см. рис. 4.8, в). Если некоторые несущие конструкции каркаса здания выполнены из стали другой марки с расчетным сопротивлением ЯД то нормативное значение постоянной нагрузки, кН/м2, может быть вычислено по следую- щей зависимости [3]: Р* = ар + (1 - «)р(0,3 + 0,lRy!R*y ), (<3) где а —доля конструкций из стали марки С245; Ry — расчетное сопро- тивление стали С245. При расчете ригелей й балок перекрытий учитывают часть нагрузки р, равной (0,3 4- 6 / гаэт) р — для рамных систем и (0,2 + 4 /Юэт) Р— связевых систем, где т^-— число этажей здания (?лэт>20). Нагрузка от веса стен и перекрытий . Нормативное значение веса 1 м2 стены или перекрытия приближенно составляет, кН/м2: для наружных стен из бетонных панелей — 2,5...5,0; для стен из эффективных панелей — ОД.Л,2; для внутренних стен и перегородок на 30...50 % меньше, чем ДОЯ на- ружных стен; для несущей плиты перекрытия вместе с полом при использования железобетонных панелей й настилов — 3...5; то же, при использовании монолитных плит из легкого бетона по стальному профнастилу —1,5...2,0; нагрузка от подвесного потолка — 0,3...0,8. 230
Натрузку от переставляемых перегородок прикладывают в наиболее неблагоприятном для прочности перекрытия сечении. Временные нагрузки на перекрытия принимают в виде эквива- лентных нагрузок, равномерно распределенных по площади перекрытий. Нормативные значения временных нагрузок зависят от назначения зда- ний и помещений (табл. 4.1). Таблица 4.1. Нормативные значения равномерно распределенных временных на- грузок на плиты перекрытий Здания и иометения Нормативные значения нагрузок, кН/м2 1. Квартиры жилых зданий; жилые помещения домов отдыха, пансионатов, гостиниц; палаты больниц и санаториев; террасы 1,5 2. Служебные помещения административного, инженерно-тех- нического, научного Персонала организации и учреждений, классные помещения учреждении просвещения; бытовые поме- щения общественных зданий 3. Кабинеты и лаборатории учреждении здравоохранения, про- свещения, науки; помещения электронно-вычислительных ма- шин; технические этажи - ~— 2,0 Не менее 2,0 4. Залы: торговые, выставочные и экспозиционные^ собрании и совещаний, концертные и спортивные, обеденные (в ресторанах, кафе); читальные Не менее 4,0 4,0 3,0 2,0 5. Книгохранилища; архивы Не менее 5,0 6. Сцены зрелищных предприятии __ ——.— 7. Вестибюли, фойе, коридоры» лестницы, примыкающие к по- мещениям, указанным в позициях: а) 1, 2, 3 б) 4, 5, 6 ... Не менее 5,0 3,0 4,0 Коэффда.еншнадежш^ ленных нагрузок следует принимать равными, у / ’ значении 2 О ном значении^,0 кН/м2; У/ = Vнормативном значении 2,0 кН/м2 и более. ~ Вероятность одновременного загружения больших пере- крытий полной временной нагрузкой не равна единиц , коэффициенты сочетания^ < 1навремениые расчетах балок и ригелей; „1, V’ п? п₽и опРедел® шж( наГпузки лий для расчета колонн, стен и фундаментов, воспринимающих нагрузки ОТ двух и более перекрытий. 231
Для помещений с площадью A>Ai=9 м2 . =0,4 + [0,6/(А/А,)0,5]. (4.4) Для помещении при А>А2-36 м2 . ^л2=0>5+[0,5/(А/А2)2]. (4-5) Коэффициенты гр п1 и гр п2 определяют по следующим формулам: для помещений, указанных в поз. 1, 2 и 7а табл. 4.1, ^“ОЛ + К^-ОЛ)/»0’5], <4-6) для помещении, указанных в поз. 4 и 76 табл. 4.1, . , V’B2=O,5 + [^^-O,5)/n0'5], (4-7) где п — общее число перекрытий, нагрузки от которых учитывают при расчете рассматриваемого сечения колонны. Коэффициентыгрп1 игрд2 относят к сумме временных нагрузок на нескольких перекрытиях и учитывают при определении только продоль- ных сил. Узловые изгибающие моменты в колоннах следует определять без учета этих коэффициентов, так как основное влияние на величину из- гибающих моментов оказывает временная нагрузка на ригелях одного, примыкающего к узлу перекрытия. При назначении схемы расположения нагрузок необходимо исхо- дить из принципа наиболее неблагоприятного загружения. Так, при опре- делении наибольших пролетных моментов в ригелях рамной системы ис- пользуют шахматное расположение временных нагрузок, а при расчете рам, стволов жесткости и фундаментов рассматривают не только сплоы- ное загружение всех перекрытий, но и варианты односторонних загружу НИИ. Снеговая нагрузка оказывает влияние только на несущие конструК' ции покрытия здания и почти не влияет на суммарные усилия в нижерас- положенных конструкциях.3акономерности отложения снега на кров^ многоэтажных зданий, в силу их специфики, не исследованы. Поэтов нормативные значения снеговой нагрузки можно определять по прав^ лам проектирования одноэтажных зданий (и. 2.2.1) достаточно смело, по- скольку такие нагрузки оказываются выше фактических, так как снег с кровли сдувается ветром, подтаивает и испаряется благодаря некоторым теплопотерям через конструкции покрытия. Ветровая нагрузка для многоэтажных зданий является наибоД£С существенной из временных нагрузок. Это вызвано тем, что использова- 232
ние в высотном строительстве стальных и облегченных железобетонных конструкций привело к снижению веса сооружения и сняло ограничения на высоту зданий. С другой стороны, снижение постоянных нагрузок и создание больших, более гибких пространственных решений, привело к значительному снижению жесткости здания. В этих условиях ветровые нагрузки приобрели особое значение. Действие ветра на сооружения проявляется в виде нагрузки, величина которой зависит от скорости ветра и его порывистости. За нормативную скорость ветра в каждом из 7 ветровых районов принята наибольшая ско- рость на высоте 10 м над поверхностью земли, превышаемая в среднем раз в 5 лет. Местные условия рельефа площадки строительства, отличающиеся от условий расположения ближайших метеорологических станции, вно сят свои коррективы в величину и характер нормированной для рассмат риваемого района скорости ветра. Записи скорости ветра регистрируются на определенной высоте и ха- рактеризуют два явления: достаточно постоянную среднюю скорость ветра и изменяющуюся скорость порывов ветра (рис. 4.15). ледователь но, ветровая нагрузка содержит две составляющие статическую и ди намическую. Динамическую составляющую ветровой нагрузки нео хо- Димо учитывать при расчетах многоэтажных зданий высотой более м. Средняя скорость ветра, т.е. статическая составляющая, возрастает с высотой (см. рис. 4.19, а). Степень ее увеличения зависит от особенно- стейземной поверхности, таккак вблизи земли из-затрения ветер затуха- ет. Чем значительнее влияние окружающих объектов (деревьев, складок ландшафта, зданий), тем на большей высоте скорость ветра достигает максимальной величины. Расчетное значение статической составляющей высоте z определяется по формуле (2.21) с учетом ветровой нагрузки на Данных табд.П4.4, табл.4.2, табл. 4.3 и типа местности (см. 93[1]). Сооруже- ние считается расположенным в мест- ности данного типа, если эта местность сохраняется с наветренной стороны со- оружения на расстоянии 30 Н—при высоте сооружения Н До 60 м и 2 Дм — при большей высоте. Воздействие ветра более чем на од- ну вертикальную поверхность здания Может вызвать деформации сооруже- ния в двух направлениях (рис. 4.16). В- <D СВ х X <а § 2 $ та £• Время Рис. 4.15. График изменения скоро- сти ветра: J — средняя скорость ветра; 2—действи- тельная скорость ветра 233
Таблица 4.2. Значения коэффициентов kz для различных типов местности Тип ме- стности Значения kz в зависимости от высоты z, м, ровной 10 20 40 60 80 100 150 200 250 300 350 480 А 1,0 1,25 1,5 1,7 1,85 2,0 2,25 2,45 2,65 2,75 2,75 2,75 В 0,65 0,85 1,1 1,3 1,45 1,6 1,9 2,1 2,3 2,5 2,75 2,75 С 0,4 0,55 0,8 1,0 1,15 1,25 1,55 1,8 2,0 2,2 2,35 2,75 Таблица 4.3. Значения коэффициента общего сопротивления сх при р - О B/L Значения сх при Н/L, равном „ 0,25 0,5 1 2 5 1® 0,25 1Д 1,1 1,1 1,1 1,2 0,5 1,1 U 1,2 1,3 ' 1,4 м 1,0 1,2 1,25 1,3 1,3 1,4 1,5 2,0 1,2 1,2 1,25 1,3 1,4 1,4 ... 4,0 1,1 1,2 1,25 1,25 1,3 перпе^ику^но повДа Является максимальным, если ветер направлен К Т100™ ЗДаНИЯ-Когда в°заушный поток подходит чигельпая пягт.' Д ^глом> отличак>шимся от угла в 90 трэд., то зля- щих констпукииях^гттГ° П0Т0Ка затУхает- Однако в этом случае в несу- га и кручения котопи₽ возникают дополнительные напряжения сдои- правлении. Поэтом^приртсче^^^Т перемещениях в одномва- Несколько ^Риантов загру^™>с.?17) при и значениях аэродинамических коэффициентов с. Рис. 4.16, Горизонтальное перемещение каркаса при воздействии ветра ня соорУ**^* ине: й —схема перемещений; б—одноосное перемещение; в перемещенн» в двух направлениях; ризокгальное перемещение каркаса; 7 —статическая составляющая ветровой нагрузжй 234
Средняя составляющая вет- ровой нагрузки в направлении осей хи у (рис. 4.17, а) на 1 м высоты определяется, как рав- нодействующая аэродинамиче- ских сил, действующих в этих направлениях, и выражается че- рез коэффициент общего со- противления сх и су и размеры здания в плане В и L ^x(z) = w(z)cx УЛхВ ^y(z)-yv(z)cv Xlxzr У (4.8) где w(z) — wokf -—расчетное ветровое давление на уровне z. Для зданий - призматиче- ской формы с прямоугольным планом BxL при угле атаки ветра р = 0 коэффициент ^>=0, а значения коэффициента сх оп- ределяются по табл. 4.3, со- ставленной с учетом данных Рис. 4Д7- Схема действия ветровой нагруби на здание: зарубежных И отечественных а— по высоте; б В плане исследований и норм [3]. Если 0 а значение су находят •«-«""I—:'» v 45‘ ныприр = 45°и В/L> 2 следу^нагОТзки wx, перпендикулярнойбо- ский эксцентриситет в приложении щий крутящий мо- лее длинной стороне и Равный «Д5ф^ мент, кН/м, на 1 м высоты опред 7?2а?, == 0,15 В2 , (4.9) где сх принимают по табл. 4.3. Р прнтппм же- г ~ .знания не совпадает с центром же Если геометрический цен^ необходимо дополнительно учи- сткости несущей системы, то в рас
Таблица 4.4. Значения коэффициентов общего сопротивления сх и су приД=45° Значения сх и су при H/L. равном 0,25 0,5 1 2 5 10 1,0 0,970,9 0,9/0,9 1,071,0 1,0/1,0 1,1/1,1 1,171,1 4,0 1,ол,о 1,171,1 1,271,0 1,271,0 1,2/1,0 1,271,0 тьтвать крутящие моменты из-за внецентренного приложения ветровой нагрузки (рис. 4.17, б). Пульсационная, составляющая ветрового потока вызывает колебания многоэтажного здания (рис. 4.18, а). Величина пульсационной составляю- щей ветровой нагрузки в плоскости потока зависит от изменчивости пуль- саций скорости г„, характеризуемой стандартом s„ (рис. 4.18, б). Ветровое давление в момент времени /может быть вычислено по формуле [3]: MX) = w0 (1 + £), (4.Ю) где w0 — среднее значение ветрового давления (статическая составляю- щая); £ = 2кй /у—коэффициент пульсаций. Значения коэффициента пульсаций давления ветра на уровне z от по- верхности земли приведены в табл. 4.5, из которой следует, что пульса- ция ветрового потока с увеличением высоты z уменьшается. Наибольшее влияние на динамические усилия и перемещения оказывают пульсацию частота которых/ близка или равна частоте собственных колебании сис- темы ft. ‘ Нормативное значение пульсационной составляющей ветровой па‘ грузки Wp для многоэтажных зданий с постоянной по высоте жестко- Рис. 4.18. Воздействие динамической составляющей ветровой нагрузки н* wS°r<H этажное здание: а — схема динамических колебаний здания; б — изменение скорости ветра во времени; 1 скорость; 2 — скорость порывов ветра; 3—плотность распределения пульсаций скорой 236
