Основы металлических конструкций. Учебник для строительных втузов - Стрелецкий Н.С., Гениев А.Н.

Автор: Стрелецкий Н.С. Гениев А.Н.

Теги: металлические конструкции

Год: 1935

Похожие

Стальные конструкции.

Стальные конструкции

Расчет стальных конструкций. Справочное пособие

Металлические конструкции

Текст

Проф. Н. С. СТРЕЛЕЦКИЙ и А. Н. ГЕНИЕВ

основы
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ

ГУУЗ НКТП утверждено в качестве учебника для
строительных втузов

ГЛАВНАЯ РЕДАКЦИЯ СТРОИТЕЛЬНОЙ ЛИТЕРАТУРЫ

МОСКВА 1935 ЛЕНИНГРАД
Редактор инж. Б. А. Шебуев.

Техн, редактор Д. М. Судак.

Книга представляет, собою курс основ металлических
конструкций, трактующий о принципах их расчета и кон-
струирования независимо от их назначения. Книга соста-
влена в соответствии с программой, утвержденной ВКВТО
для факультетов строительных конструкций, и объемлет
собою первый концентр дисциплины, заключающий предпо-
сылки расчета и конструирования, методы соединения
металлических конструкций и основные элементы их, а
именно: балки, фермы и колонны.

Книга является руководством для студентов при изу-
чении и углублении своих знаний по металлическим кон-
струкциям и пособием для инженеров при проектировании.

Авторами использован материал главнейших проектных
контор СССР и научно-исследовательских организаций.

ИСПРАВЛЕНИЯ и ОПЕЧАТКИ

Стр. Строка Напечатано Должно быть
44 6 снизу карточкой черточкой
97 3—2 снизу Так, при одновременной загрузке колонны четы- рех этажного здания при- нимаются загрузки эта- жей 80, 60, 40, 20% При одновременной зас- рузке нескольких этажей по Единым нормам СССР первые два этажа имеют нагрузку в 100%, третий этаж 80%, четвертый 60%, остальные по 40**/,.
104 17 сверху развитии напряжений развитии нормальных на- пряжений
229 6 сверху в толщину пе более толщины
246 266 4 сверху В формуле (4)и в других 7 — 0,75 Smax — 0,25 Smin допускаемое напряжение пряжения лобовых и сть пято [njcb , тогда как в ‘ конструкции [Г] с6 . Устав так как равнодействующ; щенное главное иапряж> скаемое напряжение [п]. I = 0,75 5юах 4- 0,25 5;ilill для равнодействующего на- нковых швов в книге при- ТУ и If на металлические овка 1УиН неправильна, ая напряжения есть упр«- енне, для которого допу-
270 7 сверху + КЗ § Г I 'W г + 4 s 11 Т
271 4 сверху шириною см шириною 6 см
324 14 снизу сооружение сопряжение
372 12 сверху очень очень часто
384 1 снизу стык стенки, а затем горн- зонталов стык горизонтали, затем стенки . АА"
391 3 сверху А • М„ W„ \
404 И снизу п к1 + uz, ’ wy) п— v + л^' wvf
489 на фиг. 604 диаграмму Кремона пом; влени; СЕ, Л, естить параллельно напра- io сил “1^1
632 13 сверху 0,80^7 О^а2б
731 20 снизу 0,8Р к %
807 3 сверху bd bd
874 3 сверху ЕТ" х3 Ely" 7Са
875 1 снизу Л2 “А3
ОГЛАВЛЕНИЕ

Стр.
Предисловие................................................. 11

ОТДЕЛ ПЕРВЫЙ

ОБЩИЕ ПРЕДПОСЫЛКИ РАСЧЕТА И ПРОЕКТИРОВАНИЯ

Глава I
Введение

§ 1. Основной метод решения инженерных задач........................... 17

§ 2. Основные руководящие принципы решения инженерной задачи........ 18

А. Принцип удобства эксплоатации......................

Б. Принцип эстетического оформления..............................

В. Прочие принципы..............................................

§ 3. Принцип экономии металла........................................

А. Область применения металла в сооружениях вообще..............

Б. Рациональный выбор марки металла..............................

В. Рациональный выбор типа конструкции..........................

Г. Рациональный выбор схемы сооружения...........................

§ 4. Принцип наименьшей трудоемкости.................................

А. Улучшение заводского оборудования............................

Б. Увязка проектирования конструкции с методом ее изготовления . . .
’В. Рационализация сортамента профилей конструкций...............

Г. Серийность изготовления и стандартизации деталей..............

Д. Переход от клепаных конструкций к сварным.....................

§ 5. Принцип ускорения темпов........................................

А. План работ по возведению сооружения и увязка его с конструкцией
и с методами ее изготовления ...................................

Б. Рационализация монтажных работ...............................

Глава II

Цель л содержание расчета и проектирования конструкций

§ 1. Цель и точность расчета конструкций. Условные расчеты...........

§ 2. Объем и содержание проектирования. Графическое оформление проектов
металлических конструкций. Заказ металла..............................

А. Эскизный проект.............................................

Б. Технический проект ...........................................

В. Детальный проект или рабочие чертежи . . '...................

§ 3. Графическое оформление деталей.................................

Глава III

Типы металлических конструкций и действующих на них нагрузок

Конструкции промышленных зданий .................................

Конструкции балочных клеток, площадок, перекрытий............... .

Конструкции специальных зданий больших пролетов .................

Конструкции судоверфей и крановых эстакад.................... . .

Конструкции мачт, башен, вышек...................................

Конструкции открытых модстанций.........................• . . . .,

Конструкции пролетных строений мостов и кранов.............. .

Листовые конструкции.................................... . . .

I 331 sggis § и $i ч$1 ski ssssi ei
Глава IV

Значения нагрузок металлических конструкций

§ 1. Классификация нагрузок, действующих на сооружения.................. 67

§ 2. Атмосферные нагрузки. Снег.......................................... —

§ 3. Ветровая нагрузка.................................................. 72

§ 4. Собственный вес конструкций........................................ 83

А. Определение веса по существующим весам аналогичных конструкций . —

Б. Определение веса по способу пропорциональности.................. 85

В. Определение веса по способу повторных попыток................... 86

Г. Определение веса по теоретическому объему фермы . . •........... 89

Д. Определение веса по характеристикам............................. 91

§ 5. Временные подвижные нагрузки....................................... 93

§ 6. Прочие нагрузки......'............................................. 97

Глава V

Механические свойства материала металлических конструкций

§ 1. Общая характеристика материалов..................................... 98

§ 2. Механические свойства сталей....................................... 1С0

А. Стадия упругой работы стали..................................... —

Б. Стадия пластических деформаций и значение площадки текучести . . —

В. Особенности структуры стали и влияние их на се механические
свойства.......................................................... 102

Г. Стадия самоупрочнения.......................................... 1С4

Д. Характеристика работы стали при динамических нагрузках и неравно-
мерном распределении напряжений ................................ 106

Е. Зависимость механических свойств от температуры............... 107

§ 3. И1менение механических свойств с течением времени ................. 109

А. Явление наклепа .............................................. —

Б. Явление старения................................................. ПЭ

§ 4. Явление усталости металла......................................... —

А. Общая характеристика. Предел усталое л и рабочая прочность .... —

Б. Явление гистерезиса............................................ 118

В. Разрушение от усталости........................................ 114

Глава VI

Допускаемые напряжения и коэфициент безопасности

§ 1. Общая характеристика коэфициента безопасности.................... 116

§ 2. Категории напряжений и их значение..............!................ 117

А. Классификация напряжений....................................... —

Б. Влияние различных категорий напряжений на несущую способность
сооружения.................................................... 118

§ 3. Коэфициент безопасности и его анализ............................. —

§ 4. Численное значение допускаемых напряжений........................ П9

§ 5. Коэфициент запаса статически неопределимых систем................ 120

§ 6. Значение местных и. начальных напряжений.........< ........ 121

§ 7. Влияние времени на коэфициент запаса............................. 122

§ 8. Опасности и допускаемые напряжения при продольном изгибе......... 123

§ 9. Опасности и допускаемые напряжения при повторных и переменных
нагрузках.........................................................'. . 128

А. Влияние нагрузок, меняющихся по сложному периодическому закону . —

Б. Влияние повторных нагрузок, меняющихся по любому закону .... _

В. Влияние нагрузок, меняющихся непрерывно, обычно по достаточно
простому закону...................................................... 131

§ 10. Коэфициент безопасности при учете пластических деформаций....... 133

А. Гипотеза идеального упруго-пластического материала................ —

Б. Остаточные напряжения при разгрузке.............................. 135

В Образование шарнира текучести. Коэфициент запаса при учете
адаспгаюстя . . .............................................. 136

Г. Учет пластичности в системах статически определимых и системах
однократно статически неопределимых........................... 137

Д. Учет пластичности в системах многократно статически неопределимых . 139

Е. Определение расчетных моментов в статически неопределимых систе-
мах при уче>е пластических деформаций......................... 143

Ж. Влияние повторных нагрузок на статически неопределимые системы,
подвергнутые пластическим деформациям ........................ 148
Глава VII

Сортамент

§ 1. Сортамент уголков.............................................. 152

А. Равнобокие уголки . . ......................................... —

Б. Неравнобокие уголки......................................... 154

§ 2. Сортамент двутавров................................................ —

А. Обыкновенные двутавры.......................................... —

Б. Широкополочные двутавры...................................... 156

§ 3. Сортамент швеллеров................................•............ 158

§ 4. Сортамент таврив......•........................................ 159

§ 5. Зетообразные профили............................................ 160

§ 6. Листовое железо............................................... —

§ 7. Вотерены, зоре, лотки и волнистое железо . . •..•............... 161

§ 8. Штампованные профили .' . •..................................... 162

ОТДЕЛ ВТОРОЙ

СОЕДИНЕНИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ

Глава VIII

Заклепочные соединения

§ 1. Общая характеристика заклепок..................................... 167

§ 2. Технология клепки................................................. 169

§ 3. Воздействие заклепки на конструкцию................................ 170

§ 4. Размещение заклепок................................................ 172

§ 5. Работа заклепок и допускаемые напряжения........................... 177

А. Общая характеристика..................•......................... —

Б. Работа заклепок на срез........................................ 178

В. Работа заклепок на смятие ..................................... 179

Г. Работа заклепок на отрыв головки............................... 180

Д. Работа заклепок в соединениях с проколотыми дырами............. 181

Е. Допускаемые напряжения при расчете заклепочных соединений ... —

Ж. Работа заклепок при передаче усилия через промежуточные элементы . 183

3. Работа заклепочного соединения на переменную нагрузку............ —

§ 6. Работа заклепки в заклепочном соединении........................... 185

А. Три стадии работы заклепочного соединения...................... —

Б. Явления гистерезиса.........................................• 186

В. Работа заклепок по длине соединения...........• ....... 187

§ 7. Расчет заклепочных соединений по усилию............................ 189

А. Заклепки в соединениях, рабзтающих на осевую силу......... —

Б. Заклепки в соединениях, работающих на изгиб................... 193

§ 8. Расчет заклепочных соединений по площади..........-................ 203

А. Заклепки в соединениях, работающих на осевую силу . . •......... —

Б. Заклепки в соединениях, работающих на изгиб................... 211

Глава IX

Соединения при помощи сварки

§ 1. Общая характеристика сварки. Температурные воздействия............. 214

А. Основные методы сварки и общая характеристика металла соединения —
Б. Влияние сварки на основной металл. Коробление конструкции .... 216

В. Усадочные напряжения.......................................... 218

Г. Опасность усадочных напряжений для сооружения................... 221

§ 2. Основные предпосылки качества сварки .... *.....................• • 222

§ 3. Контроль сварки . . •.............................................. 224

§ 4. Классификация и типы сварных швов.................................. 226

А. Швы встык......................................•.................. —

Б. Швы валиком....................................................* 227

В Соединения в прорезь и электрозаклепки........................... 229

Г. Условные обозначения сварных швов на чертежах................... 230

§ 5.. Работа сваэных швов и допускаемые напряжения на сварку............... —

А. Рабочее сечение сварных швов.................................... —

Б. Механические свойства материала сварки и допускаемые напряжения

на шов . . . . •............................................ 232
С гр.

В. Характеристика работы швов встык................................ 234

Г. Характеристика работы лобовых швов......................... . . 236

Д. Характеристика работы фланговых швов.............................. 2С9

Е. Характеристика работы швов в тавр............................... 241

Ж. Опытные данные прочности различных соединений....................... —

3. Работа сварных шнов на переменную нагрузку...................... 242

§ 6. Расчет свэрных соединений, работающих на осевую силу................. 246

А. Соединения встык.................................................. —

Б. Соединения внахлестку или накладками, приваренными лобовыми
швами......................................................... 248

В. Соединения внахлестку или накладками, приваренными фланговыми
швами.............................................................. 250

Г. Прорези и элек’розаклепкн......................................... 253

Д. Соединения в тавр................................................. 257

Е. Комбинированные соединения...................................... 2'8

Ж. Соединения косыми швами........................................... 264

§ 7. Расчет сварных соединений, работающих на изгиб....................... 265

§ 8. Расчет сварных соединений по площади................................. 274

ОТДЕЛ ТРЕТИЙ

СПЛОШНЫЕ БАЛКИ

Глава X
Сплошные балки балочных клеток

§ 1. Общие соображения.................................................

А. Профиль сечения сплошных балок................................

Б. Типы двутавровых балок........................................

В. Различные системы балок.......................................

§ 2. Генеральные размеры и очертания сплошных балок....................

А. Расчетный пролет..............................................

Б. Высота балки..................................................

В. Расстояние между балками......................................

§ 3. Прокатные балки...................................................

А. Типы сечений и характеристика прокатных балок.................

Б. Подбор и проверка сечений прокатных балок.....................

В. Сопряжения прокатных балок................................ . .

1. Конструкция этажного сопряжения.............................

2. Сопряжения балок в одном уровне.............................

3. Пониженные сопряжения.......................................

4. Конструктивное оформление сопряжений........................

5. Фактическая работа сопряжений балочных клеток...............

Г. Стыки прокатных балок ........................................

§ 4. Составные балки. Подбор сечения и расчет багки....................

А. Типы сечений. Область применения..............................

Б. Генеральные размеры балок.....................................

1. Высота балки................................................

2. Поясные уголки..............................................

3. Горизонтальные листы поясов .... •..........................

В. Подбор сечения балки .........................................

Г. Обрыв горизонтальных листов...................................

Д. Дополнительная проверка напряжений в сечениях балки...........

§ 5. Расчет и конструкция соединений составной балки...................

А. Расчет размещения, пояснчх заклепок...........................

Б. Расчет сварных поясных швов...................................

В. Типы стыкоп...................................................

Г. Заводские стыки клепаных балок................................

1. Заводские стыки вертикальных листов.........................

2. Стыки поясных уголков.......................................

3. Стыки поясных листов........................................

Д. Монтажные стыки клепаных балок................................

1. Совмещенный универсальный стык...................

2. Ступенчатый стык............................................

Е. Стыки сварных балок...........................................

281

283

284

285

290

296

302

303

311

312

320

323

324

325

333

334

335

336

339

345

350

355

358

г 0

362

363

366

Зо7
Ж. Расчёт стыков ................................................. 372

3. Ояытные данные о прочности различных типов стыков.............. 382

§ 6. Проверка устойчивости составной балки.............................. 385

А. Проверка общей устойчивости...................................... —

Б. Проверка местной устойчивости элементов балки ................ 393

§ 7. Опорные части балок. Плоские и тангенциальные опоры. Расчет и кон-
струкция ............................................................... 400

§ 8. Прогоны и балки, работающие на косой изгиб......................... 403

А. Общие сведения о расчете балок на косой изгиб............... —

Б. Расчет прогонов, поддержи за ющих кровли ...................... 406

В. Различные системы прогонов.................................... 407

Г. Сечения прогонов и способы их прикрепления..................... 410

Глава XI

Особенности сплошных подкрановых балок

§ 1. Нагрузки, действующие на подкрановые балки........................ 413

А. Вертикальные давления колес мостового крана.................... —

Б. Горизонтальные нагрузки........................................ 414

В. Расчетные комбинации нагрузок, действующих на подкрановые балки . 416

§ 2. Основы конструкций подкрановых балок.............................. 417

§ 3. Сеченйя подкрановых балок со сплошной ставкой..................... 418

А. Размер вертикального листа .................................... —

Б. Толщина стенок................................................. 420

В. Сечение поясов................................................. —

§ 4. Особенности расчета подкрановых балок............................ 423

А. Расчет прикрепления поясов подкрановых балок к вертикальной стенке . —

1) в клепаных балках............................................ —

21 в сварных балках............................................. 427

Б. Стыки элементов подкрановых балок. Место расположения и кон-
струкция стыков.............................................. 429

§ 5. Уголки (ребра) жесткости и опорные стойки.......................... 435

§ 6. Тормозные фермы и балки........................................... —

А. Назначение тормозных ферм...................................... —

Б. Конструкция тормозных ферм..................................... 436

В. Тормозные фермы с сквозной стенкой ........................... 441

Г. Особенности расчета решетчатых тормозных ферм.................. 442

§ 7. Подкрановые рельсы. Способы их креплений............................ —

ТЛЕЛ ЧЕТВЕРТЫЙ

СКВОЗНЫЕ ФЕРМЫ

Глава XII

Легкие сквозные фермы

§ 1. Область применения и системы легких сквозных ферм.................. 447

А. Область применения...............................-............... —

Б. Системы легких сквозных ферм.................................... 448

В. Эволюция стропильных ферм...................................... 451

Г. Эволюция очертаний современных стропильных ферм................. 454

Д. Очертания легких ферм прочих типов.............................. 456

Е. Общая характеристика работы сквозных ферм....................... 459

§ 2. Типы и генеральные размеры легких ферм.............................. 462

А. Особенности работы ферм трапецеидальных очертаний................ —

Б. Высота ферм.................................................... 463

1. Наивыгоднейшая высота по весу................................. —

2. Зависимость высоты от числа панелей........................ 465

3. Зависимость высоты от прогиба фермы........................ 466

В. Решетка ферм.................................................. 468

1. Типы решеток.................................................. —

2. Сравнение треугольной и раскосной решеток ................ —

Г. Панель фермы................................................... 469

Д. Безраскосные фермы............................................. 470
Е. Особенности работы стропильных ферм треугольного очертания . . . 473

Ж. Фермы под выси не кровли с притупленными опорами (с короткими
опорными стойками)............................................ 474

3. Наивыгоднейшая <ысота ферм треугольного очертания................ 475

И. Решетки ферм треугольного очертания.............................. 476

§ 3. Определение усилий в стержнях легких сквозных ферм.................. 479

А. Общие указания о способах расчета ферм ............................ —

Б. Определение действующих на ферму нагрузок........................ 480

В. Основные свойства и порядок построения диаграмм Кремоны .... 483

Г. Определение усилий в стержнях ферм от действия ветра............. 488

Д. Таблица расчетных усилий........................................ 493

§ 4. Типы сечений и подбор сечений стержней легких клепаных ферм .... 495

А. Типы сечений поясов............................................. —

Б. Общие указания для подбора сечений поясов........................ 501

В. Типы сечений и общие указания для подбора сечений стержней
решетки (раскосов и стоек).......................................... 503

Г. Выбор типа сечений и установление ассортимента подбора........... 505

Д. Подбор сечений сжатых стержней................................... 506

Е. Подбор сечений растянутых стержней............................... 510

Ж. Подбор сечений по предельной гибкости .................• .... 512

3. Подбор сечений стержней решетки и выбор толщины фасонки .... —

И. Подбор сечений стержней, работающих на внецентренное сжатие . . 514

§ 5. Типы сечений и подбор сечений стержней легких сварных ферм......... 519

А. Типы сечений...............................• •..................... —

1. Тавровые сечения............................................. —

2. Крестовые сечения..............•................. •........... 523

3. Трубчатые сечения............................................. 524

4. П-образные или коробчатые сечения............................. 527

5. Общая оценка различных типов сечений.......................... 530

Б. Выбор типа и уставов пение ассортимента сечений.................. 531

1. Минимальный калибр уголка.................................... —

2. Н, и меньшая высота пояса..................................... 532

3. Ограничения в установлении ассортимента....................... 533

В. Подбор сечений................................................... 534

§ 6. Узлы и конструктивное оформление клепаных ферм....................

А. Общие указания для нанесения контура поясов и раскосов.........

Б. Очертания фасонок..............................................

В. Стыки поясов...................................................

Г. Прикрепление п-югонов..........................................

Д. Конструкция и расчет прикрепления фермы к колонне..............

Е. Конструкция и расчет сопряжений стропильных ферм с подстропиль-
ными и опорных углов.............................................

Ж. Прочие узлы....................................................

3. Конструктивное офопмление стержней между узлами................

§ 7. Узлы и конструктивное оформление сварных ферм.....................

А. Узлы на фасонках...............................................

Б. Узлы без фасонок с тавровыми поясами.....................

В. Узлы трубчатых и коробчатых ферм ..............................

§ 8. Сквозные прогоны.............................................

А. Клепаные сквозные прогоны......................................

Б. Прутковые прогоны..............................................

В. Шпренгельные прогоны ... •.....................................

540

542

544

548

549

553

560

562

569

575 -

583

584

587

Глава ХШ

Тяжелые сквозные фермы

§ 1. Область применения, системы и очертания тяжелых ферм...............

А. Облапь применения...............................................

Б. Характеристика различных систем тяжелых ферм....................

В. Способы определения усилий в стержнях...........................

Г. Эволюция решетки металлических ферм.............................

Д. Сравнительная оценка различных простейших схем решеток..........

Е. Очертания тяжелых ферм..........................................

Ж. Высота тяжелых ферм....................................• ....

3. На «выгоднейшая длина панели .... •.............................

И. Шпренгельные системы . ............*............................

591

595

596

5.8

599

600

602

603
§2.

§3.

§4.

§5.

§6.

§7.

§8.

§9-

§1.

§2.

§3.

§ 4.

К. Строительный подъем.............................................. 604

Типы и генеральные размеры сечений поясов клепаных тяжелых ферм . . 609

А. Типы сечений поясов............................................ —

. Г. Генеральные размеры сечений поясов.................•............ 611

Подбор сечений пиясов ................................................ 612

А. Компановка сечений пояса в разных панелях.......................... —

Б. Установление ассортимента......................................... 615

В. Порядок подбора сечений поясов.................................... 617

Типы и подбор сечений раскосов клепаных ферм.......................... 626

А. Типы сечений вытян. тых раскосов.................................... —

Б. Типы сечений сжатых раскосов....................................... 628

В. Установление ассортимента......................................... 629-

Г. Подбор сечений..................................................... 630

Типы и подбор сечений тяжелых сварных ферм............................ 639

А. Типы сечений поясов................................................. —

Б. Генеральные размеры и компановка сечений поясов................. 613

В. Установзение ассортимента и подбор сечений поясов............... 644

Г. Типы сечений раскосов........................................... €49

Соединительные решетки стержней...................................... 651

А. Определение поперечной силы продольного изгиба ................. —

Б. Типы и расчет соединительных раскосных решеток................. 651

В. Расчет безраскосной решетки.................................... €57

Г. Конструктивное оформление сквозного раскоса и установление оконча-
тельной длины панели решетки.................................. 661

Расчет стыков и прикреплений тяжелых ферм............................ 668

А. Типы и расчет стыков в стержнях.................................. —

1. Универсальный стык............................................ —

2. Ступенчатый стык............................................ 669

3. Расчет стыков................•................................ —

Б. Типы и расчет прикреплений...................................... 687

В. Стыки и прикрепления в сварных фермах......................... 6 <3

Узловые соединения и конструктивное оформление тяжелых клепаных ферм 694

А. Сравнение узлов на фасонках и накладках........................ 695

Б. Размеры узловых уширений....................................... 699-

В. Размещение стыков и конструктивное оформление узловых уширений . 703

Узлы и конструктивное оформление тяжелых сварных ферм................ 712

ОТДЕЛ ПЯТЫЙ

КОЛОННЫ И СТОЙКИ

Глава XIV

Колонны и стойки, работающие на осевую силу

Область применения, типы и общие указания конструктивного оформления
килонн............................................................... 721

А. Область применения. Отдельные части колонны................ —

Б. Крупные чугунные колонны и колонны из квадрантных профилей . . —

В. Типы современных колонн сплошные и сквозные.............. 722

Г. Типы и характеристика сечений сплошных колонн............. 724

Д. Типы и характеристика сечений сквозных колонн............. 728

Е. Влияние решетки на устойчивость стержня сквозной колонны .... 730

Ж. Общие указания для конструктивного оформления стержня одно-
этажных и многоэтажных колонн................................. 738

3. Типы и характеристика различных сопряжений балок с колонной
(капителей) и колонн с фундаментом (башмаков)........................ —

Расчет стержня сплошной колонны...................................... 746

А. Выбор типа и сечения колонн.л.................................... —

Б. Подбор сечения стержня сплошной колонны ........................ 747

В. Конструктивное оформление стержня колонны...................... 755

Расчет и конструкция стержня сквозной колонны........................ 760

1. Расчет сквозных колонн......................................... —

2. Конструкция стержня сквозной колонны........................ 766

База (башмак) колонны ............................................... 772

А. Различные типы и конструктивные особенности башмаков............. —

1. Типы башмаков...........................................• . —
2. Размер плиты...............................................

3. Анке] iue болты............................................

4. Сварные башмаки........................•....................

Б. Расчет и конструктивное оформление башмаков....................

1. Выбор типа башмака и направления траверсы .................

2. Расчет плиты...............................................

3. Определение числа заклепок дли прикрепления траверсы и диафрагм
и поверка траверсы на прочность................................

4. Расчет и конструктивное оформление уширенных башмаков . . . ;

5. Башмаки колонн при фрезеровании торца стержня..............

В. Шарнирные сопряжения колонн с фундаментом.....................

§ 5. Оголовок колонны и сопряжение с балками............................

А. Свободное опирание сверлу.....................................

Б. Свободное примыкание сбоку.....................................

В. Глухое сопряжение балки с колонной............................

Г. Примеры расчета сопряжений балок с колонной....................

776

777

778

78Э

782

785

800

803

807

811

813

816

Глава XV

Колонны, работающие на изгиб, и поперечные рамы

1. Поперечные рамы промышленных цехов................................ 821

2. Нагрузки, действующие на раму цеха................................ 824

3. Определение усилий в элементах рамы............................... 829

А. Однопролетные рамы с шарнирным соединением ригеля колонны • . —

Б. Однопролетные рамы с защемленными стойками в основании и
капители................................................... 833

В. Числовой пример расчета однопролетной рамы е защемленными стой-
ками в основании и капители .................................... 836

Г. Двухпролетные рамы с защемленными стойками в основании и
капители........................................................ 843

§ 4. Конструкция и расчет рам и колонн, работающих на осевую силу и изгиб . 844

А. Схемы перекрытий........................................... —

Б. Схемы колонн................................................. 847

1. Колонны постоянной ширины по высоте колонны.................... —

2. Колонны переменной ширины по высоте колонны.................... —

3. Раздельные колонны.......................................... 849

В. Сечения колонн................................•............... ч 852

1. Колонны постоянного по высоте сечения.......•.................. —

2. Колонны переменного по высоте сечения......................... —

3. Раздельные колонны........................................... 859

Г. Основы расчета стержня колонны ............•.................... 862

1. Колонны с постоянным очертанием по высоте.................... 863

2. Колонны с переменным сечением по высоте...................... 867

3. Раздельные колонны с подкрановой стойкой.................... 872

•§ 5. Конструкция и расчет базы колонны.................................. 878

А. Передача усилий от стержня колонны на фундамент.................. —

Б. Сеченяя и размеры опорной траверсы.............................. 879

В. Длина траверсы................................................. 880

Г. Анкерные применения базы к фундаменту...................... 883

1. Назначение анкерных скреплений............................ —

2. Конструкция соединения анкеров с фундаментом............. 885

Д. Расчет базы и анкеров....................................... 890

$ 6. Подкрановые площадки......................................... 895

Приложения.......................................................... 901
ПРЕДИСЛОВИЕ

План предлагаемой читателю книги удовлетворяет утвержден-
ной КВТО программе по металлическим конструкциям для конструк-
торских втузов, согласно которой курс металлических конструкций
разбивается на два концентра: первый — элементы или основы метал-
лических конструкций, излагающий принципы конструирования и
расчета металлических конструкций, и второй, излагающий принципы
компановки и особенности конструкций и работы различных метал-
лических комплексов, как-то: промышленных зданий, ангаров, резер-
вуаров и газгольдеров, мостов и т. д.

Таким образом настоящая книга является руководством по пер-
вому концентру и целевая ее установка состоит в изложении прин-
ципов конструирования и расчета металлических конструкций.

Изложение этого концентра курса металлических конструкций
ведется в течение третьего года обучения очень часто параллельно,
с курсом теории сооружений, на базе сопротивления и технологии
материалов для слушателей, знакомых с конструкциями только в по-
рядке прохождения учебных мастерских. Таким образом книга может
быть рассматриваема как первичный учебник по металлическим
конструкциям. Flo понятие „первичный" не должно пониматься как
упрощающее и противоречащее принципиальности изложения; напро-
тив, лишь правильное установление принципов в первом подходе,
неизменно подтверждающееся в последующем изложении (что также
должно быть подчеркнуто), придает этим принципам самое сущест-
венное— реальность их объединяющей роли и превращает их из
отвлеченных выводов в конкретные правила конструктивного выбора
и поведения. Поэтому принципиальная сторона вопроса особенно
выявлена в начале курса. Это не самый простой метод изложения,
но наиболее гарантирующий инженерную установку книги, отвечаю-
щую не только на вопрос „как нужно, делать", но и на непрерывно
с ним связанный „почему так нужно“. Связь эта в первичном курсе
параллельно с освоением вопроса „как?", связь конструктивного
решения с мотивировкой его рациональности на базе указанного
выше принципиального подхода является наиболее существенной
в курсе, а внедрение ее путем многократного повторения в течение
всего прохождения курса в подсознательный обиход учащегося обу-
словливает педагогический эффект как книги, так и всего обучения.

Таким образом книга не боится повторений; не боится она их
не только в указанной принципиальной стороне своего изложения,
но и в описательной при условии описания с разных точек зрения»
ибо многократность повторения есть база восприятия по всем извест-
ной пословице. Повторения получаются и потому, что книга кроме
своей основной задачи быть систематическим учебником, а как тако-
вой она построена на принципе последовательного ее прохождения,
должна также быть пособием при практической работе и проектиро-
вании, быть, как называют немцы, ein Nachschlagebuch, а как таковое она
должна иметь весь материал, отвечающий данному вопросу, сконцен-
трированный в одном месте, чтобы каждый раздел в общем можно
было читать самостоятельно, что неизбежно приводит к повторениям,
поскольку один раздел вытекает и частично перекрывает другие.

В книге имеется много численных примеров. Из предыдущих
работ автора ясно, что он, вообще говоря, относится отрицательно
к численным примерам, прерывающим нить изложения курса и по
существу нарушающим основную установку на самостоятельную
творческую работу читателя. Однако в первичном курсе численные
примеры неизбежны, пока еще читатель не привык самостоятельно
конструктивно мыслить и не имеет развитого воображения. Поэтому
число , примеров, достаточно значительное вначале, резко уменьшается
к концу книги по мере предполагаемого роста читателя вместе
с изучением книги. Во всяком случае приходится определенно пре-
дупредить, что эти примеры в силу крайнего разнообразия констру-
ктивных решений не могут быть примерами для непосредственного
подражания, а являются только численной интерпретацией проработки
метода для читателя, который затрудняется непосредственным его
восприятием при чтении книги.

В книге даны неизбежно ссылки на экспериментальные исследо-
вания работы конструкций. Однако внимательный читатель опреде-
ленно заметит, что даны они очень скупо, значительно скупее, чем
это можно было думать, судя по другим работам автора. Причина
этого состоит в том, что книга эта является первичной книгой, вообще
говоря, учебником, в котором выводы произведенных исследований
необходимы только для суждения о рациональности того или иного
конструктивного решения. Выводы эти, несмотря на очень большое
количество экспериментального материала в оформленном виде, до-
статочно кратки, а только таковы з могут войти в учебник-

Книга разбита на 5 отделов. В первом, общем, отделе даны основ-
ные принципиальные установки-, вопросы материала, допускаемых
напряжений и сортамент, т. е. даны предпосылки конструирования.
В нем же дано общее описание металлических сооружений и нагрузок.