Таблица 4.5: Значения коэффициентов пульсации давления ветра £ Высота z, м Коэффициенты пульсаций давления ветра | для типов местности А В С 10 0,76 1,06 1,78 20 0,69 0,92 1,50 40 0,62 0,80 1,26 60 0,58 0,74 1,14 80 0,56 0,70 1,06 100 0,54 0,67 1,00 150 > 0,51 0,62 0,90 200 0,49 0,58 0,84 250 0,47 0,56 0,80 300 0,46 0,54 0,76 350 > 0,46 0,52 0,73 >480 1 0,46 0,50. 0,68 сгью, массой и шириной наветренной поверхности на уровне г допускает-’ ся определять По формуле: = 1,4 (д / Н) |wM I v, (4Л1) о.-го-па’отлр слепней составляющей ветро- где w„ = wo К с - нормативное значе ^₽ зависящий от воинагрузкинавысотегЛ-^Н № ^шй и логарифмического "частоты Л первой формы собственнь rrTTTTvQnoimu 0 3* v_ко- декремента колебаний й,равногодаякшогоэт^ ^nbcaIxlII эффшщенг, учитывающий многоэтажных зда- ветра по высоте и фронту здания, соста НИЙ V = 0,40... 0,70 или более точно по данным [6]. Коэффициент динамичности можноопредедатьпотаблЛ.бвзависи мости от параметра е, равного: . £ = (yfWor ! 940/п (4Л2) где/, - частота" первой формы собственных колебанийсооружения. ЗиачеяияЛ —о Гц, где т—число этажей здания. 237
Таблица 4.6. Значения коэффициента динамичности £ ветровой нагрузки для мм- ЭДЗСН1»ВХ. здэнии 0,05 0,075 0,10 0,15 0,20 0,25 0,3 0,4 045 , 05 ft 1,60 1,75 1,85 2,0 ' 2,1 2,13 2,2 2,28 2,3 V,-/ 2,3 Рис. 4.19. Суммарная ветровая нагрузка на здание: а — фактическая эпюра ветрового давления; б — эпюра статической составляющей нагрузки Суммарная ветровая нагрузка на многоэтажное здание пред- ставлена на рис. 4.19. Статическая составляющая имеет криволиней- ную эпюру с ординатами, вычис- ляемыми по формуле (2.21). Дня упрощения расчетов удобно кри- волинейную эпюру скоростного напора заменять трапецеидаль- ной, эквивалентной ей по изги- бающему моменту и поперечной силе в основании здания. Для это- го в формуле (2.21) коэффициент k необходимо заменить на коэф- фициенты кп и К, соответствую- Щие ординатам трапеции в нижнем и вепхн₽« Z»? "" “ vuuwvtv“'-'~ не более 3 % ординату к„ можно считав павнАйГ™^' погрепш<,ЯИ° на высоте 5 м в зависимости от местнп™₽ нормативному значению дня местности типа В к =0s п ности‘ Для местности типа А £„.=0,75; к, в зависимости от высоты здаХМеСТН°СТИ 11,113 С = 0>4- ОРД™® щне значения [3]: и типа местности принимает следую- Н, м ...20 тип А... 1,11 тип В... 0,74 тип С... 0,47 40 1,55 1,10 0,73 . 60 1,83 1,36 0,96 100 2,25 1,75 1,34 150 2,62 2,14 1,68 200 2,92 ‘ 2,45 1,98 250 3,14 2,68 2.22 350 3,52 3,18 2.6'9 Ордината на уровне 2 равна = k _kvz/fn Динамическая составляющая __ высоте Ни которой может бы™ L треугольную эпюру, ордината® шорой может быть вычисленапо формуле (4.11) при я =Я. 4.5. Особенности расчета конструкций Стальной каркас многоэтажного здания рассчитывают по критериям! и П групп предельных состояний (см. [1], разд, 3.2.1). Каркас многоэтажного здания представляет собой многократно тически неопределимую систему, поэтому точный расчет можно 238
нить только на ЭВМ с использованием стандартных программ. Это по- зволяет отказаться от упрощающих предпосылок и в полной мере учиты- вать в расчетах эффект пространственной работы каркаса здания. При компоновочных расчетах и при технико-экономическом анализе вариан- тов технических решений можно использовать приближенные методы ручных расчетов, хотя затрата времени при этом вряд ли будет меньше, чем на подготовку исходных данных для ЭВМ. Тем не менее, если об- стоятельства вынуждают вас остановить свой выбор на ручном счете, то следует обратить внимание на принципиальное различие в работе систем рамных (см. рис. 4.6, а), с внешней пространственной рамой (см. рис. 4.6, б), связевых (см. рис. 4.8) и рамно-связевых (см, рис. 4.9). Это требует ис- пользования для расчета каждой из таких систем своего приближенного способа. Наиболее удобные методы приближенных расчетов можно най- ти в [3]. Для расчета каркаса многоэтажного здания как вручную, так и на ком- пьютере необходимо знать жесткости всех его элементов. Проще всего в первом приближении их можно принять по аналогам, а при отсутствии таковых назначить на основании грубых ориентировочных расчетов. Ес- ли после подбора сечений элементов каркаса окажется, что различие же- сткостей между заданными и полученными при расчете превысит 30%, то придется повторить все вычисления, приняв во втором приближении най- денные значения жесткостей. Первоначальные значения жесткостей несущих элементов каркаса можно определить на основании ориентировочного подбора сечений на нескольких уровнях по высоте каркаса. В обычной рамной системе регу- лярной структуры (ем. рис. 4.6, а) такой подбор можно выполнить: Для ригелей средней рамы, параллельной осям х и у, соответственно по моментам: 12 2^ nv у 12 (4.13) Для внутренних колонн—по более неблагоприятному из моментов (при Убранном типе и ориентации сечения) Мх Му . (4.14) Му и продольной силе от постоянной и временной нагрузок вышерасполо- женных этажей. и питеисйвность постоянной и временной наг- Здесь?* <?,- Q&), S/^-none- рузок, кН/м, для ригелей в направлении. 239
речная сила от расчетной ветровой нагрузки, действующей на здание вы- ше, рассматриваемого уровня z в направлении осей х илиу; b, I—расстоя- ния между колоннами в-направлении осей у, х; h— высота этажа; п» пу — количество пролетов в направлении соответствующих осей; ₽« (0,7...0,8)Л — для колонн нижнего этажа, а ~0,5Л— для колонн осталь- ных этажей. Вычислив моменты инерции подобранных сечений средней рамы, для перехода к моментам инерции соответствующих элементов паралле- льной ей крайней рамы можно принять коэффициент 0,6...0,7, если типы и габариты сечений элементов при этом не изменяются. Такой же коэф- фициент сохраняется для отдельной плоской рамы при переходе от ее средней колонны к крайней. В системе с внешней пространственной рамой с частым шагом.ко- лонн (см. рис. 4.6, б) для предварительного подбора сечений и оценки же- сткостей изгибающие моменты в ригелях и колоннах принимают: для граней, параллельных оси х, (4.15) для граней, параллельных оси у, Му Му^^-, (4.16) а продольные силы в колоннах определяют в зависимости от их грузовой площади и действующих нагрузок вышерасположенных этажей. Для многоэтажных зданий с металлическим каркасом большое значе- ние имеют проверки по второй группе предельных состояний, особенно для современных высотных зданий. При расчете конструкции по второй группе предельных состояний необходимо проверить: а) вертикальны® статические прогибы элементов перекрытий; б) динамические колебания конструкции, возбуждаемые работой оборудования; в) общий горизон- тальный прогиб конструктивной системы и перекос отдельных ее ячеек при действии статической составляющей ветровой нагрузки; г) горизон- тальные ускорения колебаний' вызываемые порывами ветра. Эти проверки выполняют с целью ограничить перемещения и колеба- ния каркаса, затрудняющие условия жизни и деятельности людей и нор- мальную эксплуатацию инженерных систем. Предельно допустимые зна- чения перемещений и характеристик колебаний приведены в табл. 4.7. Проверка горизонтального прогиба верха здания при воздействии нормативной ветровой нагрузки служит инженерной оценкой общей же- 240
многоэтажных здании юолица -— Здания, стены и перегородки Крепление стен н перегородйк к кар- касу здания Предельные переме^ щення /м Многоэтажные здания Один этаж многоэтажных зданий: а) стены и перегородки из кирпича, гип- собетона или железобетонных панелей б) стены, облицованные естественным камнем, из керамических блоков, из стекла (витражи) - Любое Податливое Жесткое Жесткое Н/500 h,/300 Hs/500 hs/700 Примечания: Н—высота многоэтажного здания, равная расстоянию от верха фундамента до оси ригеля покрытия; h- — высота этажа, равная для нижнего этажа расстоянию от верха фундамента до оси ригеля перекрытия, для остальных этажей расстоянию между осями смелжыхригепеи. стксюти каокаса Согласно требованиям норм [6] максимальный пр«м5 без учета жесткости заполнения стен и пере _йгтотпагь пелост- Горизонтальные перемещен^Р^сан^ляда кроме общей ность стен и перегородок, заполн®°“Тесткость необходимо проверить проверки каркаса на колоннами и диафрагмами. В , примыкающих к зданиях со связевым каркасом пере + д,д), не должен диафрагмам жесткости (см. рис. 4.25) и р к превышать значений* представленных в та - ’ ’__пппепеляютдс_ Уохоротогориаонгальшкв^дан^"^^^.^^ “L"T“c“^ZZX. вс»р.о,сг...~..ндаи qx(z), кН/м, (см. рис. 4.19), to 1М(г)5(*Ж (4.17) а———~~~Гг> _ /ч к „ д. M-rnBL/h — масса,отнесенная к!м высоты где qx (z) = w0 у f кя сх В, М тоь / здания; h — средняя высота этажа. «атчиок и Значение М определяют делен?еМ С^^пе]^)ытия,на ускорение 50% временных нагрузок’°™f чедавеКа на колебания индащи- свободного падения g= 9,81 м/с . Реакц . н яродолжигельности Дуальна и зависит от частоты, амплитуцьДр ускорений пока колебаний. Поэтому общего ^SSi^HMoe зна- не выработано. В отечественной от нормативной вег- чение горизонтального ускорения колебания здания у
ровой нагрузки принимают не более [а] = 0,1 м/с2. Исследованиями, про- веденными в связи со строительством зданий международного торгового центра в Нью-Йорке (110 этажей, общая высота 411,5 м), была показана возможность превышения ускорения 0,1 м/с2 раз в месяц, чему соответст- вует ветровая нагрузка значительно меньше нормативной. 4.6. Конструкции элементов каркаса Колонны. Колонны многоэтажного каркасного сооружения являют- ся основными конструктивными элементами каркаса. Они воспринима- ют и передают на фундамент в основном вертикальные нагрузки, но уча- ствуют также в восприятии моментов от ветровой нагрузки. В пределах этажа участок колонны работает на сжатие, иногда с изгибом в одной или двух плоскостях. По сравнению с продольным усилием вклад изгибаю- щих моментов в напряженное состояние колонны обычно мал, поэтому ее чаще всего рассчитывают на центральное сжатие. Поскольку колонны Рис. 4.20. Типы сечений колони многоэтажных зданий: а—двутавровые; б—замкнутые; в—крестовые; г—петые прокатные; д—c*B03KWe 242
могут терять устойчивость в двух направлениях, то расчетным является направление е меньшей жесткостью и, следовательно, для колонн более выгодны поперечные сечения, моменты инерции которых одинаковы от- носительно обеих осей. Профили, имеющие существенные различия в моментах инерции, могут быть использованы только тогда, когда их ус- тойчивость в плоскости меньшей жесткости обеспечена защемлением в уровне перекрытия или дополнительными закреплениями по высоте. Применяемые типы сечений колонн показаны на рис. 4.2 . Двутавровые профили (рис. 4.20, а) - самая распространенная фор- ма сечения колонн в многоэтажных зданиях. Она особенно удобна при необходимости крепления к колоннам балок перекрытии в двух налрав лениях, так как все элементы двутавра доступны для организации опор ных узлов. В зависимости от действующих усилий используют как про- катные двутавры с параллельными гранями полок модификации К (ко- лонный), так и сварные двутавры из листовой стали толщиной до мм. Применение колонн двутаврового поперечного сечения позволяет ис- пользовать их внутригабаритное пространство для проводки инженер ных коммуникаций (рис. 4.21). Прямоугольные коробчатые профили (рис. 4.20, б) применяют при больших продольных усилиях и изгибе в обоих направлениях или при большой свободной длине колонны, имеющей ограниченное поперечное сечение. Площадь поперечного сечения в этих профилях можно регули- ровать путем изменения толщины листа. Благодаря ровным наружным плоскостям возможно использование таких колонн ез о лицовки, р больших нагрузках иногда рационально применять сплошной квадрат ₽ис.4.21. Пр„ р—евйй инженерных коимуни^-бритах еенення колонн: а , б—двутаврового сечения; «—сквозного сечения 243
ный профиль (сляб), который обладает высокой степенью огнестойкости при небольших габаритных размерах. Сечение из двух спаренных швел- леров пригодно только при относительно небольших нагрузках. , Крестообразные профили (рис. 4.20, в) благодаря полной симметрии поперечного сечения рационально применять для колонн при наличии в них изгибающих моментов в обоих направлениях. Крестовые сечения ис- пользованы в каркасе высотной части МГУ, что позволило одинаково ре- шать узлы примыкания ригелей разного направления в плане. Полые прокатные профили (рис. 4.20, г). Круглые трубы выгодные расчетной точки зрения, так как они имеют во всех направлениях одина- ковые моменты инерции. Трубы с одинаковыми внешними размерами могут воспринимать различные нагрузки благодаря изменению толщины стенки. Так как стоимость труб в 3...5 раз выше стоимости листовогопро- ката и двутавров, то их применение в большинстве случаев оказывается дороже, чем колонн из коробчатых профилей. Использование полых про- катных профилей может стать эффективцым'при заполнении их бетоном. Сквозные колонны в современном строительстве многоэтажных зда- ний практически не применяют, так как они менее компактны и более трудоемки в изготовлении и монтаже. Однако они могут быть с успехом использованы при строительстве каркаса многоэтажного здания, если предполагается прокладка инженерных коммуникаций между ветвями колонны (рис. 4.21, в). Толщину листов в составных сечениях принимают обычно не бодее 60 мм, а отношение габаритов сечения к расчетным длинам №, ЬЛу не ме' нее 1/15, чему соответствуют гибкости 40...60 (в зависимости от типа се- чения). Отношение ширины и высоты сечения и его ориентацию в дует выбирать с учетом условий работы и компоновки всей констрУ^, ной системы. Например, в обычной рамной системе плоскость най60^ щей жесткости двутавровых колонн направляют вдоль узкой стор« _ здания, в системе с внешней пространственной рамой эту плоскость вмещают с плоскостью рамной грани. Расчетколонн производят по общим правилам (см. § 6.4 ип. 6Л-' при этом коэффициенты расчетной длины для колонн рамных кар!® определяют по формулам табл. П6.1, а для связевых каркасов по фор*# U = ft Мб(р + я)Ч- 0,18рп (4.1® Ч1+0,93(р+п)+0>71рп’ г дери л принимают равными: для верхнего этажа р^0,5(р1+рз)'> для среднего этажа р=0,5(р^р2); н=^}5(п^п2у, для нижнего Р=Р1+Р2; ^ОЛи^^.Значениярьрг^ъ п2 определяют по табл. По- • 244 ПИЛ TiBT
Стыки колонн решают в зависимости от соотношения между величи- ной нормального усилия и момента в месте стыка. Если эксцентриситет е =M/N не превышает ядрового расстояния p^W/A, то стык выполняют как для центрально сжатой колонны (см. рис. 6.56, б [1]), как правило, с предварительной фрезеровкой торцов. При этом монтажные уголки уста- навливают только на стенке, чтобы не портить внешний вид колонны. Та- кой стык можно использовать также при небольших эксцентриситетах, превышающих ядровое расстояние, проверив прочность монтажных уголков и их креплений на растягивающее усилие от момента. При боль- ших эксцентриситетах используют стыки с накладками (см. рис, 6.56, в [1]). Применение фланцевых стыков затруднено необходимостью скры- вать выступы фланцев в облицовке колонны, в стене или в конструкции пола, но в последнем случае стык оказывается размещенным в непосред- ственной близости от узла сопряжения ригеля с колонной, т.е. в месте с большим изгибающим моментом. Базы колонн. В каркасах многоэтажных зданий, как правило, приме- няют базы для безвыверочного монтажа колонн (рис.^4.22, д), Плиту базы (обычно из слябов) с фрезерованной или строганной верхней поверхно- стью устанавливают на фундамент по разбивочным осям, ориентируясь на риски 2, выверяют с помощью установочных болтов 3 и подливают це- ментным раствором. мл пых изгибающих моментах, когда анкерные болты 4 не работают или испытывают небольшие растягивающие усилия, Ряс. 4Д2. Вязы колонн: плоскость ыми аижсрпилм устаноиочваг ряска; установочный болт; 4 б—ГЮДйИВЖ* а— 245
их ставят конструктивно и крепят к колонне через ребро или уголковые коротыши. Базы колонн с расчетными анкерными болтами (рис. 4.22, б, в) проек- тируют в соответствии с указаниями п. 6.8.5[1]. Балки и ригели. Балки и ригели перекрытий работают преимущест- венно на изгиб. Продольные силы в ригелях и балках, как правило, незна- чительны и появляются от горизонтальных нагрузок, передаваемых через балку от наружной стены к диафрагме, стволу жесткости, и от попереч- ных сил в колоннах, обусловленных начальным переломом или искрив- лением их оси. В многоэтажном строительстве наиболее часто применяют балки (рис.4.23, а) со сплошной стенкой при пролетах до 12 м и выполняют их из обычных, широкополочных или сварных двутавров. Асимметричные свар- ные двутавры применяют, как правило, в случае включения железобетон- ной плиты перекрытия в совместную работу с бал 1,0кой (сталежелезо- бетонные балки). Двухстенчатые сварные балки применяют при боль- ших поперечных силах, а также при необходимости увеличения горизон- тальной жесткости. При размещении инженерных систем в пределах высоты междуэтажного перекрытия целесообразно применять балки с перфорированной стенкой (см.п.5.9 [1 ]), которые получают из широкопо- лочных двутавров. При больших пролетах (более 12 м) и больших нагрузках в качестве ригелей могут быть использованы фермы (рис. 4.23, б) с поясами из ши- рокополочных двутавров или тавров и безфасоночным примыканием ре- шетки из одиночных или парных уголков. □ I I Рис. 4.23. Типы сечения ригелей и балок перекрытии: а — балочные профили; б — фермы; 1 — усиления балок а сечениях с максимальным и менгом; 2 — железобетонная плита перекрытия 246
комических соображений с учетом эксплуатационных затрат. Обычно отношение высоты сечения балки или фермы Л к ее пролету I изменяется в пределах 1/15...1/4. В особых случаях, когда, например, для обеспече- ния общей жесткости каркаса используют ригели-перемычки внешней пространственной рамы или ригели—диафрагмы, соотношение А / /из- меняется в пределах 1/3 до 1, как в балке-стенке. Сопряжения ригелей с колоннами. Тип сопряжения зависит от кон- структивной схемы каркаса. В связевых системах применяют свободное (шарнирное) прикрепление балок к колоннам, в рамных—жесткое. Примерами свободного прикрепления являются конструктивные ре- шения, показанные на рис. 4.24, а...в. Аналогичные решения можно при- менить и для колонн с другими типами сечении. Свободное прикрепле- ние на болтах нормальной точности (рис. 4.24, а) по сравнению с другими типами проще в изготовлении и монтаже, не требует высокой точности изготовления, обеспечивает достаточную податливость узла и практиче- ски свободный поворот балки относительно колонны. Основные усилия Для расчета прикрепления — поперечная сила в опорном сечении балки Q и продольная сила возникающая в балке при работе связевой систе- мы. В узле возникают лишь небольшие моменты, влияние которых учи- тывают при расчете болтов повышающим коэффициентом 1,2... 1,3 к си- ле Q. Вертикальное ребро и швы, прикрепляющие его к колонне, следует рассчитывать на силу Q, момент Qe, силу N. В схеме рис. 4.24, б условия загружения столика из уголка зависят от его деформации и являются довольно неопределенными [3]. Для прибли- женной оценки эксцентриситета е силы Q относительно сечения горизон- тальной полки, в котором начинается ее закругление (размер ki от обуш- КаХ можно принять распределение контактных напряжении по треуголь- ной эпюре, тогда е=ст0+2с0 /З-Ai , где размер с0 должен быть не менее Qf^-hx. Рис. 42А. Свободное прикрепление бялок к колоннам: J ''-ребро; 2—монтажный столих; 3—начшгозахруглсяихвпереходс отстенхихполхе; Прохлад- на; плоскость фрсэеро»нйя 247
Если е> 9Q!(%laRy), то толщину полки находят из условия ее сопротив- I 3Q ления изгибу ta - 1-^-, иначе из условия сопротивления срезу ta - у iaRy 2laRs где ta, la — толщина и ширина полки уголка. При опорных давлениях более 120... 150 кН используют варианты столика с подкреплением вертикальным ребром, для которых также при- нимают треугольную эпюру контактных напряжений. Прикрепление сто- лика к колонне при любом варианте следует проверить на силу Q и мо- мент Q(b-cQ /3). Болты, соединяющие стенку балки с колонной через промежуточный уголок или ребро, рассчитывают на продольную силу. Жесткое прикрепление балок к колонне показано на рис.4.25. Расчет конструкции узла, выполненного по схеме рис. 4.25, а, не имеет особен- ностей (см. п. 6.8[1]). В узле по .схеме рис. 4.25, б детали сопряжения с ко- лонной стенки балки рассчитывают на поперечную силу, детали крепле- ния к полкам балки — на силу S=M/h. Горизонтальные и вертикальные связи. Усилия от ветровой на- грузки, действующей на наружные стены, собираются в плоскостях пере- крытий и покрытия и передаются на вертикальные элементы каркаса че- рез жесткие горизонтальные диски, образуемые несущими конструкция- ми перекрытий. Вертикальные связевые фермы в связевых и рамно-связевых каркасах могут иметь различные системы решеток (рис. 4.26). Наибольшее раС' пространение получила полураскосная решетка (рис. 4.26, б), так как до* пускает устройство в связевых панелях дверных и оконных проемов и при этом испытывает незначительные дополнительные усилия сжатия из-за укорочения колонн под нагрузкой. Оси раскосов должны проходить ’через точки пересечения осей колонн и ригелей. Примыкание с эксцей' . триситетом связано с возникновением моментов в стержнях решетки. Рис. 4.25. Жесткое прикрепление балки к колонне 248
Рис. 4.26. Схемы вертикальных связей: а — треугольная; б — полураскосная; в—портальная; г—крестовая Рис. 4.27. Сечения раскосов связевых ферм: ^еппеоов-* г — из замкнутых профилей; д —двутавровое а—тавровое из двух уголков; б из двух ют Р° » ^^пртствуюпшх требованиях к устройству про- отдельных случаях при ^^^хемырешеткивергикальных омов применяют треугольные (рис. 4., ) возможно лишь в глу- связей. Устройство связей с крестов р жесткой и эф- хих стеновых панелях. Такая рсп етк изменяющие направле- фективно работает на горизонтальные нагрузки, ние в процессе эк сплуатацшь выполняют на всю высоту Вертикальные связевые ф®Р® екОТОрЬ1Х случаях приходит- здания в одних и тех же панелях^Одн ся смещать связи в со“е ® на переходном этаже вертикальные дить на верхние на высоту этажа, т.е. г связи должны располагаться в двух смежных <тпяются колон- Поясами вертикальных связевшфер^какправмо,да1^ет:сяксш^ ны. а стойками — балки Пе₽еКР“^ да0В> швеллеров, прямоуголь- ферм обычно проектируют из паря > усилиях—из двутав- ныхили круглых труб,априбомпк^ ^acTBVI0T в передаче ров (рис. 4.27). Так как pa™ " СХ и „„ вертикальных нагрузок, то прир‘ Дсилия, возникающие от укоро- ния следует учитывать Д°“"е Крепление раскосов в больший- ления колонн, здания (см Д11? п. ою. > rv 249
стве случаев выполняют на высокопрочных болтах. При расчете узлов можно пользоваться рекомендациями п.6.5[1]. Литература к гл. 4 См. основную литературу. 8. Пуховский А. Б., Арефьев В. ML, Л андон С, Е., Л афишев А. 3. Многоэтажные вы- сотные здания.—М.: Стройиздат, 1997. 9. Харт Ф., Хенн В., Зонта!’ X. Атлас стальных конструкций. Многоэтажные зда- ния.— М.: Стройиздат, 1977. 10. Шуллер В. Конструкции высотных зданий.— М.: Стройиздат, 1979. 11. Савицкий Г. А. Ветровая нагрузка на сооружения.— М/. Стройиздат, 1972. 12. Барнштейн М. Ф. Воздействия ветра на здания и сооружения. / Труды ЦНИИСК, вып. -21.—М.: 1973. 13. Романенков И. Г., Левитес Ф. А. Огнезащита строительных конструкций.—М.‘ Стройиздат, 1991.