Общее описание конструкций необходимо для того, чтобы чи-
татель реально представлял применение тех или других» конструк-
12
тивных элементов, излагаемых далее, от которых в сильной степени
зависит конструктивное оформление всей конструкции. Однако это
описание должно быть дано в совершенно схематической форме,
во-первых, для тсго, чтобы не подменять последующих разделов
курса, а, во-вторых, для того, чтобы не затемнять внимания читателя
мотивировкой конструктивных комплексов до тех пор, пока элементы
этих комплексов критически не будут разобраны. Давать мотивировку
комплекса до мотивировки элемента методически невозможно, так
как изложение курса во имя идеи комплексности подхода с цель-
ного сооружения низводит его к простому описанию примеров
сооружений, т. е. к отрицанию основ построения систематического
курса. В то же время ясно, что давать элементы, не связывая их
с определенными местами применения, также Нельзя, но эти условия
применения должны быть даны только в разрезе указанной задачи наи-
более обще, наиболее схематизированно и просто.

Главы, посвященные материалам и допускаемым напряжениям,
даны достаточно развито. Хотя вопросы материала указаны в курсе
металловедения, уже известного, однако специфика материала на-
столько тесно связана с конструкцией и напряжениями, что простая
ссылка без должного подчеркивания вопроса совершенно невозможна.
Углубление вопросов коэфициента запаса сейчас, при внедрении
сварки, при появлении теории расчета при учете пластических де-
формаций, также неизбежно для развития сколько-нибудь созна-
тельного подхода к этому основному вопросу нашего конструиро-
вания.

Глава „Сортамент", являющаяся также основной предпосылкой
конструирования, в соответствии с указанным дана более подробно
с основным упором на конструктивное применение сортамента.

Второй отдел „Заклепочные и сварные соединения" кроме типо-
вого расчета дан с большим ударением на экспериментальную сто-
рону вопроса, поскольку только эксперимент подводит под него
реальную базу. Яркое уяснение условности расчета и соответствие
его с действительностью на различных стадиях работы конструкции
являются основной установкой этого отдела.

Прочие отделы касаются основных типов элементов конструкций:
сплошных балок, сквозных ферм, стоек и колонн. Элементы эти
принципиально трактуются независимо от их применения в тех или
иных комплексах, практически же с известным упором на промыш-
ленные сооружения.

Сделано это, во-первых, для большей конкретности изложения
для того, чтобы говорить о реальном элементе, и, во-вторых, потому,
что промконструкции, с одной стороны, в своих элементах более
просты и потому простые элементы к ним более подходят, а с дру-
гой,— в комплексе наиболее сложны и потому для своего дальней-
шего успешного изложения наиболее требуют предварительного
изучения и освещения своих элементов.
Как указывалось вначале, целевая установка книги —изучение
принципов конструирования. Из сказанного ясно, что это изучение
не только не противоречит, а подразумевает мотивировочно-компа-
новочное изучение элементов конструкций, методику выбора их опти-
мальной формы. Поэтому на эту сторону вопроса наряду с непо-
средственным конструированием уделено довольно много внимания.

В книге нет главы, посвященной изготовлению и монтажу кон-
струкций. Этому вопросу посвящен отдельный курс. Однако ссылка
на изготовление и монтаж, от которых зависит конструкция, в курсе
неизбежна. Нужно подразумевать, что курс изготовления и монтажа
читается параллельно с излагаемым курсом.

В книге проведены однообразные обозначения. Они соответст-
вуют проекту изменения стандарта на обозначения для расчета строи-
тельных конструкций, проработанному ЦНИПС.

Общее редактирование и текст книги за исключением глав XI и
XV принадлежат проф. Н. С. Стрелецкому. Главы же XI и XV на-
писаны проф. А. Н. Гениевым. При обработке главы XIII были исполь-
зованы материалы, составленные для бывшей рабочей книги ВИСУ по
металлическим конструкциям проф. С. А. Ильясевичем. § 7 главы X
написан для той же книги доц. Мальцевым; его материалы были
частично использованы также при составлении главы X. Окончатель-
ное оформление текста и обработка чертежей произведены под не-
посредственным руководством доц. Д. В. Бычкова, затратившего на
эту работу огромное количество труда и энергии, за что авторы при-
носят ему здесь свою глубокую признательность.
ОТДЕЛ ПЕРВЫЙ

ОБЩИЕ ПРЕДПОСЫЛКИ РАСЧЕТА
И ПРОЕКТИРОВАНИЯ

ГЛАВА I

ВВЕДЕНИЕ

§ 1. ОСНОВНОЙ МЕТОД РЕШЕНИЯ ИНЖЕНЕРНЫХ ЗАДАЧ

При изучении металлических конструкций приходится разрешать целый
ряд инженерных задач. Основным методом этих решений является обще-
инженерный метод, метод повторных приближений.

Разрешая сооружение, мы подходим к нему концентрически: сначала
компануем его в целом, а затем после разрешения всего сооружения пере-
ходим к разрешению и исследованию отдельных его деталей, исправляя,
дополняя и последовательно совершенствуя при этом уже разрешенное целое
задание до тех пор, пока не добьемся оптимального решения. Этот же метод
относится и к деталям. Сначала мы разрешаем деталь в целом, как говорят
задаемся ею“, а потом ее проверяем и усовершенствуем. Этот метод наиболее
удобен и, можно сказать, даже неизбежен. Техника не математика,
хотя и сплошь основана на математике; ее коренное отличие от математики
состоит в том, что она дает всегда многообразные решения, она сплошь
вариантна, тогда как математика дает единственное решение своих
построений. Поэтому инженерное искусство есть искусство в прямом смысле
этого слова.

Отсюда два вывода:

1. Аналитический подход вследствие вариантности инженерной задачи
при исключительно большом числе переменных был бы крайне сложен, дли-
телен и необозрителен; в его выкладках можно было бы легко запутаться
и притти к неверным результатам.

2. Поскольку инженерное сооружение есть произведение искусства,
постольку основной творческой способностью проектировщика является
воображение. Воображение прежде всего требует для своего закрепления
графического оформления, поэтому чертеж, рисунок есть первое дело и основа
проектирования. Чертеж по существу уже есть целостное решение задачи-—
расчет нужен чертежу лишь для доказательства его правильности третьим
лицам, проектировщику же он не нужен; достаточно авторитетный проекти-
ровщик мог бы стрбить и без расчета, и огромное число сооружений прошлого
возводилось именно по этому приему и до сих пор возбуждает наше восхи-
щение. Таким образом расчет является только некоторым объективным обще-
признанным и поэтому сравнимым методом доказательства правильности чертежа
и поэтому он всегда следует за чертежом. Начинать работу с расчета глубоко
неправильно, хотя это и кажется иногда с первого взгляда наиболее есте-
ственным.

Основным преимуществом указанного метода является его обозрительность.
Проектировщик всегда видит свои ошибки и потому всегда может тут же их
исправить. Рассматриваемый прием, несмотря на то, что требует неоднократ-
ного возврата к уже решенной задаче для ее исправления и улучшения,
наиболее быстро приводит к цели и потому является наиболее целесообразным.

Однако этот прием имеет свои опасности: основной из них является
развитие подражательности. Перво1Й эскиз, как правило, делается в подра-
жание существующему. Вообще говоря, это не так плохо, так как подражание
проверенной жизнью конструкции гарантирует от многих ошибок, но подра-
жание— не прогрессивный фактор. Мерою борьбы является критическое
изучение существующего, преображение, компановка полученного извне мате-
риала в собственную конструкцию путем ее рационализации и добавления
собственных нововведений.

§ 2. ОСНОВНЫЕ РУКОВОДЯЩИЕ ПРИНЦИПЫ РЕШЕНИЯ ИНЖЕНЕРНОЙ ЗАДАЧИ

При решении инженерных задач в металлических конструкциях мы
будем пользоваться следующими руководящими принципами.

А. Принцип удобства эксплоатации

>ервый и самый важный—прин ци п эк с п л о ата ци о н ны й, удобства
эксплоатации конструкции. Конструкция сооружается для эксплоатации, для
жизни, и все подчиняется этому. В первую очередь вопрос этот разрешается
в плоскости планировочных проблем. Для некоторых сооружений, как-то:
пролетные строения мостов, мачт и т. д., эти проблемы достаточно просты,
для других же, как например для конструкций промышленных зданий, крайне
сложны и в таком случае они разрешаются в тесной связи с технологическим
процессом производства, который обслуживается зданием, в совместной работе
с соответствующим инженером-технологом. Инженер-конструктор, сооружающий
коробку для производства, никоим образом не должен мешать производству
и потому должен вписываться в те габариты (свободные пространства),
которые ему предоставляет технолог, и в этих пределах он уже является
вольным творцом. Габариты эти определяют строительные высоты, широты,
пространства, внутри которых должна поместиться конструкция, а часто
и возможные пролеты, которые нередко обусловливают все существо кон-
струкции. Конечно конструктор не может оставаться здесь совершенно
пассивным и в случае невозможности создания в пределах габаритов рацио-
нальной конструкции должен стремиться к установлению разумных габаритов.
Однако это установление возможно только путем согласования с технологом
и потому для конструктора габарит остается данностью внешней, опреде-
ляемой так или иначе установленными техническими условиями. Это еще
более справедливо при проектировании элементов конструкций, для которых
габариты, строительная высота и пр. определяются компановкой сооружения
в целом, которая при конструировании деталей (элементов) является уже
установленной. •

Помимо удобного для эксплоатации размещения элементов конструкции
принцип удобства эксплоатации налагает требования и на самую конструкцию.
Если конструкция расположена на открытом воздухе или в помещениях, где
выделяются вредные для металла газы, то основным требованием является
создание такой конструкции, которая была бы вся доступна для осмотра
и окраски и в которой не могли бы скапливаться вода или газы. Этим требо-
ваниям лучше всего удовлетворяют сварные конструкции. Весьма большим
удобством при эксплоатации являются жесткость, устойчивость или даже
массивность конструкции (например завязка солидными связями колонн для
уменьшения влияния кранов; применение сплошной балки вместо легкой фермы,
жесткой только в узлах, и т. д.), позволяющие пользоваться конструкцией для
случайных целей, например чтобы переместить какие-либо детали при монтаже
18
оборудования, что часто делается и неоднократно приводило к разрушению
конструкций, не отвечающих таким временным, часто очень значительным
нагрузкам, и т. д. Далее, крайне важно удобство производства ремонта как
самой конструкции, так и тех сооружений, которые конструкцией поддержи-
ваются — кровель, фонарей, стен, кранов, удобство эксплоатации оборудования
фонарей, кранов и т. д., весьма резко зависящее от применяемой конструкции.
Наконец для конструкций, работающих на нагрузку, увеличивающуюся с тече-
нием времени (как например мосты и крановые пути), существенным во-
просом является удобство производства усиления конструкций—не только стер-
жней, но и, главное, их соединений.

Б. Принцип эстетического оформления

Принцип удобства эксплоатации относится к жизни сооружения; сюда же
относится и другой очень важный принцип — принцип эстетический.

В капиталистических странах эстетические требования предъявляются
преимущественно к вооружениям архитектурного значения, а из инженерных
лишь к тем, которые приобретают архитектурное значение в общем ансамбле
пейзажа. Такими в первую очередь являются мосты в красивой местности,
в крупных городских центрах и т. д. Вся остальная масса инженерных соору-
жений „утилитарного характера" считалась лишенной эстетического смысла
и на ее архитектурное оформление не обращалось никакого внимания. Нечего
и говорить, что в социалистическом обществе вопрос кардинально меняется.
Не говоря уже о том, что в социалистическом обществе нет сооружений
утилитарного значения, так как все сооружения должны быть полезны обществу,
в социалистическом обществе каждое инженерное сооружение имеет эстети-
ческое значение. В капиталистическом обществе промышленный цех есть
только место работы, и рабочий-пришелец не имеет ни времени, ни интереса
его разглядеть. В социалистическом же обществе цех есть также место работы,
но не пришельца, а рабочего-гражданина, и притом такое место, где он не
только работает, но, работая, осуществляет свою общественную волю. Здесь
конструкция цеха, которой он любуется, неизбежно влияет на него эмоцио-
нально, эстетически, стимулируя к работе. Мимо этого момента конструктор
никоим образом не может пройти. Точно так же всякое другое сооружение,
например мачта линии электропередачи, в капиталистическом обществе есть
только опора; в социалистическом же она в то же самое время — памятник
эпохи ее построения, памятник, преображающий ландшафт, приближающий
его к социалистическому идеалу, но конечно никоим образом его не обезо-
браживающий.

Эстетика инженерных сооружений пока не разработана, но она неизбежно
будет разработана, так как она есть прямое следствие того, что сейчас, когда
все граждане являются участниками социалистического строительства, каждое
инженерное сооружение действует на зрителя эмоционально, т. е. эстетически.
Но и сейчас уже заметны большие сдвиги в этом вопросе, и наши новые
конструкции и сооружения в отношении внешнего вида крайне выгодно отли-
чаются от старых.

В. Прочие прйнципы.

Прочие принципы относятся к моменту создания конструкции, определяя
ее конструктивную форму с точки зрения вопросов экономии. Таковы:

1) принцип экономии материала, в нашем случае металла,
для современной эпохи особенно подчеркнутый;

2) принцип наименьшей трудоемкости, наименьшей затраты
труда на изготовление и сооружение;
3) принцип ускорения темпов сооружения, наименьшей
затраты времени на его изготовление и возведение.

Принципы эти не параллельны друг другу, а скорее противоположны.

Действительно, более тяжелая конструкция, как правило, является
менее трудоемкой. Например балка постоянного сечения менее трудоемка,
чем более легкая и совершенная балка переменного сечения. Очень часто
более легкая конструкция менее отвечает и принципу ускорения темпов
сооружения; так, неразрезная подкрановая балка, более легкая, чем разрезная,
требует большего времени для своего монтажа. Наконец более удобная для
монтажа конструкция часто является и более трудоемкой; примером могут
служить все конструкции с подчеркнутой сборностью, например разборные
мосты, ангары и пр., требующие точных сопряжений и потому более трудо-
емкие, и т. д.

Все эти три принципа должны считаться равнодейственными и руко-
водящими, особенно в условиях Советского союза, где труд граждан является
не менее дорогим достоянием государства, чем материал, и где темпы являются
одним из решающих моментов социалистического строительства. Поэтому
подчинение одного принципа другим, например подчинение принципа наименьшей
трудоемкости и ускорения темпов принципу экономии металла, наиболее
часто выдвигаемому, является неправильным, движением по пути наименьшего

сопротивления.

Не подчинение, а сочетание этих принципов является основой опти-
мальной формы конструкции. В этой работе сочетания, являющейся наиболее
сложным и интересным моментом компановки конструкций, важное значение
имеет синтезирующий принцип, в общем удовлетворяющий всем трем принципам,
именно принцип концентрации материала. Принцип концентрации
материала в общем удовлетворяет принципу экономии металла, так как,
сосредоточивая материал в немногих более грузных элементах конструкции
и усиливая в элементе силовые воздействия, мы уменьшаем относительное
значение дополнительного материала, от силовых воздействий не зависящего,

идущего на сопряжение элемента с соседними, на планки, накладки, про-
дольный изгиб и т. д., уменьшаем конструктивный коэфициент конструкции,

показывающий превышение фактического материала над теоретически нужным,
зависящим от силового воздействия. Если S — силовое воздействие, [и] —

допускаемое напряжение, I—длина элемента и 7 — удельный вес, то теоре-
5

тически нужный вес элемента Gr= —/р Если G—фактический вес эле-

мента, равный теоретическому и дополнительному весу (весу дополнительных
частей), то конструктивный коэфициент:

I Grfi _GT^~ Gdon ___1 1 Gdon___ . I Gdon n.

v~aT~ gt -1+oT - + _s_ ™

[«]

и уменьшается с увеличением GT и S.

Принцип концентрации материала отвечает в общем и принципу наи-
меньшей трудоемкости, так как более грузные детали, как правило, менее
трудоемки, требуют менее труда на единицу веса.

Наконец принцип концентрации материала отвечает также и принципу
ускорения темпов, так как он уменьшает число деталей и этим ускоряет
возведение и изготовление.

Таким образом принцип концентрации материала является одним из
наиболее действенных принципов. Претворяясь в жизнь, этот принцип может
быть выражен правилом; „ничего лишнего'*. Не уменьшай шага
колонн и стропил без нужды и не увеличивай их числа,
не увеличивай без нужды числа ферм и балок, не увели-
чивай без нужды числа стержней в ферме и не уменьшай
панели, т. е. иди всегда на верхних оптимальных пределах,
а не на нижних.

§ 3. ПРИНЦИП ЭКОНОМИИ МЕТАЛЛА

А. Область применения металла в сооружениях вообще

Принцип экономии металла претворяется в жизнь в следующих меро-
приятиях.

Прежде всего в разумном применении металла к сооружению или конструк-
ции вообще, так как далеко не все конструкции рационально сооружать из метал-
ла, особенно теперь, при остром его недостатке. Вследствие большой своей проч-
ности металл, несмотря на большой удельный вес, обладает наибольшей „удель-
ной легкостью" — отношением допускаемого напряжения [п] к удельному

весу т. Коэфициент С = —для стали равняется С 1780; для де-

7 7,85

рева С= = 1250; для бетона (в железобетоне) С=-|^ = 290.

От этого коэфициента непосредственно зависит вес конструкции, который
может быть выражен следующей универсальной (общей для всех систем
и материалов) формулой:

W г

(1)

вывод которой будет помещен ниже (см. гл. IV § 4, стр. 91).

Здесь g— вес конструкции на 1 погонный или квадратный метр,
27 — полезные нагрузки (нагрузки, на которые работает конструкция), приведен-
ные к тому же измерителю, у — коэфициент, так называемая „характеристика
веса", зависящая от системы и воздействия собственного веса конструкции
и от типа заданной нагрузки (при интенсивности ее, равной 1); из формулы (1)
видно, что вес конструкции при равных прочих условиях тем меньше, чем
. И
больше —.

Таким образом металлические конструкции являются наиболее легкими
из всех прочих и те конструкции, для которых вес является особенно важным,
должны быть металлическими. Такими являются в первую очередь подвижные
конструкции — краны, разводные и подвижные мосты, перегружатели
и т. д., которые нужно ежедневно перемещать и тратить энергию на пере-
мещение их масс. Очевидно, уменьшение эксплоатационных расходов в первую
очередь требует уменьшения их веса и конструирования их металлическими.

Далее, из формулы веса мы видим, что вес меняется в функции от
пролета по гиперболическому закону, почему для больших пролетов вес
получается очень значительным и интенсивность повышения веса очень суще-
ственной. Таким образом конструкции больших пролетов, как-то: подкрановые
балки больших пролетов, мосты, высокие мачты, башни, ангары, гаражи и пр.,
рациональны в металлической форме. Наконец мы видим, что большое зна-
, [и] v

чение коэфициента — важно особенно в том случае, когда характеристика X,
указывающая на воздействие собственного веса, велика. Такими конструкциями
в первую очередь будут горизонтальные связи
Итак, металл наиоолее рационально сосредоточивать: 1) в подвижных кон-
струкциях, 2) в конструкциях больших пролетов и 3) в конструкциях, у кото-
рых велико воздействие собственного веса, где это воздействие является вредным.

Обладая наибольшей „удельной легкостью", металлические конструкции
и наиболее габаритны и требуют наименьших габаритов, т. е. размеров для
своего помещения. Поэтому такие конструкции, где это обстоятельство имеет
существенное значение, например колонны, стесняющие здания, или под-
крановые балки, стесняющие цех или требующие увеличения его высоты,
главные фермы мостов с ездою понизу и т. д., имеют преимущество в металли-
ческой форме.

В современную эпоху исключительного недостатка металла многие
конструкции, которые конструировались из металла, переходят на другие
материалы, что дает наибольший эффект в отношении экономии металла.
В первую очередь такой переход возможен для таких сооружений, для которых
указанные преимущества металла являются менее существенными. Так, для
неподвижных мостов большой собственный вес улучшает работу моста,
понижая динамические воздействия подвижной нагрузки; поэтому неподвижные
мосты весьма широко переходят на массивные формы железобетона и каменных
сооружений, особенно там, где несущественны габаритные условия (при езде
поверху) и менее затруднительны условия сооружения (малые и средние про-
леты). Для мачт и газгольдеров также собственный вес полезен, для первых
увеличивается устойчивость сооружения, для вторых — давление газа угод
поршнем; здесь предел перехода лимитируется трудностью сборки и подвоза
высоких мачт и газгольдеров. Для колонн пределы перехода определяются
габаритными условиями стеснения зданий, для малых колонн обычно не су-
щественными, и потому этот вид конструкций широко переходит на железо-
бетон, для больших же колонн более серьезными. Для дерева пределы пере-
хода определяются меньшей надежностью дерева вследствие его анизотропности,
сгорания и загниваемости и большей Табаритностью и весом деревянных кон-
струкций.

Во всяком случае в настоящее время переход возможен по всему
фронту конструкций; он лимитируется: а) большей надежностью металла,
б) большей „сборностью", лучшими условиями сооружения и монтажа,
в) большей приспособленностью к индустриальным условиям изготовления
и в этих условиях меньшей трудоемкостью.

Эти преимущества настолько велики, что возврат к металлу после
минования металлического голода является совершенно несомненным.

Б. Рациональный выбор марки металла

Если конструкции должны быть металлическими, то экономию металла
в первую очередь можно получить, рационально применив марку металла.
В настоящее время имеется много конструкционных металлов-сталей, начиная
от так называемого торгового железа, стали 0, до специальных сталей повышенного
качества. Очевидно, применяя более повышенный металл, допускающий более
высокие напряжения, мы всегда выигрываем в количестве металла, поэтому
с точки зрения экономии металла итти на понижение его марки можно только
под давлением непреодолимых внешних обстоятельств.

Совершенно аналогичен вопрос о допускаемых напряжениях и коэфициенте
безопасности. Очевидно, с точки зрения экономии металла необходимо в данном
материале итти с наибольшими возможными допускаемыми напряжениями,
определяемыми углубленной научно-исследовательской работой.

Характеристика конструкционных сталей и вытекающие из нее допускаемые
напряжения и анализ вопроса о коэфициенте безопасности даны в главах
V и VI.
В. Рациональный выбор типа конструкции

Экономия металла может быть получена рациональным выбором типа
конструкции. Тип сварной конструкции всегда легче клепаной, и потому,
применяя сварку, мы всегда получаем экономию металла, что объясняется по
крайней мере двумя обстоятельствами: отсутствием ослабления заклепочными
отверстиями в сварных конструкциях и большей компактностью сварных
соединений, передающих усилия по непрерывным швам, тогда как заклепочные
соединения передают усилия в отдельных точках и потому требуют больше
места.

Поэтому сварные кбнструкции нужно применять всюду, где это возможно.
Применение сварных конструкций в настоящий момент ограничено недоста-
точно удовлетворительным сопротивлением сварки переменным усилиям,
недостаточно разработанным контролем сварки, неприспособленностью сварки
к некоторым типам сечений, применяемым в конструкциях, имеющих много-
листовые пакеты, и недостаточной еще слаженностью технологического про-
цесса сварки.

Г. Рациональный выбор схемы сооружения

Следующий этап экономии металла состоит в установлении схемы или
системы конструкции согласно оптимальным соотношениям для выбранного
типа или системы.

Конструкция обычно состоит из различных элементов, веса которых
меняются при изменении какого-либо фактора в противоположных направ-
лениях.

Так, в любой балочной клетке (конструкции, состоящей из продольных
и поперечных балок), увеличивая расстояние между поперечными балками, мы
увеличиваем вес продольных и уменьшаем общий вес поперечных балок.
То же самое относится к шагу стропил — увеличивая шаг, мы уменьшаем
общий вес стропил и увеличиваем вес прогонов, — к шагу колонны по отно-
шению к весу колонн и подкрановых балок, к пролету мостов по отношению
к весу и стоимости пролетных строений мостов и опор и т. д. Увеличивая
высоту балок и ферм, мы уменьшаем вес поясов и увеличиваем вес стенки
или решетки; увеличивая панель (расстояние между узлами ферм), мы умень-
шаем число стержней, но увеличиваем вес каждого из них. Поскольку
имеются две функции, меняющиеся в противоположном направлении, имеется
и такое соотношение их, при котором суммарное их воздействие является
минимальным, оптимальным. Таким образом всегда можно отыскать опти-
мальное соотношение между основными (генеральными) размерами сооружения
и, следуя или приближаясь к ним, получить наибольшую возможную экономию
металла для данной системы сооружения. То же самое относится и к каждой
детали: всегда можно получить оптимальные для нее по весу соотношения
и этот процесс является последним в отношений получения экономии мате-
риала в сооружении.

В вопросе экономии металла большое значение также имеет стан-
дартизация деталей, регламентирующая наиболее экономные типы
деталей и наиболее экономное их размещение. В металлических конструкциях
очень много металла ставится по так называемым конструктивным соображе-
ниям, не учитываемым расчетом, и здесь возможны большой произвол и
перерасход металла. Упорядочение этого вопроса путем выработки экономных
типов деталей может иметь большое значение.
§ 4. ПРИНЦИП НАИМЕНЬШЕЙ ТРУДОЕМКОСТИ

А. Улучшение заводского оборудования. Переход от кустарных
способов изготовления к индустриальным

Наименьшая трудоемкость прежде всего определяется улучшением
заводского оборудования, переходом от кустарного изготовления к инду-
стриальному. В Советском союзе за последнее время в этом отношении
произошли очень большие сдвиги после сооружения специальных заводов по
изготовлению металлических конструкций, как Верхнесалдинский (Уралсталь-
мост), и реорганизации существующих, как Днепропетровский (завод им.
Молотова), и снабжения их усовершенствованным оборудованием. Размеры

Пооперационная стоимость на 1 тонну продукции мостов,
приведенная к 1932 г. (завод им. Молотова)

Фиг. 1.

произведенной здесь реконструкции могут характеризовать цифры произво-
дительности завода им. Молотова, поднявшего свою производительность без
увеличения территории после реконструкции 1930 —1931 г. с 40000 до
68 000 т в год, а по измерителю человек-смена/год с 15 до 30 т.

Эта производительность однако значительно ниже производительности
Верхнесалдинского завода, имевшего новейшее американское оборудование;
на Верхнесалдинском заводе она равняется 50 т на человека-смена/год.

Чтобы представить себе эти цифры, достаточно сопоставить их с произво-
дительностью наших заводов в 20-х годах, которая равнялась в среднем
около 8 —10 т на человек-смена/год.

Основными причинами увеличения производительности являются более
четкое планирование производственного процесса и расстановки станков,
улучшение кранового хозяйства и применение усовершенствованных станков
высокой производительности; так, американские дыродавительные многошпин-
дельные прессы (спейсера) имеют производительность 7—Ютыс. отверстий/сме-
на вместо 2000 на обычных прессах, многошпиндельное сверление дает
24
1000 — 2000 дыр-пакетов/смена вместо 350 — 500, машинная клепка скобок?
дает 2000 заклепок/смена вместо 300 при пневматической клепке и т. д.

Указанные сдвиги относятся к клепаным кон-
струкциям. В сварных конструкциях мы имеем к
сожалению преимущественно процесс ручной элек-
тросварки, которая до сих пор остается кустарной
по крайней мере в практике Советского союза,
так как автоматическая сварка в конструкциях
крайне мало распространена. В этом отноше-
нии мы имеем большой разрыв между изгото-
влением клепаных и сварных конструкций.

Б. Увязка проектирования конструкции
с методами ее изготовления

Вторым условием уменьшения трудоемкости
является приближение конструктивной формы
к методам изготовления. Пока изготовление
было кустарным, в сущности все было возмож-
но, так как все сводилось к увеличению вре-
мени и труда. Но на тяжелом оборудовании
изготовитель может рентабельно давать не лю-

Фиг. 2. Сравнение трудоем-
кости различных видов кон-
струкций.

бую конструкцию, а только такую, которая приспособлена к его оборудо-
ванию. Таким образом изготовитель диктует волю конструктору, который
должен давать конструкцию, отвечающую приемам изготовления. Конечно

Фиг. 3. Число заклепок и
отверстий на 1 т кон-
струкций по данным Сталь-
моста 1931 г.

и отверстий на 1 т (фиг.

это относится в первую очередь не к схеме и
системе сооружения (хотя и она должна отве-
чать специфическим возможностям изготовления),
а к конструктивному оформлению схемы, к ее де-
талировке, типу и ассортименту стержней, типу и
размещению стыков, соединений и пр. Поэтому
все более и более распространяется тенденция раз1-
деления проектирования металлических конструк-
ций на две части: общую с основным ком-
пановочным уклоном, которая может быть оста-
влена в специальных проектных организациях, и
детальную, которая должна быть перенесена
на заводы для тесной увязки ее с производством.
Отрыв проектировки от производства тем более
губителен, чем производство менее гибко, более
индустриально, и потому на этот вопрос теперь
должно быть обращено самое серьезное вни-
мание.

Отдельные операции по изготовлению кон-
струкций резко различны по своей трудоемкости.
В клепаных тяжелых конструкциях наиболее тру-
доемкими являются клепка, рассверловка и сборка.
Представление о различии трудоемкостей основ-
ных операций дает фиг. 1. Также достаточно раз-
личны трудоемкости различных типов конструкций
(фиг. 2). Сравнение кривой трудоемкости различных
типов конструкций (фиг. 2) с кривой числа заклепок
3) показывает, что ведущей операцией в вопросе

трудоемкости является клепка. Отсюда можно сделать ряд конструктивных

выводов: очевидно, при конструировании нужно стремиться к уменьшению
числа наиболее дефицитных операций изготовления, т. е. клепки и сборки;
очевидно, необходимо возможно более упрощать стыки и соеди-
нения, концентрировать в них клепку и располагать их воз-
можно более удобно для сборки; конструировать так, чтобы
можно было избежать выкладки фасадов, т. е. сборки на
заводе и пригонки цельных частей сооружений, например главных ферм;
экономить в заклепках, располагать их так, чтобы главенствовала
рядовая клепка, удобная для клепки скобою и изготовления отверстий авто-
матами; внедрять сварку, особенно в тех конструкциях, где
главенствует клепка; внедрять элементы стандартизации,
тесно увязанные с методами изготовления. Всеми этими приемами
можно резко понизить трудоемкость. Американская школа конструирования
зиждется главным образом, на этих мероприятиях.

Приближение конструкции к производству, знание
условий производства е с/ь самая действительная мера
в руках конструктора для улучшения продукции и уменьшения ее трудо-
емкости.

В. Рационализация сортамента профилей конструкции

Следующей мерой является сортамент профилей конструкций. Сорта-
ментом мы называем ассортимент полуфабрикатов профильного и листового
металла, выпускаемый заводами, в настоящее время прокатными, из которого
конструктор оформляет свою конструкцию. Сортамент составляется по опре-
деленным законам, указанным далее, и представляет собою основу стандарти-’
зации металлических конструкций. Чем сортамент разнообразнее, тем легче
оформить конструкцию применительно к заданному силовому воздействию,
тем более экономной может быть получена конструкция; чем сортамент
крупносортнее, чем меньще элементов необходимо для составления конструкции,
тем она является менее трудоемкой.

Таким образом разнообразный, но крупносортный сорта-
мент крайне облегчает рациональную компановку кон-
струкции. До последнего времени (до 1925 г.) сортамент был у нас достаточно
разнообразный, но мелкосортный; таким образом он отвечал принципу эко-
номии металла, но не принципу наименьшей трудоемкости; в настоящее
время происходит поворот на крупносортный сортамент, крайне усиляющий
наши производственные возможности, и новый сортамент 1932—1933 г. является
сортаментом крупносортным при должном его разнообразии. Параллельно с перехо-
дом на крупносортность изменяется и роль сортамента; сортамент из стандарта
деталей, из которых составляются (склепываются или свариваются) стержни, пре-
вращается в стандарт цельных элементов конструкций, из которых компануются
сооружения. Первым примером такого перехода служат прокатные балки, кото-
рые уже являются элементами конструкции. Вторым — широкополочные балки
Пейнера, крайне широко распространенные за границей, которые должны
рассматриваться как цельные колонны и стержни. Этот прогрессивный принцип
должен быть широко развит, так как, применяя его, мы существенно выигры-
ваем в трудоемкости. В Америке, где этот принцип широко применяется, имеются
мосты, составленные из прокатных элементов, где число заклепок на 1 т равняется
18, тогда как у нас оно для аналогичных мостов достигает 160 — 200.
В этом направлении широкую помощь может оказать сварка путем предва-
рительного изготовления элементов конструкций по определенному сорта-
менту. По существу конструктору безразлично, получать ли свой полу-
фабрикат с прокатного завода или со сварного, важно только, чтобы он
.отвечал своему назначению и был достаточно дешев. При таком подходе,
повышая сортамент с уровня стандарта деталей на более высокую
26
ступень стандарта цельных элементов конструкций, мы, оче-
видно, резко выигрываем в трудоемкости и быстроте изготовления кон-
струкций. Первые работы в этом направлении у нас уже ведутся, и сортамент
сварных балок уже закончен разработкой в ЦНИПС (Центральном институте
промышленных сооружений).