Глава 5 АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ 5.1. Общие сведения Стальные арки для несущих конструкции покрытий появились в 40—-50 гг. прошлого века вскоре после изобретения проката и заклепоч- ных соединений. Кроме своей архитектурной выразительности арки име- ют несомненное преимущество перед балочными и рамными конструк- циями вследствие значительно меньших (в несколько раз) изгибающих моментов. Напомним идею арки, которая достаточно проста. Если криволиней- ный брус выпуклостью вверх установить на две продольно-неподвижные опоры, то при действии нагрузки на брус на опорах появятся не только вертикальные реакции, но и горизонтальные. Последние называются рас- пором. Именно распор в каждом сечении арки создает момент, противо- положный по знаку моменту от внешних нагрузок, что и позволяет их су- щественно уменьшить, а в некоторых случаях довести до нуля. Арки применяют для покрытий выставочных павильонов, рынков, спортивных сооружений, ангаров, вокзалов и др. В последнее время ароч- ные конструкции применяют и для небольших зданий: теплицы, оранже- реи, мастерские, склады, цехи различного производственного назначе- ния. Пролеты арок колеблются от 15 до 100 м и более. С увеличением про- лета экономичность арок возрастает. По статической схеме арки могут быть трех типов: трехшарнирные, двухшарнирные и бесшарнирные (рис. 5.1). Трехшарнирные арки статически определимы, они нечувствительны к неравномерным осадкам опор и колебаниям температуры. Наличие же Рис. 5.1. Системы арок: а — двухшарнирная; б—-трех шарнирная; в —бесшарнирная 251
Рис, 5.2. Эпюры моментов в арках: 1—трехшарнирная; 2—даухшарнирная; 3 — бе- - сшарнирная ключевого шарнира усложняет и удорожает конструкцию. Кроме то- го, величина изгибающего момента в четверти пролета наибольшая по сравнению с другими арками (рис. 5.2), что делает трехшарнирные арки наиболее тяжелыми. В последнее время трехшарнирные арки практи- чески не применяют. Двухшарнирные арки один раз статически неопределимы и вслед- ствие своей небольшой погонной жесткости могут легко деформиро- ваться без существенного увеличе- ния напряжений от изменения тем- пературы и осадок опор. Они имеют более равномерное распределение ° щих моментов по сравнению с трехшарнирной аркой. Двухшар- ирные арки достаточно экономичны по расходу материала, просты в из- готовлении и монтаже и часто применяются в практике строительства. В бесшарнирных арках распределение моментов наиболее равномер- ное с локальным возрастанием у опор, поэтому такие арки наиболее эко- номичны по расходу стали. Однако в таких арках надо исключить воз- можную осадку опор, что может потребовать значительных затрат на фундаменты. Бесшарнирные арки необходимо рассчитывать на измене- ние. температуры. Сопоставление основных достоинств и недостатков различных типов арок показывает, что в большинстве случаев отдают предпочтение двух- шарнирным аркам. Генеральными размерами арки являются пролет I и стрела подъема/, а также высота сечения арки h. Пролет и стрела подъема обычно опреДе' ляются технологическими и архитектурными требованиями. В зависимо- сти от соотношения стрелы подъема/к пролету I арки можно разделил» на пологие (f/1 < 1/4... 1/10) и высокие (или подъемистые) 1/4... 1)- После назначения размеров I и f необходимо выбрать очертание ар- ки. Поскольку через три точки (две опоры и сечение в ключе) можно про' вести много различных кривых, надо выбрать оптимальную кривую. *-а" кой кривой является кривая давления, которая характеризуется тем, что от заданной нагрузки в любом сечении арки изгибающие моменты рави^ нулю. В пологих арках нагрузку от собственного веса можно принять рав 252
Рис. 5.3. К выбору очертания арки: а—пологая параболическая арка; б—высокая арка: J — исходная кривая; 2—кривые давления от действия ветра; 3 — средняя кривая; 4—окончательная кривая оси арки номерно распределенной по проле- ту (рис. 53, а). При таком характере нагружения кривая давления пред- ставляет квадратную параболу. По- этому для пологих арок, особенно больших пролетов, принимают па- раболическое очертание оси. С кон- структивной точки зрения парабо- лическое очертание не очень удоб- но, поскольку кривизна арки раз- лична по длине, а это усложняет изготовление арки. Для упрощения изготовления парабола часто заме- няется дугой окружности; ЧТО ДЛЯ пологих арок дает близкое совпаде- ние с параболой. Для высоких арок нагрузка от собственного .веса этом случае очертание арки принимается равномерно по кривой арки, ь этом случае г ,, нагоузки: по «Л ™ Но » S- снег, ветер слева или справа, которые д ДРУ^ слепней кпи- № 5.3. 0. Тогда ч,»У» орки W—’ вой, чтобы моменты в арке были минима® * обязательным плавным жет состоять из разных по характеру крив , сопряжением между ними (рис. 53, б). a„DT1PU_ Арки являются распорными системамшВв значи- мости от нагрузки, пролета и стрелы под специальных конструк- тивных пределах. Восприятие РасП°ра^ ^ксудХВенным дополни- тивных мероприятии и, как правило, привод У конструкций тельным затратам. Поэтому при проектировании артч^кОТ^ надо особое внимание уделить вопросу, как и какими конструктивными решениями будет восприниматься распор. На рис. 5.4 приведены варианты восприятия устроен- 5.4, а распор в арочной конструкции воспринима с воспри- ПОЙ п’ип.’о »«р™ рп». В О»» ““Х^“п.‘^о- нимают только вертикальные нагрузки, дн помещения не лезный объем здХя. Чтобы увеличить увеличивая высоту здания, иногда затяжку ₽а опорных шарниров <РИС-^^ в^^^олегных зданиях распор вают вертикальными подвесками- ±> оольш ри 253
Рис. 5.4. Варианты восприятия распора в арках Рис. 5.5. Арка с приподнятой затяжкой можно передавать на рамы, которые одновременно являются несущими конструкциями производственных или служебных помещений (ряс. 5.4, б). Распор можно передавать на специальные пилоны или контрфор' сы (рис. 5.4, в), конструкцию трибун в спортивно-концертных комплек- сах (рис. 5.4, г), непосредственно на фундаменты (рис. 5.4, д). При сла- бых грунтах под полом может быть устроена затяжка. 5.2. Особенности конструирования арок и опор По конструкции арки подразделяются на сплошные и сквозные (решет- чатые). Сплошные арки имеют высоту сечения 1/50 ... 1/80 от пролета и применяются при пролетах до 60 м. Они имеют постоянное по длине сече- 254
ние и выполняются из составных широкополочных двутавров, труб и составных сечений из двух швелле- ров или двутавров, соединенных планками (рис. 5.6, а). Составные се- чения имеют большую жесткость из плоскости арки, поэтому их целесо- образно применять при больших пролетах. Сплошная арка может быть выполнена из прокатного дву- тавра. Поскольку прокатный дву- тавр гнуть в плоскости стенки слож- но, арка составляется из отдельных прямолинейных элементов, соеди- ненных стыковой сваркой. При пролетах более 60 м пре- имущественно проектируют сквоз- ные арки с параллельными пояса- ми. Сквозные арки имеют меньшую жесткость, поэтому высоту сечения их принимают больше, Пояса сквозных арок сплошных арок, в пределах 1/30... V прямоугольных или выполняют из уголков, швеллеров, тру , двуч ро и квадратных коробчатых профилен1 „^^ными в виде треугольного усилиях сквозные арки делают прост?' ®^деяает арки более ус- иди четырехугольного а К ^„нимаетсятреугольной, тоичивыми во время монтажа. Решетк Р^Раск0С1Юй. Стойки pel и ет- треугольной с дополнительными стоиками Р о6енно в круговых « то6рв.« р—» арках), тогда стержни решетки получаю ойеспечиваЮщие устойчи- В плоскости стоек располагаются прог , ______ При гре- меть арок из плоскости и лодаер^^рдана удвоенной высоте сече- больной решетке дайна панели ^^.ными стойками длина иия арки, при треугольной решетке с размещают панели равна высоте сеченда арки. Мон^е еда ^^Р^^ исхода из длины отправочных элементе копрочных болтах, а» выполняют фланцевыми на обычных или высокопро Конструирование промимамах, опорные узлы 255
Рис. 5.7. Опорные узлы арок: «-—шарнирная опора легкой арки; б— конструктивная и расчетная схемы плиточного шарнира» в-—нятйикоаый шарнир; г—конструктивная и расчетная схемы балансирного шарнира; I плита» 2—цапфа; 3— балансир дят в сплошные, поэтому опорные узлы сплошных и сквозных арок име- ют одинаковую конструкцию. На рис. 5.7, а представлена простейшая шарнирная опора легкой арки сплошного сечения. Поворотопорного сечения происходит за счет малой изгибной жесткости опорной плиты. Момент, который может возникнуть в опорном сечений, не превысит произведения нормальной силы на ядро- вое расстояние сечения и может не учитываться. С увеличением пролета и нагрузки применяют более совершенную^ конструкцию опорного шарнира, которая называется плиточной (рис. 5. 3 i 256
б). Опорное давление с арки передается на фундамент через специальную плитку, имеющую цилиндрическую нижнюю поверхность. Нижняя часть арки над плиткой укрепляется продольными и поперечными ребрами. Пятниковый шарнир (рис. 5.7, в) имеет специальное опорное гнез- до-пятник, в который вставляется закругленная опорная часть арки. Пятник делают литым или сварным. Нижняя часть арки укрепляется реб- рами жесткости. Балансирные шарниры (рис. 5.7, г) применяются в тяжелых арках и имеют совершенную конструкцию. Шарнир состоит из верхнего и нижне- го балансира, в гнезда которых укладывается плотно пригнанная цилинд- рическая цапфа. Верхний балансир через опорную фрезерованную плиту закрепляется к арке на болтах. Из условия прочности бетона фундамента нижний балансир имеет большую площадь опирания, чем верхний. В высоких и легких арках от ветровой нагрузки в опорах могут воз- никнуть отрицательные реакции. Для восприятия этих реакций устанав- ливают анкерные болты (рис. 5.7, б) по оси арки, чтобы они не мешали свободному повороту опорного се- чения. Бесшарнирные опорные узлы арок конструируют по типу баз вне- центренно сжатых стоек рам сплош- ного или сквозного сечении. Пример конструкции бесшарнирной опоры Для легкой решетчатой арки пред- ставлен на рис. 5.16. Современные арки в большинст- ве случаев проектируют однопро- летными с затяжкой или без нее. На рис. 5.8, а показана стальная арка с затяжкой пролетом 78 м, которой пе- рекрыт Дворец спорта в Лужниках. Пояса сквозных арок выполнены из П-образных сварных профилей, со- единенных решеткой из уголков. За- тяжка крестообразного сечения -из четырех уголков. На рис. 5.8, б представлена ком- бинированная арка с затяжкой в виде балки жесткости коробчатого сече- 9. 9-221 Рмс. 5.8. Примеры современных большепролетных ярок 257
ния. Арки поставлены с шагом 12 м. Несущие кровельные плиты опира- ются на затяжку. Сама арка располагается снаружи, что позволило суще- ственно уменьшить внутренний отапливаемый объем здания без умень- шения полезного объема. Устойчивость арки из ее плоскости обеспечива- лась вертикальными связевыми фермами, расположенными между аркой и жесткой затяжкой. Вариант перекрытия стадиона «Динамо» в Москве представлен на рис. 5.8, в. Арка пролетом 180 м предварительно напряжена системой за- тяжек. Предварительное напряжение существенно повысило жесткость конструкции при односторонней снеговой нагрузке. В арках с большим эффектом может быть применено предваритель- ное напряжение принудительным смещением опор наружу. При этом в нижнем поясе и раскосах арки возникают растягивающие усилия, кото- рые достаточны для погашения сжимающих усилий от внешней нагруз- ки. В этом случае нижний пояс и решетка арки могут быть выполне- ны из тросов (рис. 5.8, г), а верхний пояс — жестким. 5.3. Компоновка арочных покрытий В арочных системах покрытий распространены два типа схем — с ря- довым (рис. 5.9) и блочным (см. рис. 5.10) расположением арок. Применение рядового размещения арок целесообразно при пролетах до 60... 80 м. Легкие арки пролетом до 15... 20 м размещаются с шагом 3 ... 4 м. Арки пролетом до 40... 50 м размещают в плане с шагом 6... 12 м. При шаге до 6 м покрытие проектируется беспрогонным с укладкой плит на верхние пояса арок. С увеличением шага арок настил укладывается на прогоны. Прогоны могут быть сплошного и сквозного сечения. При пролетах более 60 м выгодным оказывается размещение арок с шагом 12... 24 м. В этом случае применяют решетчатые прогоны. Прого- ны в наклонных плоскостях будут работать на косой изгиб, что приводит к необходимости раскрепления их тяжами к узлам арок (рис. 5.9, вариант 1). При большом шаге между прогонами (более 6 м) вдоль ската устанав- ливают дополнительные ребра-прогоны, которые образуют многошар' нирную арку того же очертания, что и основные арки (рис. 5.9, вариант 2)- В этом случае ребра будут передавать на прогоны только нормальную с0" ставляющую от давления кровли, а скатную составляющую восприни- мать сами и передавать на фундамент. Обеспечение устойчивости арок из их плоскости осуществляется с помощью поперечных связей I (рис.5.9), которые, как правило, размеш^ 258
1-1 2-2 Рис. 5.9. Компоновка арочного покрытия при рядовом расположении арок ются в плоскости верхних поясов в торцах здания и по длине здания через 50 ... 60 м. Связи по верхним поясам следует доводить до опор. Нижние пояса арок так же обычно сжаты, что требует их раскрепления. Дублиро- вание связей по нижним поясам в этом случае не целесообразно, поэтому крепление нижних поясов происходит либо через опорный столик для сплошных прогонов, либо через подкос в случае сквозного прогона (рис. 5-9, 5.10 узел «А»). Для обеспечения поперечной жесткости арочного покрытия при f/l > -1/4 следует ставить продольные связи II в плоскости верхних поясов арок по оси здания (рис. 5.9). При больших пролетах (более 80... 100 м) и высотах арок из-за слож- ности монтажа применяется блочное размещение арок (рис. 5.10), Пло- ские арки попарно объединяются в жесткие пространственные блоки ши- риной 3 ... 6 м с помощью вертикальных связей II и связей по верхним поясам* I (рис. 5.10) или применяют арки с пространственным сечением (см. рис. 5.6, б). Расстояние между блоками обычно принимается 18 ... 24 м. Компо- новка стропильного покрытия между блоками осуществляется с помо- 259
Рис. 5.10. Компоновка арочного покрытия при блочном расположении арок щыо прогонов-ферм, которые имеют жесткие узлы сопряжения с арочны- , ми блоками. Высота прогонов с учетом защемления должна быть 1/15 ...1/20 от их пролета. По аналогии с рядовым размещением арок при большой стреле их подъема блоки арок объединяют в ключе продольны- ми связями (рис. 5.10). 5.4. Расчет арочных конструкций 5.4.1. Нагрузки и воздействия На арки действуют вертикальные постоянные (собственный вес» вес покрытия, вес осветительной аппаратуры, в некоторых случаях вес возду- ховодов и вентиляционного оборудования) и временные нагрузки (снег, ветер, в производственных зданиях иногда воздействие легких подвес- ных кранов). В пологих арках при f/l< 1/в9 очерченных по квадратной параболе или другой близкой к ней кривой, постоянную нагрузку с допустимой по- 260
грешностью можно принимать равномерно распределенной по пролету (рис. 5.11, а), а распор с достаточной точностью опреде- лять по формуле (5.1) 8/ , где g — расчетная постоянная нагрузка на арку. . Для арок с пологостью 1 / 8 f / Z< 1 /4 расчетную по- стоянную нагрузку можно при- нимать в виде двух симметрич- ных загружений с величинами ординат g и gb считая, что gi рас- пределяется на полупролете по линейному закону. Тогда вели- чина распора определяется по формуле + (5.2) 8/ 24/’ I 1 Л где Si=d---------1, а—угол \cosa / наклона оси арки к горизонту на опоре. В арках с fЛ, > 1 / 4 закон рас- пределения нагрузки gi следует принимать по закону изменения косинуса угла а в зависимости Рис. 5.11. Схемы нжгрузок ня ярку; а—постоянная и снеговая дигрузжя; б—ветровая нагрузка от очертания арки. В этом случае распор приближенно определяется по формуле <1 / 8 в виде равномерно распределенной ситом переходами j ~ 1. При/4 ^1/8 261
равномерно распределенной нагрузки на средней части пролета с коэф- фициентом перехода , но не более 1,0 и не менее 0,4; второй в виде двух треугольников с ординатами по краям /л2 и 0,5 2, где р, 2 бе- рется в зависимости от соотношения f/l, но не более 2,2. В обоих вариантах длина загружения определяется углом а = 50° ме- жду осью арки и горизонтом, т.е. принимается, что при а > 50°, снег на арочном покрытии не держится. В круговой арке такие участки появляются при 4,3, а в пара- болической, начиная cf/l > 1 / 3,36, т.е. в достаточно подъемистых арках. Ветровая нагрузка по величине и характеру в значительной степени зависит от очертания арки и расположения опор, которые могут быть на уровне земли или приподняты. На рис. 5.11 показана эпюра ветрового давления на арку с опорами на уровне земли. Аэродинамические коэффи- циенты се1 и се2 принимают в зависимости от отношения f /I [6]. Следует заметить, что в подъемистых легких арках усилия от ветро- вой нагрузки соизмеримы.с усилиями от собственного веса покрытия, а опорные реакции могут иметь отрицательное значение. При действии ветра перпендикулярно торцам на всей поверхности покрытия се2 = — 0,7. При одном открытом Tojaite порывы ветра, врываясь внутрь, создают из- быточное давление, ко^ррре, складываясь с отсосом на внешней поверх- ности, может сорвать элементы покрытия, что имело место на практике. 5.4.2. Расчет на прочность и устойчивость При расчете арочное покрытие расчленяют на отдельные плоские ар- ки. Расчет производится обычными методами строительной механикй- Статически неопределимые арки удобно рассчитывать методом сил. Двухшарнирная арка один раз статически неопределима, за лишнее неиз- вестное принимают распор. Решают каноническое уравнение и определя- ют неизвестный распор для каждого вида загружения. В большепролет- ных арках для получения более точных результатов при вычислении пе- ремещений следует учитывать обжатие арки от нормальных сил. При на- личии затяжки ее упругие перемещения учитывают всегда. После определения неизвестного распора усилия М, N, Q в любом се- чении на расстоянии х от левой опоры (см. рис. 5.12) находят по форму- лам 262
(5.4) Мх = М*-Ну Nx = й? sina + И cos a >, Qx = Qx cosa —Zfsina где H—распор; Mxt Q° — как в простой балке пролета I; а — угол на- клона оси арки в сечении х к горизонту. По приведенным формулам для постоянной и временных нагрузок строят соответствующие эпюры (для сплошных арок эпюру Q обычно не строят). Эпюры строят по нескольким сечениям на полупролете арки. Выбор количества сечений на полупролете зависит от очертания арки и величины пролета и колеблется от 5 до 12 и более, включая сечения на опоре и в ключе. Затем находят невыгодные комбинации М и N, которое могут быть не обязательно в четверти пролета. Бесшарнирные арки трижды статически неопределимы. Ври их рас- чете удобно выбирать основную систему, разрезая арку в ключей прикла- дывая неизвестные. Для уменьшения вычислительной работы можно ис- пользовать метод жестких консолей. После раскрытия статической неоп- ределимости усилия в арке определяют по формулам (5.4) с построением эпюр и нахождением невыгодных сочетаний M^ N. В арках, особенно по- логих, с развитым по высоте сечением следует учитывать температурные напряжения, которые могут быть определены по формулам, МПа: 8 бвухгиарнирпой арке о — ±2,36- &t*hl f; (5.5) 6 бесшарнирной арке в пролете сг{ = ±4,72-Д?- А//; (5,6) на опоре <т2 = ±9,44-А/-А//, (5.7) где А?—изменение температуры, °C; А //— отношение высоты сечения арки к-стреле подъема. После определения невыгодных комбинаций Ми /^проверку прочно- СТи сплошных арок производят как для внецентренно сжатых элементов при упругой работе стали Л wx *RyVc- Усилия в элементах сквозных арок с параллельными поясами (рис. 5«12) определяют через Мх> Nx, Qx по формулам: 263
Рис. 5.12. К расчету сечений элементов сквозной арки в верхнем поясе Nvp=-Nx^-% (5.9) г п п в нижнем поясе N (5-Ю) r h п в раскосе в вертикальных стойках Ns (5.12) cosa при расположении стойки перпендикулярно поясам N, = ех. (5.13) Кроме проверки прочности сплошной арки по формуле (5.8) необхо- димо проверить устойчивость арки из ее плоскости на участке между точ- ками, закрепленными в горизонтальном направлении системой связей и прогонами. В арках большого пролета влияние нормальной силы сущест- венно больше, чем моментов, поэтому такую проверку можно произво- дить как для центрально сжатого стержня по формуле ^Ry-Ус, (5.14) где ру определяется по гибкости относительно вертикальной оси сечения арки. В арках малых и средних пролетов влияние моментов от временных нагрузок может быть более существе и. Поэтому проверку устойчи- вости из плоскости следует производить с учетом влияния моментов по формуле У аруА &&уУс.
Рис. 5.13. К расчету ярок торцевого блока; а-—для пологих арок; б— для высоких арок В решетчатых арках, в элементах кото- рых усилия определяются по формулам (5.9)...(5ДЗ), проверка устойчивости про- изводится как для центрально-сжатых эле- ментов аналогично фермам. При расчете сквозных арок больших пролетов следует выполнить уточняющий расчет и определить величину распора для каждой нагрузки с учетом предварительно подобранных сечении. Для двухшарнирной арки распор определяется уравнения ИЗ канонического (5.16) где перемещения вычисляются по формулам. 5.1. h для круго.ой сяСТП.^ Г" - - Г ki ДЛЯ >ТЯ£М «си ’ f/l »дредБМьр*мр«о> 22,2 । . 1 ! 0,1 j i 0,2 ; j °’4 58,9 28,4 90,4 39,3 93,4 40,9 80,7 32,8 лап 24,0 33,5 34,9 30,2 1 24,0 ! ел 64,0 ± 265
- (5.17) ч При вычислении перемещений можно ограничиться суммированием только по поясам, пренебрегая перемещениями в стержнях решетки, не- значительно влияющими на величину распора. Арка как криволинейный сжатый брус требует проверки общей ус- тойчивости в своей плоскости. Устойчивость кривой арки можно прове- рить по выражению Q,3+Wp<Pcr=k^, (5.19) Г гдер—нагрузка на единицу длины арки; 1,3...1,4 — коэффициент безо- пасности на устойчивость; рег— критическая нагрузка; Jx — момент инерции сечения арки относительно горизонтальной оси; ki — коэффи- циент, принимаемый по табл. 5.1. Устойчивость параболической арки постоянного сечения при равно- мерно распределенной вертикальной нагрузке можно проверить по фор- муле (5.18), но с введением коэффициента к (табл. 5.2) вместо къ Проверка устойчивости арки может быть произведена приближенно как для центрально-сжатого стержня с расчетной длиной равной pS, кото- рая обусловлена наиболее вероятной формой потери устойчивости арки (см. рис. 5.11, а). Условие устойчивости записывается 2 a3*l,4)XS^=^-, (5.20) (Д5) где S—ддинз. полуарки; р — коэффициент расчетной длины, принимае- мый по табл. 5.3. При расчете высоких арок следует учитывать дополнительные уси- лия, которые возникают в арках торцевого связевого блока при дейст- вии ветра на торец здания (рис. 5 Л 3, а). Связевой блок (ферму) рассмат- ривают как пространственную оболочку, состоящую из поясов двух со- седних арок, соединенных диагоналями и распорками (рис. 5ЛЗ, б). Исключая сжатые диагонали из работы, можно получить усилия в растя- нутых диагоналях, спроектировав все действующие силы в разрезе I—$ на направление раскоса % - Q/costf, (5.21) 266
Таблица 5.2. Коэффициент к параболической арки /// Значения к в арке бесшарнирной двухшарнярной трехшарннрной 0,1 60,7 28,5 22,5 0,2 101 45,4 39,6 0,3 115 46,5 46,5 0,4 • 111 43,9 43,9 0,5 97,4 38,4 38,4 0,6 83,8 30,5 30,5 1 Таблица 5.3. Коэффициент // расчетной длины арки Арка Значения ц лрн /// 0,05 0,2 0,3 0,4 Трехшарнирная 1,2 1,2 1,2 1,3 Двухшарнирная 1 1,1 1,2 1,3 Бесшарнирная 0,7 0,75 0,8 0,85 где Q — поперечная сила от ветровой нагрузки в рассматриваемом сече- нии; тр— угол между диагональю и распоркой. Отделив одну арку от другой продольным разрезом II—II, разложим усилие в диагонали на усилие по направлению пояса Np = Na sin^ (5.22) и усилие по направлению распорки Ns.~ Nd cos гр. (5.23) Отрезанная арка находится в равновесии и ее следует рассчитывать на силы, направленные по поясу, NP - (5.24) как плоскую систему. От действия этих сил определяется распор Н, опор- Ные реакции V и усилия N, М Q* На передней (торцевой) арке I дополнительные ветровые воздейст- вия направлены вверх по образующей и отрывают ее от фундаментов (рис. 5.13, б). На задней арке (арка 2) торцевого блока те же силовые воз- действия направлены вниз и прижимают ее к фундаментам. Полученные Усилия от ветровой нагрузки складываются с усилиями от собственного Беса и веса снега. 267
5.4.3. Расчет опорных частей Расчет опорных шарниров для арок небольших пролетов (рис. 5.7, а) производится аналогично расчету баз центрально-сжатых колонн, что ка- сается определения размеров в плане и толщины опорной плиты. Разница состоит в том, что фундаментные болты необходимо проверить на срез под действием поперечной силы и на растяжение под действием растяги- вающей силы N, которая может возникнуть от действия ветра в легких ар- ках. Плиточные шарниры (см. рис. 5.7, б) рассчитывают на смятие при свободном касании по формуле ^RcdVc. (5'25) Г где N—нормальная сила на опоре; г, I — радиус кривизны и длина пли- ты; RCd—расчетное сопротивление стали при свободном касании. Необходимая толщина плиты t определяется из условия ее работы на изгиб как консоли при равномерном загружений опорным давлением по верхней поверхности (см. рис. 5.7, б) интенсивностью о = N / al t = (5.26) Балансирные и пятниковые шарниры передают давление на нижнюю часть шарнира при плотном касании (см. рис. 5.7, в — г). Напряжения сжатия в цапфе распределяются неравномерно от максимального значе- ния по вертикальной оси до нуля на границе балансира (см. рис. 5.7, г). Можно предположить, что напряжения по цилиндрической поверх- ности цапфы распределяются по закону косинуса и линию контакта в за- пас ограничить углом п /2. Тогда наибольшее напряжение в цапфе можно получить из выражения л74 N Jсо§2 Р($21) О откуда (5.28) где Rfr—расчетное сопротивление на местное смятие в цилиндрических шарнирах при плотном касании; Z, d—длина и диаметр цапфы. Подошва балансира подобно опорным плитам баз рассчитывается на изгиб под равномерным опором фундамента or = N / al 263
5,75м 5,75м Рис. 5.14. Схемы нагрузок на арку Рис. 5.15. Конструкция сквозной арки В бесшарнирных арках узлы опирания на фундаменты конструиру- ются и рассчитываются аналогично рамным конструкциям. Ниже в при- мере приведена конструкция опоры для легкой бесшаряирной арки (рис. Пример 5.1. Требуется проверить прочность и устойчивость круговой бесшарнирной арки сквозного и сплошного сечения. Генеральные размеры арки показаны нарис. 5.14. Шаг зрок —3 м. Система связей и прогонов между арками обеспечивает крепление их из плос- кости через 1,95 м. Район строительства г. Санкт-Петербург. Расчетная нагрузка от собственного веса покрытия и арки составляет 0,5 кН/м2. Снего- кат нагрузка 1,0 кН/м2 1,6 = 1,6 кН/м2. Ветровая нагрузка — 0,3 *1,4 - 0,42 кН/м2 (1,6 и J коэффициенты надежности по нагрузке). Нагрузки на арку составляют: собственный вес — <? = О^кН/м^-Зм== 1,5кН7м; снег—р~ 1,6*3-4,8кН/м;ветер — ^v = 0,42’3 — ,26 кН/м. В соответствии с [6] схемы загружения арки от указанных нагрузок показаны на рис. 5.14. По результатам статического расчета арки от каждой нагрузки были определены наи- хУД<иие комбинации усилий, которые составили: Л/пих-27,7 кН/м, N-35,8 кН, Q-20,9 кН. Такая комбинация оказалась в опорном сечении. Следует отметить, что действие ветровой нагрузка оказывало разгружающее влияние и поэтому при определении указанных комби- ййций не учитывалась. Элементы сквозной арки (рис. 5.15) выполнены из гнутосварных замкнутых профилей сечением: пояса—70x40x3 мм (А/- 6,24 см2, ix - 2,53, iy - 1,62 см); решетка — 60x25x2,5 Мм (Л/ - 4,00 см2, ix = 2,07 см, iy — 1,02 см). Полная высота сечения сквозной арки 350 мм. Материал—сталь марки ВСт. 3 пс 6-1 с расчетным сопротивлением Ry ~ 240МПа. Расчетные длины поясов в плоскости арки lfry—65 см, из плоскости арки -195 си. Расчетные длины раскосов 0,9*44,2-39,8 см. Усилия: в поясах — + =107,2кН; в раскосах— Kj = = 30,8 кН. 2 0,31 2 4 сова 0,678 Узел опирания показан на рис. 5,16. 269