Г. Серийность изготовления и стандартизация деталей

Весьма важным мероприятием по уменьшению трудоемкости являются
серийность изготовления и стандартизация деталей. Влияние серийности на
уменьшение трудоемкости обусловливается привычкой персонала к опреде-
деленному типу работы, возможностью точного приспособления оборудования
к производимым работам и выпадением некоторых операций, которые могут
быть произведены один раз для всей серии (например изготовление шаблонов
и разметка). К сожалению металлические конструкции являются достаточно
сложными и индивидуальными, почему применение серийности к ним возможно
в значительно меньшей степени, чем в других изделиях. В этом отношении
разбивка сооружения на отдельные элементы при изготовлении последних самостоя-
тельно по определенному сортаменту на специальных заводах согласно пре-
дыдущему пункту резко могла бы поднять выгоды серийности.

Стандартизация помимо рационализации конструкций введением наиболее
продуманных деталей имеет большое значение и для уменьшения трудоемкости,
поскольку вводимые ею элементы могут быть оптимальными и с этой стороны.
Во-первых, стандартизация, уменьшая число применяемых деталей, повышает
процент изготовления оставшихся, делает их более серийными и этим пони-
жает их трудоемкость. Во-вторых, стандартизация регламентирует число до-
полнительных частей конструкции, доводя его до должного минимума, и этим
также понижает трудоемкость, но самое главное — стандартные детали могут
и должны быть наиболее хорошо согласованы с производством, так как они
являются продуктом соответствующей научно-исследовательской работы. В этом
заключается огромнейшее воспитательное значение стандартизации* Оторванная
от производства стандартизация в значительной степени теряет свой смысл
и является даже ретроградным принципом, стесняющим инициативу констру-
ирования.

Д. Переход от клепаных конструкций к сварным

Понижение трудоемкости можно также получить применением сварки,
так как при этом отпадает наиболее трудоемкая операция — клепка. Однако
в этом вопросе нужно различать два фазиса: сварку современную — ручную
и сварку ближайшего будущего — автоматическую. Ручная сварка по существу
является кустарной и по своей трудоемкости с трудом может бороться с ме-
ханизированной клепкой и дыродавлением. Поэтому в таких конструкциях,
где указанная клепка главенствует (например в сплошных балках и конструк-
циях при рядовой клепке), сварка не дает понижения трудоемкости. В кон-
струкциях легких, например стропильных фермах, где клепка разбросана, мы
в настоящий момент имеем понижение трудоемкости. Наконец определенное
понижение трудоемкости мы имеем в таких конструкциях, где главенствует
монтажная клепка, например в резервуарах. Не нужно забывать, что и сварные
конструкции часто имеют отверстия для монтажных болтов. Если для этого
элементы приходится подавать к дыропробивным прессам, преимущества сварки
сильно теряются.

Автоматическая сварка в конструкциях к сожалению почти не приме-
няется; нужно конечно думать, что при автоматической сварке вопрос о пони-
жении трудоемкости будет разрешен для сварки значительно более ярко и
благоприятно.
§ 5. ПРИНЦИП УСКОРЕНИЯ ТЕМПОВ

Принцип ускорения темпов, экономии времени сооружения, весьма близок
принципу наименьшей трудоемкости, так как менее трудоемкая деталь изго-
товляется скорее, но не вполне эквивалентен ему, так как он главным обра-
зом базируется не на производственных, а на организационных моментах.

А. План работ по возведению сооружения и увязка его
с конструкцией и с методами ее изготовления

Быстрое возведение конструкции возможно только при четком плане
работ, соответствующем оборудовании и конструкции, отвечающей этому
плану. Однако очень часто план работ проектируется тогда, когда конструк-
ция уже готова и является для организатора данностью, которая крайне
часто ограничивает его возможности. Конечно такой порядок является вкорне
неправильным; для рационального решения необходимо, чтобы вопросы орга-
низации работ были в сфере ведения конструктора уже при составлении
проекта конструкции, и поэтому основы плана организации работ должны
намечаться одновременно с проектированием конструкции даже в начальных
ее фазах.

Наибольшее ускорение работ получается при уменьшении числа операций.
Отсюда первое правило — укрупнение монтажных единиц и воз-
можное увеличение их веса. Предел укрупнения дается мощностью
кранового оборудования и транспортными условиями перевозки. При небла-
гоприятных показателях транспорта возможны подвозка монтажных единиц
в разобранном виде и доизсотовление их на площадке для сохранения их
должной укрупненности. Мощность кранового оборудования все время про-
. грессирует; на сборке мостов вес монтажных единиц достиг у нас 24 т
(мосты Днепростроя). Однако вес устанавливаемых цельных пролетных строений
значительно больше, достигая 60 — 70 /л; на промышленном строительстве
вес наибольших монтажных единиц (цельных подкрановых балок) доходит
до 90 т; веса монтажных единиц колонн доходят до 25 т.

На монтаже в настоящее время у нас наиболее распространены следую-
щие краны: при сборке больших мостов — деррики до 30. т или портальные
подъемной силой до 10 — 20 т, для средних мостов портальные до 10 т и
наконец на сборке промышленных конструкций применяются для тяжелых
единиц деррики и паровозные или гусеничные краны до 40 т, а для более
легких — мачты, стрелы и вантовые деррики подъемной силой 4 — 6 m.

Вес монтажной единицы в первую очередь определяется основным чле-
нением сооружения. Отсюда непосредственно вытекает тенденция укрупнения
типа членения, увеличения шага стропил, колонн, панелей ферм и т. д.‘
Основы этого членения даются общеконструктивными требованиями опти-
мальности конструкции с точки зрения ее веса,; условий эксплоатации и т. д.
Однако при равновозможных решениях нужно стремиться к укрупнению чле-
нения или отыскивать такие оптимальные соотношения, которые отвечают
более крупным членениям, так как при этом выигрываются время сооружения
и обычно металл по принципу концентрации материала.

Б. Рационализация монтажных работ

Вторым условием ускорения темпов возведения является уменьшение
монтажных работ по операциям.

В первую очередь здесь может быть указана подчеркнутая сбор-
ность конструкции. Все металлические конструкции сборны и раз-
25
борны, так как их соединения легко разделимы, однако, если на этот вопрос
обратить особое внимание, здесь можно добиться очень большого эффекта.
Примером могут служить разборные мосты или разборные „военные" кон-
струкции, которые собираются в исключительно короткие сроки; в этих кон-
струкциях принципу ускорения темпов подчинены и экономия металла и
трудоемкость; конечно для обычных конструкций это будет утрировкой,
однако и в них принципу сборностй-разборности должно быть уделено свое
внимание, тем более что этим кроме ускорения возведения достигается и
другое ценное качество — переносимость сооружения и удлинение сроков его
службы.

Конструктивно эти мероприятия претворяются в специальном продумы-
вании сопряжений и монтажных стыков и их размещения, в упрощении их
конструкций, концентрации монтажной клепки и сварки, в конструировании
элементов сооружений достаточно жесткими и устойчивыми, не боящимися
случайностей монтажной работы и не требующими специальных укреплений
при работе на монтажные силовые воздействия и пр., вообще в приспособ-
лении и соответствии конструкции условиям монтажа точно так же, как она
должна отвечать условиям изготовления.
ГЛАВА П

ЦЕЛЬ И СОДЕРЖАНИЕ РАСЧЕТА И ПРОЕКТИРОВАНИЯ
КОНСТРУКЦИЙ

§ 1. ЦЕЛЬ И ТОЧНОСТЬ РАСЧЕТА КОНСТРУКЦИЙ. УСЛОВНЫЕ РАСЧЕТЫ

Цель расчета конструкций двояка. С одной стороны, мы рассчитываем
конструкции для того, чтобы придать им размеры, вполне безопасные и
удобные с точки зрения условий эксплоатации и возведения и в то же время
наиболее экономные, т. е. наиболее отвечающие указанным выше основным
принципам конструирования. Сюда относятся установление разумных коэфи-
циентов запаса и определение необходимых размеров рабочих сечений кон
струкции, ибо, как увидим ниже, на основании целого ряда соображений мы
не можем допускать в сооружениях таких напряжений, которые соответствуют
моменту отказа сооружения от своей дальнейшей несущей работы, т. е.
моменту его разрушения.

С другой стороны, мы рассчитываем сооружения для того, чтобы знать,
как они работают под нагрузкой, так как аналитический расчетный метод
требующий только вычислительной работы, несравненно удобнее и дешевле
метода экспериментального, требующего моделей или опытов. Конечно, для
того чтобы прибегнуть к расчетно-аналитическому методу, мы должны быть
уверены в том, что наши сооружения работают так, как мы их рассчитываем,
что требует предварительного опытного материала, удостоверяющего это
совпадение.

Разрешение первой категории вопросов (установления коэфициентов
запаса) сводится к наблюдению за поведением конструкции в момент ее отказа
от работы, к выяснению соответствующей этому моменту нагрузки и к срав-
нению этой нагрузки с той, которую мы можем разрешить для нормальной
эксплоатации. Таким образом вопрос сводится к сравнению нагрузок. Однако
с точки зрения расчета удобнее сравнение нагрузок заменить сравнением
напряжений, так как от этого расчет получается более общим, ибо сравне-
ние нагрузок справедливо только для одной какой-либо конструкции,
отвечающей данной нагрузке, например для какой-либо балки определенной
длины и размеров или какого-либо растягиваемого стержня определенных
размеров, сравнение же напряжений, например допускаемого и разрушаю-
щего, отвечает любой конструкции: любой балке, работающей на. изгиб, любому
стержню, работающему на растяжение.

Однако такая замена, строго говоря, возможна лишь в том случае, когда
переход от нагрузок к напряжениям в момент разрушения и во время эксплоа-
тации будет один и тот же, ибо тогда одни величины можно всегда при
сравнении заменить другими, им пропорциональными. На самом деле этого
нет.
Во время эксплоатации сооружение работает упруго, т. е. так, как мы
его рассчитываем по правилам сопротивления материалов, теории сооружений1
и теории упругости; во время же разрушения и перед разрушением соору-
жение из основных строительных материалов (металла, дерева, железобетона)^
работает пластично, и законы этой работы совершенно иные, нежели законы
упругого тела. Особенно это справедливо для металла (стали), который является
наиболее упругим материалом при напряжениях, отвечающих режиму эксплоа-
тации, и наиболее пластичным перед разрушением.

Таким образом здесь мы имеем коренной разрыв, который усугубляется
еще тем, что пластические свойства материала менее определенны, менее--
постоянны и менее изучены, чем упругие.

•Выходов из этого положения может быть три.

Во-первых, можно рассчитать сооружение, учитывая его пластические
свойства, но поскольку мы в наших расчетах оперируем не с предельными,,
а с нормальными, обычными нагрузками, то приходится при этом пластическую ра-
боту экстраполировать и на область обычных нагрузок. В результате мы получаем
выражения для расчетных силовых функций (моментов, поперечных сил и т. д.),
отвечающие не действительной работе сооружения под эксплоатационными
нагрузками, а его предельной работе перед разрушением, уменьшенные во
столько раз, во сколько предельные нагрузки больше нормальных. Таким
образом при этом расчете, который в последнее время по мере изучения
пластичности материала все более и более начинает входить в практику,
картина работы сооружения под расчетной нагрузкой 'будет неверная и в слу-
чае опытного исследования измеренные напряжения не будут соответствовать
расчетам, запасы же будут исчислены правильно, и опасные точки окажутся
таковыми и при разрушении.

Во-вторых, можно конструкцию рассчитывать как упругую, но задаться
такой гипотезой распределения усилий, которая отвечает предельной ее работе
перед разрушением.

В результате мы получим расчет, также не отвечающий действительной
работе сооружения под расчетными нагрузками, т. е. неверный, но и здесь,
если гипотеза распределения усилий подобрана удачно, мы можем получить
правильный коэфициент запаса. Этот прием широко применяется при расчете
заклепочных и сварных 'соединений и других деталей и имеет то преимущество,
что не вводит в наши расчеты, построенные на упругой работе сооружения,
новых, чуждых ему понятий пластической работы.

Наконец, в-третьих, можно игнорировать различие пластической работы1
при разрушении и упругой при нормальной работе и рассчитывать конструк-
цию как упругую. Тогда мы получим расчет, отвечающий работе сооружения
под расчетной нагрузкой, но не имеющий правильных запасов, и наиболее
опасные точки, полученные в результате расчета, могут не оказаться таковыми
при разрушении. Получающаяся невязка поглощается более грубым назначе-
нием коэфициента запаса и следовательно напряжения при этом методе расчета
должны быть допущены меньшие, чем при первых двух; таким образом он
является менее экономным и менее выгодным с точки зрения определения
силовых функций. Силовые функции при упругой работе растут более быстро
и распределяются менее выгодно, чем при пластичной. Однако этот метод
является наиболее употребительным, так как он распространяет наши обычные
методы упругого анализа и на область вопросов исчисления запасов и таким
образом создает единство метода по всему фронту расчетов.

Таким образом мы видим, что эта категория вопросов, касающаяся
исчисления запасов и подбора размеров' конструкции, основывается на ряде
условных предпосылок, оправдываемых только конечными результатами, т. е.
величиною исчисленного коэфициента запаса, обоснованного достаточной
надежностью сооружения. Такие расчеты очень часто носят названия „услов-
«ых расчетов", неверных, но оправданных надежностью сооружения. Поскольку
коэфициент запаса назначается в круглых цифрах 2, 1,5 и т. д., определенных,
.как это будет видно из главы VI, на основании достаточно общих сообра-
жений, точность этих расчетов не обязательно должна быть слишком большой.
Вполне достаточна точность до трех значущих цифр. Поэтому здесь вполне
уместно пользование графиками, номограммами и пр., что и разрешается
нашими нормами.

Вторая категория вопросов расчета, касающаяся выяснения картины
работы сооружения под нагрузкой, наоборот, требует большой точности.
Эта категория вопросов применима только в той области, в которой дей-
ствительная работа сооружения отвечает расчетным предположениям, т. е.
области упругой работы, упругих деформаций конструкции.

Так как эти деформации малы и самая малость их является основной
предпосылкой применения наших расчетов — применения принципа независи-
мости действия сил, то при этих расчетах приходится иметь дело с малыми
величинами, а потому и работать с большей точностью. Большая точность
нужна еще и потому, что по принципу независимости действия сил (основ-
ному принципу расчета) силовые воздействия суммируются друг с другом,
а вместе с тем суммируются и ошибки их определения при расчете, что может
привести при недостаточной точности к большим погрешностям и расхожде-
нию результатов расчета с действительной работой, уничтожая весь смысл
расчетных манипуляций данной категории вопросов, основная цель которых—
определение действительной работы сооружения на основании расчета. Обычная
точность вычислений деформаций (в том числе и линий влияния, которые также
являются линиями деформаций) не менее 5 — 7 значущих цифр.

Помимо точности вычислений приближение вычисленных' деформаций
к действительным зависит еще от степени приближения свойств материала
теоретическим предпосылкам (закону Гука) и правильности определения раз-
меров сооружения. В пределах упругих деформаций сталь из всех материалов
наиболее близко отвечает закону Гука, и в этом одна из основных причин,
почему стальные конструкции, наиболее поддаются точному расчету. Для
правильности определения размеров необходимо точное вычисление геометри-
ческих элементов конструкции; по нашим нормам необходимо геометрические
элементы вычислять с точностью до 1 мм, а входящие в вычисления триго-
нометрические величины — с точностью до пяти значущих цифр.

§ 2. ОБЪЕМ И СОДЕРЖАНИЕ ПРОЕКТИРОВАНИЯ. ГРАФИЧЕСКОЕ ОФОРМЛЕНИЕ
ПРОЕКТОВ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ. ЗАКАЗ МЕТАЛЛА

Графическое оформление металлических конструкций производится, как
правило, в ортогональных проекциях, т. е. в виде фасадов, разрезов и планов.
Это удобно потому, что металлические конструкции, особенно клепаные,
имеют примыкания под прямыми углами, определенными профилем уголка,
и состоят из комбинации взаимно перпендикулярных плоскостей. В сварных
конструкциях углы примыкания могут быть более разнообразны. В связи
с этим в сварных конструкциях довольно часто применяется изображение
узлов в аксонометрических проекциях.

Проектирование металлических конструкций обычно разделяется на три
стадии: эскизное или общее проектирование, технический проект и детальный
проект или рабочие чертежи.

А. Эскизный проект

Эскизное или общее проектирование называется также иногда идейным;
основной целью его является выбор системы сооружения. В результате эскиз-
52
кого проектирования даются чертежи, определяющие генеральные размеры
и систему сооружения, габариты и отметки превышений основных точек
сооружения и увязку его с окружающей обстановкой. Эскизный проект дает
первую и основную увязку конструкции с требованиями эксплоатации соору-
жения, архитектуры и планового задания и выявляется на основании изучения
ряда вариантов. '

Чертежи эскизного проекта даются в масштабах 1/кюэ— 7бо в зависи-
мости от крупности и сложности сооружения, фасады, продольные разрезы
и планы в Vicoo—Чгоо, поперечные разрезы в ’/-гоо—г/бо-

Сквозные фермы показываются здесь в линиях осей стержней с пока-
занием лишь отметок или ширин предельных габаритов ферм; сплошные
системы — по теоретическим контурам (контурам вертикалов) элементов, также

Фиг. 4. Поперечный разрез здания цеха печей Мартена. Эскизный проект.

с показанием лишь отметок предельных габаритов. Никаких деталей конструкции
и сопряжений здесь не показывается (фиг. 4).

Б. Технический проект

Цель технического проекта — дать полное представление о проектируемой
конструкции, окончательно увязанное с вопросами планировки, эксплоатации
и архитектуры сооружения, достаточное для производства рабочих чертежей,
необходимых для изготовления и заказа металла. Таким образом в техниче-
ском проекте заканчивается связь конструктора с планировщиком, технологом,
архитектором, транспортником, механиком и другими специалистами, опреде-
ляющими, смотря по назначению сооружения, связь с соприкасающимися сданной
конструкцией элементами сооружения и окружающей обстановкой, с эксплоата-
ционным режимом, сооружения, размещением оборудования, вообще заканчивается
компановочная часть проекта, почему технический проект часто называется
окончательным проектом, хотя по существу он является только промежуточной
стадией проектирования. В техническом проекте должны уже быть выяснены
все детали конструкции, которые могут быть и не вычерчены, но принци-
пиально должны быть выявлены и конструктивное решение их должно быть
известно, без чего невозможна выдача заказа металла.

Расчет в техническом проекте также должен быть закончен полностью.

Графическое оформление технического проекта может быть весьма раз-
личным в зависимости от сложности и известности для проектировочной
организации конструкции. Если конструкция обычная (фиг. 5), детали ее
известны и легко поддаются стандартизации или стандартизированы, то оформ-
ление технического проекта приближается к оформлению идейного (эскизного),
представляя собою изображение конструкции в линиях, но с простановкой

сечений всех элементов конструкции, так как все сопряжения ее принципиально
известны заранее (стандартизированы).

При сложной и необычной конструкции деталей технический проект дает идеи
основных конструкций и сопряжений, принципиально разрешенных графи-
чески на чертеже, но в мелком масштабе и без их разработки в отношении
специфических условий изготовления (фиг. 5 и 6).

Обычные масштабы технического проекта для планов, которые обычно
дают наиболее простые детали конструкции, — »/200 —1/100; для фасадов и
продольных разрезов — Vioo— Veo (для тех конструкций, для которых про-
дольное членение не связано, сложными деталями, например промконструкции),
и 11ъо —1120 для конструкций, для которых продольное членение является
основным (например мосты). Для поперечных разрезов берутся масштабы
‘/и — Vso- Для особых деталей, требующих выяснения при составлении тех-
нического проекта, применяются более крупные масштабы — !/10 — >/2.

Графическое оформление технического проекта объемлет все планы,
фасады и продольные разрезы, поперечные разрезы, отличные друг от друга,
монтажные планы, разрезы и фасады, так как вопросы монтажа должны быть
выяснены в техническом проекте, и расчетные листы, где указаны основы
расчета, если таковые не совмещены с основными листами. Кроме того в тех-
ническом проекте даются чертежи тех деталей, которые требуют специального
выявления.

На основании технического проекта выдается заказ металла.

Заказ металла по техническому проекту требует знания не только се-
чений стержней, а следовательно и входящих в сечения профилей, но и их
действительных длин, так как заказ для упрощения манипуляции по изготов-
лению для основных стержней дается в точных длинах, что делает резку эле-
ментов при изготовлении ненужной и уменьшает число обрезков. Поэтому
в техническом проекте должно быть точно отмечено положение стыков и
прикреплений, определены их тип и способ обработки торцов (резка, при-
строжка и т. д.).

Зная положение стыков, задавшись их типом, зная по расчету число
заклепок или сварных швов для осуществления стыка или прикрепления,
исходя из выработанных стандартов размещения заклепок и швов, определяют
действительную длину элемента, принимая во внимание при этом допуски
на неточность резки или обработки и зазоры для ускорения и упрощения
изготовления и сборки, которые должны быть учтены конструктивно. В слож-
ном прикреплении при этом приходится делать эскиз прикрепления. Обычные
размеры допусков 10 мм. Величина зазоров определяется конструкцией и
указана в дальнейшем при описании конструкции. Рационально стыки раз-
мещать так, чтобы точные длины заказываемых элементов приходились бы
в круглых цифрах. В точных длинах заказываются основные элементы стерж-
ней, листовые и профильные. Мелкие элементы, повторяющиеся многократно
(планки, решетки, накладки, диафрагмы, коротыши), заказываются в кратных
или погонных длинах, определяемых суммой размеров данных элементов
с некоторым процентом на потери. Для возможности определения этих длин
в техническом проекте должны быть указаны все дополнительные элементы
для определения их числа и размеров.

Рассматриваемый заказ металла, как мы видим, сильно усложняющий
объем технического проекта, группируется в ведомости по типам профилей,
требуемых в сооружении, и идет на металлургический завод для изготовления
этих профилей. Выдача его до выполнения детального проекта и составления
спецификации (окончательной ведомости металла, необходимого для изготов-
ления) очень сокращает сроки изготовления конструкции, которая может
начаться непосредственно после окончания детальных чертежей, так как за
время детального проектирования может быть осуществлен прокат, почему
этот прием у нас теперь широко применяется.

В. Детальный проект или рабочие чертежи

Деталировка или составление рабочих чертежей имеет целью дать изго-
товляющей организации на основании технического проекта все указания
по наилучшему изготовлению конструкции. Таким образом цель деталировки
строго производственная и поэтому ее наиболее целесообразно производить
Вб
/Линия пристрцМи

ДЬрыталЫю

ЫрылюльмОля
PC 61 S3

рсм-мшп»
Cmotihu\PC6f4um

ВидпоВ-В
В370

Аля PCS!

B(M2:L-3№

талЫюЗля
MS1-63

Фиг. 7. Рабочий чертеж (марка) стержня колонны. Применение различных масштабов дла основных размеров и деталей.

209ОЛ0;1л475 ф!

Л-470-Ю: 1’715®

4S Примечаний
вседири и мнлепни a-a.-t

IWlMoB АЛЯРч

Е^, ^ля.РЛ.П.

ДЛЯРС63

-140'10, 1’490 ®
l2L/5<W2,t-500®

2L9M)iMn(Z)

-90-t2,1-320 © С дольной стораЛ

TI 11 1 ЯЗ uso-foa;

-4fl0<g)

^ИЙИЙ
на заводах, в конструкторских бюро, знакомых со всеми деталями производства
и оборудования завода, от которых деталировка самым тесным образом зависит.
Содержание деталировочных работ, непосредственно зависящее от содержания
технического проекта, никоим образом не должно состоять в механическом при-
способлении последнего к оборудованию и возможностям изготовления завода.

Деталировке, как и всякой другой проектировочной работе, также
не чужды вопросы оптимальности. От качества деталировки непосредственно
зависят трудоемкость, оптимальность изготовления и монтажа и оптималь-
ность работы сооружения под нагрузкой, которая в первую очередь зависит
от удачного выбора конструированной детали, т. е. от работы де талировщика.

Таким образом можно сказать, что эта работа, дающая окончательное
оформление и завершение конструкции, является крайне важной в проекти-
ровочном деле.

Металлические конструкции состоят из отдельных элементов, монтажных
единиц „марок", выпускаемых заводом в виде готовых изделий, из которых
монтируется на площадке конструкция. Размеры этих марок весьма различны,
колеблясь от какой-либо стропильной фермы, подкрановой балки или даже
цельного малого моста до небольшой накладки или уголка связей. Обычно
мелкие элементы отправляются с завода приболченными к более крупным,
к которым они непосредственно относятся. Деталировочные чертежи, как
правило, объемлют такие отправочные цельные марки, образуя их альбом
(фиг. 7 и 8). Обозначения марок фиксируются определенными правилами (клю-
чом), указываемыми в начале альбома.

Конструкция в целом, проработанная уже техническим проектом, дается
только в виде схемы расположения марок, определяющей их монтаж. Иногда
и детальные чертежи даются в виде конструкции в целом (планов, разрезов,
фасадов), но тогда они повторяют технический проект и теряют свою ценность
дзя завода.

Масштабы детальных чертежей берутся достаточно крупные — от
’/го *.'е

Так как сложность и трудность изготовления отдельных частей кон-
струкции различны (например в сквозных фермах узлы и концевые части
прикрепленных стержней представляют разнообразие и сложность, а стержни
между узлами, на которых располагается однообразный узор заклепок или
швов, весьма просты и представляют собою' повторения одного и того же),
то очень часто в детальных чертежах применяют разные масштабы, например
сетку фермы делают в масштабе 720— Vao» а узлы в масштабе
сжимая расстояние между узлами, планками и т. д. (фиг. 9 и 7). Различие
масштабов погашается размерами, указывающими действительные расстояния.
Точно так же в балочной клетке или элементах каркаса сокращаются масштабы
расстояний между прикреплением балок, ригелей и т. д. (фиг. 10). На детальных
чертежах помещаются заклепки или сварные швы таким образом, чтобы раз-
мещение их облегчало работу разметчика, даются все указания, касающиеся
изготовления и разметки, и помечаются все расстояния, необходимые для раз-
метки. Все длины даются фактические для данного элемента. При отсутствии точ-
ной резки указываются допуски у краев, если знание их необходимо для конструк-
ции сопряжения, например при сопряжениях балок в одном уровне (фиг. 10).

В противном случае (например в узловых накладках) расстояния не фи-
ксируются и назначаются разметчиком в соответствии с общими правилами
разметки (фиг. 9). Кроме того для связи даются расстояния до основных точек кон-
струкции (осей и узлов). По детальным чертежам составляются спецификация
(ведомость элементов) каждой марки и вес элементов, а по ним вес всей
конструкции. Этот спецификационный вес уточняет вес заказа металла. Однако
он нужен в первую очередь заводу, изготовляющему конструкцию, и потому
группируется по маркам, а не сортам (профилям) материала.
Фиг. 8. Рабочий чертеж (марка) стержня моста. Применение одного масштаба для основных размеров и деталей.
Фиг. 9. Рабочий чертеж (марка) подстропильной формы. Применение различных масштабов для сетки и деталей.
§ 3. ГРАФИЧЕСКОЕ ОФОРМЛЕНИЕ ДЕТАЛЕЙ

Металлические конструкции вычерчиваются карандашом или тушью.
Разрезы металла плоскостями чертежа заливаются или густо штрихуются
(фиг. 11). Фасады вытягиваются линиями, причем линиями обозначаются
только пересечения плоскостей конструкции или проекции плоскостей, перпен-
дикулярных плоскости чертежа. Переходы от плоскостей к закруглениям
не показываются. Поэтому уголки, швеллеры, двутавры и т. д. на фасаде
показываются только линиями кромок (фиг. 11).
Видимые, расположенные со стороны плоскости чертежа линии показы-
ваются сплошной линией, невидимые, прикрытые констоуктивными элемен-

Фиг. 11. Графическое оформление металлических конструкций. Фасад и поперечный
разрез.

тами, — пунктиром. Пунктирная линия показывается лишь в том случае,
когда деталь расположена на элементе, соприкасающемся с плоскостью

чертежа, но прикрыта другим элементом или находится на его невидимой
строне (фиг. 12). Если невидимая линия расположена на элементе, прикры-
том другим, так что между ними находится пустое пространство (воздух),
она не показывается. Так, не показываются линии и детали внутри короб-
чатого пояса, если он прикрыт наружным листом (фиг. 13). Проведение
пунктирных линий столь же обязательно, как и сплошных, так как это очень
облегчает чтение чертежа. Целесообразно во избежание затемнения чертежа
не показывать никаких видимых линий и элементов, расположенных не в пло-

Фиг. 15. Изображение высадки

Фиг. 16. Изображение стыка.

скости чертежа, а в глубине его, например не показывать расположенные
в глубине ферм нижние связи, если смотреть со стороны верхнего пояса
моста, поперечные связи и т. д.

Прокладки, расположенные под элементами, иногда штрихуются, хотя и
без этого чертеж обычно может быть прочитан (фиг. 15). Высадки уголка

показываются поперечной чертой, иногда
с небольшой штриховкой (фиг. 14). Стык
(шов) показывается двумя рядом поста-
вленными пунктирными (если шов неви-
дим) или сплошными линиями (фиг. 16).
Вообще каждый элемент, если он не
плотно пригнан (пристроган или при-
терт) к другому, показывается своим
контуром (фиг. 16).

Заклепки обозначаются на фасаде
(когда стержень заклепки перпендику-
лярен плоскости чертежа) кружком
или крестиком (фиг. 17), которые

Фиг. 17. Изображение заклепочного
поля.

вычерчиваются на пересечении рисок, т. е. линий, направленных вдоль
действия силы и перпендикулярно к ним, на пересечениях которых наме-
чаются центры заклепок. Риски проводятся тонкими сплошными линиями.
Размещение рисок имеет существенное значение для изготовления конструкции
и указано в главе VIII. В заклепочном поле нет необходимости указывать

Условное
обозначение

Тип
соединения

Фиг. 18. Обозначение заклепок.

на чертеже все заклепки, достаточно пометить крайние из них, указывающие
узор их размещения, и провести риски или даже указать число их (шаги).
При обозначении кружком заводской заклепки обозначается головка заклепки,
в соответствии с чем и подбирается диаметр кружка. Монтажные заклепки,
которые ставятся при сборке, обозначаются черным небольшим кружком
с диаметром, равным отверстию заклепки (фиг. 8 и 10). Заклепки впотай или
вполупотай обозначаются черточкой (фиг. 18). Заклепки, для которых делаются
специальные указания, обводятся тонкой волнистой линией и от них выно-
сится стрелка к указанию (фиг. 7 и 9). -Диаметр заклепки, основной в конструк-
ции, ничем не обозначается; прочие диаметры обозначаются условной неслож-

4=38 35 32 29 26 23 20 17 74 12 10

Фиг. 19. Обозначение заклёпок согласно ОСТ.

ной заливкой кружка заклепки, что несравненно целесообразнее с точки зрения
количества работы достаточно сложных стандартных обозначений заклепок
согласно ОСТ (фиг. 19). Диаметр монтажных заклепок всегда обозначается

Фиг. 20. Обозначение за
клепки.

Фиг. 21. Вид сварного шва.

на чертеже. Заклепки, стержень которых параллелен плоскости чертежа, обо-
значаются карточкой (фиг. 13 и 9). При нескольких рядах обозначается только
ряд, ближайший к чертежу.

Фиг. 22. Обозначения сварных швов штриховкой и стрелкой.

Наконец, если заклепка попадает в разрез, она не чернится (фиг. 20).

Сварные швы имеют неровную поверхность наплавленного металла в виде
небольшого валика, похожего на червячок (фиг. 21). Поэтому на чертежах
на фасаде они обозначаются поперечной штриховкой, идущей у контура
приваренного элемента, ограниченной тонкой линией, в видимых швах сплош-
ной, в невидимых — пунктирной (фиг. 22). В поперечном разрезе швы зали-
ваются. Иногда для более ясного и быстрого обозначения видимые швы
заливаются и на фасаде (фиг. 23), а невидимые густо штрихуются, но тогда

все поперечные разрезы основного металла только штрихуются. В практике

нашего конструирования размеры швов обычно выносятся при помощи

стрелки по способу, предложенному проф. Вологдиным, как о том сказано
в главе IX стр. 231; сверху линии стрелки пишется толщина, снизу — прочие
размеры шва (фиг. 23 и 24). На этой же стрелке помощью условных обо-

значений, введенных проф. Вологдиным,
димость. Тогда обозначения на стрелке
вполне достаточны для полного опре-
деления шва и штриховка может быть вы-
кинута, что часто и делается (фиг. 26).
Часто для большей ясности оставляется
поперечная штриховка, но без огра-

можно указать тип шва и его ви-

Фиг. 24. Обозначение сзарных швов
штриховкой (бзз ограждающей черты)
и стрелкой.