Расчет на устойчивость поясов A'='Ti=^=77; ^=0’706; 2?53 Ту 1562 AT- in? *),а о ---£_ = 2У^_^_ = 238,4 МПа & Я? =240 МПа. 4>mAf 0,706-6,24 Расчет на устойчивость раскосов j _ _ 39,8 . _Ллу_39,8 —0 89' Л'-Т-го7 * ^~T"t02 -jyk_. У’80.'А8 = 84 7 МПа g »Гс=240 МПа. <р^Ал 0,89-4,00 Устойчивость элементов поясов и решетки обеспечена. Расчет арки на устойчивость в ее плоскости на действие осевых сил проводят по фор- муле Ncr fS2 ’ где Jx —kJ* «0,8(2^6,24-15,52 + 2-16,37) = 2425 см4; к = 0,8 — коэффициент, учитываю- щий податливость решетки; S—длина дуги полуарки; // = 0,85 — коэффициент расчетной дайны; Ncr == 3>14 -501,8кН»1,4 Дг « 1,4‘39,2 = 54,9 кН, сг 0,85*4 Г782-9,8 где У = 392 кН —продольная сила в четверти дайны арки. Устойчивость арки в ее плоскости обеспечена. 270
Арка сплошного сечения выполнена из двутавра N18Б2. Геометрические характеристи- ки сечения А =23,95 см2, 1317 см4, 146,3 см3, ix~ 7,41 см, ^=2,05 см,рх=6,1 см. Расчет арки на устойчивость в ее плоскости на действие осевых сил n s =272,5 кн » w=1,4 • 39,2=54,9 кн. 0,852’11782-9,8 Устойчивость арки в ее плоскости обеспечена. „я имплпня- Расчет арки на устойчивость из ее плоскости (по изгибно-крутильнои форме) выполня- ем в следующей последовательности. Усилия в четверти длины арки N = 39,2 кН, М = 15,97 кНм Расчетная длина из плоскости арки lefy 1^5 см А>,=Т1 = 2^^96’ ^=°’57, е = у = 40’75' При = 6,68 И Ке =Я1^ = 92<Л, = 96 с = 0,133; рх 6,1 Ул>- N = 39,2’9,8___= 211,5 МПа < Ry7c = 240 МПа. сруА 0,133-0,57‘23,95 Устойчивость арки из ее плоскости обеспечена. Расчет арки на прочность t Дг _ 35,8‘9,8 МПа < rYc~240 МПа. А Wx ~ 23,95 146,3 Прочность арки обеспечена. Пример расчета подготовлен канд. техн, наук, доц. Н. Н. Родиковым
Глава 6 КУПОЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ 6.1. Общие сведения Мировой опыт строительства показывает, что одной из эффективных форм пространственных конструкции являются купола. Наиболее рацио- нальными они оказываются при перекрытии больших пролетов. Так, если плоскостные конструкции пролетом до 40 м по металлоемкости еще мо- гут конкурировать с купольными, то с увеличением пролета преимущест- во купольных очевидно. Эффективность этих конструкций возрастает с увеличением пролета и не случайно, что большинство покрытии более 200 м [10] являются купольными. Велики и композиционные возможно- сти таких конструкций. Они позволяют перекрывать здания универсаль- ного назначения, создавать прекрасные образцы архитектурного творче- ства. Купольные конструкции известны с древних времен. Их применяли в Месопотамии, Сирии, Иране, Древнем Риме. Основным материалом при этом был камень. Первые металлические купола появились в конце 19 ве- ка. Основная заслуга в развитий этих конструкций принадлежит Феппелю и Шведлеру. В 20 веке значительный вклад в развитие купольных конст- рукций внесли Ледерер, Маковский, Отто, Райт, Фуллер, Туполев М. С., Липницкий М. Е. [8], Савельев В. А. [9]. Купола—распорные системы, имеющие в своем составе, как прави- ло, три основных конструктивных элемента: нижний опорный контур; оболочку, верхний опорный контур —..2 (рис. 6.1). Рассмотрим основные типологии X \ з металлических куполов: / а) ио конструкции: ребристые к / \ 1 ребристо-кольцевые, ребристо-коль- цевые со связями, сетчатые, пластин- чатые; Ряс. 6.1. Конструктивная схема купола: 6) ПО форме (рИС. 6.2): сферите- /—-верхний опорный контур; 2—о&мочка; с кие, эллиптические, стрельчатьзС; з—нижний опорный контур зонтичные и другой формы; 272
Рис. 6.2. Формы куполов: а — план сферического купола; 6—поперечный разрез сферического купола, в купола; г — поперечный разрез эллиптического купола; д—стрельчатый купол, е купола; ж — вид зонтичного купола , в) по стреле подъема (рис. 6.3): подъемистые (высокие) стреле подъема 1/2... 1/5 диаметра и пологие, при высоте подъема 1/5 диаметра. Ребристые купола (рис. 6.4) состоят из отдельных плоских ребер, по- ставленных в радиальном направлении. При прямолинейных ребрах Q&- разуются пирамидальные или конические купола. Верхние пояса ребер составляют поверхность купола, в его вершине они примыкают к верхне- му кольцу. Иногда при частом расположении ребер или уст- ройстве на вершине купола фонаря кольцо получается значительных размеров; тогда в целях повышения жесткости и устойчивости его скрепляют внутренними распорками по крайней мере в двух диамет- ральных плоскостях. Ребристые купола являют- ся распорной системой. Рас- рмс. 6.3. Геометр»ч«скме нярямегры куда**®: /у-диайстр; /—падъемв * 273
Рис. 6.4. Ребристый купол Рис. 6.6. Купол ребрн- Рис. 6.5. Ребристо-кольце- сто-кольцевой с решетча- вой купол тыми связями пор может быть воспринят конструкцией фундаментов, стен или специ- альным опорным кольцом. Опорное кольцо проектируют в плане изогну- тым по окружности или в виде многогранника с жестким или шарнирным сопряжением в углах. При достаточно частом расположении ребер воз- можно устройство круглого кольца. При редко йоставленных ребрах опорное кольцо лучше проектировать многоугольным во избежание его работы на изгиб и кручение. Наиболее распространено жесткое много- угольное кольцо с опорами в углах, имеющими подвижность в радиаль- ном направлении. Между ребрами обычно укладывают специальные на- стилы или создают мембранное покрытие. Мембранные или панельные покрытия обеспечивают общую устойчивость ребер в плоскости по- крытия, уменьшая расчетную длину ребер. Возможно устройство кровли по кольцевым прогонам между ребрами. Ребристо-кольцевые купола (рис. 6.5). Устройство и включение в ра- боту конструкции кольцевых прогонов приводит к созданию ребри- сто-кольцевой схемы. Последние могут быть использованы как затяжки купола. В этом случае кольца не только работают на местный изгиб от на- грузок кровли, но и воспринимают нормальные усилия от ребер купола, а в случае жесткого сопряжения колец с ребрами—и изгибающие момен- ты. Однако вследствие малой жесткости колец и ребер в плоскостях, каса- тельных к поверхности купола, влиянием жесткости узлов можно пренеб- речь и считать^ что кольца примыкают к ребрам шарнирно. Ребристо-кольцевые /упола со связями (рис. 6.6) представляют со- бой дальнейшее увеличение связности системы, пространственности ра- боты, путем введения в конструкцию раскосов между ребрами. Сетчатые купола образуются, если в ребристо-кольцевом куполе со связями увеличивать связность системы вплоть до образования кресто- вых связей в каждой ячейке купола, именно такую констру! <и ио пред- ставляет купол Шведлера (рис. 6.7), являющийся одним из первых сетча- тых куполов. Возможно и другое определение сетчатого купола как мноплраняи- ка, вписанного в -сферическую или другую поверхность вращения и со- 274
стоящего из одного или двух слоев конструктивных эле- ментов, образующих тре- угольную, ромбовидную, тра- пецевидную, пяти- и шести- угольную сетку. Такие купола в ряде литературных источни- ков называют также геодези- Рис. 6.7. Сетчатый купол Шведлера вескими или кристаллическими. Сетчатые купола обычно имеют только нижнее опорное кольцо. Родоначальниками геодезических и кристаллических систем являют- ся проф. М.С. Туполев (Россия) и Р.Б. Фуллер (США). Сетчатые купола являются наиболее экономичными по расходу материала вследствие про- странственной работы каркаса и равномерности распределения материа- ла по поверхности оболочки. Пластинчатые купола собирают из металлических пластин (пане- лей), которые имеют выштампованные ребра жесткости, связанные меж- ду собой по контуру сваркой или узловыми соединениями. 6*2. Принципы формообразования куполов Формообразование ребристых, ребристо-кольцевых и ребристо-коль- Девых со связями куполов сводится к определению формы и координат плоской арки, образованной из двух диаметральных ребер [11]. Форму арки определяют на этапе архитектурного проектирования, расчет коор- динат ведут по известным формулам аналитической геометрии. Формообразование сетчатых и пластинчатых куполов является более ^ложным процессом. Поэтому остановимся на этом вопросе подробнее. Выбор и расчет геометрической схемы купола является первой и очень ответственной стадией проектирования, так как именно от этого за- Дисит число типоразмеров элементов, конструкция узлов сопряжений, способы изготовления и монтажа элементов и в конечном итоге эффек- тивность конструкции. В процессе формообразования поверхности купола можно выделить ^Ри этапа: 1) выбор поверхности; 2) выбор способа разрезки (под терми- Дом «разрезка» понимается способ нанесения на выбранную поверхность сети геометрических линий каркаса купола); 3) расчет координат узлов. кин! Поверхности сетчатых оболочек, в основном, ограничиваются двумя кассами: поверхности параллельного переноса (эллиптический парабо- 275
лоид, круговая поверхность переноса, гиперболический параболоид) и поверхности вращения (сфера и др.). Преобладающее количество сетчатых куполов построено на сфере, поэтому дальнейшее рассмотрение вопросов формообразования сетча- тых куполов будем проводить, исходя из построении На сфере. Для оболочек вращения очень часто за основу принимают меридио- нально-кольцевую систему разрезки. Суть этой системы заюпочается в членении поверхности вращения меридиональными и параллельными плоскостями на треугольные (у полюса) и трапециевидные элементы (рис. 6.8). Число типоразмеров треугольных и трапециевидных элементов при этой системе разрезки определяется числом ярусов между параллельны- ми сечениями и не зависит от числа меридиональных сечений, а также от формы меридиональной образующей кривой. При формообразовании сферических сетчатых оболочек на плане, близком прямоугольному, ис- пользуют также сеть меридианов, образованную пересечением со сферой двух пучков плоскостей с взаимно-перпендикулярными осями. Как вид- но из схемы рис. 6.8, б, число типоразмеров элементов при такой разрезке значительно больше, чем при меридионально-кольцевой системе. Наибольшее распространение из сетчатых оболочек вращения полу- чили сетчатые сферические купола на круглом и многоугольном (вписан- ном в круг) плане. Системы разрезок таких куполов многообразны. Мож- но различить два основных этапа построения этих систем. Вначале произ- водят первичную разбивку шарового сегмента на определенное число одинаковых участков, а затем выполняют окончательную разрезку каж- дого полученного участка на более мелкие. Первичную разбивку в основ- ном осуществляют по меридиональной схеме или по схемам правильных и полуправильных многогрш пик :ов. Рис. 6.8. Формирование сетки купола по способу разрезки сферы: а—мередэдвалыю-конздеваж разрезка; б —разрезка сферы двумя пучжшм меркдионапьньк плоскостей с ззаимно пер- пендаяудярпьгня осями Звездчатая система (рис. 6.9). Первичная раз- бивка такой системы—ме- ридиональная. На сфериче- ский сегмент наносят сеть меридианов. Каждый полу- ченный участок делят четы- рехугольными ячейками та- ким образом, чтобы два про- тивоположных узла ячейки располагались на одном ме- ридиане, а два других—на одной параллели. 276
Может быть построено две раз- новидности сетей, применяемых для этой системы разрезки, — правиль- ная сеть Чебышева и сеть локсодро- мий. Применение правильной сети Чебышева (рис. 6.9, а) приводит к сгущению сетки по мере приближе- ния к полюсу купола. Использова- ние сети локсодролий (линий, имею- щих постоянный угол наклона к ме- ридиану) частично устраняет этот недостаток, однако значительное уменьшение длины боковых сторон Рис. 6.9. Звездчатая система: треугольников также вызывает сгу- * й..-ПаКЖК ре- шение сетки (рис. 6.9, б). та мюодршшй В звездчатой системе с примене- v нием сети Чебышева длина стержней вдоль линии сети посто изменение углов между стержнями приводит к тому, что число уз элементов равно числу ярусов. При локсодромной разрезке, наоборот, уз- ловые элементы могут быть одного типоразмера, а число типоразмеров стержней, расположенных вдоль линий сети, может быть равно числу ярусов. Система Кайвитта. Эта система устраняет основной недостаток звездчатой системы — сгущение сетки. Первичная разбивка — меридио- нальная. Основание каждого полученного сектора делят на определенное количество равных участков, а затем проводят кольцевые сечения, число 6.10. Сжстема Кжйвжттж которых равно числу членений осно- вания. Каждое кольцевое сечение делят на равные части, число кото- рых в каждом последующем сече- нии, считая от основания сектора, уменьшают на единицу (рис. 6.10). Полученные точки соединяют и та- ким образом получают сеть тре- угольников, основание которых вдоль каждого яруса, как и в звездчатой системе, равны. Однако образованные таким способом тре- угольники в отличие от звездча- 277