Фиг. 23. Обозначение сварных швов за-
ливкой.

ничивающей черты (фиг. 24), или при больших масштабах обозначения стрел-
кой совмещают с штриховкой шва (фиг. 24).

Размеры ставятся в количестве, строго необходимом для цели чертежа,
так как чрезмерное количество размеров приводит к его затемнению и уве-
личивает труд чертежника. На эскизном проекте ставятся только генераль-
ные размеры сооружения, габаритов и отметки связи с другими частями
сооружения или окружающей обстановки (фиг. 4).

В техническом проекте (фиг. 5 и 6) ставятся отметки связи с окружающей
обстановкой, генеральные размеры сооружения, габаритов и основных эле-
ментов конструкции, расстояние от узлов до стыков, а также расстояние
между планками, диафрагмами и другими деталями, вытекающими из расчета,
и конструкции, необходимые для составления заказа металла. Размеры стерж-
ней не проставляются, а надписываются рядом с элементом например
пишутся вдоль раскоса:

2 Z 75X8; / = 2630 (фиг. 9).

На детальных чертежах в кружке обычно выставляется номер спесифи-
кации (фиг. 7, 8, 9).
Очень часто вдоль стержня надписывается расчетное усилие (фиг. 5).
При деталировке простановка размеров подчиняется условиям разметки
и изготовления.

В клёпаных конструкциях основой определения размеров являются шаги
заклепок и все расстояния и размеры увязываются с ними (фиг. 7, 8, 9, 10).

При деталировке прогона или балки, представляющей собою одну мон-
тажную единицу, керном, основой является риска крайней заклепки. Если
балка самостоятельна, то эта заклепка, с одной стороны, определяет конец
конструкции в соответствии с риской окаймляющего вертикального уголка,
или, если такового уголка не имеется, с расстоянием до края листа и допусками
на обрезку; с другой стороны, размечаются шаги заклепок в соответствии
с разбивкой элементов балки. Если балка прокатная и поясных заклепок
не имеется, то производится разбивка по заклепкам прикрепляемой конструк-
ции, причем, очевидно, учитываются все правила стандартизации и размещения
заклепок, указанные в главах VIII и X (фиг. 10).

Если балка составляет часть балочной клетки, то показывается рассто-
яние от крайней заклепки до оси поперечной балки, определяемое размещением
окаймляющего уголка с требуемым зазором, как об этом указывается в главе X.
Размер вертикального листа при этом не показывается, так как разметчик
сам его наметит в соответствии с размещением крайнего ряда заклепок.
Размещение заклепок по вертикали определяется вертикальными рисками,
которые берутся постоянными со всей длине конструкции, и потому все
вертикальные расстояния определяются счетом этих рисок.

Размер вертикального листа надписывается на листе (фиг. 25), точно так же
надписываются размеры уголков и деталей (уголков жесткости, коротышей и т.д.).

Размеры горизонтальных листов также фиксируются заклепочными
шагами и расстояниями от крайней заклепки до конца листа.

Таким образом размеры, кроме генеральных размеров, ограничиваются
шагами и рисками заклепок и расстояниями от них до крайних точек и обо-
значениями у элементов их сечений и длин.

При этом, если какой-нибудь элемент, например накладка, по своему
положению не стеснен никакими другими элементами, то размеры его не
фиксируются, так как разметчик сам по положению крайних дыр сумеет его
обрезать (фиг. 9).

Из сказанного может быть сделано совершенно неправильное заключение,
что разбивка заклепок предшествует конструированию и ведет его; напротив,
конструкция и расстояния между ее элементами (стыками, уголками жесткости
и пр.) определяются расчетом и общими конструктивными соображениями,
после этого наносится размещение, заклепок, устанавливаются шаги и необхо-
димые сбои (индивидуальные шаги заклепок), фиксируется размещение заклепок,
причем несколько могут передвинуться и элементы конструкции, если они
ничем не стеснены, и наконец по заклепкам вычисляются расстояния.

При деталировке сквозной легкой фермы, которая также является одной
монтажной единицей (фиг. 9), в узлах отмечают расстояния от центра узла
до крайних заклепок прикрепления раскосов по осям этих раскосов и далее
по соответствующим шагам намечают положения требуемых заклепок для при-
крепления стержней. Эти заклепки определяют размеры узловой фасонки,
которые даже не фиксируются, а даются только очертанием, так как она
ничем не стеснена, и разметчик может дать их сам по размещению крайних
дыр. Расстояние между крайними заклепками прикрепления есть основное
расстояние прикрепленного стержня (раскоса), получаемое как разность его
геометрической длины между узлами и суммы расстояний от узлов до крайних
заклепок; например для опорного раскоса фиг. 9 это расстояние равняется
2882—(131200) = 2551. Крайние заклепки, с одной стороны, определяют
действительную длину стержня путем добавления к расстоянию между ними
46

Фиг. 26. Деталировка узлов сварной фермы.
Фиг. 27. Вынос узлов сварной фермы при деталировке.

припусков от крайних заклепок до концов стержня. Так, для опорного рас-
коса (фиг. 9) действительная длина равняется 2551-|-4040 = 2631 или
округленно 2630 мм. С другой стороны, между ними размечаются между-
заклепочные расстояния по длине стержня для прикрепления промежуточных
элементов (планок, шайб и т. д.). Если ферма примыкает к колонне сбоку (фиг. 9),
до опорный узел намечается так же, как в балке балочной клетки, а именно»
тается расстояние от оси колонны до риски крайней заклепки, соответству-
ющее размещению опорного коротыша с должным зазором между ним и стенкой
колонны, и затем отмечаются риски прикрепляющих заклепок. Таким образом
и здесь основными размерами являются шаги заклепок и риски. Кроме этих
размеров в полях фермы отмечают углы наклонов раскосов фермы по тангенсам,
которые обычно задаются длиною стойки и полем нижнего пояса; эти тан-
генсы разметчику необходимы для нанесения углов (фиг. 9 и 8).

Длина элементов надписывается рядом с элементами вместе с их сечениями.

Проектировка при этом обычно ведется в двух масштабах — сетка
в Узлы в

В сварных конструкциях постановка размеров значительно упрощается.
В сплошных конструкциях наносятся расстояния между осями прикрепленных
элементов (вспомогательных балок, ребер жесткости и т. д.) и осями стыков
листов. Крэме того наносятся или проставляются размеры накладок (фиг. 25).
В сквозных отмечают расстояния по осям стержней от центра узла до резов
прикрепляющих элементов (фиг. 26 и 24), устанавливающие длины элементов
стержней. Полные длины привариваемых внахлестку элементов показываются
у стержней.

Наконец намечаются расстояния от узлов до стыков поясов и размеры
накладок, определяющие лист, из которого можно вырезать накладку, а также
расстояния между диафрагмами, ребрами жесткости и т. д.

Иногда в простых конструкциях деталировкой выносят одни узлы, оставляя
изображение всей конструкции в мелком масштабе (фиг. 27). Этот прием
менее обозрителен и удобен, чем нанесение узлов на одной сетке (фиг. 9).

Размеры швов и расстояние между шпонками прерывистых швов выно-
сятся на стрелки.
ГЛАВА 111

ТИПЫ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ И ДЕЙСТВУЮЩИХ НА
НИХ НАГРУЗОК

Металлические конструкции могут быть разделены на следующие ком-
плексы н элементы.

Фиг. 28. Внутренний вид конструкции промышленного цеха.

Конструкции промышленных зданий, состоящие, вообще говоря,'
из металлического остова (каркаса), поддерживающего наружную оболочку
(ограждение, стены и кровлю) (фиг. 28 и 29).

Фиг. 29. Схема конструкции промышленного цеха.
Вид по А -Л

Фиг. 30. Схема конструкций ячейки тяжелого цеха:
а — план связей в плоскости нижнего пояса ферм; Ь — поперечный разрез; с и d — продольные разреш
Основой металлического каркаса являются главные колонны,
закрепляемые в фундаментах и располагаемые в продольных рядах на извест-
ном расстоянии — „шаге* колонн — друг от друга (фиг. 32 и 29).

В различных рядах может быть и различный шаг, но он обычно берется
кратным друг другу. Расстояние между колоннами определяет пролег цеха
(фиг. 29 и 30); прямоугольник, отделяемый наибольшим шагом колонн, опре-
Плон

стропильных ферм. Продольный разрез. Каркас торца. Температурные блоки.

деляет „ячейку" цеха. Продольные ряды главных колонн несут подкра-
новые балки, по которым в пролетах цеха ходят крановые мосты;
поверху в продольном направлении главные колонны связываются подстро-
пильными фермами, поддерживающими поперечные стропильные
фермы. Крайние колонны связываются еще продольным членением
наружного каркаса, поддерживающего стены. Если расстояние между
колоннами велико, ригели наружного каркаса поддерживаются кроме того про-
межуточными вертикальными стойками (фиг. 33).

Стропильные фермы располагаются на некоторых расстояниях друг
ОТ друга, — „шаге" стропил. Шаг стропил берется в простом отношении
к шагу колонн (фиг. 28, 29, 30). Стропильные фермы, располагаемые в пло-
скостях главных колонн, связываются с ними и образуют поперечную
раму цех.а (фиг. 28, 29, 30). Прочие стропильные фермы укрепляются в под-
стропильных фермах. Стропильные фермы соединяются между собою: 1) Свя-
зями горизонтальными продольными, идущими в первых панелях
нижнего пояса вдоль колонн (фиг. 29, 30, 31). Связи эти являются основными
горизонтальными связями цеха, придающими всему сооружению цеха жест-
кость в горизонтальной плоскости. На эти связи опираются верхние концы
промежуточных стоек каркаса. Располагаясь в плоскости нижнего пояса стро-
пильных ферм, связи эти совпадают с одним из поясов подстропильных ферм,
образуя с ними жесткий двугранный угол (фиг. 29). 2) Связями располо-

Фиг. 32. Схема работы конструкции цеха; поперечный ра рез; стойка каркаса
и горизонтальная ферма.

женными в плоскости верхнего пояса стропильных ферм и связы-
вающими две соседние стропильные фермы. Они помещаются через две-три
фермы и имеют монтажное значение. 3) Вертикальными попереч-
ными связями, расположенными в плоскостях некоторых стоек ферм и
связывающими две соседние фермы (как раз те, которые связываются связями
по верхнему поясу). В результате эти две фермы образуют жесткий блок,
к которому при помощи прогонов или специальных тяг прикрепляются сосед-
ние фермы (фиг. 30). Иногда этот блок стягивается связями и в плоскости
нижнего пояса стропильных ферм. Однако это не является обязательным.

Стропильные фермы несут прогоны, которые поддерживают кровлю
(фиг. 29). Кроме того на стропильных фермах укрепляется конструкция
фонарей. Иногда кровля и прогоны помещаются на специальной поддержи-
вающей конструкции, укрепляемой на стропилах.

При большой длине цех делится температурными сквозными
швами, имеющими продольную подвижность, на температурные блоки
(фиг. 31). В каждом температурном блоке должна быть продольная конструк-
ция, обычно в виде вертикальных связей, для передачи опорам воздействий
от продольных. сил температурных деформаций цеха и продольных сил тормо-
жения подкрановых балок. Обычно эта конструкция помещается в середине
температурного блока или у его краев (фиг. 31).
Конструкции цеха работают на воздействия: атмосферных сил, каковы

снег и ветер, веса конструкции и воздействие инер-
ционных сил, перемещающихся по подкрановым бал-
кам крановых мостов.

Атмосферные силы действуют на внешнее огра-
ждение здания; снег и ветер, действующие на кровлю
и фонари, передаются прогонам, затем стропильным
фермам и далее через подстропильные фермы или не-
посредственно— колоннам; точно так же передается
собственный вес кровли, прогонов и стропил, обра-
зующих конструкцию шатра. Ветер, действующий
на боковые стены, передается при помощи ригелей
каркаса на колонны и при помощи стоек — на гори-
зонтальную ветровую ферму и оттуда на колонны.
Вертикальная нагрузка крановых мостов через под-
крановые балки передается колоннам; инерционные
усилия крановой нагрузки — торможение — переда-
ются через специальные тормозные фермы,
расположенные в плоскости верхнего пояса
подкрановых балок: поперечное — на колонны,
продольное—на вертикальные тормозные
связи, располагаемые в каждом температурном
блоке (фиг. 30, 31, 32).

Кроме указанных расчетных усилий продольные
связи работают еще на не учитываемые расчетом
весьма важные усилия, происходящие при движении
кранов; усилия эти изгибают и скручивают колонны;
как известно, сопротивление призматических брусьев

Пдан

Фиг. 33. Схема работы
подкрановой колонны и
горизонтальной фермы.

скручиванию вообще незначительно; поэтому завязка колонн в горизон-
тальной ферме, при помощи которой нагруженная ферма поддерживается

Фиг. 34. Конструкция балочной клетки перекрытия.
соседними, является весьма желательной, и горизонтальные фермы несут крайне
важную службу поддержки устойчивости цеха (фиг. 31 и 33).

Элементами конструкции цеха являются легкие балки и фермы, прогоны,
ригели, стропила, подстропильные и ветровые фермы, тяжелые балки и фермы,
подкрановые балки, колонны и промежуточные стойки.

Конструкции балочных клеток, площадок, перекрытий состоят
из продольных и поперечных балок, опирающихся на колонны и поддерживаю-
щих настил (фиг. 6 и 34'
Фиг. 36. Внутренний вид конструкции элинга для дирижабля.

Основой конструкции являются главные (продольные) балки, рас-
полагаемые в плоскостях продольных рядов колонн; расстояние между,
колоннами в ряду определяет пролет главной балки. Между рядами главных
балок размещаются в случае необходимости поперечные связи, связы-
вающие главные балки, и если это расстояние является слишком большим,
таким, что его не может перекрыть настил, — поперечные или вспомо-
гательные балки, поддерживаемые главными; иногда между главными
балками на поперечных укладываются вспомогательные и продоль-
ные балки (фиг. 34 и 35).

Фиг. 37. Ьид конструкции ангара.
Фиг. 38. Проект ангара пролетом 200 м.

Горизонтальных связей обычно между
конструкция настила достаточно жестка для

балками не делается, так как
восприятия горизонтальных сил;

Фиг. 39. Проект ангара висячей конструкции.

если последнее не имеет места, между главными балками — в плоскости верх-
него пояса— располагаются горизонтальные про до л ьн ые связи.

Фиг. 40. Конструкция открытой верфи.

Площадки или перекрытия при большой длине разделяются темпера-
турными швами на участки; в каждом участке должна быть конструкция
обычно в виде вертикальных связей в плоскости колонн или
контрфорсов (подкосов) для восприятия горизонтальных сил и neje.a4H
их опорам (фиг. 35).

5S
Фиг. 42. Конструкция жесткой
радиобашни,

Фиг. 43. Конструкция мачты электропередачи.
Площадки и перекрытия работают на основную вертикальную нагрузку
(полезную на настиле и собственного веса) и небольшие горизонтальные
нагрузки в виде сил ветра (если эстакада открыта) или торможения временной
нагрузки. На вертикальную нагрузку работают балки и колонны; горизонталь-
ные силы воспринимаются обычно специальной конструкцией вертикальных
связей. Элементами конструкции площадок и эстакад являются балки и
колонны.

Конструкции специальных зданий больших пролетов — элинги,
ангары, гаражи, склады, вокзальные перекрытия — имеют такие же членения и

Фиг. 44. Конструкция башни шахтного подъемника.

элементы, как и промышленные здания, за исключением подкрановых балок
(фиг. 36 и 37). Последнее обстоятельство приводит к тому, что колонны и
стропила в этих зданиях имеют примерно одинаковую мощность, что пред-
ставляет удобным соединять их вместе в виде общей поддерживающей попе-
речной конструкции (арочной или рамной) (фиг. 36).

В том случае, когда необходимо иметь крайне большие шаги колонн,
целесообразно устройство продольной основной поддерживающей конструкции
в виде одной или двух спаренных (для большей устойчивости) ферм большого
пролета в форме балочной, рамной или висячей системы, на которую опи-
60
рается поперечная конструкция шатра (стропильные фермы) или кднструкция
перекрытия (например деревянного) (фиг. 38 и 39).

Конструкции, рассматриваемые в данном разделе, работают аналогично
промышленным зданиям только на атмосферные воздействия (ветер и снег) и
на собственный вес.

Фиг. 45. Открытая конструкция подстанции

Фиг. 46. Конструкция пролетного строения моста-
на атмосферную нагрузку (ветер и снег).

Конструкции судоверфей и крановых эстакад (фиг. 40, 41)
отличаются от промконструкций тем, что не имеют шатра (стропильных ферм
и кровли). Они работают на воздействие кранов, собственный вес и ветео.

Конструкции мачт, ба-
шен, вышек состоят: 1) из
основных ребер, передающих
воздействие нагрузки опорам,
которые располагаются на пере-
сечении граней сооружения,
2) решетки или заполнения в
плоскостях граней, связываю-
щей ребра между собою для
увеличения их устойчивости и
работы на изгиб, и 3) верхней
несущей конструкции для вос-
приятия полезной нагрузки (тра-
версы для поддержки проводов
у мачт, оголовка для под-
держки трубопроводов, резер-
вуаров у башен, подъемного
оборудования у вышек и т. д.)
(фиг. 42, 43, 44).

Мачты и башни работаю-

полезные нагрузки (вес проводов, их натяжение и пр. у мачт, вес резервуаров
и оборудования у башен и т. д.) и собственный вес конструкции. Особен-
ностью этих конструкций является сравнительная значительность горизонталь-
ных нагрузок, часто определяющих форму сооружения (например уширение
Фиг. 47. Конструкция пролетного строения моста: глав-
ные фермы, связи, проезжая часть.
Фиг. 49. Конструкция подвижного моста-перегружателя с подъемной консолью.

конструкции книзу). У мачт существенной также является эксцентричная гори-
зонтальная нагрузка (одностороннее натяжение проводов), скручивающая
мачту. Если поперечное сечение мачты не является неизменяемой фигурой
(треугольником), то для сопротивления ее скручиванию следует иметь доста-
точное количество диафрагм или поперечных связей.

Конструкции мачт и башен представляют собою пространственные сквоз-
ные брусья, которые в большинстве случаев могут быть разбиты на плоские
фермы.

Конструкции открытых подстанций состоят из закрепленных
в опорах стоек, связанных горизонтальными ригелями, служащими для под-
вески проводов и электрического оборудования (фиг. 45). Размещение стоек
весьма разнообразно и в большинстве случаев не отражается на конструкции

Фиг. 50. Конструкция подвижного моста-перегружателя с жесткой
консолью
Фиг. 51. Конструкция эстакады подвесной дороги угольнпгл склада.
Фиг. 53. Доменное хозяйство: домны, каупера, скиповые мосты.

стоек и ригелей, представляющих собою обычно сквозные легкие системы
Конструкция работает на вертикальную нагрузку электрического оборудования
собственный вес и на горизонтальные силы ветра и натяжения проводов, при-
водящие к горизонтальному изгибу и скручиванию ее элементов, благодаря

Фиг. 54. Конструкции трубопроводов.
чему последние должны иметь сечения, сопротивляющиеся изгибу в обеих
плоскостях и кручению.

Конструкции пролетных строений мостов и кранов (фиг. 46,
47, 48) состоят: 1) из главных ферм, работающих на основную верти-
кальную нагрузку и передающих ее опорам, 2) проезжей части, не-
посредственно воспринимающей воздействие этих нагрузок и передающей
их главным фермам, и 3) связей, работающих на горизонтальные нагрузки
и связывающих главные фермЬ в один устойчивый пространственный брус.
Конструкция проезжей части представляет собою обычно балочную клетку из
продольных и поперечных балок, опирающихся на главные фермы; конструк-
ция главных ферм осуществляется в виде сплошных или сквозных балочных,
арочных или висячих систем; конструкции связей представляют собою обычно
сквозные балочные фермы. Сюда же по конструктивному оформлению могут
быть отнесены конструкции подвижных мостов-перегружа-
телей (фиг. 49, 50) или неподвижных эстакад для перемещения
грузов (фиг. 51) скиповых мостов доменных подъемников (фиг. 53) и т. д.

Все эти конструкции работают на вертикальную временную и постоянную
нагрузку, воспринимаемую проезжей частью и главными фермами, инерцион-
ные усилия при перемещении временной нагрузки, вертикальные, восприни-
маемые проезжей частью и главными фермами, и горизонтальные, восприни-
маемые проезжей частью и связями.

Листовые конструкции — резервуары, трубы, газгольдеры, домны, кау-
перы, скруберы и пр.—представляют собою листовую оболочку, укрепляемую
в случае ее недостаточной устойчивости дополнительным каркасом или
остовом (фиг. 52, 53, 54).

Оболочка состоит из рядов листов, раскроенных и выгнутых согласно
ее очертанию и склепанных или сваренных друг с другом; остов—из вертикаль-
ных стоек и горизонтальных ригелей и ребер перекрытий в виде сквозных
или сплошных ферм.

Листовые конструкции работают на атмосферные нагрузки, вес кон-
струкций и воздействие заключенных в них жидкостей и газов.
ГЛАВА IV

ЗНАЧЕНИЯ НАГРУЗОК МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ

§ 1. КЛАССИФИКАЦИЯ НАГРУЗОК, ДЕЙСТВУЮЩИХ НА СООРУЖЕНИЯ

Типы нагрузок, как указывалось выше, тесно связаны с назначением
сооружения. По своему значению они могут быть разбиты на несколько
классов:

1) Основные нагрузки, всегда проявляющиеся при работе соору-
жения или непосредственно связанные с назначением сооружения; таковыми
являются: полезная нагрузка обычной интенсивности, атмосферные нагрузки
(в нашем климате снег), собственный вес и другие, зависящие от назначения
сооружения, например движущиеся экипажи для мостов, воздействие кранов
для промышленных сооружений и т. д.

При расчете только на эти нагрузки принимается больший коэфициент
безопасности и берется более низкое основное допускаемое напряжение
(например для промышленных конструкций и стали 3 [л] = 1400 кг/см2),

2) Случайные нагрузки, проявляющиеся не всегда. К ним в первую
очередь должен быть отнесен ураганный ветер, затем действие температуры,
осадки опор, полезная нагрузка исключительной интенсивности, силы, слу-
чайно проявляющиеся при работе полезной нагрузки, например торможение
на мосту (но не в промышленной конструкции, где торможение крана—обыч-
ное явление), наибольший гололед на проводах и т. д.

При расчете основных и случайных нагрузок, учитывая редкое появление
совокупности их, берется меньший коэфициент безопасности и более повы-
шенное основное допускаемое напряжение (например для промышленных кон-
струкций и стали 3 [л] = 1700 кг/см2).

3) Для некоторых конструкций (например для мачт электропередач),
которые не являются особенно ответственными, но которым иногда приходится
работать на совокупность очень больших сил, разрешается эту совокупность
рассматривать как исключительно редкую и рассчитывать их при еще более
высоких напряжениях, доходящих до предела пропорциональности (для стали
3 = 2000 кг/см2), учитывая, что и при таком напряжении разрушение про-

изойти не может, но при этих случайных перегрузках могут лишь иметь место
остаточные деформации.

§ 2. АТМОСФЕРНЫЕ НАГРУЗКИ. СНЕГ

Атмосферные нагрузки, каковыми являются снег, ветер и воздействие
температуры, являются общими для всех типов сооружений. Они нормируются
у нас Едиными нормами строительного проектирования.

Снеговая нагрузка зависит от местоположения сооружения в отно-
шении широты и долготы местности и высоты ее над уровнем моря; зависит
она также и от наклона поверхности, покрываемой снегом; при крутых
поверхностях, больших 45°, снег сваливается, и снеговая нагрузка в этом случае
равняется нулю, если исключена возможность скопления снега между высту-
пами кровли.

Значение снеговой нагрузки определяется метеорологическими наблюде-
ниями за толщинами слежавшегося (наиболее плотного) снегового покрова.

Величина снегового покрова зависит от района расположения сооруже-
ния. Едиными нормами 1933 г. установлено четыре района, характеризую-
щихся толщиной покрова, большей 60 см (район № 3), меньшей 60 см
(район № 2), меньшей 30 см (район № 1) ъ отсутствием устойчивого покрова
(район № 0), и для них даны значения снеговой нагрузки на квадратный метр
горизонтальной проекции покрытия, указанные в следующей таблице:

Таблица 1

№ рай- она Толщина снего- вого покрова в см по данным мест- ных метеорологи- ческих пунктов Снеговая нагрузка рсн в кг/м~ горизонтальной проекции покрытий
/ угол наклона кровли подъем цилиндри- ческого покрытия
0. | 10° 1 20° 30° 35° 40° 45° 50° / 1 6 1 6
0 Без устойчивого покрова Л <30 см 25 25 25 25 25 25 25 0 25 25
1 40 45 50 50 40 30 25 0 30 25
2 Л <60 . 80 90 100 100 80 60 40 0 60 40
3 Л>60 » 120 135 150 150 120 90 60 0 90 60

Наибольшие значения снеговой нагрузки, как видно из этой таблицы,
получаются при угле наклона кровли в 20 — 30°, так как при этих углах
наклона снег еще не скатывается, и кровлями с подобными уклонами обычно

Фиг. 55. Отложение снега при сту-
пенчатом очертании кровли.

перекрывают простейшие здания, где нель-
зя ожидать ухода за кровлей; на кро-
влях с меньшими уклонами снег сдувает-
ся, что препятствует его скоплению, а
потому и значения снеговой нагрузки для
этих уклонов даются меньше.

Если при проектировании кровель
предположена возможность подтаивания
снега теплом, выделяемым внутри поме-
щения, что часто имеет место в промсо-

оружениях, то возможно снижение снеговой нагрузки:

а) на 50% в том случае, если покрытие полутеплое (термическое сопро-
тивление 1,10 — 0,75),- а температура внутри на высоте 2/3 помещения не
менее 15°;

б) на 75%, если кровля холодная (термическое сопротивление больше
0,75), а в помещении выделяется значительное количество тепла (более 800
калIчас на 1 м2 перекрытия), что соответствует горячим цехам.

Однако при этом принятые нагрузки должны быть не меньше 25 кг{м2
и должна быть произведена проверка на полную нагрузку при повышении
допускаемых напряжений на 35%.
При фигурных очертаниях кровель предположено неравномерное распо-
ложение снеговой нагрузки, учитывающее образование снеговых мешков.

Так, если кровля имеет ступенчатый характер (фиг. 55), нагрузка снега
берется по треугольнику с наибольшей высотой снегового покрова, равной
высоте выступа, или 4А, где А— высота покрова снега данного района, указан-
ная в табл. I. Объемный вес снега принимается при этом 100 кг}м3.

Если кровля имеет впадину [например между двумя фонарями (фиг. 56)],
то нагрузка принимается по поперечному, параллельному оси фонаря уклону
кровли, при этом она на одной стороне впадины увеличивается на 30%,
а на другой — уменьшается (за счет образования мешка и сдувания ветром).

Фиг. 56. Отложение снега во впадине между фонарями.

Если кровля имеет повышенные части (фиг. 57), то на повышенных
частях снеговая нагрузка за счет сдувания ветра уменьшается на 50%.

Фиг. 57. Отложение снега во впадине при Фиг. 58. Отложение снега во впадине при
сдувании с верхней поверхности. отсутствии сдувания с верхней поверх-
ности.

Эти 50% переносятся на пониженную часть кровли, на половину ее, приле-
гающую к повышенной, где образуется снеговой мешок. Таким образом
дополнительная нагрузка этой части:

. 0,5 р

ЬРс=*—, =Pc-i->

где — длина повышенной части кровли,

/2 — длина пониженной части.

Если повышенная часть имеет впадину (фиг. 58), то снижение нагрузки
на ней не производится, но в пониженной части на одну ее половину
все же добавляется нагрузка:

а 4

ДЛ=Л-,-.

Наконец нормы учитывают влияние ветра, рельефа и растительности.

В открытых местностях, подверженных сильным ветрам, разрешается
снеговые нагрузки уменьшать на 50%.

В местах, закрытых рельефом местности, застройкой или раститель-
ностью, необходимо нагрузку увеличивать на 25%.
Наименьшее давление снега ре во всех случаях принимается равным
25 кг 1м2.

Таким образом мы видим, что нормы весьма подробно регламентируют
снеговую нагрузку. К сожалению они не дают основного географического
расположения районов и отсылают к мало распространенному Климатологиче-
скому справочнику главной геофизической лаборатории1. Поэтому до тех пор,
пока не будет составлена географическая карта районов, непосредственное
использование табл. 1 оказывается затруднительным, и, невидимому, прихо-
дится снеговые нагрузки попрежнему определять на основании норм 1931 г.,
где снеговые нагрузки даны четко, в зависимости от географических координат
местности и превышения ее относительно уровня моря.

По нормам 1931 г. величина снеговой нагрузки на 1 м2 поверхности
перекрытия определяется формулой:

рс = р°с (1 -f- 0,002Л) (45° — а) кг{м\

где — снеговая нагрузка на 1 л<а, зависящая от широты и долготы места
сооружения.

В Единых нормах 1931 г. для определения значений приведена
таблица, которая помещена в приложении к настоящей книге. В формуле (1)
1 -|- 0,002А представляет собою зависимость ре от высоты расположения соору-
жения над уровнем моря;

h — указанная высота в метрах. В таблице Единых норм, помещенной
в приложении I, указаны широты, долготы и высоты h над уровнем моря для
большинства населенных пунктов Советского союза, которой можно пользо-
ваться, если точная высота и местоположение неизвестны. Так как фор-
мула (1) конечно очень приближенна, то почти всегда возможно действитель-
ное местоположение заменять ближайшим, указанным в таблице. Для сохра-
нения размерности формулы высота h, исчисленная в метрах, должна здесь
пониматься как отвлеченное число, точно так же, как и угол наклона
кровли а, который в формулу следует подставлять в градусах.

Для типов сооружений, местоположение которых неизвестно, берется
обычно снеговая нагрузка ре=100 кг[м2.

Таким образом при пользовании нормами 1933 г. до тех пор, пока не
будет определено географическое положение районов, можно рекомендовать
снеговую нагрузку ре определять по формуле 1931 г.:

Р.=Р° (1 + 0,002 А) 45* кг^ (2)

и таблицам, отвечающим этой формуле (находящимся в приложении I),
а затем величину рс менять в зависимости от угла наклона кровли пропор-
ционально данным табл. 1 и далее действовать по нормам 1933 г.

В том случае, когда значение рв по формуле (2) оказывается больше
значений по табл. 1 при а = 0, т. е. больше 120 кг/лг3, необходимо взять
ре=120 кг/м2.

Пример 1. Определить давление снега на кровлю завода металлических
конструкций в Свердловске по нормам 1931—1933 г. Углы наклонов темной
кровли над фонарями 20°, фонаря 60°, между фонарями 12° (фиг. 59). По
табл, приложения I берем для Свердловска: широту 56°, долготу 60°, h = 272 м;
далее по табл. 1 того же приложения, несколько интерполируя, находим
р°с = 2,68 и

р°с (1-|-0,002 А) =2,68 (14-0,002-272) =4,14 кг\м2.

1 В настоящее время издано извлечение из этого справочника, дающего значе-
ния ре, помещенное в приложении I.
Следовательно для кровли над фонарями:

ре =p° (1-1- 0,002 А) • (45е—а) = 4,14 • (45 — 20) = 4,14 • 25 = 104 кг)м\
для фонарей:

ре = 0, ибо а = 60° > 45°;

между фонарями:

ре = р\ (14-0,002 А)-(45 —12) = 4,14-33 = 137 ягг/^.

Рассмотрим тот же самый пример применительно к нормам 1933 г. и будем
предполагать, что здание находится в .застроенной местности средн, гооода.

Фиг. 59. Распределение снега на кровле здания примера

Имеем на основании таблиц 1931 г. [формула (2)]:

ре = р° (1-4-0,002 А) 45 = 2,68 • (1-{-0*002 • 272) • 45 = 4,14 * 45 =

= 186 кг

Так как 186 > 120, берем ре = 120 Kzfjfi.

Тогда на основании табл. 1 будем иметь:

для кровли над фонарями

а = 20°, ре = 150 кгг/л2;

для фонарей

а = 60°, ре = 0;

для темной кровли вне фонаря

а = 12е р,= 138

Здание находится в закрытой местности^ поэтому увеличиваем все
нагрузки на 25%.

Тогда получим:

/>' «1,26* 160 = 188 кг/л’;

рс = 1,25 • 138 = 173 кг/л2.

Так как кровля имеет фигурное очертание, то перераспределяем нагрузку
в зависимости от снеговых мешков. Предполагая ветер слева, будем иметь
во впадине над фонарем:

нагрузка в левой части 1,3 р' = 1,3. 188 = 245 кг}м2-,
в правой части 0,7 р' = 0,7 • 188= 132 кг}м2.
Добавочная нагрузка на темной кровле между фонарями в левой части,
если ширина фонарей поверху 15л/, а расстояние между фонарями 25 м
(фиг. 59), буд^т:

Дре = 188 • = 113 кг1м2

и полная нагрузка с левой стороны между фонярями равна:

р'" + Дре = 173 -f- 113 = 286 кг/м2.

Распределение нагрузок показано на фиг. 59.

Если бы мы воспользовались таблицей климатологического справочника,
то мы имели бы (приложение 1а) для Свердловска hc = 42 см < 60 см.
Тогда по табл. 1 для кровли над фонарями:

а = 20°; р/ = 100 кг/м2;

для фонарей

а = 60°; р/' = 0;

для темной кровли

а =12°; р/" = 92 кг/м2.

Увеличение нагрузки на укрытость местности на 25%:

р/ = 1,25 • 100 = 125 кг[м2;

р'" = 1,25 • 92 = 115 кг}м2.

Перераспределяем снег во впадине фонаря:

слева 1,3 р/ = 125 • 1,3= 163 кг/л2;

справа 0,7 р/ = 125 • 0,7 = 88 кг(м2.

На темной кровле добавочная нагрузка:

слева Др = 125 . — = 75 «г/л*2;

полная нагрузка с левой стороны между фонарями:

р"' + Др = 115 + 75 = 190 кг/м2.

§ 3. ВЕТРОВАЯ НАГРУЗКА

Ветровая нагрузка зависит от интенсивности ветра, высоты и очертания
сооружения.

Интенсивность ветра в свою очередь зависит от местоположения соору-
жения. Наибольшие интенсивности получаются в открытых местностях: на
берегу моря, над большими реками, на горах и т. д.; наименьшие — в застроен-
ной или лесистой местности, особенно на низких сооружениях, защищенных
соседними. Интенсивность ветра зависит от квадрата скорости ветра. Вообще
говоря, эта зависимость может быть выражена формулой:

где f — удельный вес воздуха, равный 1,23 кг/м3, g—ускорение силы тяжести
и v — скорость ветра.

Однако, поскольку скорость ветра, как правило, строителю бывает неиз-
вестна, удобнее назначать ветровую нагрузку непосредственно на 1 м2 воспри-
нимающей поверхности.

В отношении интенсивности давления ветра вся территория Союза раз-
делена на указанные ниже три района, для которых установлены следующие
давления ветра на высоте 16 м над уровнем земли, обозначаемые далее
через

1) для прибрежной полосы Черного моря около Новороссийска (длиною
в 100 км) qQg = 100 кг/м2; 2) для прибрежий морей (за исключением Фин-
ского залива и Азовского моря) и низовий больших рек 4^=70 кг/л2; 3) для
всей остальной территории СССР qg = 40 кг/м2.

Это давление уменьшается в зависимости от степени защищенности
сооружений: 1) на окраинах городов, в мелких селениях среди редких насаждений
на 40%; 2) в густо застроенных частях городов и в лесистой местности
на 55%, т. е. берется согласно табл. 2.

Таблица 2

J 1 Районы Открытое место 100% (кг/л2) Окраина го- рода, редкие насаждения 60% (кг/л2) Лесистая или густо застроен- ная местность 45% (кг/л2)
I Прибрежная полоса Черного моря
длиной 100 км с центром в Ново-
российске 100 60 45
II Прибрежья морей (за исключением
Финского залива и Азовского моря)
и устья больших впадающих в них
рек 70 42 32
II] Остальные части Союза 40 24 18

Ветровая нагрузка, как было сказано выше, также зависит от высоты
сооружения, так как скорости ветра в верхних частях атмосферы больше.
По исследованиям ЦАГИ и ЦНИПС зависимость от высоты
принята пропорциональной квадратному корню из нее, т. е.

< ' h"

где q'g— давление ветра на высоте h't a qg— на высоте h".
мость и принята в нормах 1933 г.

Так как давления q°gi показанные в таблице, исчислены при
от уровня земли, то давление на высоте h равняется:

/4=0-25^^ (з>

может быть

(2)

Эта зависи-
высоте 16 л

Давления qg в зависимости от h даны на графике фиг. 60 для откры-
той местности трех указанных выше районов.

Интенсивность ветра при высоте менее 16 л предположена постоянной
и равной q°g, а дальше меняющейся согласно вышеуказанному закону, причем
равнодействующее давление участка, большего 16 л, при определении qg
по формуле (3) принимается на высоте 2/3 этого участка. Так, если здание
имеет высоту Н >16 л, то на боковую поверхность его действуют давления:
на участке высотой до 16 л — q°g кг/лР и на участке выше 16 л:

Яв = 0,25 q*g У(Н- 16) % + 16 = 0,25 q° . у/ 2ТЦ-16
Фиг. 60. Зависимость давления ветра от высоты.

Фиг. 61. Исчисление давления ветра на здания на
возвышенности.

Фиг. 62. Зоны давления ветра высо-
ких сооружений.

Фиг. 63. Воздуховороты вокруг со-
оружений.
Если сооружение стоит на открытой возвышенности, то высоту Н нужно
брать от уровня возвышенности, отстоящего однако на расстоянии не более
20 h от сооружения (фиг. 61).

Для сооружений выше 16 м рекомендуется сооружение делить на зоны
высотой 10 — 20 м и для каждой зоны определять свое ветровое давление.
Так, для зоны высотой h' (фиг. 62), начинающейся с отметки /70, ветровое
давление будет:

/“ л

?. = 0,25?; у Но + уЛ'- <-»)

Если на пути движения струй воздуха располагается препятствие (соору-
жение), то воздушные струи, отражаясь от препятствия, производят на него

Фиг. 64. Коэфициенты обтекания зданий с двух-
скатными кровлями.

положительное, направленное
по движению струи давление
и обтекают препятствие (со-
оружение). Если последнее
имеет несколько граней, распо-
ложенных под углом, или кри-
волинейную поверхность, tg
струи, стремясь при обтекании
двигаться по инерции прямоли-
нейно, отходят от поверхности
сооружения и, препятствуя про-
никновению неотклоненных
струй, образуют область воз-
духоворотов пониженных да-
влений. Такие же области обра-
зуются за сооружением (фиг.
63). Внутри же сооружения,
представляющего собою замк-
нутую коробку, сохраняется
нормальное атмосферное давле-
ние, которое по сравнению с
областями пониженного давле-
ния (воздуховоротов) оказы-
вается больше наружного, в ре-
зультате чего сооружение по-
лучает отрицательные давления,
т. е. воздействия изнутри нару-
жу, называемые отсосом
и стремящиеся поднять или

сдвинуть сооружение. Отсос может быть очень значительным и очень часто
превышающим положительные давления ветра, доказательством чему могут
служить крайне многочисленные случаи отрыва плохо укрепленных легких
крыш, когда отсос оказывался больше силы Тяжести крыши. Таким образом
благодаря наличию многочисленных воздуховоротов воздействие ветра на огра-
ждающие поверхности сооружения оказывается очень сложным; оно может
быть и положительным и отрицательным, смотря по расположению ограждаю-
щей поверхности, и направлено, вообще говоря, наклонно к ней, по напра-
влению воздушной струи. Однако в расчетах принимается только нормальная
составляющая этого давления, так называемое лобовое давление, так как каса-
тельная составляющая по малости силы трения между воздухом и поверх-
ностью сооружения не имеет никакого значения.

Поэтому все давления суть лобовые давления, перпен-
дикулярные поверхности ограждения.
Вся эта сложность явления объемлется одним коэфициентом k—коэф-
фициентом обтекания или коэфициентом давления, опреде-
ляемым из опыта и показывающим, насколько действительное л )бовое давление
на данной поверхности ограждения отличается от интенсивности ветрового
давления qe

Таким образом ветровая нагрузка:

Р. = Ч- (5)

По нормам 1933 г. коэфициент k определен из опытов ЦАГИ и
ЦНИПС. Он, очевидно, является функцией наклона поверхности и очертания

Фиг. 65. Коэфициенты обтекания зданий с дилиндрическими
покрытиями

сооружения. Если сооружение имеет поперечное сечение в виде прямоуголь-
ника, прикрытого треугольником (высокое здание с двухскатной кровлей),
коэфициент k давления на наветренную поверхность наклонной кровли,
в зависимости от угла наклона, выражается графиком фиг. 64. Давление это
положительно для крутых кровель, равно нулю при наклоне в 30° и отрица-
тельно вследствие образования больших водоворотов у резкого угла граней
ограждения при меньших углах. На заветренной стороне кровли оно равно
постоянной величине —0,4 (отсос) (фиг. 6,4,а).
Положительное давление на переднюю вертикальную стену имеет коэфи*
циент-|-0,8, отрицательное на заднюю — 0,4.

В том случае, когда высота стены равна нулю, коэфициент наветренной
поверхности всегда положителен, начинаясь от нуля при а = 0°, заветренной же
отрицателен и равен — 0,4 (фиг. 64,6).

При цилиндрическом покрытии положительное давление ограничивается
только передней частью поверхности на высоте у, являющейся функцией

--------а'15'

--------cf-SO*

а'15е

-------а-90°

а*7э’
--------/7-/5“

Фиг. 66. Наибольшие и наименьшие коэфициенты обтекания остроугольных
фонарей, а — угол наклона направления ветра с поперечной осью здания, для
левой (со стороны ветра), средней и правой частей здания.

-------0-45°
-------

а-30°

Фиг. 67. Наибольшие и наименьшие коэфициенты обтекания треугольных
фонарей для левой (со стороны ветра), средней и правой частей здания.

Фиг. 68. Наибольшие и наименьшие коэфициенты обтекания фонарей Молитора.

высоты покрытия (отношения у). Зависимость эта дана на графике фиг. 65,б.
Отрицательные давления имеют две различные интенсивности. Коэфициенты k
соответствующих давлений даны на графике фиг. 65,а.

При сложных очертаниях кровель вследствие значительных завихрений
на фигурной поверхности кровли получаются очень серьезные отрицательные
давления. Они непосредственно зависят от очертаний кровли. Для некоторых
очертаний они определены на опытах с моделями зданий. Результаты показаны
на фиг. 66 — 71.
Фиг. 69. Наибольшие и наименьшие коэфициенты обтекания
трехпролетного здания.

Фиг 70. Наибольшие и наименьшие коэфициенты обтекания здания с фонарями
„ПОНД".

Фиг. 71. Наибольшие и наименьшие коэфициенты обтекания
здания с фигурной кровлей.

Фиг. 72. Коэфициенты обтекания при
наличии отверстий.

7S
Все эти коэфициенты обтекания получены в предположении, что здание
представляет собою замкнутую коробку, не имеющую отверстий, в которой
сохраняется атмосферное давление, отчего и получаются соответствующие
коэфициенты отсоса. Если в здании имеются отверстия, то в нем устанавли-
вается давление, отвечающее среднему давлению у отверстий. Так как давле-
ние пропорционально коэфициентам k, то можно считать, что в этом случае
внутри здания устанавливается давление, отвечающее коэфициенту kc? = —,
где k0 — коэфициенты у отверстий; это давление оказывает изнутри воздей-
ствие на оболочку, благодаря чему результирующее давление на нее будет
отвечать коэфициенту, равному разности k — kcop, где k — коэфициент при
замкнутой оболочке и давлении внутри здания, равном атмосферному.

В сооружениях с открытой стенкой (фиг. 72) устанавливается внутри
положительное давление, если открытая стенка располагается со стороны
ветра, и отрицательное, меньшее атмосферного, в обратном случае; в нормах
1933 г. первое определяется коэфициентом-f-0,6, второе — 0,4. Давления на
стенки также получаются различными
в зависимости от направления ветра; они
показаны на фиг. 72. На этой же фигуре
показаны в табличке и результирующие
(общие) коэфициенты, принимаемые для
расчета стенок, учитывающие внутреннее
давление. Они равняются разности наруж-
ного и внутреннего давления. Как видно
из данных фиг. 72, при открытой стенке
мается меньше давления у отверстия

на 25 — 33°/О. Это является следствием значительных воздуховоротов, которые
получаются в таком помещении с односторонним впуском воздуха. Далее мы
видим, что давление на наклонную поверхность кровли не зависит от угла
наклона кровли, что не вполне логично. Целесообразнее наклон и здесь учи-
тывать по данным графика фиг. 64.

Навесы, т. е. кровли на столбах без стен, рассчитываются при общем
коэфициенте k = zt0,6 в зависимости от направления ветра и наклона
навеса.

Вертикально стоящие цилиндры и трубы рассчитываются при общем
коэфициенте k = 0,67.

Наконец сплошные, отдельно стоящие пластинки (заборы, сплош-
ные фермы) рассчитываются при общем коэфициенте k = 1,4, учитыва-
ющем положительное давление со стороны ветра с коэфициентом 0,8 и от-
сос — 0,6.

При давлении ветра на сквозные системы (фермы, балки и т. д.) явле-
ние получается исключительно сложным вследствие многочисленных вихрей и
воздуховоротов, образующихся при протекании воздуха между стержнями.

Вся эта сложность явления при расчете учитывается суммарным коэфи-
циентом обтекания k =1,4, выведенным в предположении, что ветер дует
на решетчатую плоскую пластинку с площадью, равной площади фермы*
Таким образом коэфициент 1,4 учитывает не только завихрение, но и неров-
ности поверхности фермы.

Если площадь фермы по наружному контуру — Fk и площадь отверстий
(пространства) между стержнями—/, то площадь фермы нетто, подверженная
действию ветра (фиг. 73):

Фиг. 73. Площадь фермы, подверженная
действию ветра.

нормами внутреннее давление прини*
(открытой стенки) приблизительно

Гф = Гк— /
и давление ветра на всю ферму

Ре = Ч (Fft-/) = 1,4 qe (6)

где дв — интенсивность ветра.

При нескольких фермах принимается, что поверхность задней фермы,
не закрытая передней, равняется:

* к

При трех фермах

(£)

и т. д., так что суммарное давление на систему из п ферм:

Очень часто при типовом расчете мостов приведенное давление 1,4 qe
нормируется определенной цифрой.

Если обозначим его через Р®, то

= Гф- (8)

Так, при расчете типовых железнодорожных мостов давление ветра при-
нимается равным 225 кг/м^ — предельной цифре, разрешенной Едиными нор-
мами. В мостах под обыкновенную дорогу берут 200 кг/м*. При таком ветре
никакой нагрузки на мосту не может быть, ибо она. будет скинута ветром.

Нагрузка на мосту считается возможно^ при давлении не больше 125 —
130 кг/м2.

Фермы кранов, расположенные на открытом воздухе, подвергаются рас-
чету на ветер по Единым нормам, а в случае типового проекта на наиболь-
шее значение, возможное по Единым нормам — 225

Кроме того они проверяются на давление ветра 25.«г/л£2 при работе
механизмов.

Затем очень часто площадь ферм нетто определяют по площади фермы
по контуру умножением на некоторый коэфициент С< 1, называемый коэфи-
циентом заполнения ферм.

Тогда

Коэфициент С определяется из опыта.

В мостах при двух фермах коэфициент С (объемлющий действие ветра на
две фермы) принимается равным: при треугольной и раскосной решеткеС = 0,4,
при многорешетчатой и многораскосной системе С — 0,6; для мачт электро-
передач С =0,4 — 0,3.

Пример 2. Определить интенсивность давления ветра по нормам 1933 г.
на здание завода в Свердловске, расположенное на окраине города (фиг. 59).
Высота здания 27 м.

Интенсивность ветра на протяжении первых 16 м по высоте на окраине
города в Свердловске (табл. 2) = 24 «г/л*2.

На протяжении последующих 11 м по формуле (4) интенсивность:

q, = 0,25?" iZ-j- • 11 + 16 = 29 кг\м2.
То же значение можно получить и по графику фиг. 60. Для высоты
23,3 м имеем для III района q'e ~ 48 kz)m2. Так как сооружение находится
на краю города, то нужно взять 6О°/о нормальной интенсивности; следова-
тельно qe = 0,6 • 48 = 29 кг/л2.

Определяем коэфициенты давления в предположении, что сооружение не
имеет открытых отверстий.

Имеем по графику фиг. 64:
для подветренной стены k = 0,8,
на протяжении первых 16 м [формула (5)]:

pe = kqg = 0,8 • 24 = 19,2 kzJm2.

Для более высоких участков стены рв = 0,8 • 29 = 23,2 kzJm2. Для тем-
ной кровли (угол 12°): по графику фиг. 64

k = —0,75;

рв = —0,75 • 29= —21,8 кг/л2.

Фонарь: а = 60°; k = 0,8; рв = 0,8 • 29 = 23,2 кг[м?.

Кровля над фонарем (правая часть): а = 20°; k = — 0,5;ре = — 0,5 • 29 =
= —14,5 kz[m2.

Задняя часть фонаря (левая часть): отсос: k— —0,4;

рв = —0,4 • 29= — 11,6 кг/л2.

Задняя часть кровли. Отсос: k— —0,4; ра = —11,6 kz{m2;

Задняя стена (верхняя часть): отсос k = — 0,4;

рв = — 11,6 кг/м2.

Нижняя часть рд = — 0,4 • 24 =— 9,6 kz[m2.

Так как кровля имеет фигурное очертание (понд), то правильнее воспользо-
ваться фиг. 70.

С наружной стороны давления остаются без изменения; на впадине понда
с левой стороны k= —1,8; рв= —1,8-29= —52,2 kz/m2; на правой

k = — 1,2; рв = — 1,2 - 29 = 34,8 кг/л2;

на заднюю часть фонаря k=—1,3; рв=—1,3-29=—37,7 kz{m2.
Таким образом мы видим, что во впадине пондов, как и следовало ожидать,
отсосы значительно сильнее, чем это получается по графику фиг. 64.

Предположим теперь, что мы имеем отверстия в верхней части стены
с левой стороны (k = 0,8) и в фонаре — с правой (Л= —0,4) (фиг. 72).

Тогда

*? = °'870,'‘ =+0,2.

В соответствии с этим и ветровые давления изменятся на величину kc£.

В таком случае получим:
давление на нижнюю часть передней стены:

рв = (0,8 —0,2) • 24 = 0,6 • 24 = 14,4 кг/л2;

на верхнюю ее часть: рд = 0,6 • 29 = 17,4 kz)m2\

на темную кровлю: рд = ( — 0,75 — 0,2) • 29 = — 0,95 • 29 = — 27,5 кг(м2\
на фонарь: рв = — 0,6 • 29 = 17,4

на понд с левой стороны: ро = (— 1,8 — 0,2) • 29 = —2 • 29 = — 58 кг/л2;
на понд с правой стороны: Рв = (—1,2 — 0,2) «29=—40,6 кг/м2;

на заднюю часть фонаря: рв = ( — 1,3 — 0,2) • 29 = — 43,5 «г/л2;

на заднюю часть кровли: р9 = ( — 0,4 — 0,2) • 29 = — 0,6 • 29 = — 17,4 яг/л2;

на заднюю стенку — верхняя часть: р9 = —0,6-29= —17,4 кг/м*; нижняя

часть: рв = — 0,6 • 24 = — 14,4 кг/м2.

Фиг. 74. "Мачта при-
мера 3.

Пример 3 (фиг. 74). Определить интенсивности да-
вления ветра на мачту электропередачи, расположенную на
берегу моря, высотою 50 м, разбив эту высоту на три
участка высотой в 16 л, 16 — 36 м, 36 — 50 м.

Площадь по контуру мачты в первом участке 75 м2
„ „ п ВО втором „ 27 я

„ „ „ „ в третьем „ 15 „

Мачта в открытом месте, сечение квадратное.

Интенсивность ветра для первого участка (второй
район, табл. 2): ^°=70 kzJm2;

1 20 - 2
для второго участка на высоте 164-----=— = 29 м\

по графику фиг. 60 q9 — 90 кг[м2-,

14 • 2
для третьего участка на высоте 36 4---$— = 45 л;

по тому же графику ^=115 кг/лА.

Берем коэфициент заполнения С = 0,3 (репетка тре-
угольная).

Тогда давление ветра на первом участке:

Фиг. 75. Перегружа-
тель примера 4.

/>' = 0,3 - 75-70 = 1570 кг\

на втором: Р'в = 0,3 • 27 • 90 = 730 кг\
на третьем: Р'" = 0,3 • 15 • 115 = 517 кг.

Пример 4. Определить величину ветровой на-
грузки на главные фермы моста-перегружателя высотой
5 м при высоте ног 15 м. Фермы треугольной системы.
Мост на берегу моря на открытом месте (фиг. 75).

Фермы с параллельными поясами длиной 50 м. 10 панелей по 5 м. Ши-
рины стержней: верхнего пояса — 0,35 лг, нижнего пояса и подкранового пу-
ти— 0,7 м, раскосов — 0,25 Mt стоек — 0,15 м.

Площадь фермы по контуру Рк<= 5 • 50 = 250 л*2;

площадь поясов (0,354-0,7) • 50 = 1,05 • 50 = 52,5 л*2;

площадь стоек 11 • 0,15 • (5— 1,05) = 6,5 л*2;

площадь раскосов 10 • 0,25 (5 — 1,05) • 1,4 = 14 м2;

площадь всех стержней Рф= 52,54~ 144-6,5 = 73 л/2;

площадь просветов /=250 — 73 = 177 м2\

/ ^177

Fk ~”250

= 0,71.

Полная площадь двух ферм [формула (7)]:

F = F^1 4--^-) = 73- 1,71 = 125 л<2.

Интенсивность ветра (II район) <?® = 70 кг/м2.
Интенсивность ветра на высоте перегружателя h = 15 -|~2/з • 5= 18,3 м\
по графику фиг. 60 qe = 75 кг/м*; коэфициент k = 1,4, ветровая нагрузка
[формула (5)] рв — kqe = 1,4 • 75 = 105 «г/л2.

Давление ветра на перегружатель:

Pe=pF= 105 • 125= 13 100 кг.

§ 4. СОБСТВЕННЫЙ ВЕС КОНСТРУКЦИЙ

Вес конструкции определяется путем составления спесификации, т. е.
систематической ведомости веса всех элементов, входящих в конструкцию,
определенных соответствующим расчетом и конструированием.

Для предварительного же определения собственного веса, который необ-
ходимо знать для получения постоянной нагрузки, могут быть рекомендуемы
следующие способы.

А. Определение веса по существующим весам аналогичных
конструкций

Способ определения веса по существующим весам аналогичных кон-
струкций, обобщенным в какие-либо формулы и кривые, очевидно, возможен
тем более, чем конструкция более однородна и известна.

В гражданском строительстве прием этот применяется для определения
веса простейших стропильных ферм без подвешенной крановой конструкции
и без тяжелых фонарей, т. е. для стропил, поддерживающих к; )вли обыч-
ного веса.

Фиг. 76. Кривая веса клепа-
ных стропильных ферм.

ных стропильных ферм.

Обобщение весов таких конструкций на 1 квадратный или погонный метр
обычно дается формулами в функции от пролета конструкции вида линейного

^=а/ (1)
или

^«> = о/+₽ (2)

или квадратического
= + (3)

где g$— вес конструкции (главных ферм со связями) на 1 пог. м (в мостах
или мачтах) или на 1 л*2 (в стропилах); а, ₽ и 7 — коэфициенты, берущиеся из
опыта и, вообще говоря, переменные. Поэтому веса g$ проще брать по со-
ставленным на основании этих формул кривым (например фиг. 76 и 77).
Данные графиков фиг. 76 и 77 предполагают вес снега приблизительно
равным 100 кг[м\ кровли —50 кг[м* и, судя по последним проекти-

ровкам, идут несколько в запас прочности.

Коэфициенты а в формуле (1) для стропильных ферм могут быть опре-
делены по кривым фиг. 78. Как видно из этих графиков, среднее значение
коэфициента а для клепаных ферм равно 0,8, а для сварных, как более
легких, —0,6.

По данным проф. Аистова для клепаных ферм а = 0,751,25.

По Грегору веса стро-
пильных ферм могут быть
определены по формуле:

«г/л2.

Керстен берет коэфи-
цнент а в среднем равным 1.
Аналогичные кривые могут
быть даны для железнодо-
рожных мостов (фиг. 79) и
других конструкций.

Фиг. 79. Кривые веса железнодорожных
балочных мостов.

Фиг.78.Коэфициенты форму-
лы веса стропильных ферм.

Прибавив к весу несущей конструкции g# вес поперечной, поддержи-
ваемой фермами конструкции gni получим полное значение постоянной на-

грузки:

ё=£ф+ёп кг1м2-

(4)

Вес поддерживаемой конструкции для стропильных ферм составляет вес
кровли, прогонов (связи входят обычно в вес фермы) и подвешенного по-
толка; для мостов—вес проезжей части и т. д.

Вес поперечной конструкции зависит не от пролета ферм, а от расстояния
между фермами. Он может быть определен по изложенному ниже третьему
приему определения веса, а именно по способу повторных попыток, или на
основании осуществленных примеров.

На основании осуществленных примеров веса кровли могут быть на-
значены в зависимости от типа кровли согласно табл. 3.

Вес прогонов на 1 пог. м также может быть выражен линейной формулой
g = al Kzfnoz. Mt где /—пролет прогона (расстояние между стропильными
фермами).

Коэфициснт а в этой формуле при обычных расстояниях между прого-
нами 2 —5—2,5 л, для прокатных прогонов а = 4, для прутковых а = 2, для
шпренгельных а = 1,7 2,0.
Веса главнейших кровель на 1 м2 проекции кровли

Железная на деревянных обрешетинах.................. . .

Железная — волнистое железо...........................

Толевая на одиночном настиле •........................

Толевая на двойном ...................................

Рубероидная на двойном настиле (нормальный тип) . . . .
Черепичная в среднем .................................

Из пемзобетонных плиток...............................

Голышементная..................................• ...

Остекление.....................•......................

при армированном стекле....................

30 кг

25 „

35 .

55 „

65 ч- 70 кг

75 кг

80 ч- 100 кг

180 кг

25 ч-30 кг

35 кг

Вес металлических прокатных прогонов на 1 м2 по Блейху может быть принят:

при расстоянии между фермами: 4 м
простые прогоны . • 8 ч-10 кг
консольные „ . . 5 ч- 7 .

5 м 6 м 7 м
9ч-12«г 10ч-15 кг 11ч-18«г

6ч- 8 „ 7ч-10 „ 7ч-12 ,

Сквозные прутковые шпренгельные прогоны легче прокатных на 50%.
Вес верхних обрешетин около 10 кг/м2.

Б. Определение веса по способу пропорциональности

В том случае, когда конструкция ферм и пролет одинаковы с суще-
ствующей фермой, но вес поддерживаемой конструкции и полезной нагрузки
значительно отличается от имевших место в осуществленном примере, то вес
ферм может быть определен в предположении прямой пропорциональности
его полному весу всех нагрузок, приходящихся на конструкцию.

Таким образом, если для осуществленной конструкции вес на 1 пог. м
или на 1 м2 несущей конструкции (ферм) g$, вес поддерживаемой конструк-
ции g'n и полезной нагрузки р't то считается, что отношение

является постоянным и остается справедливым и для проектируемой кон-
струкции, вес которой g$ и которая работает на полезную нагрузку р и вес
поддерживаемой конструкции gn.

Следовательно

Q_ ______&Ф .

g*+g„ + P ’

отсюда

= (6)

что дает возможность определить g#, если известны gn и р.

Пример 5. Определить вес клепаной стропильной фермы обычного
типа пролетом 25 м, несущей нагрузку снега в 150 «г/л2, кровлю весом
70 кг)м2 и подвешенный потолок весом 100 кг/м2.

Поскольку ферма обычного типа, в основу кладем вес ферм по графику
фиг. 76; для пролета 25 м график дает ^^20 кг/м2. Вес этот отвечает
снеговой нагрузке рс=100 кг)м2 и весу кровли g't = 50 кг/м2.

Следовательно по формуле (5):

С = ——Ц--------т ---------------= 0,117.

+ 20 + 50+ 100
В проектируемой ферме ре=150 кг)м\ gn = 70 -|- 100 = 170 кг}м2.

Отсюда по формуле (6):

= 12'од17 (17о + 15О) = 42 ю/лА

В. Определение веса по способу повторных попыток

В том случае, когда конструкция достаточно проста, так что повторный
подбор ее не представляет затруднений, удобно определение веса произ-
водить повторными попытками. При этом, когда вес несущей конструкции
мал по сравнению с весом полезной нагрузки и поддерживаемой конструкции,
веса которых уже известны, попытки начинают с предположения, что вес не-

сущей конструкции равен нулю. По-
добрав при этом предположении раз-
меры несущей конструкции по воз-
действиям полезной нагрузки и под-
держиваемой конструкции, эти раз-
меры кладут в основу определения
веса несущей конструкции и делают
второй перерасчет, учитывая этот
вес. Прием этот особенно удобен при
расчете балок.

Таким приемом почти всегда
можно определить вес поддерживае-

мой фермами конструкции, состоящей
Фиг. 80. Строительные коэфициенты клепа- обычно из положенных друг на друга
ных балок. - J.

балочных систем (балочной клетки).

Так, если gесть вес конструкции, под-
держиваемой искомой конструкцией, р — вес полезной нагрузки и Мд+р —
расчетный момент от этих нагрузок, то момент сопротивления искомой кон-
струкции в качестве первого приближения равен:

[«] ’

где [я] — допускаемое напряжение для этой конструкции, которое желательно
назначать с небольшим запасом. Подобрав сечение конструкции и определив
его площадь F, определяем вес конструкции как произведение площади F на
пролет Z, удельный вес материала у и строительный коэфициент р, > 1, пока-
зывающий превышение действительного веса над теоретическим Fly.

Для прокатных балок строительный коэфициент р. обычно не превышает
значения 1,10, для составных же величину его можно выразить в функции
от пролета балки и ее веса. Для балок клепаных эта зависимость изображена
на графике <Ъиг. 80; для сварных его следует брать меньше, чем для клепаных,
на 15 — 2(%.

Для ; ер вянных брусьев коэфициент р. может быть принят равным 1.

Пример 6. Определить вес балки площадки пролетом 5 м при весе
ее настила gH = 1 т/пог. м и полезной нагрузки р = 2,5 mjnoz. м.

Максимальный изгибающий момент:

лг

----5---= (1+2.5) • -o-=H '«•«.
О-------о
Принимаем [л] = 1100 кг/слР вместо 1200 кг/см? (сталь 2);

1100000

1100

= 1000 сма.

Берем прокатную балку № 36 старого сортамента W = 975 см*
F = 87,8 сл2; теоретический вес по сортаменту ^=69 кг/пог. м\ действитель-
ный вес принимаем g6 = pgT = 1,10 • 69 = 76 кг1пог. м.

Тогда полный момент, включая вес балки, будет равен:

Л1=^+р+^£=3>58^ = 11>2 тм;

О о

= -Ц^Г = 934 МО-934 = 1030 см>.

Сечение годится с
перенапряжением 5°/0.

Этот прием может
быть распространен и на
стержневые системы в том
случае, если усилия в не-
сущей конструкции (фер-
ме) от каких-либо специ-
фических обстоятельств
(например подвески кра-
на) резко необычны.

Для этого опреде-
ляем усилия помощью ди-
аграммы Кремона от всех
нагрузок кроме собствен-
ного веса, т. е. от под-
держиваемой конструк-
ции, снега, крана и т. д.,
и подбираем сечения стер-
жней с некоторым запа-
сом; если F— площадь
стержня, то вес фермы
как сумма веса всех стер-
жней:

(7)

где Z— теоретическая дли-
на стержня, т — удельный
вес и р. — строительный
коэфициент, принимаемый
сварных—1,05-5-1,10 и

Фиг. 81. Диаграммы Кремона для примера 7.