17,800 Рис. 6.11. Купол диаметром 65 м в Душанбе (разрезка системы «Ромб-1») той схемы неравнобедренные, поэтому число их типоразмеров соот- ветствует квадрату числа членений (ярусов). Система «Ромб-1». Сущность этой системы заключается в первич- ном меридиональном делении купола на сектора с последующим члене- нием каждого сектора на ромбовидные ячейки путем нанесения правиль- ной сети Чебышева. Если в звездчатой схеме противоположные узлы ячейки сети расположены на меридианах или соответственно на паралле- лях, то в данной системе линии сети Чебышева различных направлении располагаются вдоль боковых сторон сектора. В результате такой разбивки получается достаточно равномерная сеть из равнобедренных треугольников, число типоразмеров которых приблизительно в два раза меньше, чем в системе Кайвитта. Система «Ромб-1» применена, в частности, при проектировании купола диамет- ром 65 м в Душанбе (рис. 6.11). В отличие от звездчатой системы и системы Кайвитта основания сек- торов купола не совпадают с кольцевыми сечениями и образуют про- странственную (неплоскую) кривую. Поэтому формообразование круг- лых в плане покрытий по данной системе затруднено. Системы, основанные на применении многогранников, вписанных в сферу. Купола на основе этой системы выкраивают из сферы, первич- ную разбивку которой производят по геодезическим линиям, проведен- ным через вершины вписанных многогранников. В качестве таких многогранников обычно используют додекаэдр (12 пятиугольных граней) и икосаэдр (20 треугольных граней). Для сферических куполов большой высоты рационально использова- ние симметрии правильных многогранников икосаэдра и додекаэдра Они имеют десять тройных осей вращения и шесть зеркально-поворот- ных осей десятого порядка. Предложено большое количество вариантов 278
построения сферических се- тей с использованием симмет- рии правильных многогран- ников. В практике проектиро- вания наибольшее распро- странение получили два способа: геодезическая сеть на основе додекаэдра (рис. 6.12, а); построение 720-гран- ника на основе усеченного икосаэдра (рис.6.12, б). а) б) Рис. 6.12. Схемы построения сферической сети на основе: а—додекаэдра; б—икосаэдра 6.3. Узловые соединения элементов куполов Экономическая эффективность конструкции купола в значительной степени определяется конструкцией узлового соединения, которое долж- но обеспечивать достаточную несущую способность, низкую трудоем- кость изготовления и сборки, малую материалоемкость. Конструкция уз- лового соединения зависит от геометрической схемы каркаса купола. В процессе конструирования узлов важно обеспечить осевую передачу уси- лии на элементы купола. Наиболее ответственным и сложным узлом конструкции куполов лсех типов является узел присоединения ребер или стержней к нижнему кольцу и опирание кольца на нижележащие конструкции. Нижнее растя- нутое кольцо конструируют обычно в виде сварного двутавра. В ребри- СТых и ребристо-кольцевых куполах для увеличения изгибной жесткости кольца в горизонтальной плоскости двутавр располагают лежа. Сетчатые купола сами по себе имеют большую пространственную жесткость в горизонтальном направлении, поэтому при их проектирова- нии опорное кольцо стремятся развивать по вертикали. Вертикальное Расположение двутавра обеспечивает также максимальную жесткость на Восприятие равномерно распределенных по кольцу радиальных крутя- щих моментов. Узел должен быть правильно центрирован -— оси стержней купола, примыкающих к кольцу, и ось вертикальной опорной реакции должны пресекаться в горизонтальной плоскости, проходящей через центр тяже- 0111 Кодьца. При этом осевая линия кольца не обязательно должна прохо- дИгь через центр узла — фактический диаметр кольца может быть не- сколько уменьшен или увеличен. 279
Кольцо обычно шарнирно опирают на фундамент или вертикальные колонны. В большепролетных куполах желательно обеспечить свободу перемещений кольца в радиальном направлении. Это достигается ис- пользованием катковых опор или коротких качающихся стоек. Опорное кольцо может иметь в плане очертание окружности, но чаще всего это правильный плоский многоугольник с жесткими или шарнир- ными сопряжениями стержней в углах. Опорное кольцо с осью в виде ок- ружности внецентренно растянуто. Ниже приведены некоторые возможные типы опорных колец (рис. 6.13). Во всех случаях кольцо должно опираться на нижележащее основа- ние и быть неизменяемым. С целью исключить скольжение вдоль образующей катки устраивают с ребордами, а при качающихся стержнях устанавливают связи по норма- ли к плоскости подвижки опор. Ориентацию осей катков выполняют та- ким образом, чтобы кольцо было неизменяемым. Для этого достаточно любое хаотическое расположение катков, но предпочтительны упорядо- ченные системы. На рис. 6.13, а изображено кольцо купола, в котором оси цилиндриче- ских опор расположены перпендикулярно участкам кольца. Двойные ли- нии, перпендикулярные к оси цилиндрических опор, показывают воз- можные их перемещения. При большом числе сторон четного опорного кольца эта схема приближается к изменяемой. На рис. 6.13, б изображено кольцо, в котором возможное перемеще- ние катков ориентировано под углом 45° к радиусам. Такая система дале- ка от изменяемой как в кольцах с четным, так и в кольцах с нечетным большим числом сторон. На рис. 6.13, в показано кольцо с цилиндрическими опорами, подвив" ными по радиальным направлениям. Такая система в случае нечетного числа сторон является неизменяемой. При четном числе сторон и шаР' мирном сопряжении стержней кольца в узлах система становится изме- няемой с теоретической точки зрения, так как оси опорных катков пересе- каются в одной точке. Однако при большом числе опор трудно обеспе- чить точное направление движения всех цилиндрических катков к центру купола, а при некотором даже небольшом отклонении направлении жения нескольких катков от центра система становится неизменяемой. На рис. 6.13, г показано кольцо, у которого одна опора неподвижная, остальные подвижные с движением по направлению лучей, соединяй щих неподвижную опору с подвижными. При изменении температур^ происходит передвижение опорных узлов, при котором многоугольник сохраняет подобие, но при этом возникают дополнительные усилия в яе 280
Рис. 6.13. Схемы опорных колец куполов: ' ОПОРНЫХ катков, параллельных сторонам кольца; б—направления возможных перемещений а> составляющие угол 45“ с радиусами; в — то же, пересекающиеся в одной точке; г — то же, лере- «кающвеся в точке расположения неподвижной опоры, д — жесткое кольцо с радиальной системой воз- жных перемещений опор; е — шарнирное кольцо с внеузловыми неподвижными опорами и радиаль- ной системой возможных перемещений подвижных опор ПоДвцжной опоре и опорном кольце от сил трения скольжения в переме- щающихся подвижных опорах. На рис. 6.13, д показано жесткое многоугольное кольцо с опорами в Углах, имеющими подвижность в радиальном направлении и закрепление н тангенциальном. Ребра обычно соединяются в узлах с кольцом жестко, таком случае в кольце, помимо нормальных усилии, появляются изгиб вручение. Возникающие при этом усилия изгиба и кручения сравни- ?ЛЬно Невелики и практически не требуют увеличения сечения кольца. °т тип опирания кольца получил широкое распространение. На рис. 6.13, е показано опорное кольцо, в котором количество опор Удвоено против обычного. Неподвижные опоры расположены в середи- нах сторон кольца и подвержены только горизонтальным воздействиям. ^Дйижнью опоры расположены обычным образом в углах кольца и вос- _ Р^нимают вертикальные воздействия. Получаются локально работаю- Участки кольца, изолированные друг от друга неподвижными опора- • Подвижные опоры решены по маятниковой схеме. Такое кольцо це- °°^разно при значительных несимметричных нагрузках, действую- 281
щих на купол. Наконец, ребра купола могут опираться (шарнирно или с заделкой) на неподвижные опоры; в этом случае роль опорного кольца выполняет нижележащая конструкция. В анализе кинематической схемы и при определении усилий в эле- ментах кольца для ряда приведенных выше схем в узлах предполагается устройство идеальных шарниров. В действительности узловые соедине- ния конструируют жесткими и шарниры отсутствуют. Это приводит к то- му, что в плоскости кольца возникают изгибающие моменты вследствие изменения углов между стержнями опорного кольца. Перемещение узлов опорного кольца под влиянием внешних нагру- зок и температурных изменений сопровождается преодолением сил тре- ния качения, а иногда и сил трения скольжения, что зависит от схемы дви- жения и конструкции подвижных опор. В результате этого к кольцу в ка- ждом узле оказываются дополнительно приложенными сила и пара в плоскости кольца. У растянутого значительными силами опорного кольца дополнитель- ная нормальная сила от действия усилий трения (растягивающая —при понижении температуры, сжимающая — при повышении) не вызовет су- щественного изменения основного напряженного состояния. Что касает- ся изгибающих моментов, то их воздействие оказывается более сущест- венным, поскольку стержни кольца являются маложесткими в работе на изгиб в горизонтальной плоскости. При подборе сечений кольца эти усилия должны быть учтены. Нужно стремиться к такому расположению катков, при котором не происходило бы изменения углов между стержнями кольца при полярно-симметрич- ных воздействиях и, по возможности, не возникали бы изгибающие мо- менты от сил трения скольжения. На основании анализа рассмотренных систем устройства опорного кольца можно прийти к выводу, что с точки зрения неизменяемости лу4' Шим вариантом расположения опор является «лучевая» система (рис. 6.13, г). Ее неизменяемость становится более надежной, чем в централь- но-симметричных системах с увеличением числа сторон кольца, что со- ответствует куполам больших диаметров. Узлы ребристых, ребристо-кольцевых, ребристо-кольцевых со связя- ми куполов преимущественно построечного изготовления отличаются массивностью в основном на болтах, сварке или комбинированные. Для этих узлов трудно обеспечить центрацию усилии. На рис. 6.14 представлены узлы ребристо-кольцевого купола диамет- ром 90 м, высотой подъема 1/7,2 диаметра со связями и ребрами в вйДе двухпоясной трехшарнирной решетчатой арки. 282
1 1500 --------г 1-1 Рис. 6.14. Узлы ребристо-кольцевого купола Стойка фонаря условно не показана На рис. 6.15 представлены узлы ребристо-кольцевого купола со связя- ми диаметром 36, высотой подъема 1/6 диаметра и ребрами в виде сплош- Яостенчатой трехшарнирной арки. Узлы сетчатых куполов существенно отличаются от узлов ребристых куполов, что связано с особенностями формообразования этих конструк- Wr и условиями работы под нагрузкой. В однослойных сетчатых купо- Лах слеДует применять узлы, обеспечивающие повышенную жесткость соединения в направлении нормалей к поверхности, так как иначе воз- можно прощслкиванис узлов под нагрузкой. Цри проектировании сетчатых куполов часто используют узловые со- еДйНения, которые первоначально были разработаны для плоских пере- 253
крестно-стержневых структурных конструкций. С такими узлами вы по- знакомитесь в гл. 7 (см. рис. 7.7, 7.8). В этих конструкциях длины всех элементов одинаковы, узловые детали однотипны, количество типораз- меров конструктивных элементов определяется лишь градацией сечении в зависимости от требуемой несущей способности. В сетчатых же купо- лах стержни каркаса незначительно отличаются по длине, имеют малый разброс расчетных усилий и поэтому могут быть запроектированы одно- го сечения. Однако стержни сетчатых оболочек в каждом из узлов имею* различную пространственную ориентацию, что необходимо учитывать при выборе конструкции узла. 6.4. Расчет куполов 6.4.1. Ребристые купола Ребристый купол при расчете на вертикальную, симметричную отно- сительно оси купола нагрузку может быть расчленен на отдельные пл°' ские арки, каждая из которых воспринимает нагрузку с приходящейся на 284
нее грузовой площади. Если распор купола воспринимается опорным кольцом, то кольцо может быть заменено условной.затяжкой, находящей- ся в плоскостикаждой пары ребер, образующих плоскую арку [11]. Площадь сечения условной затяжки принимают такой, чтобы ее уп- ругие деформации были равны упругим деформациям кольца в диамет- ральном направлении от горизонтальных реакций всех ребер (рис. 6.16). При частом расположении ребер купола действие их распоров на кольцо можно привести к равномерно распределенной нагрузке (рис. 6-16, б): р — (пН)!(2лг\ (6.1) где п — количество ребер в куполе; Н—распор одного ребра (арки); г—радиус опорного кольца купола. Тогда растягивающее усилие, в кольце от единичных распоров (6-2) Nk~ рг= п1Ъ1. а) 6.16. К расчету ребристого купола на вертикальную нагрузку: " ^емаусловной арки; б, в—расчетные схемы кольца; г—деформация многоугольного хояьц* 285
Увеличение длины кольца в результате растяжения Ык = (^2яг) / (ЕкАк ) = (w) / (ЕкАк ). (6.3) Увеличение диаметра кольца А* получаем из равенства 2яг + М= =2тггь откуда А* = 2гх -2г=(Ык)/я = (пг)/(яЕкАк). (И Удлинение условной плоской затяжки от единичного распора арки ,_Я2г = 2г s E^s . ЕЛ’ где ESAS—жесткость сечения условной затяжки. Приравнивая удлинения условной затяжки к увеличению диаметра кольца 2r / (ESAS) « (nr) / (лЕкАк ), определяем площадь сечения услов- ной затяжки As = (2яЕкАк)/(nEs). <6£> /Если кольцо имеет вид многоугольника, то аналогичными выкладка- ми можно получить площадь сечения условной затяжки, эквивалентной кольцу по упругим деформациям (рис. 6.16, г) 5 2’ (6.7) где 1к—длина прямолинейного участка многоугольника; <р — ме жду горизонтальными проекциями смежных ребер. После такой замены опорного кольца условной затяжкой можно пр^ изводить обычный расчет плоской арки с затяжкой, имеющей плоШ поперечного сечения, равной As. Верхнее кольцо, работающее на сжатие, должно быть проверен0 прочность, если оно имеет ослабление сечения, G Ук / Afy Pyiy t Afo 5$ ЕуУ cf и на устойчивость = pvrv ^Ncr = (ЗЕ!*,) f г?, где rv, — соответственно радиус и площадь сечения верхнего коЯЬ^ pv — (пН)! (2л:^)—действия распоров, приведенные к давлению; I& — момент инерции сечения верхнего кольца относитель^ 286