для легких клепаных ферм 1,10-5-1,20, для легких
для тяжелых—1,20-5- 1,30. Погонный вес фермы

gtfi = ~^t где L — пролет фермы. Зная g&

можно определить усилия gt веса

фермы по диаграмме усилий от какой-либо сплошной равномерной нагрузки q
или р простым перемножением интенсивности нагрузок, после чего произ-
вести вторичный подбор. Очевидно, для приблизительного определения веса
фермы можно первичный подбор распространить не на все стержни фермы, а
только на некоторые, наиболее характерные.

Пример 7 (фиг. 81). Определим вес стропильной фермы, работающей
на вес снега и кровли pc-J- ^ = 250 кг[м? и на вес подвешенного к ней
посредине груза Рк=25 т. Пролет фермы /=24 м\ панель d = 3 м\
расстояние между фермами 7? = 6 м\ материал — сталь 2; [я] = 1200 «г/л2.
Строим диаграммы Кремона: 1) от грузов, равных 1, приложенных во всех
узлах фермы, и 2) от груза, равного 1, приложенного к середине фермы
(фиг. 81).

Усилия из диаграмм ц и т]п выписываем в табл. 4. Там же определяем
полные усилия от внешней нагрузки — снега и кровли — Sg, умножая значения
усилий диаграммы на величины фактических узловых нагрузок от воз-
действия снега и кровли, равных Р = (Pc + ?Kp) bd = 250 • 6 • 3 = 4500 кг,
и усилия от груза Рк — 25 т, умножая значения т]п на 25 000 кг, а также
суммарные усилия от этих нагрузок 2

Таблица 4

Стержни 1п Ss sK F' Ge
1-9 4,2 0,6 18,9 15,0 33,9 36 101
1-11 6,8 1,1 30,6 27,5 58,1 61 172
1—13 7,9 1,6 35,5 40,0 75,5 79 223
3-8 4,2 0,6 18,9 15,0 33,9 54 152
4-10 6,8 1,1 30,6 27,5 58,1 93 262
5—12 7,9 1,6 35,5 40,0 75,5 120 338
6-14 8,0 2,0 36,0 50,0 86,0 137 386
7-8 5,3 0,8 23,8 20,0 43,8 46 164
8—9 3,3 0,5 14,8 12,5 27,3 78 176
9-10 3,3 0,7 14,8 17,5 32,3 34 125
10—11 2,1 0,4 9,5 10,0 19,5 55 134
11—12 1,6 0,6 7,2 15,0 22,2 23 87
12—13 1,1 0,4 4,9 10,0 14,9 42 110
13-14 0,1 0,5 0,5 12,5 13,0 14 55

Sg £S" F"

2,6

4,2

4,9

2,6

4,2

4,9

5,0

3,3

2,0

1,3

1,0
0,7

0,1

36,5

62,3

80,4

36,5

62,3

80,4

91,0

47,1

29,3

34.3

20,8

23,2

15,6

13,1

60
П

53
91

117

133
45
76

33
54

22
41

Оф = 4970 кг

= Сф = 4М_

I 24 “

= 207 кг!пог. м

207,3 =

= 620 кг

20в = 2485 -2 = 4970 кг.

Задавшись с некоторым запасом напряжением [я] = 1100 кг[см2 вместо
1200 кг/см2 (сталь 2) и приняв для вытянутых стержней коэфициент ослаб-
ления заклепками 15°/0, а для сжатых стержней поясов гибкость К = 100,
tp = 0,57 и раскосов гибкость К =150, <р = 0,32, определяем площади и веса
стержней;

V у
растянутых F' = — • 1,15,

сжатых

и веса теоретические GT = FI4 и действительные G* = Fl^, где строительный
коэфициент у. принимаем равным 1,2. Площади F' веса G6 вписываем в таб-
лицу.

Суммируя по стержням, получаем полный вес фермы G. =4970 яг и вес
на 1 пог. м:

4970 ,

= ~2Г = 207 кг/пог' м‘

Затем проверяем правильность подбора.

Зная узловую нагрузку от собственного веса Рд = g$d = 207 • 3 620 яг.
определяем усилия от собственного веса в стержнях ферм Sg умножая зна-
чения на Рд.

Прибавляя наконец усилие Sg к определенным ранее усилиям П0‘
лучаем суммарные усилия 2 с учетом собственного веса фермы. После
этого определяем площади стержней F" при учете полного допускаемого на-
пряжения [и] = 1200 кг/см2, т. е. по формулам для вытянутых стержней:

Sy-1,15

1200 ’

для сжатых:

1200/

Так как F" F', то собственный вес подобран правильно.

Для тяжелых ферм, для которых по этому способу обычно приходится
делать двойной подбор, более удобен следующий прием определения веса,
основанный на определении веса по теоретическому объему.

Г. Определение веса по теоретическому объему фермы

По этому приему определяем усилия в стержнях фермы от всех нагру-
зок кроме веса самой фермы и от равномерной нагрузки интенсивностью,
равной 1.

Если усилия в стержнях от первой категории нагрузок обозначим че-
рез 50, а от второй — через т] и если g$ — искомый вес 1 пог. м фермы,
то полное усилие в стержне 5 = 5о + ^» а вес всех стержней, равный весу
фермы:

где L — пролет фермы, [и] — допускаемое напряжение, -Z—длина стержня,
7— удельный вес стали, ф— конструктивный коэфициент \ показывающий,
насколько действительный вес фермы больше теоретического, равного:

= (Ь)

1 Разница между конструктивным коэфициентом ф и строительным |х, о котором
говорилось в предыдущем разделе, состоит в том, что для определения строительного
коэфициента теоретический вес GT берется как произведение уже подобранной пло-
щади на длину и удельный вес металла:

И GT ZFli

и таким образом влияние подбора (ослаблений и продольного изгиба) в него не вхо-
дит. Строительный коэфициент зависит только от дополнительного материала, иду-
щего на узловые соединения, накладки, диафрагмы, ребра жесткости и т. д.

При определении же конструктивного коэфициента теоретический вес берется
как произведение усилия в стержне, деленного на допускаемое напряжение (что дает
площадь), на длину и удельный вес.

Таким образом

н *

представляет собою не действительную площадь стержня, а условную, так как
Таким образом конструктивный коэфициент:

Среднее значение коэфициента ф для легких клепаных и сварных ферм
2 — 2,5, для тяжелых клепаных (подкрановые балки, мосты)—1,75 — 2,2,
для сварных — 1,5 —1,8.

Из формулы (а) найдем:

ёф —

(8)

и, определив g&, можем получить усилия во всех стержнях фермы от соб-
ственного веса как произведение g^.

Таким образом для определения веса и усилий в стержнях фермы по
этому приему не требуется никаких дополнительных построений.

Если для определения собственного веса усилия определялись не от равно-
мерной нагрузки, равной 1, а от сосредоточенных узловых нагрузок, равных 1,
хотя бы путем построения диаграммы Кремона, и если ijj являются усилия
в стержнях фермы от этой нагрузки, то полное усилие в стержне равняется

5 = -$’0+ч/й’()>.

где d — длина панели фермы.

Тогда:

ёф

(89

Если ферма работает на временную нагрузку р и кроме того на по-
стоянную gn (кроме собственного веса g^), то рациональнее воспользоваться
линиями влияния.

Тогда:

g0_

Ид —222/ф
нагрузки;

кроме веса ферм{

где Sp—усилие от временной
gn — постоянная нагрузка
£& — сумма площадей линии влияния данного стержня.

Во всех формулах суммирование производится по всем стержням.

Пример 8. Определить вес фермы предыдущего примера (фиг. 81).

Определяем согласно предыдущему значения So и которые можем
переписать из граф и tqj табл. 4, и составляем значения выражений Sol
и все эти данные выписываем в таблицу (табл. 5).

действительная площадь больше в вытянутых стержнях от того, что имеются ослабле-
ния (в клепаных конструкциях) и неизбежные запасы,в сжатых оттого,что вследствие
влияния продольного изгиба в них берется напряжение не (п], а [п] < [п] (где —
коэфициент продольного изгиба), и также почти всегда имеются запасы в сечениях.

Поэтому конструктивный коэфициент больше строительного и кроме обстоятель-
ств, учитываемых строительным коэфициентом, учитывает влияние продольного изгиба,
ослаблений и неправильностей подбора.
Наименование стержней Длина / $0 Sol
1-9 3,00 33,9 4,2
1—11 3,00 58,1 — 6,8 —
1—13 3,00 75,5 — 7,9 —
167,5 503 18,9 170
3—8 3,05 33,9 4,2
4-10 3,05 58,1 — 6,8 —
5—12 3,05 75,5 — 7,9 —
6—14 3,05 86,0 — 8,0 —
253,5 775 26,9 246
7—8 3,80 43,8 167 5,3 60
8—9 2,50 27,3 68 3,3 25
9—10 3,90 32,3 126 3,3 39
10-11 2,60 19,5 51 2,1 16
11—12 4,10 22,2 91 1,6 20
12—13 2,80 14,9 42 1,1 9
13—14 4,20 13,0 55 0,1 1
-

£ Sol = 1878 • 2=3756

£ ^/ = 586-2=1172

Приняв конструктивный коэфициент <р = 2,1, составим выражения:

2 ЗД = 3756 • 2,1=7890

2^/6= 1172 -2,1 = 2460

и для определения веса фермы подставляем их в формулу (8').
Тогда:-

_ 2ЗД _ 7890

7890 7890 Л ,

— 36500 — 2460 — 34 040 “ 0,232 ~ 232

Д. Определение веса по характеристикам

Если усилие 50 является следствием некоторой равномерной нагрузки р
кг]пог. м, то S0=pdri1 и тогда [см. формулу (8')]:

g*~[n]L z,

---
Разделив числителя и знаменателя формулы (10) на L2 и затем умножив всю
дробь и знаменатель на L, получим:

2dV^-

[п] _ 2^1^ г

Y
о

Выражение —— есть некоторое отвлеченное число; оно зависит
только от величин d, ц, / и L, характеризующих систему ферм, и называется
характеристикой системы. Обозначив ее через X, получим:

g - /,У- L

(Ю')

Характеристика X может быть вычислена для различных систем, что очень
облегчает определение веса по формуле (10). Среднее значение характеристик
X для фермы треугольного очертания приблизительно р ibho 4, для фермы тра-
пецеидального и слабо вспарушенного очертания Хя^3,5; для ферм Полонсо
Х^4,5 и для сплошных балок Х^5.

Аналогично может быть разрешен вопрос для конструкций, работающих
от системы подвижных сосредоточенных грузов (мосты, подкрановые балки).
В этом случае S, может быть представлен как где р— равномерная

нагрузка, эквивалентная системе грузов (полезная нагрузка), gn—вес не-
избежной постоянной нагрузки кроме веса ферм (вес настила связей, проез-
жей части, словом, поперечной конструкции);

S,=pe,; S,=g^Q,

где Qi — площадь линии влияния усилия Sp, отвечающего нагрузке р, и
£Q— сумма площадей линии влияния усилия S, отвечающего нагрузке gn.
Эквивалентные нагрузки для разных систем грузов могут быть вычислены
заранее.

Тогда, согласно формуле (S

ЧР [и]

(И)

или, разделив числитель и знаменатель формулы (11) на L2 и затем умножив
всю дробь и знаменатель на L, получим:

2/6 £2/ф

Р 2 £2 4“ 2

= ~Й v ,

г L* L

•L

или

(И')
где

= V--^

Здесь вместо одной характеристики Z [см. формулу (10)] имеются две: *Х,
характеризует влияние временной нагрузки и Х2— влияние равномерно рас-
пределенной постоянной нагрузки.

Для разрезных балок Х1=У.2^Х; значения же X указаны выше (для
сплошных балок Х^5, для сквозных Х^3,5).

Для консольных балок с параллельными поясами 4,5; Х2 2,5;

„ неразрезных балок Zj^3,8; Х2^ь2,9;

„ арочных систем Хг^3; Х2^ 1,6.

Вообще характеристик должно быть столько, сколько имеется категорий
силовых воздействий; так, для стропильных ферм, работающих на сплошную
нагрузку gn и давление подвешенного крана Pft, должно быть две характе-
ристики, и формула веса будет иметь вид:

%Ф =

PJi+^Ъ

— — *Z2L

(12)

Для мачт электропередач, работающих
дов Т и собственный вес, должны быть три
будет иметь следующий вид:

jta + гХз

ёф~~ и

на ветер 1Г, натяжение прово-
характеристики, и формула веса

и т. д. (13)

Во всех случаях характеристика X, отвечающая сосредоточенным гру-
зам, равняется:

сплошной равномерной нагрузке:

х = или * = 2~y-

смотря по тому, производится ли расчет построением диаграммы Кремоны или
по методу линий влияния. В последних выражениях т] — усилия от единич-
ных нагрузок.

§ 5. ВРЕМЕННЫЕ ПОДВИЖНЫЕ НАГРУЗКИ

В промышленных конструкциях существенной подвижной нагрузкой
являются крановые нагрузки, которые крайне разнообразны и обычно
задаются в ТУ при составлении проекта; к сожалению до сих пор нет
расчетных схем крановых нагрузок, почему при расчете приходится пользо-
ваться действительными весами, беря их из каталогов фирм. В качестве пер-
вого приближения можно счьпть, что вес кранового моста пролетом 20 — 30 м
составляет примерно 50 — 70% от веса поднимаемого груза. В приложении
II к настоящей книге приведена таблица основных элементов крановых мостов,
составленная по данным Транстехпрома.
Схемы нагрузок от мостового крана представляют собою на каждом пути
две тележки с 1 — 4 колесами в каждой в зависимости от веса крана, так
что кран на каждом пути имеет от двух до восьми колес.

Подкрановая балка рассчитывается на два крана, сближенных друг к другу
в предположении их совместной работы, если нет указаний о противном. На-
грузка эта является основной для конструкции подкрановой балки. Большее
число кранов является уже случайной нагрузкой.

Таким образом подкрановые балки работают обычно на некоторый поезд
грузов от 4 до 16 колес. Расстояния между осями весьма разнообразны и
зависят от числа осей в тележке. Так как краны двигаются с некоторой ско-
ростью, могут иметь не вполне ровные колеса и в рельсовом крановом пути
имеются стыки, то поэтому они производят на подкрановые балки ударное
динамическое воздействие; однако благодаря малой скорости движения крана
и небольшим пролетам подкрановых балок динамизм этого воздействия
очень невелик. Самая существенная доля динамического воздействия —
явление резонанса, совпадение периода колебаний подкрановой балки
и ударов кранового моста, при котором воздействие каждого последующего
удара кранового моста прибавляется к -предыдущему и увеличивает его, в
данном случае не может иметь места. Действительно, период колебания балки
зависит от ее пролета: чем меньше пролет, тем меньше и период колебаний.
Для малых пролетов он очень част, т. е. балка колеблется быстро. Период же
колебаний ударов зависит от скорости движения: чем скорость больше, чем
больше ударов в единицу времени, тем период их меньше. При малых
скоростях кранов периоды эти значительны, а поэтому совпасть с час-
тыми периодами колебаний балок не могут. Затем число ударов при прохож-
дении недлинного поезда грузов по малой балке невелико, и балка не может
раскачаться. Поэтому явление резонанса на подкрановых балках
невозможно.

Все прочие динамические факторы зависят от квадрата скорости; при г яро-
стях, имеющих место при движении кранов, они совершенно незначительны .гоэто-
му динамическое воздействие кранов оценивается Едиными нормами весьма
малым динамическим коэфициентом 1,10. Цифра эта скорее велика, чем мала.
Произведенные Институтом сооружений исследования динамических коэфи-
циентов тяжелых кранов дали значения 1,04-5-1,07. Кроме вертикальных ди-
намических воздействий, весьма небольших, краны оказывают достаточно су-
щественные горизонтальные воздействия при торможении по-
перечном по отношению к подкрановым балкам, когда тормозит тележка с
грузом по крановому мосту, и продольном, когда тормозит весь крановый
мост.

Силы торможения зависят от замедления торможения, а наибольшее воз-
можное торможение равняется коэфициенту сцепления или трения колеса по
рельсу. Этот коэфициент берется */7 или 0,15, а при не вполне сухих рель-
сах—1/10; в заводских цехах рельсы обычно не вполне сухи и коэфициент
сцепления поэтому берется

Силы торможения проявляются на тормозных колесах и равняются вер-
тикальному давлению колеса, умноженному на коэфициент торможения. Таким
образом наибольшая сила поперечного торможения равняется*

. _ 1 п

поп 10 ло ’

(1)

где Qo — вес груза, QT—вес тележки, п0— число всех колес и п—число
тормозных колес тележки. Обычно берут по фхному тормозному колесу в
каждой каталке кранового моста или тележки.

Сила поперечного торможения недостаточна, чтобы вывести из состоя-
ния равновесия крановый мост, так как она меньше силы трения на колесах
кранового моста поперек рельса; поэтому вес кранового моста в формулу (1)
не входит. По этой же причине сила поперечного торможения распределяется
на оба конца кранового моста.

Согласно исследованиям Института сооружений положение это оправды-
вается на опыте точно так же, как цифра 1110. Фактические тормозные уси-
лия несколько меньше нормативных.

Наибольшая сила продольного торможения на какой-либо сто-
роне кранового моста равняется:

Т =— . -
- ю

(2)

Стелю /поста но
подкраново/п пути

Ы25лг

Ом

Qrf,

Фиг. 82. Определение тормозных усилии
крана примера 9.

где А — наибольшее давление крана на подкрановую балку;
nQ — число колес на подкрановой балке;

п' — число тормозных колес на одной стороне моста.

Для определения давления А нужно тележку с грузом поместить в невы-
годнейшее положение и определить опорную реакцию А кранового моста.

Наибольшая возможная величина
торможения есть по существу сила
случайная; между тем торможение кра-
нов есть постоянное явление работы
кранов, поэтому промышленные кон-
струкции в качестве основной нагрузки
рассчитываются на силу торможения
кранов не на наибольшую, указанную
выше, а на нормальную. В качестве та-
ковой по Единым нормам принимается
сила торможения в 0,5 от наибольшей.
Однако часто для упрощения расчета
в качестве основной нагрузки берется
и наибольшее торможение. Это тем
более целесообразно, что полученные
Институтом сооружений значения про-
дольных и поперечных тормозных сил

оказались достаточно близкими наибольшим усилиям, определенным
по Т У в условиях, достаточно близких к условиям нормальной работы -кранов.

Если краны работают очень медленно или напротив с исключительно
большой скоростью, то разрешается силу торможения вычислять, исходя из
скоростей движения кранов, а именно, исходя из уравнения количества дви-
жения:

VQ
где -------масса перемещающихся грузов, — скорость движения, t—время

торможения.

Сила Т приложена к центру тяжести перемещающихся грузов и затем
раскладывается между тормозными колесами. Она во всяком случае должна
быть меньше наибольшей возможной силы трения, в противном случае полу-
чается срыв колес, и активной силой остается наибольшая возможная.

Пример 9 (фиг. 82). Определить инерционные усилия кранового моста
грузоподъемностью Qo = 20 m и пролетом L = 20 м\ мост на каждом пути
имеет два колеса, число тормозных колес на каждом пути равно единице.

Наименьшее расстояние от тележки до оси колеса z = 1,25 м. Вес кра-
нового моста Q^= 12 т\ тележка Qr=b tn, имеет четыре колеса, из кото-
рых два тормозных.

Наибольшее статическое давление на подкрановую балку:

А = % + WoW 4- (20 + 5) 20-~01>25 =

= 6-|-25 • 0,94 = 29,4 т,

а динамическое Ад= 1,1 А = 1,1 • 29,4 = 32,3 т.

Поперечное торможение по формуле (1):

п 2

^ = 0.1 (Q, + <?T)- = 0,I .25.?=1,25 ,»

и продольное торможение по формуле (2):

Тпр = 0,1Д^ = 0,1 ’ 29,4 - = 1,47 т.

по

В мостах-перегружателях конструкция, по которой движется тележка,
часто имеет пролеты значительно большие, чем в подкрановых балках, дости-
гая иногда 80 —100 м\ скорости движения тележки в этих местах также
значительно больше. Поэтому динамическое воздействие на этих мостах более
существенно, чем в простых мостовых кранах. Однако оно совершенно не
изучено. До настоящего времени в проектах таких мостов, выполненных в
СССР, брался динамический коэфициент 1,40.

При работе тележки сам мост стоит неподвижно, и собственный вес
моста работает статически. Следовательно усилия в стержнях моста равны:

5=^ + 1-4^

где — усилие от собственного веса моста,

„ ST— „ „ груженой тележки.

В случае движения моста тележка порожняя и не работает. Динами-
ческий коэфициент движения моста принимается 1,20.

Тогда 5= 1,25Л4~5То, где ST0 — усилие от порожней тележки.

Из этих усилий нужно взять большее. Такая практика установилась в СССР.

По германским нормам (DIN 120)

5=1,15Л-Н1,55Г,

т. е. на динамические коэфициенты множатся как нагрузка моста, так и те-
чежки. Такая трактовка подразумевает не одновременную работу моста и те-
лежки, что невозможно, а учет значительных колебаний моста при проходе
тележки. Продольное и поперечное торможение в мостах-перегружателях
берется точно так же, как и в простых кранах.

В мостах под дороги временная нагрузка является наиболее существен-
ной. Она строго нормирована в виде специальных поездов грузов, регламен-
тированных приказами НКПС или Цудортранса или специальными техническими
условиями, в которых указаны и правила пользования нагрузкой. Динами-
ческие воздействия нагрузки на мостах довольно хорошо изучены; вследствие
большой скорости движений грузов они достаточно велики и устанавливаются
теми же приказами и ТУ в виде определенных кривых в зависимости от
пролета мостов. Значения нагрузок и динамических коэфициентов приведены
в курсе мостов.
§ 6. ПРОЧИЕ НАГРУЗКИ

Прочие нагрузки более специфичны и тесным образом связаны с назна-
чением сооружения. Такими для гражданских и промышленных сооружений
являются: веса настилов междуэтажных перекрытий, связей, кровель, внутрен-
него оборудования и т. д.

Веса эти очень легко могут быть определены в соответствии с конструк-
цией этих деталей по способу повторных попыток, но при недостатке вре-
мени в качестве первых цифр могут быть приняты и следующие величины
(по Блейху).

Таблица 6

Кровли.......................... ..............см. табл. 3.

Настилы: в кг)м2

легкий деревянный................................... 40

тяжелый, включая брусья........................ 100—200

тяжелый металлич., включая балки................130—180

железобетонный................................. 200—300

пемзобетонный...................................100—150

кирпичные сводики, включая балки............... 200—250

каркас стен, металл............................ 20— 30

Стены:

кирпичная в 1 кирпич (25 см) ........ _. . . . 500

легких камней и бетонов (25 см) .......... 150—350
шлакобетонная.................................. 250

Оборудование

Мастерские, библиотеки, гаражи................. 500

Фабрично-заводские помещения................ . 500—800

Динамический коэфициент при работе машин . . . « 1,5-4-2,0
Полезные нагрузки перекрытий гражд. строительства . 200—500

При одновременной загрузке нескольких этажей загрузка последую-
щих этажей уменьшается на 20%.

Так, при одновременной загрузке колонны четырехэтажного здания
принимаются загрузки этажей 80, 60, 40, 2О°/о.

Указанное не распространяется на фабричные и складские помещения.
ГЛАВА V

МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА МАТЕРИАЛА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ

$ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА МАТЕРИАЛОВ

Материалом для металлических конструкций служат сталь и чугун,
последний только в виде литых деталей для неответственных частей, которые
служат для передачи сравнительно незначительных усилий.

Сталями называются сплавы (твердые растворы) железа и углерода,
точнее железа и карбида железа (Fe3C), называемого также цементитом.

В металлических конструкциях употребляют только малоуглеродистые
стали с содержанием не более 0,15—0,25% С, так как более углеродистые
стали слишком тверды, труднее поддаются обработке и хрупки. Наиболее
распространена сталь 3, называвшаяся ранее (до 1924 г.) литым железом
марки Г, содержащая около 0,15% углерода, около 0,5°/о марганца и не
более 0,06% в сумме серы и фосфора; временное сопротивление стали 3—
R = 38—44 кг/мм2, удлинение при разрыве 1= 22%, предел текучести
в среднем /?т = 24 кг]мм2. Эти характеристики позволяют допускать для
стали 3 напряжение [п] = 14 кг/мм2 на растяжение и сжатие. При отсут-
ствии стали 3 разрешается применение в металлических конструкциях и
пониженных сталей, а именно стали 2, имеющей временное сопротивление
/? = 34—38 кг/мм2, удлинение i = 24®/o, а предел текучести RT = 21 кг/мм2,
и стали 1 с временным сопротивлением /? = 32—35 дгг/лби2, удлинением
i= 26®/о и пределом текучести /?г=19 кг {мм2. Для этих сталей допуска-
емое напряжение берется [п] = 12 кг/мм2, и таким образом они, имея меньшие
запасы прочности, не целесообразны к применению в ответственных кон-
струкциях 1

Стали эти более мягки и имеют меньшее количество углерода (С ^0,1%).
Для заклепок, где требуются особая мягкость и вязкость металла, применение
стали 2 рациональнее, чем стали 3. Для электрометалла сварных швов
применяется еще более мягкая и малоуглеродистая сталь с содержанием угле-
рода около 0,07°/о.

В настоящее время вследствие общего недостатка металла для конструк-
ций применяется и немаркированное железо неизвестных качеств. Та-
кое положение совершенно ненормально и является следствием металлического

1 Столь высокие напряжения (12 кг{мм2\ не гарантирующие обычных запасов
прочности, приходится применять для стали 1, потому что согласно практике нашего
строительства установилось, а потом и было нормировано, допускаемое напряжение
в 12 кг!мм2 для стали немаркированной (торгового железа), в которой очень много
стали 1.
голода, с одной стороны, и неудовлетворительной постановки на заводах
учета качества продукции, — с другой.

Согласно Единым нормам строительного проектирования и ТУ на ме-
таллические конструкции немаркированный металл разрешается приравни-
вать к стали 2, т. е. допускать для него напряжение [n] = 1200 кг/см2,
при условии выполнения полевых испытаний образцов применяемого металла
на холодный загиб. Проба на холодный загиб (полосовой образец стали
изгибается на прессе или ударами кувалды вокруг стержня диаметром, равным
толщине полосы, сначала под углом 60°, а затем вплотную, причем на наружной
стороне образца не должно образоваться трещин) показывает достаточную
вязкость стали и таким образом гарантирует основное и наиболее ценное
качество материала.

За последнее время начали распространяться в конструкциях материалы
и более повышенных качеств, обладающие более высоким временным сопро-
тивлением, а потому допускающие более высокие напряжения и более экономные.

Обычно материалы с более высоким временным сопротивлением более ста-
листы, более хрупки и труднее поддаются обработке. Однако более тщатель-
ной термической обработкой последние недостатки стали можно уменьшить.
Так, можно получить сталь 5 повышенную, с временным сопротивлением
R = 50—60 кг/мм2, пределом текучести А?т=30 кг]мм2 и удлинением i = 18%,
т. е. еще достаточно вязкую. Для этой стали напряжения могут быть допу-
щены до [п] = 17,5 кг/мм2 при действии одних основных нагрузок. Сталь
эта у нас широко распространена в судостроении, но в конструкциях употре-
бляется редко, хотя в Германии аналогичная сталь 48, имеющая наименьшее
временное сопротивление /? = 48 кг/мм2, являлась в конце двадцатых годов
основным конструкционным металлом.

В Германии добывается в настоящее время еще более высокая сталь,
имеющая предел текучести Rt = 36 кг] мм2 и позволяющая поэтому повышать
напряжения [и] до 21 кг]мм2, обладающая к тому же достаточным удлинением
i=18% и сравнительно низким временным сопротивлением /? = 52 кг1мм2
и потому легкая для обработки. Обычно указанных результатов добиваются
присадкой к стали улучшающих ее свойства добавок, каковы никель, кремний,
марганец, хром, титан и др. Примеси эти существенно повышают предел теку-
чести (не менее как на 50%, т. е. до 36 кг/мм2), понижая при этом весьма
незначительно удлинения (до уровня в 20—18%) и оставляя временное сопро-
тивление в среднем /? = 50— 65 кг{мм2, что делает эти материалы вполне
пригодными для строительных целей. Все эти металлы объединены у нас
общим понятием специальной строительной стали. Аналогичные
стали добываются и у нас в Союзе. В настоящее время на южных заводах
изготовляется конструкционная кремнисто-марганцовистая сталь состава С =
0,3%, Мп ^1,8, Si = 0,3, имеющая характеристики RT=39 кг/мм2, R=
= 65 кг/мм2, г=20%, позволяющая поднять напряжения на 60%. Она эффектив-
нее, более проста в изготовлении и менее подвержена ржавлению применявшейся
ранее (конец 20-тых годов) простой кремнистой стали. Кроме того производятся
опыты получения повышенных сталей из природных уральских руд, хромони-
келевых и титанистых. Экономические подсчеты показывают, что применение
специальных сталей дает 30% экономии веса как в мостах, так и в кон-
струкциях. Экономия веса в процентном отношении, вообще говоря, полу-
чается меньше, чем повышение напряжений (которое достигает 50%), ибо
с облегчением основных сечений стержней благодаря повышенным напря-
жениям увеличивается относительное значение дополнительных элементов, слу-
жащих для укрепления и соединения стержней, определяемых конструктивными
требованиями, а не величиной напряжений, т. е. повышается строительный
коэфициент. Таким образом применение специальных сталей является крайне
важным с точки зрения экономии металла. Подсчеты показывают, что если спе-
циальная сталь будет дороже лаже на ЗО°/о, переход на специальную сталь будет
выгоден в денежном отношении.

§ 2. МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТАЛЕЙ

А. Стадия упругой работы стали

Механические свойства мягких сталей при различных напряжениях, как
известно, неодинаковы: до предела пропорциональности (для стали 3,
равного Rn — 2000 кг] см2), сталь работает, как совершенно упругое изот-

Фиг. 83. Диаграмма растяжения мягкой
стали.

что сталь в первой стадии работы
точных деформаций, наиболее точно

тропное тело; модуль упругости
в этой стадии работы, которая
называется первой или упру-
гой стадией, очень велик, он
равняется 2 000 000 кг] см2, т. е.
в 10 раз больше, чем у бето-
на, благодаря чему относительные
удлинения стали в этот период
работы незначительны. Это по-
зволяет развивать в стальных кон-
струкциях очень высокие напря-
жения при сравнительно малых
деформациях (фиг. 83).

Другая причина возможности
допущения в стали весьма боль-
ших напряжений состоит в том,
работает почти без всяких оста-
следуя закону Гука, т. е. так,

как мы рассчитываем наши сооружения; поэтому действительные и теорети-
ческие напряжения в стальных конструкциях при упругой работе последних
наиболее близки друг другу, что позволяет в стальных конструкциях брать
наименьшие коэфициенты запаса, т. е. допускать напряжения, весьма близкие к
предельным. Действительно, по Единым нормам строительного проектирования
при действии основных нагрузок для стали 3 допускается, как указывалось выше,
напряжение [п] = 1400 кг) см2, т. е. берется коэфициент запаса по отношению
2000 ,

к пределу пропорциональности 1,43; при действии основных и слу-

чайных нагрузок допускается напряжение в 1700 кг [см2, т. е. запас берут
2000

только = 1,18, а в исключительных случаях неблагоприятных нагрузок

разрешается напряжение доводить до предела пропорциональности, т. е.
не иметь никакого запаса. Последнее возможно потому, что при достижении
напряжениями предела пропорциональности никакого разрушения или повре-
ждения в конструкции не происходит, начинают лишь накапливаться оста-
точные деформации, т. е. сталь начинает работать, как не вполне упругое тело.

Б. Стадия пластических деформаций и значение площадки текучести

Эта вторая стадия работы, начинающаяся после достижения пре-
дела пропорциональности, называется стадией пластических деформаций,
так как деформации в ней развиваются скорее напряжений (фиг. 83). Они
состоят из двух частей: упругих, возвращающихся при разгрузке, и остаточных,
пластичных, остающихся после прекращения действия внешних силовых воз-
1С0
действий (фиг. 84). По® мере повышения напряжений доля пластических
деформаций все время повышается и наконец заполняет всю область дефор-
маций. Сталь начинает течь, т. е. в ней начинают развиваться деформации
без повышения напряжений, она начинает работать, как совершенно пластичное
тело, т. е. совершенно обратно тому, как это имеет место в первой стадии.
На диаграмме растяжения, зависимости между напряжениями и деформациями,
(фиг. 83), это обстоятельство определяется горизонтальной площадкой, пло-
щадкой текучести показывающей возрастание деформаций без повышения
напряжений. Напряжение, отвечающее площадке текучести, называется преде-
лом текучести; оно достаточно постоянно для данного сорта стали. Числен-
ные значения пределов текучести разных сортов стали были указаны на стр. 98.

Значение наличия свойства текучести для работы
стали весьма велико: площадка текучести является могу-
чим выравнивателем для случайных, резко повышенных
напряжений. Действительно, если вследствие какой-либо
причины, например вследствие наличия отверстия, выточки
или какого-либо дефекта или даже от чрезмерной на-
грузки в какой-либо точке удлинение в какой-нибудь
фибре стержня резко повысится и достигнет предела, отве-
чающего площадке текучести, то соответствующее ему
напряжение дальше предела текучести подняться не может.
Дальнейшая работа внешнего воздействия пойдет только
на деформацию в данной точке. Эти деформации сдержи-
ваются соседними, менее напряженными точками, с кото-
рыми перенапряженная точка связана силами сцепления,
и в результате перенапряжения рассасываются в окру-
жающей вязкой среде. Таким образом площадка те-
кучести является, так сказать, буфером для резко
перенапряженных точек. При пределе текучести
вследствие значительных и нарастающих деформаций со-
оружение не может работать под нагрузкой, во всяком

Фиг. 84. Упругие
и остаточные де-
формации стали.

случае длительное время. При пределе текучести нарушается однозначная
связь между нагрузкой (напряжениями) и деформациями, даваемая диаграммой
растяжения (фиг. 83), так как в этот момент диаграмма на площадке текучести
располагается параллельно оси абсцисс и одному и тому же напряжению
могут соответствовать различные деформации на протяжении площадки теку-
чести. Таким образом материал становится не несущеспособным; несущая
способность, способность поддерживать нагрузки, исчерпывается при пределе
текучести, следовательно предел текучести является во всяком случае таким
пределом, выше которого рабочие напряжения подниматься не могут. Так как
он легко определим и достаточно постоянен, то по отношению к нему и
отсчитывают коэфициенты запаса; тогда эти коэфициенты для стали 3,
2400

для которой /?г=2400 kzJcm2, будут: при основных нагрузках ~ 1>7,

2400

основных и случайных’^ = у?—" 1,4 и в самых неблагоприятных случаях Е3 =

2400 , п „

2000 ~ Теже запасы остаются и для стали 5 и специальной, так как в них

допускаемые напряжения повышаются пропорционально повышению предела
текучести. Коэфициенты запаса здесь не могут быть равными 1, так как для
того, чтобы сооружение работало длительное время и не накапливало оста-
точных деформаций, а работало согласно нашему расчету упруго, рабочие
напряжения не должны превосходить предела пропорциональности, который
ниже предела текучести.
В. Особенности структуры стали и влияние их на ее механические
свойства

Фиг. 85. Размещение
атомов феррита в мо-
лекуле.

Столь резкое изменение работы стали, когда она в первой стадии
работает, как совершенно упругое, а под конец второй, как совершенно
пластичное тело, возможно только вследствие специальных особенностей
структуры стали.

Стань представляет собой, как указывалось выше, твердый раствор
чистого железа, феррита, с карбидом железа, т. е. химическим соедине-
нием железа с углеродом Fe3C, цементитом. Так
как в мягкой стали углерода весьма мало, то главную
массу стали составляет феррит. Феррит представляет
собою кристаллическое тело, кристаллизующееся при
остывании в зернах (кристаллитах) различной величины.
Как во всяком кристаллическом теле, атомы феррита
расположены в молекуле строго определенным образом,
размещаясь по углам кубов (фиг. 85), так что кри-
сталлит феррита можно себе представить как собра-
ние кубов молекул, благодаря чему зерно феррита раз-
бито тремя системами взаимно перпендикулярных пло-
скостей, на которых силы сцепления сравнительно
незначительны (плоскости спайности) (фиг. 86). При

остывании и кристаллизации один куб атомов феррита при'Стает к дру-
гому, исходя из образующихся центров кристаллизации до взаимного сопри-
косновения с кубами другого кристаллита. В результате получается непра-
вильная поверхность соприкасания различных зерен, где накопляются атомы,
не попавшие от препятствий соседнего

систему. Здесь же в пространстве между кристаллитами осаждается и цемен
тит. В результате между кристаллитами феррита получается тончайшая связь
свободных (аморфных) атомов феррита с цементитом; она называется пер-
литом и образует между зернами феррита межкристаллизационную сетку
(фиг. 87). Сам феррит мягок и некрепок. Напротив, перлит очень крепок,
упруг и даже хрупок. Упругие свойства стали главным образом зависят от
упругой перлитовой сетки, поэтому чем зерна стали мельче и потому перли-
товая сетка имеет большую протяженность, тем сталь по своим механическим
качествам лучше и мелкозернистость является признаком хороших свойств
стали. В упругой работе перлита основную роль играют цементитовые
прослойки. Во время первой стадии работы стали (до предела пропорци-
ональности) отдельные полоски кубов зерен феррита удлиняются и изгибаются,
смотря по своей ориентации; зерно феррита изменяет свою форму, однако
без взаимного перемещения одной полоски относительно другой; все связи

остаются между кубами неразрушенными, упругая перлитовая сетка легко
приспосабливается к изменению форм зерен. Поскольку нет межмолекуляр-
ных смещений, а только изменение формы молекулы, работа происходит
в упругой обратимой форме. При переходе в стадию пластической работы
нарушается связь по плоскостям спайности между полосками кубов, и про-
исходит скольжение одной плоскости относительно другой. При этом часть

атомов, вырываясь из кубической решетки,
образует сопротивление сдвижению, анало-
гичное трению. На преодоление этих сил тра-
тится часть внешней энергии, нагревая обра-
зец, что и замечено на опыте, благодаря
чему по нагреванию образца легко опреде-
лить переход стали в пластическую стадию.
Другая часть энергии идет на деформацию
молекул. Таким образом текучесть есть

следствие сдвижения полосок по
плоскостям спайности, т. е. след-
ствие скалывающих напряжений.

Фиг. 88. Падение напряжений при
начале текучести.

-At

Сначала сдвижения происходят только в отдельных точках, затем при повышении

напряженного состояния смещения полосок увеличиваются и при переходе

Фиг. 89. Следы сдвигов в кристаллите при
пластической деформации стали.

Фиг. 90. Фигуры
текучести при рас-
тяжении образца.

на площадку текучести становятся массовыми, повсеместными и новые притоки
энергии тратятся только на смещение деформированных предыдущими сило-
выми воздействиями молекул. При этих смещениях нарушения сплошности
зерен не происходит, а происходит только энергичное изменение формы без
изменения объема зерна. При этом разламывается хрупкая перлитовая сетка
между кристаллитами, отчего сопротивления сдвижению полосок резко умень-
шаются и получается сдвиг, характеризующийся площадкой текучести, а
иногда даже при запаздывании момента излома — падением напряжений
(фиг. 88). Внешняя энергия, затраченная на смещения кубов молекул, оче-
видно, оказывается связанной сопротивлениями этим смещениям (аналогичными
силами трения) и не участвует в разгрузке, отчего и получаются остаточные
деформации. Поэтому последние всегда связаны с внутренними напряжениями
в теле. Энергия же, идущая на изменение формы куба молекул, является
упругой энергией, проявляющейся при разгрузке, так как она уравновешивается
упругими внутримолекулярными силами между атомами, проявляющимися
активно при уменьшении внешних сил. Итак, текучесть есть след-
ствие скалывающих напряжений. Наибольшее свое значение ска-
лывающие напряжения имеют, а текучесть проявляется наиболее ярко прл
наинизших напряжениях, при одноосном, линейном распределении напряжений,
т. е. при простом растяжении и сжатии, когда наибольшие скалывающие
, п
напряжения равняются половине нормальных; тах/=-.

При более же сложном, нелинейном распределении напряжений скалы-
вающие напряжения равняются только полуразности нормальных и равняются

f —Пу — Пх. t П2 — Пт. t _Пг~Пу
2 ’ Г*в 2 ’ 2

и потому текучесть в этом случае получается позже при большем развитии
напряжений.

Таким образом всякая неравномерность распределения
напряжений уменьшает текучесть, повышает предел теку-
чести, увеличивает хрупкость. Все сказанное легко проследить на
опыте при работе образца; при переходе его в пластическую стадию темпе-
ратура его изменяется, а поверхность его шлифов тускнеет, покрываясь парал-
лельными черточками (фиг. 89); эти черточки являются следами плоскостей сдви-
гов на плоскости шлифа, благодаря чему последняя становится неровной. После
перешлифовки эти черточки пропадают, что говорит о том, что никакой потери
сплошности кристаллита при этих сдвигах не происходит. Скопление этих черто-
чек можно видеть и невооруженным глазом на поверхности образца в виде
потускневших или правильно расположенных пятен (фигуры текучести фиг. 90).

Г. Стадия самоупрочнения

Весьма интересно и важно, что текучесть материала не продолжается
до его разрушения, а прекращается, и материал становится способным снова
воспринимать напряжения; на диаграмме это обстоятельство изображается
дальнейшим поднятием кривой напряжений после площадки текучести (фиг. 83).
Причина этого явления заключается в исчерпывании энергии срыва, образу-
ющей площадку текучести вследствие запаздывания перехода материала
в пластическую стадию благодаря сопротивлениям упругой цементитовой
сетки.

Таким образом весь нарост диаграммы у площадки текучести над
диаграммой, состоящей из прямолинейной и криволинейной частей (фиг. 88)
(называемой часто „естественной диаграммой") — линию OEF можно рассмат-
ривать как следствие запаздывания пластических деформаций. Величина
этого запаздывания и площадки текучести зависит от условий размещения и
выделения цементита в перлитовой сетке и таким образом от содержания
углерода. Наибольшая площадка получается при С = 0,09-4-0,13%, т. е. для
мягких строительных сталей; при меньшем и большем содержании С площадка
уменьшается. Многие жесткие строительные стали, сталь 5 и некоторые виды
специальной совсем не имеют площадки текучести. Погашению площадки
текучести способствует то обстоятельство, что по мере развития скольжения
104
по плоскостям спайности направления скольжения искривляются, переходят
из одной плоскости в другую и затрудняют сдвижение, благодаря чему при
дальнейшем возрастании нагрузки материал становится снова восприимчивым
к увеличению напряжений, но работает, как типичное пластическое тело
с большими остаточными деформациями; по сравнению же с состоянием его
на площадке текучести он все же является работоспособным, самоупрочнив-
шимся. Эта третья стадия работы материала, имеющая наибольшую протя-
женность, называется областью самоупрочнения (фиг. 83). Напряжение
в материале медленно поднимается до наивысшей точки диаграммы (фиг. 83) вре-
менного сопротивления материала; после этого при растяжении начинается новое

Фиг. 91. Действительная и приве-
денная диаграмма растяжения.

течение материала; в месте, наибо-
лее поврежденном предыдущей ра-
ботой, образуется перехват или шей-
ка, кристаллиты резко вытягивают-
ся и в конце концов происходит
разрыв материала. Здесь главен-
ствуют растягивающие
(нормальные) напряжения,
от которых разрывается
образец.Надиаграмме (фиг.83)
этот период характеризуется па-
дением напряжений; однако это па-
дение является фиктивным; оно по-
лучается потому, что при построе-

Фиг. 92. Диаграмма сжа-
тия.

нии диаграммы напряжения относятся условно к постоянной площади недеформи-
рованного образца, и таким образом диаграмма по существу показывает зави-
симость не между истинными напряжениями и удлинениями, а между нагрузкой
(силой растяжения) и удлинениями. Если же относить напряжения к факти-
ческим сечениям, резко уменьшающимся во время образования шейки, кривая
имеет совсем другой вид, все время повышающийся до разрыва образца и:
идущий выше кривой обычной диаграммы (фиг. 91). Таким образом вре-
менное сопротивление является совершенно условной
величиной, зависящей от способа составления диаграммы растяжения^
характеризуя не разрушающее напряженное состояние, а наибольшую выдер-
живаемую образцом нагрузку.

Аналогичное явление происходит и при сжатии (фиг. 92): разрушение
при сжатии происходит также после ясно выраженного периода самоупрочне-
ния, наступающего после периода текучести материала, причем происходит
от разрыва в плоскостях, нормальных сжимающим силам (сплющивания). Так
как сжатие, увеличивая силы трения, препятствует перемещению частиц,
необходимому для разрыва, то разрушение при сжатии (если нет продольного-
изгиба) происходит при более высоких напряжениях. Такое сжатие мы назы-
®аем смятием. Так как при сжатии не получается шейки, то кривая диаграммы
не имеет понижающейся части (фиг. 91); напротив, она все время подымается
кверху и идет даже слишком высоко, если напряжения относить к первона-
чальным сечениям образца (так как (Ъактические сечения образца резко
увеличиваются при сплющивании).

Таким образом мы видим, что от наших рабочих напряжений, находящихся,
жак правило, в первой стадии работы стали, до момента разрушения материала
остается еще очень большой промежуток, заполненный II и III стадиями
работы материала; весь этот промежуток представляет собою гарантию безо-
пасности работы металлического сооружения и потому оно, несмотря на
высокие допускаемые напряжения, является крайне надежным.

Д. Характеристика работы стали при динамических нагрузках и
неравномерном распределении напряжений

Фиг. 93. Разрушение кристаллов при динамической нагрузке.

Данная выше характеристика работы стали относится, строго говоря,
к статической ее работе при медленном возрастании силовых воздействий и
при простейшем действии сил, т. е. при осевом растяжении или сжатии.

Если же сила прикла-
дывается внезапно или
производит удар, т. е.
при динамическом воз-
действии, картина не-
сколько меняется. Ос-
новное отличие со-
стоит в том, что при
внезапном приложении
сил запаздывает пере-
ход во II стадию рабо-
ты, так как на разви-
тие пластических де-
формаций требуется
время, которого при
внезапном приложении
сил может не быть. От
этих же причин увели-
чивается неравномер-
ность распределения
напряжений, которая
также повышает пре-

дел текучести. Таким образом при динамическом воздействии
повышается предел текучести материала, вместе с тем по-
вышается и тот буфер, который не позволяет развиваться местным напря-
жениям, отчего напряжения по сечению при динамическом воздействии рас-
пределяются значительно менее равномерно, чем при статическом. Если при
резком динамическом воздействии предел текучести поднимется настолько
высоко, что достигнет разрушающих напряжений, то динамические напряжения,
не будучи стеснены в своем развитии, могут привести к разрушению материала
без значительных его деформаций, так как вся работа материала до самого
разрушения будет происходить в I стадии. Такое разрушение называется
хрупким, а явление — хрупким изломом. Особенно возможен хрупкий
излом в том случае, когда имеются предпосылки для неравномерного распре-
деления напряжений в виде надрезов, выточек, отверстий и т. п., аккумули-
рующих у себя местные перенапряжения, так как неравномерность рас-
пределения напряжений действует, как динамичность, уве-
личивает хрупкость и повышает предел текучести. Указанное
подтверждается и структурными исследованиями; при динамической работе
мы получаем на шлифе не многочисленные сдвиги пластических деформаций
(фиг. 89), а несколько резких линий раскола кристаллов, определяющих их
хрупкий излом (фиг. 93).

Если мы имеем дело с более сложным действием сил, чем при растя-
жении или сжатии, при котором напряжения распределяются неравномерно,
закон изменения напряжений, различных в каждой точке, остается в общем
тот же, только, как было указано, более перенапряженные точки переходят
в стадию пластической работы позже, чем это следует по диаграмме растя-
жения, вследствие повышения предела текучести. Повышенным местным
напряжениям отдельных точек соответствуют и повышен-
ные местные пределы пропорциональности и текучести.
Повышение это непропорционально повышению местных напряжений, почему
перенапряженные точки все же первыми переходят в пластическую стадию, но
переходят позже, чем это следовало бы при наличии обычного статического пре-
дела текучести или пропорциональности.

Явление это легко объясняется сдерживающим влиянием соседних, менее
напряженных точек на развитие деформаций перенапряженных точек, связан-
ных с первыми силами сцепления, тем обстоятельством, что неравномерность,
нелинейность напряженного состояния уменьшает скалывающие напряжения,
от которых зависит текучесть и которые равняются в этом случае только
полуразности нормальных напряжений

. п.----«о

max t= 1 --

и потому требуют большого развития пх для достижения напряжений шах /,
отвечающих пределу текучести

Е. Зависимость механических свойств от температуры

Рассмотренная выше диаграмма напряжений — удлинений относится
к обычной комнатной (—|—15° С) температуре. Не касаясь резких изменений
температуры, связанных с вопросами специальной термической обработки
сталей, при которых структура стали меняется, отметим изменение механи-
ческих свойств ее при более низких температурах, отвечающих работе
конструкций.

Временное сопротивление /? имеет минимум при обычной температуре
(фиг. 94); оно довольно резко повышается при охлаждении в пределах
первых 50° ниже нуля и при нагревании до 250°, где имеет максимум, после
чего резко понижается до 600®, где практически может быть принято равным
нулю.

Предел текучести RT непрерывно уменьшается при повышении темпера-
туры, несколько задерживаясь при температуре 200—300°, однако для более
твердых сталей задержка на этих температурах предела текучести может
перейти в частичный максимум.

Удлинение △ / имеет резкий минимум при температуре 200—300°, после
чего резко повышается в соответствии с размягчением металла, понижением
предела текучести и временного сопротивления, и имеет максимум при темпе-
ратуре, близкой к комнатной температуре. Оно резко уменьшается при темпера-
туре, меньшей 0°.

Наконец ударная вязкость, количество работы, затраченное на излом
образца с заточкой на копре Шарли, характеризующее сопротивление
материала неравномерным распределением напряжений, имеет максимум при
комнатной температуре и затем уменьшается при нагревании до 400 , после
чего крайне резко повышается до 600°, а затем снова падает.

Рассматривая эти характеристики, мы видим, что предел практической
работы стали распространяется от — 50 до-]-400°. При более высокой
температуре замечается резкое размягчение металла, при температуре в 600°
он должен считаться практически неработоспособным; при более низких
температурах его ударная вязкость падает настолько сильно, что он может
стать опасным. Это необходимо учесть при зимних работах.

На этом протяжении мы имеем критическую область 200—400°, имеющую
повышенную прочность (/?), но меньшую пластичность (△/) и меньшую удар-
ную вязкость (/?в).

Область эта неопасна для статических нагрузок (вследствие большой
разницы между временным сопротивлением и пределом текучести), но неприятна

R временное сопротивление мягкой стали (C^OJ

« » » R и „ „ , . твердой • • (Сяа0,4%)

----— Ry предел текучести мягкой стали

-о—о— Ry - • . . . твердой • *

-----ZJ/ удлинение мясной стали

—— /?о ударная вязкость мяеной стали (в кг.м./амг)

при неравномерном рас-
пределении напряжений
вследствие пониженной
ударной вязкости. Как
раз такое распределе-
ние возможно у закле-
почных и сварных со-
единений, при поста-
новке соединений, ког-
да материал от тепла
заклепки или наплав-
ленного металла до-
вольно долго оказы-
вается нагретым при
указанной температуре.
Эта область называется
областью синелом-
кости. С нею прихо-
дится считаться, так

как при неблагоприят-
ном распределении на-
пряжений здесь воз-
можны хрупкие изломы
(трещины).

Для сварных кон-
струкций, где металл
у места сварки нагре-

Фиг. 94. Зависимость характеристик стали от температуры, вается до температуры
плавления, имеют зна-
чение и более высокие температуры. Из этих температур должны быть отме-

чены:

1. Температура застывания* (первичной кристаллизации) около
1450°,' связанная с образованием при застывании очень крупных кристаллов
(дендритная форма). Материал, длительное время подверженный по-
добной температуре, имеет крупнозернистую хрупкую структуру (пережог).

2. Температура отжига (вторичной кристаллизации) около 800°.
При этой температуре первичные крупные кристаллы распадаются, и материал
получает мелкозернистую структуру, улучшающую механические качества,
которая сохраняется при недлительном пребывании стали при температуре
около 800° и не очень медленном остывании.

3. Температура 450 — 550° (рекристаллизация), связанная с вто-
ричным ростом зерен, но только в том случае, если последние были де-
формированы холодной обработкой (наклеп). Эта операция ухудшает вязкость
стали.

Таким образом наиболее неприятны из высоких температур для после-
дующей прочности стали температуры в интервале 1450 — 800° (пережог и
перегрев).

§ 3. ИЗМЕНЕНИЯ МЕХАНИЧЕСКИХ СВОЙСТВ С ТЕЧЕНИЕМ ВРЕМЕНИ

А. Явление наклепа

же напряжения достигают 1L и даже

Фиг. 95. Работа материала при наклепе.

Повторные нагрузки до предела пропорциональности, т. е. в пределах
I стадии работы стали, не оказывают на материал никакого ощутимого влияния,
так как здесь сталь работает как вполне упругое тело и энергия загрузки
возвращается при разгрузке. ~
стадии работы, то в таком
случае повторные нагрузки
оказывают существенное
влияние на механические
свойства стали; при этом,
вообще говоря, происходит
самоупрочнение ста-
ли, которое в этом слу-
чае носит название
наклепа.

При достижении на-
грузок, соответствующих II
или III стадии работы мате-
риала и последующей раз-
грузке, линия разгрузки
идет параллельно линии на-
грузки первой стадии, так
как активными силами раз-

грузки являются только силы упругости, накопленные при нагрузке; остаточные
деформации остаются после окончания разгрузки нетронутыми, и соответственно
с этим остается в материале связанной внешняя энергия, отвечающая этим деформа-
циям, образуя в материале некоторое новое начальное состояние напряжений
и структуры материала. Количество этой связанной, не возвращенной энергии
может быть выражено площадью диаграммы цикла нагрузки и разгрузки
(фиг. 95, линия 0кикт0п). Материал после первого цикла при новом своем
начальном состоянии остается напряженным, имеющим большие запасы энер-
гии и соответственно с этим более прочным. Поэтому при новой загрузке
•внешним силам приходится преодолевать не только нормальные запасы упругой
энергии образца, отвечающие нормальным пределам пропорциональности и
текучести, но и те, которые остались в нем после первого цикла и отвечают
остаточным деформациям этого цикла, благодаря чему пределы пропорцио-
нальности и текучести окажутся повышенными на величину этих деформаций,
т. е. до величин суммарных деформаций первого цикла. После этого кривая
деформаций идет по линии нормальной кривой деформации растяжения или
сжатия образца (фиг. 95).

Для того чтобы могло произойти явление наклепа, необходимо, чтобы
перед новой нагрузкой структура материала, нарушенная предыдущим циклом,
пришла бы в новое устойчивое состояние; для этого необходимо некоторое
время. Поэтому наклеп возможен при повторных прерывистых нагрузках.

Вместе с этим уменьшаются и деформации при разрушении, отсчитанные
от начала последнего цикла, так как повышение предела текучести знаменует
приближение его к временному сопротивлению (фиг. 95).

Таким образом наклеп характеризуется повышенным пре-
делом текучести и малыми удлинениями, т. е. хрупкостью.
Хрупкость особенно вредна при динамическом воздействии — вследствие воз-
можности появления хрупкого излома. Поэтому конструкции, работаю-
щие на динамические силы, не должны иметь наклепанного
металла. Что же касается конструкций, работающих на статическую на-
грузку, то для них наклеп не имеет большого значения; а так как наклеп
увеличивает область I стадии работы и, повидимому, позволяет при том же
коэфициенте запаса повышать напряжения (вследствие повышенного предела
текучести), то возникла даже мысль искусственного наклепа металла для
использования его в конструкциях; меры эти, называемые калибровкой
металла, однако не привились, так как трудно достичь равномерного наклепа;
неравномерно же наклепанный металл, очевидно, будет и неравнопрочным.

Вообще в наклепанном металле как более хрупком значи-
тельно более вероятно и возможно развитие местных пере-
напряжений от дефектов конструкции, и з г ото вл е н ня и пр.
Поэтому наклепанный металл менее надежен, в нем больше внут-
ренних начальных напряжений, которые нельзя учесть, почему желательно
иметь в конструкциях металл более вязкий, не наклепанный, и проба на
вязкость (холодный загиб) является поэтому, как было указано, одной из
основных проб.

Б. Явление старения

Внутренние напряжения, которые сохраняются в металле после работы
во II и III стадиях и появления остаточных деформаций, становятся активными
не только при повторных нагрузках, но и от всяких других причин, например
от холодной обработки, резки, дыродавления, сверления и т. д., изменения
температуры (например очень резко при нагреве до 100°), сотрясений, иногда
даже от настолько мелких причин, что они остаются незамеченными. В ре-
зультате металл с течением времени самоупрочняется, т. е. становится более
хрупким и способным к развитию перенапряжений. Это явление носит
название старения металла. Оно имеет особое значение в конструкциях,
работающих на динамическую нагрузку, которая способствует неравномерности
распределения напряжений, отчего в таких конструкциях при старом металле
весьма распространены хрупкие изломы — появление трещин. Для конструкций,
работающих на статическую нагрузку, старение имеет меньше значения.
Старение может появиться от начальных напряжений, получившихся не только
в результате нагрузки металла, но также в результате неправильности тер-
мической обработки, неправильного остывания после проката и т. д. Так как
эти неправильности весьма часты, то старение представляет собою явление
весьма распространенное.

§ 4. ЯВЛЕНИЕ УСТАЛОСТИ МЕТАЛЛА

А. Общая характеристика. Предел усталости и рабочая прочность

Таким образом для явления наклепа необходимы повторные нагрузки,
действующие с перерывами. Если же повторные нагрузки действуют
непрерывно, то появляется другое явление, называемое уста-
лостью металла. В строительных конструкциях непрерывно действующие
повторные нагрузки весьма редки, почему явление усталости имеет для них
значение только в специальных случаях, например в фундаментах под маши-
110
нами. Явление усталости состоит в том, что металл в результате непрерывно
действующих повторных нагрузок начинает разрушаться при напряжениях,
меньших временного сопротивления.

Для того чтобы явление усталости могло проявиться, необходимо, чтобы
повторные напряжения были настолько велики, чтобы они превзошли некото-
рую величину напряжений, называемую рабочей прочностью.

Рабочая прочность Ryem зависит от размаха амплитуды колебаний"
нагрузки, от соотношений наибольшего значения нагрузки к наименьшему;
наименьшее ее значение, при наибольшей амплитуде zt 5 несколько
ниже предела текучести и близко к пределу упругости; оно называется пре-
делом усталости или, правильнее, пределом выносливости. Таким
образом для каждого
определенную величи-
ну. Предел усталости
и рабочая прочность
являются такими же
самостоятельными ха-
рактеристиками, кон-
стантами физического
состояния материала,
как временное сопро-
тивление и предел те-
кучести, и от них по
существу не зависят.
Повидимому, для мяг-
кой стали рабочая проч-
ность является как раз
той точкой, которая в
естественном ненакле-
панном состоянии ме-
талла разделяет пер-
вую стадию работы
стали от последующих
при отсутствии запаз-
дывания пластических

деформаций и располагается на продолжении кривой III стадии ра-
боты металла, срезающей горб диаграммы у предела текучести, т. е„
по линии так называемой „естественной" диаграммы (фиг. 88). Дей-
ствительно, при непрерывной повторной нагрузке предел текучести и про-
порциональности понижается в соответствии с указанной кривой, так что
естественную диаграмму можно получить в результате повторной непрерывной
нагрузки образца. Как указывалось, наиболее низкое свое значение рабочая
прочность (предел усталости) R™cm имеет при амплитуде колебаний нагрузки
от -pS до —S, когда амплитуда, т. е. разность напряжений, колебаний
равняется 2S. Предел усталости R™cm приблизительно равняется 0,5 времен-
ного сопротивления; это значение как раз соответствует пересечению кривой
естественной диаграммы с прямою I стадии работы стали; при амплитуде
колебаний, равной S, от -|-5 до 0, рабочая прочность полного асимметри-
ческого цикла Rycm уже близка пределу текучести. При меньших амплитудах,
повидимому, она остается почти постоянной. Однако работа материала при
циклах, меньших полного однозначного, т. е. при циклах -f--|-52, где
Sj > 32 и S2 > 0, крайне мало изучена.

Если пользоваться естественной диаграммой растяжения-сжатия (фиг. 96\
то, как указывалось, предел усталости получается при усилиях Sj = — S2,
отвечающих напряжениям близких точкам пересечения естественной

диаграммы с прямой первой (упругой) стадии работы стали. Если циклы
сделать асимметричными и взять > —S2, то значение рабочей прочности
повышается по кривой естественной диаграммы за счет уменьшения напряжения,
отвечающего усилию S2 по кривой 2' — 3', по продолжению естественной
диаграммы 1' — 2' (фиг. 96). Пересечение этой кривой в точке 3' с осью
абсцисс (S2 = 0) дает полный однозначный цикл (5Х; 0;). Рабочая прочность,
ому отвечающая, RQycm близка пределу текучести. Если при дальнейшем
уменьшении циклов сокращение амплитуд производить таким образом,
чтобы рабочая прочность подымалась приблизительно по кривой растяжения,
изменение наименьших напряжений нужно вести по продолжению кривой
I'— 2'— 3'. Пересечение этой кривой с кривой растяжения в точке 7И дает
нам теоретически Наивысшее значение ра-
бочей прочности, несколько превышающее
предел текучести. Оно будет ниже вре-
менного сопротивления. Точка М определяет
разрушение образца при нагрузке с беско-
нечно-малыми колебаниями, т. е. по суще-
ству при нагрузке статической, как и вре-
менное сопротивление. Различие между
ними состоит в том, что точка М явля-
ется теоретическим пределом при беско-
нечно-большом числе колебаний разрушаю-
щей вибрационной нагрузки хотя и с бес-

•Фиг. 97. Зависимость рабочей конечно-малой амплитудой, но все же вибра-
лрочности от отношения колеба- ционной, при которой явление самоупрочне-
ний нагрузки. ния, связанное с односторонним развитием

сдвигов (чему препятствует колебательная
нагрузка), предполагается невозможным. Она указывает верхний предел на-
пряжений при отсутствии самоупрочнения.

Практические рабочие прочности, отвечающие определенному числу
колебаний (хотя бы 107), проходят, очевидно, выше предельных кривых
фиг. 96, и практическая точка М приближается к временному сопротивлению.
Во избежание недоразумений необходимо отметить, что фиг. 96 не следует
•понимать так, что закон изменения рабочей прочности отвечает диаграмме
растяжения-сжатия. Совпадение фиг. 96 с диаграммой растяжения-сжатия
по существу является приближенным и внешним, так как работа материала
при непрерывно-колебательной нагрузке по своей природе отлична от работы
статического растяжения.

Указанное достаточно хорошо подтверждается опытами, которые показы-
вают, что рабочая прочность весьма мало меняется при однозначных циклах:

min S Q
max S

Таким образом рабочая прочность в функции от отношения --------- изме-

тах о
ияется по кривой, изображенной на фиг. 97.

Явление усталости было впервые систематизировано Велером в 70-х годах
прошлого столетия. Он же первый дал и закон зависимости рабочей проч-
ности от амплитуд в виде линейной формулы:

, 1 minS\
maxi/’

(О
где R—рабочая прочность, RT — предел текучести, min S и max S — наи-
меньшее и наибольшее значения колебательной нагрузки, каждое со своим
знаком. Прямая Велера имеет слишком большой наклон, не согласующийся
с опытом (фиг. 97), поэтому ее очень часто заменяют менее крутой по уравнению:

или

(‘+4 й)

(2)

(3)

Явление усталости по своему существу прямо противоположно явлению
наклепа, хотя для его проявления необходимо, точно так же как для наклепа,
чтобы напряжение перешло во II стадию работы стали. Если напряжения
выше предела текучести и выше рабочей прочности, явление усталости начи-
нается непосредственно после начала повторных нагрузок; если предел уста-
лости и напряжения ниже предела текучести, явление усталости начинается
лишь после того, как после ряда нагрузок предел текучести по кривой есте-
ственной диаграммы понизится до рабочей прочности.