При расчете купола на горизонтальную ветровую или несимметрич- ную вертикальную нагрузку конструкцию купола расчленяют на диамет- рально расположенные арки. Арка, получающая от нагрузки наибольшее горизонтальное, смещение, испытывает упругий отпор других арок, рас- * положенных под углом к ней. Если для простоты расчета предположить, что горизонтальные сечения купола смещаются в горизонтальном на- правлении одно относительно другого без поперечных деформации, то упругий отпор можно считать приложенным в ключе арки. Схема воздействия нормальной составляющей ветровой нагрузки на купол изображена на рис. 6.17, а. Аэродинамические коэффициенты даны в табл. 6.1. Купол разбивают на четыре квадранта: в первом и третьем квадрантах равнодействующие ветрового давления действуют в одном направлении и вызывают гори- зонтальное смещение; во втором и четвертом квадрантах ветер действует в противоположных направлениях и горизонтальных смещений купола не вызывает. Рис. 6.17. К расчету ребристого купола ыя ветровую нагрузку: а “-схема. яегрстой нагрузки; б—расчетная схеме 287
Таблица 6.1. Значения аэродинамических коэффициентов с и ci f/l 0,5 0,4 . 0,3 0,2 с 1,2 1,1 1 0,9 С\ 0,7 0,6 0,4 _о,з Наибольшее смещение получает расчетная арка, расположенная в плоскости равнодействующей ветрового давления в первом и третьем квадрантах. Все арки, расположенные в первом и третьем квадрантах, можно рас- сматривать как одну эквивалентную арку с моментом инерции Iif - (6.10) 1=1 где! — момент инерции сечения одной арки; — угол наклона г-й арки к направлению равнодействующей ветровой нагрузки; т — число арок первого и третьего квадрантов (рис. 6.17). Эквивалентную арку рассчитывают на ветровое давление, приложен- ное только к части арки (2/3 ее длины), примыкающей к опорам (рис. 6.17). Средняя часть арки по длине испытывает симметричный отсос, не влияющий на горизонтальное смещение. Арки, расположенные во вто- ром и четвертом квадрантах, оказывают упругое противодействие пере- мещениям в ключе рассматриваемой эквивалентной арки: Горизонталь- ная и вертикальная податливость ключевого сопряжения соответственно равны: А _ f . Д _ Г z^.ll) и* где Mx, My—изгибающие моменты в арках от сил и У~1 (рис. 6Л7); суммы 2 относятся к аркам второго и четвертого квадрантов; т* —чйС' ло арок в указанных квадрантах. Считая эквивалентную арку для простоты трехшарнирной, получим по методу сил систему уравнений для определения неизвестных реакции X и У: (6-12) духХ +дууТ + $ру = гдедху - бур = 0; —перемещения арки от ветровой нагрузки; 288
i Г^х^ ** ' El lf ’ rMDMxdx i = f x • ? J EIif ’ -Mg*? J yjj El .МрМД P* * J *^3^ (6ЛЗ) Найдя Хи У из уравнений (6.12), легко можно определить опорные реакции в трехшарнирной статически определимой арке. Усилия, полу- ченные для эквивалентной арки, распределяются по аркам первого и третьего квадрантов пропорционально их приведенным жесткостям. В наиболее нагруженной арке, расположенной по направлению действия ветра, усилие может быть получено делением усилия в эквивалентной ар- ке на величину ^cos^-. •- ' т 6.4.2. Купола ребристо-кольцевые и ребристо-кольцевые со связями В ребристо-кольцевых куполах кольцевые прогоны с ребрами состав- ляют одну жесткую пространственную систему. В этом случае кольцевые прогоны не только работают на изгиб от реакций промежуточных ребер, но и воспринимают растягивающие или сжимающие кольцевые усилия. Вес ребер в ребристо-кольцевой конструкции купола уменьшается, благодаря включению в работу кольцевых прогонов. Наиболее простое конструктивное решение получается, когда рёбра и кольцевые прогоны сделаны из прокатных профилей. В этом случае сопряжения ребер с про- тонами можно конструировать по типу шарнирных сопряжений в балоч- пьгх системах. Кольцевые прогоны в ребри- сто-кольцевом куполе работают так же, как опорное кольцо в ребристом куполе, и могут быть заменены ус- ловными затяжками (рис. 6.18). Та- ким образом, при симметричной от- носительно оси купола нагрузке расчет купола можно вести, расчле- няя его на плоские арки с затяжками па уровне кольцевых прогонов. Площади сечений условных затя- жек определяют по формулам (6.6) или (6.7). Неизвестные усилия в затяжках Проще всего определять методом Рис. 6.18. К расчету ре£ржет&~к$язд»АГ0 куиолж н> вертикальную изгрузку 3-221
СРййГрешЯЯ систему уравнений с п* неизвестными, где и* — число услов- ных затяжек. При горизонтальных нагрузках ребристо-кольцевой купол рассчитывают так же, как и ребристый, условно считая, что сечения купо- ла смещаются одно относительно другого без поперечных деформаций. 6.4.3. Сетчатые купола 5ШГ Сетчатые купола обычно рассчитывают на прочность при упругих де- формациях с последующей проверкой устойчивости конструкции. Пренебрегая перераспределением усилий в элементах констру! которые могут возникать вследствие возможных неупругих деформаций, пользуясь данными, полученными из упругого расчета, можно подобрать 5ПШ сечения элементов и проверить прочность конструт Известны два основных подхода к расчету сетчатых куполов: 1. Сетчатый купол рассматривают, как сплошную осесимметричную оболочку, поскольку он имеет сходство со сплошной оболочкой. На осно- вании этого заменяют сетчатую конструкцию сплошной оболочкой, про- водят расчет по безмоментной теории и затем осуществляют обратный переход к усилиям в дискретной системе. При этом определяют жестко- стные свойства эквивалентной сплошной оболочки, имеющей ту же прочность на растяжение, изгиб и кручение, что и заданная сетчатая сис- тема. Перемещения точек сплошной оболочки совпадают с перемеще- ниями ее узлов. Переход от полученных напряжений в сплошной оболоч- ке к усилиям в стержневой сетчатой системе основывается на условиях статического равновесия. 2. Сетчатый купол рассматривают как дискретную стержневую систе- му и рассчитывают известными методами строительной механики про- странственных стержневых систем. Этот подход реализуют с помощью ПЭВМ и использованием программ статического расчета пространствен- ных систем, таких, как «Лира», «Спринт», «Парсек», «Scad» и ДР- Более подробно рассмотрим первый подход, для чего воспользуемся лам-оболочкам. При действии на констру ки основное уравнение напряженного состояния, согласно указанной тео- рии, имеет вид (6.14) Л + где Ti — меридиональное усилие на единицу длины кольцевого сечевик Т2 — кольцевое усилие на единицу длины дуги меридиана; q—pans0- мерно распределенное нормальное к поверхности купола давление, на- правленное к центру сферы; Л — радиус сферического купола. 290
Определение усилий от собственного веса. Постоянную нагрузку от собственного веса g считают равномерно распределенной по всей по- верхности купола (рис. 6.19, «). Для определения меридионального уси- лия Tj рассмотрим равновесие верхней части купола, отсеченной гори- зонтальной плоскостью, проходящей на расстоянии у от центра сферы (рис. 6.19, а). На отсеченный сферический сегмент действует нагрузка от собственного веса вышележащей части купола htrfg - 2nr(R—Rcos(p)g, (6.15) которая уравновешивается проекцией на вертикальную ось меридиональ- ных усилий 7i, действующих по периметру кольцевого сечения радиусом г = Rsinp, Tj 2jrr-siny? = Т\ 2Tt7?*sinV» (6.16) отсюда меридиональное усилие на единицу длины кольца равно Т g- R , (617) * sin2^> 14-cosjp Кольцевое усилие T2 найдем из основного уравнения безмоментной сферической оболочки (6Л4\ выражая давление g через вертикальную нагрузку q, а Г] через значение уравнения (6.17) q ~ guo®p, J7^+7’2=-^cosso-^ (6.18) откуда кольцевое усилие на е, ШК1Ш у длины меридиана Т2 = -Wcos^>--l1— z \ I + cosy> (6.19) При угле <р - 5Г49' кольцевое усилие меняет свой знак, переходя от сжимающего к растягивающему. Усилия 71 и Т2, определенные по формулам (6.17) и (6.19), справедли- вы для сплошного замкнутого купола. Если в куполе имеется фонарное отверстие и масса фонаря более чем в 1,5 раза отличается от массы выре- занной части купола, то необходимо учесть распределенную по л контакта с фонарем нагрузку рк (рис. 6.19, а) Ti^pkfsinpi/sin^J; T2=P^snipt/sm2qj). (6.20) Растягивающие усилия в опорном кольце от собственного веса купо- Ла можно определить по формуле 291
Рис* 6Л9. Нагрузки и уснлна а куполе-оболочке: а—расчетная схема; б —эпюры меридиональных я кольцевых усилий от собственного весе жуй055» в—то же, от снеговой нагрузки; z, е—эпюры ветрового давления на угол в поперечном сечеянвВ * плане; d, яс—симметричная и кососимметричная эпюры ветрового давления на куп°я
= J?2gfl-cos^o) / tgp* . (6-21) При наличии кольцевой нагрузки по фонарному вырезу к указанному усилию следует добавить Д?4 « p^sin^i ctg^o • (6.22) Определение усилий от снеговой нагрузки* Интенсивность снего- вой нагрузки по поверхности купола обычно принимают по закону коси нуса р = pQ cos <р, где р0—равномерно распределенная нагрузка по про- екции поверхности на горизонтальную плоскость. Меридиональное усилие на единицу длины кольца в любом сечении имеет постоянное значение 7J ~ -яг2ро / 2?rrsin <р - ~PqR / 2. Кольцевое усилие на единицу длины меридиана определится с уче- том нормальной составляющей нагрузки в уровне кольцевого сечения q ~pocos2p из уравнения (6.14) (6.24) (6.23) T2 ~ -qR + p$R / 2 = -(1/ 2)/707?cos2t). Кольцевое усилие меняет знак при <р = 45*. Усилие растяжения в опорном кольце Nk « (pQR 2 / 4)sin2^>0. (6.25) ке кроме меридиональных и кольцевых усилии ^rfTOve, на- усилия S. Расчет сферического купола на одяост^ нагрузки грузку, исходя из нормальной к поверхности куп р = 0,4 ^0(1 + sin ^sin^), приводит к следующим результатам Г, =0Л U1+-^(2+3cos₽)(1'COSF)2sH » (6.27) 3«n р g ОЛРоД (2+cospXl ~ «М* eos^ 3 (6-29) 293
^^е^^угол широты в плане нижнего круга сферического купола (рис. 6.19, б), отсчитываемый от диаметра, перпендикулярного направлению ветра, при котором получается одностороннее загружение. Определение усилий от ветровой нагрузки. Расчет производят при- ближенно заменой действительной эпюры ветрового давления (рис. 6.19, г) суммой двух эпюр — симметричной (рис. 6.19, Э) qvl = q® cos2 <р, где — расчетная нагрузка от давления ветра на вертикальную плоскость на уровне основания купола, и кососимметричной (рис. 6.19, ж) qv2~ Усилия от симметричного загружения: т C0S(/?+cos2(6.30) 3(l + cosp) ’ т2 v -^!>4cos2y-1+'^+c°f4 (6.31) 3(l + cos<p) Усилия от кососимметричного загружения ветрового давления: Т\ v = q^R -cos^+|cos3 (p jsin^, (6.32) Tl v =q$R siny> cos® (2 1 -i \ . _r.^_^cos^+ycos5^>j smV>. Кососимметричная нагрузка дает сдвигающие усилия, которые мож- но определить из табл. 6.2. Купольные покрытия обладают хорошей обтекаемостью, поэтому при// Z < 1 / 4 достаточно учесть только симметричный отсос. Для купола с//1> 1 / 4 следует принимать во внимание и кососимметричную ветро- вую нагрузку. Таблица 6.2. Сдвигающие усилия в сферическом куполе при кососимметрично»* ветровой нагрузке ___, Сдвигающие усилия S - 10 0,5^?(0,0356со8^ -0,0048cos3^) 30 0,55^8(0,1165 cos^>—0,0571cos3y) j j 50 0,5д>(0Д 134cos^ - 0,1897cos3q) 70 0,5^2?(0,3506cgsV> -0,4906cos3^) 90 0,5^(0,5657 cos# -l,3254cos3#) 294
(6.35) (6.36) max? (6-37) 1/3; (6.38) Проверка устойчивости отдельных элементов куполаи сферЖе- ской оболочки в целом. Усилия сжатия в верхнем кольце купола от сум- марного воздействия нагрузки, определяемое по формуле должно быть меньше критического 3-S; где Д, 1к} гк—соответственно модуль упругости материала, момент инер- ции относительно вертикальной оси и радиус кольца. Устойчивость сферической оболочки проверяют также по критиче- ским напряжениям (У ___ сг,оЬ R^-Ль) где tob — толщина оболочки; Eob, fiob — модуль упругости и коэффици- ент Пуассона материала оболочки; а — суммарные сжимающие на- пряжения от всех видов загружения. Для сетчатых куполов рекомендуют следующие формулы перехода к сплошному аналогу: для однослойного купола Eob=EA/3il; tob=2 для двухслойного купола Eab^4El'/3H2; tob = где EI, ц, A, I, I—соответственно изгибная жесткость, коэффициент Пу- ассона, площадь сечения, радиус инерции и длина стержня сетчатого ку- пола; а—шаг стержней; к—коэффициент, который определяют из ус- ловий, что kl соответствует толщине двухслойной оболочке. Усилия в стержнях купола определяют умножением усилий 7i и на соответствующие расстояния между стержнями в рассматриваемом сече- нии купола и проектированием их на направления стержней (рис. 6.20). -——- —«Я»»ГЖГГ = (T\a) ! (2cosa). Усилие в кольцевом стержне (6.39) 295
Рис. 6.20. К расчету сетчатого купола Рис. 6.21. Расчетная схема купола для опре- деления усилий краевого эффекта: 1 — опорное кольцо; 2— оболочка купола Помимо осевых усилий М и N2 в стержнях могут возникать изгибаю- щие моменты от местной нагрузки. Чтобы избежать потери устойчивости в вертикальной плоскости, мо- мент инерции стержней должен удовлетворять условию I > (l\Ra) / / (0,5£). (6-41> Определение краевых усилий в месте сопряжения купола с опор- ным кольцом. В зависимости от толщины оболочки разделяют на тонко- стенные и толстые. Оболочки, для которых справедливо условие tOb /и = tob / Гг 1 / 20, считают тонкими. Здесь г\ и г2—радиусы кривизны в двух взаимно перпендикулярных направлениях. Купольные покрытия в большей степени соответствуют тонкостен- ным оболо