Б. Явление гистерезиса

При непрерывной повторной нагрузке образца, перешедшего в стадию
пластической своей работы, внешняя энергия не успевает связываться внут-

Фиг. 98. Петли гистерезиса циклической нагрузки»

ренними напряжениями материала, которые не успевают перейти в устойчивое
состояние, как то имеет место при наклепе, отчего при повторной нагрузке
понижается предел текучести, а при разгрузке внешняя энергия частично
проявляется активно и загибает кривую разгрузки назад, уменьшая остаточные
деформации, отвечающие меньшим запасам связанной энергии. Таким образом
при усталости запасы энергии уменьшаются, и явление усталости можно
уподобить шлифовке полосок кубов молекул стали, отчего связи между ними
уменьшаются. При наклепе, наоборот, связи увеличиваются вследствие нали-
чия в образце связанной энергии остаточных деформаций и отвечающих им
начальных напряжений.
В результате повторной нагрузки новая кривая нагрузки, непосредственно
следующая за разгрузкой, оказывается расположенной несколько влево от
кривой разгрузки, образуя с нею петлю (фиг. 98), называемую петлей
гистерезиса циклической нагрузки материала. Через несколько
циклов материал приспосабливается, „притирается", к циклической нагрузке,
и кривая разгрузки оказывается подобной кривой нагрузки, а петля оказы-
вается замкнутой. Такое состояние называется установившимся со-
стоянием циклической работы, и оно как раз характерно для
проявления усталости. Этому состоянию крайне способствуют всякого рода
неравномерности распределения напряжений в материале, наличие в нем
перенапряженных точек, которые, будучи связаны силами сцепления с сосед-
ними менее напряженными точками и потому ограниченные в своих дефор-
мациях, могут получить от них дополнительные импульсы, способствующие

загибу кривой и могущие даже частично

Фиг. 99. Петли гистерезиса циклической
знакопеременной нагрузки.

перевести кривую и петлю в область
напряжений противоположного знака
(фиг. 98, б и в). Особенно резко ги-
стерезисная петля проявляется при
знакопеременной нагрузке (фиг. 99).

В. Разрушение от усталости

Таким образом при установле-
нии циклического состояния дефор-
мации следуют замкнутой петле ги-
стерезиса и материал, хотя работа
его происходит во II стадии, никаких
остаточных деформаций не получает.
Несмотря на это, он должен разру-
шиться, так как при каждом цикле

нагрузок он теряет количество энергии, равное площади петли, что в конце
концов дрлжно исчерпать его работоспособность.

В этом рассуждении предположено, что при повторной нагрузке и
установившихся циклах петля гистерезиса остается постоянной. Это имеет
место при работе изолированного бруска или в кинематических цепях (ма-
шинах). В конструкциях, где все стержни связаны между собою и имеют

различные одновременные напряжения, гистерезисные петли, оставаясь замк-
нутыми, меняют свою площадь. Обычно они уменьшаются, стремясь превра-
титься в две сливающиеся друг с другом прямые, что уничтожает явление
усталости и работу материала переводит в упругую. Лишь при самых больших
амплитудах (больших размаха ± -е- qr (2/?п — /?т) получается обратное

явление, петли гистерезиса увеличиваются, что приводит к разрушению. Для
стали 3 критическая амплитуда усталости таким образом равняется ±2400-н
-ч-(4000— 2400) = ±24001600 кг]слР, что дает размах колебаний
2/?п или 4000 кг [см-. Он конечно больше возможных напряжений, и потому
в конструкциях усталость обычно неопасна.

Отсутствие остаточных деформаций при усталости приводит к видимой
внезапности разрушения от усталости; на самом же деле это разрушение
подготовляется длительным процессом — необходимо несколько сотен тысяч
циклов, а иногда и миллионов, для получения разрушения, которое, можно
уподобить перетиранию кристаллитов металла при разрушенной перлитовой
сетке. Повреждения локализируются в некоторых точках, более слабых или
имеющих начальные дефекты, в которых наиболее возможно развитие пере-
напряжений, способствующих, как было указано, интенсивности развития
гистерезисной петли, а вместе с тем и интенсивности разрушения. Разруше-
ние начинается повреждением отдельных кристаллов микротрещинами, которые
постепенно развиваются, превращаются в скопления и разрушают кристалл
(фиг. 100).

Повреждения распространяются из очага усталости главным образом
в плоскости сечения очага, вглубь они почти не идут, почему материал про-
чих частей образца сохраняет свои нормальные свойства. Если вырезать
образец из стержня, разрушившегося от усталости он при испытании, как
правило, не показывает каких-либо ухудшений механических качеств, так как

Фиг. 100. Появление трещин разрушения кристалла стали от усталости.

После 10 000 изгибов. _ После 40 000 изгибов.

все повреждения от усталости концентрируются у места
разрушения, что является характерным для усталости.

Таким образом усталость, как и наклеп, характеризуется ви-
димой внезапностью разрушения, как бы хрупкостью, хотя на
самом деле вся работа материала происходит при усталости
в пластической стадии.
ГЛАВА VI

ДОПУСКАЕМЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ И КОЭФИЦИЕНТ БЕЗОПАСНОСТИ

§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА КОЭФИЦИЕНТА БЕЗОПАСНОСТИ

Как указывалось выше, допускаемые напряжения [я] для стали берутся
меньше предельных разрушающих напряжений /?, а потому отношение между
r

ними = Е. называемое коэфициентом запаса или коэфициентом
[л]

безопасности, должно быть больше 1. Очевидно, коэфициент безопасности
является основной технико-экономической данностью, от которой непосред-
ственно зависит затрата мегалла в конструкциях, и потому установление
достаточно обоснованной величины этого коэфициента является существенно
важным, особенно в современную эпоху резкой экономии металла.

Однако до сих пор, несмотря на важность коэфициента безопасности,
численные значения этого коэфициента не могут быть установлены математи-
чески; они даются скорее как средняя результирующая общего представления
о работе конструкции. Для того чтобы в этот крайне важный вопрос внести
некоторую ясность, необходимо изучить природу коэфициента безопасности.

Непосредственное наблюдение показывает, что при существующих до-
пускаемых напряжениях, несмотря на то, что они меньше разрушающих на-
пряжений, разрушение конструкций все же имеет место, что доказывается
наличием катастроф. Анализ катастроф показывает, что они являются след-
ствием дефектов сооружений, связанных со случайным превышением силовых
воздействий до разрушающих пределов, и что они случаются достаточно
редко. Отсюда следует, что коэфициент безопасности не гарантирует нас
от разрушений, но приводит игру вероятия появления разрушений в гра-
ницы, удовлетворяющие нашим технико-экономическим и бытовым запросам.
Таким образом коэфициент безопасности зависит не только от природы
напряжений, развивающихся в конструкциях под действием силовых воздей-
ствий, но и от подхода к этому напряженному состоянию, от выполнения
конструкции, от ухода и эксплоатации сооружения и потому от вероятия
появления в нем дефектов и случайных превышений силовых воздействий
над расчетными и допускаемыми. Очевидно, чем уход и условия эксплоатации
лучше, тем менее вероятны появления дефектов и превышения силовых воз-
действий и тем меньше может быть коэфициент безопасности, и
таким образом последний я вл я ется не жесткой технической дан-
ностью, но гибкой хозяйственно-эксплоатационной, которая
может быть существенно повышена при усилении требований выполнения и
эксплоатации конструкций. Этот путь повышения допускаемых напряжений
должен быть особенно важен в нашу эпоху социалистического строительства.
§ 2. КАТЕГОРИИ НАПРЯЖЕНИИ И ИХ ЗНАЧЕНИЕ

А. Классификация напряжений

Напряжения, проявляющиеся в конструкции от действия силовых воз-
действий, могут быть разбиты на:

1. Основные, соответствующие сооружению, не имеющему дефектов
и отзечающему нашей расчетной схеме (например изотропности материала,
шарнирным соединениям и пр.).

2. Дополнительные, отвечающие дополнительным связям, имею-
щимся в сооружении по условиям конструирования (например жесткие узлы)
или от наличия соседних систем и сооружений (например связей, фактической
пространственности конструкции и т. п.).

3. Местные, отвечающие в широком смысле слова дефектам сооружения
и материалов и неизбежным и обязательным отступлениям от расчетной схемы,
каковыми являются анизотропность материала, наличие заклепочных или
сварных соединений и т. п., или дефектам в узком смысле слова, как зарубки,
повреждения поверхности металла, рванины и пр.

4. Начальные, отличающиеся от всех прочих тем, что они не зависят
от внешних силовых воздействий, а образуют равновесную систему, появив-
шуюся в результате обстоятельств работы сооружения.

Каждая из этих категорий напряжений имеет различное отношение к ра-
боте и прочности конструкции.

Местные напряжения сказываются существенно на долго-
вечности сооружения в том смысле, что дефектные сооружения имеют
обычно меньший срок службы. Явление старения имеет своей предпосылкой,
как правило, высокие местные напряжения вследствие дефектов изготовления
и конструирования и эксплоатации сооружения. Как зависящие в первую
очередь от дефектов, местные напряжения могут быть значительны и при ма-
лых силовых воздействиях и, обратно, небольшими при больших, при хорошей
конструкции. Поэтому зависимость их от силовых воздействий
является второстепенной, почему они не учитываются расчетом,
имеющим дело с этими воздействиями. В хорошо сконструированном соору-
жении они могут быть признаны несущественными для прочности сооружения.

Дополнительные напряжения при пластическом материале
также не влияют непосредственно на прочность сооружения.
Это определяется тем, что они соответствуют и характеризуют дополнитель-
ные связи. Если дополнительные напряжения (например от жесткости узлов)
достигнут предела текучести, то соответствующая связь выключается из ра-
боты, например узел вместо жесткого станет шарнирным, но от этого непо
средственная прочность сооружения не нарушится. По мере увеличения силовых
воздействий сооружение становится более гибким, дополнительные связи
слабеют и дополнительные напряжения относительно уменьшаются. Они имеют
значение только при упругой работе сооружения, при напряжениях же разру-
шающих, отвечающих пластической работе (выше предела текучести), их
влияние совершенно ничтожно. Поэтому они и не учитываются расчетом,
имеющим целью определение запасов прочности.

Основные напряжения отвечают по существу работе
основных стержней в сооружении, т. е. таких стержней и связей,
которые необходимы для прочности сооружения. Однако точное разграничение
основных и дополнительных стержней и связей весьма затруднительно, поэтому
основные напряжения обычно относят ко всем стержням конструкции, но при
расчетных предположениях, при которых, кстати сказать, очень много допол-
нительных связей (например жесткость узлов) совершенно игнорируется.

Начальные напряжения могут быть разбиты на напряжения
паразитарные, дезориентированные, проявляющиеся в самых разнообраз-
ных направлениях и тесным образом связанные с местными напряжениями,
и напряжения, имеющие определенное направление, примы-
кающие к основным и дополнительным напряжениям.

С другой стороны, начальные напряжения могут быть:

1) тепловые, возникающие при неравномерном охлаждении металла
конструкции,

2) усадочные, получающиеся в результате связей, препятствующих
температурным или пластическим деформациям металла конструкции,

3) остаточные, возникающие в результате пластической деформации
материала, и

4) закалочные, возникающие в результате неравномерности измене-
ния структуры металла.

Все эти напряжения, как взаимно уравновешенные и не зависящие от
внешних сил, могут быть обнаружены непосредственными измерениями лишь
путем освобождения их от этой уравновешенности (например нарушением связи
между ними). Они образуют силовое поле, фон, на котором проявляются все
прочие напряжения в зависимости от имеющих место силовых воздействий.

Паразитарные напряжения уравновешиваются на крайне малых площадях
и объемах сооружения и потому, как и местные напряжения, непосредственно
не влияют на прочность сооружения, но они могут служить причиной ано-
малий местных напряжений; наконец они могут стать активными, если какое-
либо воздействие, например удар, их ориентирует в определенном направлении,
что может привести при внезапной ориентировке к хрупкому излому, при
постепенной—к пластической деформации.

Определенно ориентированные начальные напряжения, хотя они и взаимно
уравновешены, могут непосредственно влиять на работу внешних напряжений,
основных и дополнительных, в отдельных участках и фибрах, смотря по своей
ориентации, суммируясь с внешними напряжениями и повышая или понижая
переход из упругой в пластическую стадию (предел текучести и упругости),
а иногда также при резко неравномерном своем распределении приводя
к хрупкому излому.

Б. Влияние различных категорий напряжений на несущую
способность сооружения

Начальные напряжения, определенно ориентированные, изменяя положе-
ние предела текучести, могут непосредственно влиять на несущую способность
сооружения. Кроме того они могут влиять на несущую способность тем, что
служат основной причиной перераспределения усилий в системах в результате
усадочных напряжений. Однако обычно они являются фибровыми напряже-
ниями и потому изменяют только местные пределы. Лишь в том случае, когда
они равномерно распределяются по сечению, они могут в полной мере влиять
на предел текучести и несущую способность.

г Другое дело, сооружения больные или дефектные, где вследствие наличия
дефектов чрезмерные местные напряжения могут привести к полной прора-
ботке области самоупрочнения и к появлению трещин, что неоднократно имело
место в старых сооружениях (трещины старения). Как уже указывалось, эти
трещины и перенапряжения являются следствием в первую очередь дефект-
ности сооружения и лишь затем проявления в нем силовых воздействий.

§ 3. КОЭФИЦИЕНТ БЕЗОПАСНОСТИ И ЕГО АНАЛИЗ ’

Как было указано, для здоровых сооружений и основных напряжений есте-
ственным пределом является предел текучести, для стали 3 равняющийся,
как мы видели выше, = 2400 кг1см2.

118
Таким образом запас по отношению к обычным допускаемым напряже-
ниям, принимаемым при действии основных нагрузок [л] = 1400 кг} см2, со-
ставляет:

2400

1 [w] 1400

Величина эта является запасом на случайные возрастания силовых воздействий,
которые возможны при эксплоатации сооружения. Превышения эти и несовпа-
дения фактических напряжений с расчетными возможны от различных причин.
Прежде всего в самом сооружении фактические напряжения от данной на-
грузки не равняются расчетным, а от наличия различных обстоятельств, не
учитываемых расчетом, получаются больше или меньше расчетных; отношения
между ними называются конструктивными поправками сооружения, и влияние
их должно покрываться коэфициентом запаса. Эти отступления резко зависят
от условий изготовления конструкции и при плохом ее изготовлении и потому
при аномальных перераспределениях силовых потоков могут быть резко по-
вышены; затем сами силовые воздействия могут быть больше принятых в рас-
чете; при недостаточно тщательном уходе — во время ремонта или при других
специальных обстоятельствах — конструкции нередко перегружаются. То же
самое бывает с мостами во время сходов с рельсов и других происшествий.
Все это тоже должно покрываться коэфициентами запаса. Наконец сам мате-
риал может отличаться от тех стандартных свойств, которые приписываются
ему нормами; эти отличия также покрываются запасом. Сочетание самых не-
благоприятных значений указанных факторов может и не покрыться коэфи-
циентом запаса и не покрывается им, что доказывается, как говорилось выше,
наличием катастроф. Однако коэфициент должен быть построен так, чтобы
вероятие совпадения этих факторов удовлетворяло требуемым условиям
эксплоатации работы и безопасности.

Таким образом для точного обоснования коэфициента запаса необходимо
иметь кривые вероятия каждого из составляющих обстоятельств; эти кривые
(кривые вероятия появления различных значений какого-либо фактора, так
называемые кривые распределения) для материале (стали 3) и конструктивных
поправок мостов в общем известны; но к сожалению совершенно не
известна основная кривая вероятия случайных перегрузок, что не позволяет
четко установить цифру коэфициента запаса, и она до сих пор устанавли-
вается по общему впечатлению. Во всяком случае ясно, что, повышая
требования ухода и эксплоатации сооружения и требова-
ния изготовления, мы можем повысить и допускаемые на-
пряжения

§ 4. ЧИСЛЕННЫЕ ЗНАЧЕНИЯ ДОПУСКАЕМЫХ НАПРЯЖЕНИЙ

Таким образом чем большая категория силовых воздействий учитывается
расчетом, тем более высокими могут быть допущены напряжения, как это
непосредственно следует из указанного, так как тем менее вероятно совпа-
дение этих категорий.

В наших нормах фиксируется две цифры допускаемых напряжений, не-
сколько различных для различных типов сооружений:

1. Для промышленных сооружений, резервуаров и листовых
конструкций, кранов и мостов под обыкновенную дорогу установлены напря-
жения:

Первое — при учете основных, постоянно действующих нагрузок
= 1400 кг]см-.

Таковыми нагрузками являются:

а) для промышленных конструкций — собственный вес и снег; верти-
кальное давление крановой нагрузки и продольное и поперечное торможение
кранов не более двух из общего числа кранов, каковые торможения .почти
всегда имеют место при обычной работе кранов;

б) для мостов под обыкновенную дорогу и для ферм кранов —соб-
ственный вес, временные вертикальные нагрузки, умноженные на динамический
коэфициент (поезд, тележка с подвешенным грузом и т. д.), иногда снег и
ветер слабой интенсивности; для кранов — торможение тележки с грузом.

Второе—[л]п= 1700 кг/см^ при учете основных нагрузок и некоторых
случайных, каковыми обычно являются ветер ураганной интенсивности и
влияние температуры.

2. Для железнодорожных мостов: первое допускаемое на-
пряжение берется [/z)j=13OO кг/см1 при учете основных постоянно дей-
ствующих нагрузок, каковыми являются: собственный вес конструкции и на-
стилов и временная вертикальная нагрузка, умноженная на динамический
коэфициент; далее, центробежная сила в мостах на кривых; для связей —
центробежная сила и давление ветра ураганной интенсивности (что не вполне
логично); для тормозных связей — тормозная сила, что также нелогично,
так как торможение на мосту происходит редко, и второе напря-
жение [и]п= 1650 кг[см2 при учете: для главных ферм основных нагрузок и
ветра; для связей нагрузок первого раздела и воз ействий на связи временной
нагрузки главных ферм и собственного веса связей. Последнее совершенно
не логично, так как собственный вес и воздействия главных ферм как по-
стоянно действующие нагрузки не могут быть случайными. Таким образом
в нормах НКПС на железно-дорожные мосты нет стройности в классифи-
кации нагрузок.

3. Для мачт электропередач: п е р в о е допускаемое напряжение
принимается [л]1 = 160Э кг [см2 при действии гололеда, температуры и ветра, но
при необорванных проводах, второе допускаемое напряжение [л]п =
= 2000 кг [см2 при тех же нагрузках, но при оборванных проводах.

Третья ступень напряжения в нормах отчетливо иг фиксирована; указано
только, что при учете дополнительных категорий случайных нагрузок воз-
можно большее поднятие напряжений вплоть до предела пропорциональности,
принимаемого в 0,9 предела текучести; затем в ряде норм, например ТУ на
металлические конструкции, установлены специальные повышенные напряжения
для нагрузок, проявляющихся во время, монтажа (на 35°/0 первого допускаемого
направления).

§ 5. КОЭФИЦИЕНТ ЗАПАСА СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ СИСТЕМ

. Как указывалось, напряжения и коэфициенты запаса, установленные в пре-
дыдущем параграфе, по существу относятся неосновным напряжениям основных
стержней, т. е. к таким стержням и связям, которые нужны для прочности
сооружения. Все прочие стержни могут быть отнесены к дополнительным
связям, а их напряжения — к дополнительным напряжениям; последние же, как
не опасные для прочности сооружения, могут или быть значительно повышены
или вовсе не учитываться расчетом. Понятие основного стержня и связи совер-
шенно ясно для статически определимой системы. Это как раз те стержни,
которые нужны для статической неизменяемости системы. В статически же
неопределимых системах, имеющих излишние стержни, это понятие становится
менее определенным, так как в них любой стержень может быть принят
за дополнительный и не нужный для статической неизменяемости системы. Для
этих стержней без уменьшения запаса прочности может быть поднято допу-
скаемое напряжение, так как даже при отсутствии их система останется жест-
кой. Вследствие этого статически неопределимые системы, рас-
считанные при обычных напряжениях, имеют большие запа-
сы прочности, чем статически определимые.
Второе свойство, повышающее фактические запасы прочности статически
неопределимых систем, есть свойство саморегулирования усилий.
Действительно, если в каком-либо стержне вследствие какой-либо причины
(например неправильного расчета) усилие достигнет предела пропорционально-
сти раньше, чем в остальных стержнях, то при дальнейшем возрастании уси-
лий в нем должны будут проявляться уже пластические деформации, выходя-
щие по своим размерам из порядка прочих деформаций. Этому развитию
деформаций в статически неопределимой системе препятствует жесткость всей
системы, благодаря чему на перенапряженный стержень будут передаваться
лишь усилия, отвечающие общей деформации системы, т. е. значительно
меньшие тех, которые должны были развиться в стержне, если бы он был
под данными силовыми воздействиями самостоятелен. При достижении в
стержне напряжений, равных пределу текучести, стержень, как потерявший
свою несущую способность, выключится из работы, но система, имею-
щая достаточное число стержней и без него, останется жесткой и работо-
способно!. То же самое может произойти и со следующими стержнями до тех
пор, пока число оставшихся стержней не будет отвечать статически опреде-
лимой схеме. Лишь после этого произойдет потеря жесткости и работоспо-
собности системы. Таким образом в статически неопределимых си-
стемах работоспособность определяется работоспособно-
стью несамого слабого стержня или места, а работо-
способностью, напряженным состоянием всего соо ружения,
достигаемым им уже после того, как все лишние стержни
выключились из работы.

Все наши сооружения в конструктивном выполнении являются статически
неопределимыми вследствие наличия дополнительных конструктивных связей
(например жесткости узлов и сопряжений и т. д.). Поэтому это важное поло-
жение может быть распространено и на все системы. Однако оно требует
следующих оговорок: во-первых, оно предполагает сооружение без каких-либо
дефектов; наличие дефектов крайне резко сказывается на распределении сило-
вых потоков, и поэтому в дефектном сооружении саморегулирование усилий
может и не итти по тому пути, какой был указан выше, не говоря уже о том,
что в дефектном сооружении для прочности могут быть существенны и мест-
ные напряжения; во-вторых, оно предполагает, что все стержни вполне без-
опасны с точки зрения своей устойчивости и,' в-третьих, что материал за пре-
делом текучести вполне пластичен, вследствие чего стержни, перешедшие
предел текучести, выбывают из работы.

Таким образом мы видим, что сточки зрения с jo ей работы
под нагрузкой статически неопределимые системы имеют
большие преимущества по сравнению со статически опре-
делимыми.

§ 6. ЗНАЧЕНИЕ МЕСТНЫХ И НАЧАЛЬНЫХ НАПРЯЖЕНИЙ

Во всем изложенном в качестве предел напряжения мы брали предел
текучести, отвечающий пределу основных напряжений, что соответствует
работе здорового сооружения; что же касаетсг сооружения больного,,
обладающего дефектами, то в нем решающими являются мест-
ные напряжения. Учет этих напряжений крайне затруднителен по их
большому разнообразию и трудности определения.

Следствием работы местных напряжений является про-
работка с течением времени пластичности материала, а ареной
деятельности их область самоупрочнения материала. При таких условиях
достаточным запасом против работы местных напряжений является достаточ-
ная вязкость материала, достаточный процент удлинения и достаточная про-
тяженность области самоупрочнения. Поэтому во всех нормах наряду с вре-
менным сопротивлением (и пределом текучести), определяющими запасы
основных напряжений, лимитируется и удлинение при разрыве (протяженность
области самоупрочнения), определяющее запас для местных напряжений.

Из опыта мы знаем, что для сварочного железа,, имевшего удлинение
порядка 8—10°/о и структуру, значительно более благоприятную для развития
местных перенапряжений, чем сталь 3, необходимо было 50—70 лет для
проработки пластичности и появления трещин старения; отсюда можно сде-
лать вывод, что сталь 3 с удлинением 22°/0 и значительно более однород-
ная по структуре, нежели сварочное железо, дает нам вполне достаточные
гарантии против работы местных напряжений.

Значение начальных напряжений, дезориентированных или паразитарных
(например напряжений от начального наклепа или неравномерного остывания
отдельных точек конструкции), аналогично значению местных напряжений;
разница состоит в том, что они не зависят от внешних силовых воздействий,
что приводит к внезапной их активности, если от какой-либо причины
(например от удара) они получают определенную ориентацию.

Так как при этом обычно повышается предел текучести, то они приво-
дят к хрупкому излому.

• Определенно ориентированные начальные напряжения изменяют фактиче-
ский нуль напряжений. Как правило, они являются следствием связей и пре-
пятствий развитию деформаций и причиной явления саморегулирования усилий.
Если их ориентация отвечает ориентации внешних силовых воздействий,
то они понижают или повышают видимый предел текучести, начало появле-
ния пластических деформаций и погашаются последними.

|Этим самым они изменяют и протяжение пластических деформаций
(фиг. 95). Если их ориентация не отвечает ориентации внешних силовых воз-
действий, то они изменяют характер силового поля напряженного состояния,
превращая одноосное линейное состояние (например растяжение, сжатие),
где только одно главное напряжение не равно нулю, в двухосное и плоско-
стное, где два главных напряжения пх и пу не равны нулю, или в трехос-
ное, объемное. При этом, как правило, повышается предел текучести, зависящий
от наибольших скалывающих напряжений, равных, как известно, для линейного

< Пх < Пх — %

напряженного состояния max/I = -^, для двухосного тах/п =--$—~

благодаря чему при двухосном состоянии напряжений требуется большее раз-
витие напряжений для появления текучести. При этом повышается хруп-
кость конструкции, и возможны хрупкие изломы, однако не внезапно,
а в результате тех или других силовых воздействий.

§ 7. ВЛИЯНИЕ ВРЕМЕНИ НА КОЭФИЦИЕНТ ЗАПАСА

Коэфициент запаса должен дать достаточную уверенность против по-
явления опасности от разного рода случайностей, которые могут быть во вре-
мя службы сооружения. Вероятность появления случайностей зависит
от времени службы сооружения, почему коэфициент запаса также
может рассматриваться как функция времени. В этом отношении
случайности могут быть разбиты на два класса: 1) случайности внешние, не
зависящие от состояния сооружения, а только от ухода за ними, каковы
случайные перегрузки конструкции во время ремонта, происшествий и т. д.,
и 2) случайности, зависящие от состояния сооружения, например от наличия
в нем дефектов.

Вероятие появления первых категорий случайностей при постоянных
условиях ухода достаточно постоянно и не зависит от времени, за исключе-
нием последнего периода службы сооружения, перед его сменой. Здесь вероятие
122
появления случайности резко уменьшается, так как оно, вообще говоря, есть
функция остающихся лет службы сооружения; действительно, чем меньше про-
межуток времени работы сооружения, тем менее вероятно, что за этот про-
межуток что-нибудь с ним случится. В момент смены вероятие превращается
в нуль; вообще говоря, оно может быть представлено в функции от времени
гиперболой с достаточно постоянной асимптотической частью и резко пони-
жающейся конечной (фиг. 101).

Вероятие появления второй категории случайностей, зависящих от состоя-
ния сооружений, несколько увеличивается с течением времени, так как
с течением времени состояние сооружения ухудшается, сооружение изнаши-
вается (фиг. 101). Однако для хороших сооружений влияние второго фактора
несущественно. Комбинируя оба фактора, мы видим, что реальные опас-
ности под конец службы сооружения могут резко умень-
шиться, если оно на-
ходится в достаточ-
но годном состоянии.
Это позволяет повышать для
них в этот период напря-
жения. Такой прием приме-
няет НКПС в железнодорож-
ных мостах, которые сменя-
ются не вследствие своего
плохого состояния, но бла-
годаря чрезмерному возра-
станию нагрузок. В старых
мостах перед их сменой
НКПС при действии основ-
ных нагрузок вместо обычно-
го напряжения 1300 kzJcm'2

применяет 1700 кг/см'-, а случайные нагрузки (ураганный ветер и торможе-
ние) совсем не учитывает.

Кривая допуск напрятк

Кривая случайны! ола?*

Кривая износи

Срок слуЖбы моста—•J

Время Т

Фиг. 101. Кривая зависимости допускаемого на-
пряжения от срока службы сооружения.

§ 8. ОПАСНОСТИ И ДОПУСКАЕМЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ ПРИ ПРОДОЛЬНОМ ИЗГИБЕ

Во всем изложенном выше пределом напряжения принимался предел теку-
чести, каковой предел соответствует работе напряжений на растяжение; при
работе же на сжатие этот предел должен быть заменен кри-
тическим напряжением продольного изгиба.

Как известно, критическое напряжение продольного изгиба может
быть принято для металлических сооружений в пределах упругости, т. е.
до напряжения п = 2000 кг/см2, по кривой Эйлера:

- _ т?Е! _ ^Е_
PF~~ \а

(О

где к — так называемая гибкость стержня, равная отношению свободной длины
стержня / к радиусу инерции г.

При 7?^ = 2000 hz) см2 100, что является пределом применения фор-

мулы Эйлера. При более высоких напряжениях, выше предела упругости,
модуль Е становится переменным, и формула Эйлера не является действи-
тельной. Как известно, Карман и Энгессер показали, что и в этом случае
можно применять для расчета продольного изгиба формулу вида Эйлера,
заменяя модуль Е некоторым приведенным модулем Т, т. е. применять формулу:

_ к2Т
Приведенный модуль Т, получаемый из условий выпучивания

Фиг, 102. Зависимость между модулем
Ек и кривой сжатия.

(3)

Фиг. 104. Зависимость между модулем
Т продольного изгиба и напряжением
сжатия R.

Фиг. 103. Мо-
менты и /2 се-
чения выпучив-
шегося стержня.

где Ек есть модуль кривой сжатия, отвечающий

Д и /2 — моменты инерции частей

Фиг. 105. Кривая Кармана критических
напряжений продольного изгиба.

напряжению R (фиг. 102),
сечения, разделенных нейтральной осью
выпучивания стержня (фиг. 103), и / —
общий момент инерции всего сечения
стержня. Таким образом критиче-
ское напряжение выше пре-
дела упругости зависит от
формы сечения стержня, по-
скольку от формы сечения зависит мо-
мент инерции /. Однако зависимость
эта невелика.

Модуль Т зависит от модуля Ekt
а последний согласно диаграмме сжа-
тия (фиг. 102) — от напряжения /? ; по-
этому нетрудно определить зависимость
Т от RK^ для прямоугольного сечения
она дается графиком, изображен) ым
на фиг. 104, из коего видно, насколько

резко падает модуль Т в области пла-
стических деформаций. Кривые для
других типов сечений весьма близки

к указанной. Зная зависимость между Т и R, можно по формуле (2) опреде-

лить зависимость между R и X и в области пластических деформаций. Она
получается для напряжений от 2000 до 2400 кг/см* (до предела текучести)

124
и для гибкостей X от 100 до 60 в виде выпуклой кривой; далее, для напря-
жений предела текучести в 2400 кг/см13 и гибкостей Х = 60-т-40 в виде
горизонтальной площадки и наконец для напряжений выше предела текучести,

перешедших в III область работы материала и
вогнутой асимптотической кривой (фиг. 105).

гибкостей X. < 40—в виде

Кривая эта доста-
точно хорошо покры-
вается опытными точ-
ками (фиг. 106). Одна-
ко в большинстве норм
выступающая часть
кривой Кармана для
малых гибкостей сре-
зается, так как при до-
стижении предела те-
кучести стержень все
равно выбывает из ра-
боты вследствие мест-
ных выпучиваний своих
фибр, становящихся не-
работоспособными. .

Таким образом
во многих нормах, в
том числе и в СССР,

т/ст3

СрёОниезночения
о Теттайеро 1913г.
. Vass 1921,

е Dev
е face

1913.

1921,
1920-1923&

о watertowni009z

• Has 19?з-1927г.

о Has кремнистая сгпаль
Нормы

---- СССР

----Тетшлйер

—— Германия

----Америко

---- Остенфвно

к__- • • ОбоЬщ.Нривая Кар мало

| Гибнрсгтц

2П 40 60 во 100 12П 140 160 /80 200

Фиг. 106. Опытные кривые критических напряжений про-
дольного изгиба.

кривая критических напряжений для гибкостей X < 60 принимается в виде
прямой, отвечающей напряжениям предела текучести; далее, для гибкостей

от 60 до 105 — по переходной кривой, близкой кривой Кармана, и
гибкости больше 105—по кривой Эйлера (фиг. 107).

Кривая эта должна рассма-
триваться как опытная (фиг. 106),
хотя и хорошо подтверждаемая
теоретическими исследованиями. Г

Фиг. 107. Кривые критических на-
пряжений продольного изгиба по
нормам СССР.

для

чину критической силы продольного изгиба:
т — отношение эксцентриситета к ядровому
расстоянию сечения т = —.

В некоторых странах (Австрия, Швейцария) указанная зависимость
в области пластических деформаций RJ(p = RT заменяется линейной, получен-
ной по опытам главным образом Тетмайера:

R*p = 3100 — 11,4 k кг/см*.

(4)
Эта формула пользуется широким распространением и применялась в СССР
до 1925 г.

Так как для гибкостей к > 60 критическое напряжение продоль-
ного изгиба меньше предела текучести, то сжатые стержни в этих пре-
делах по существу не равнопрочны с вытянутыми и требуют спе-

Гибкоапь

Фиг. 109. Уменьшение критической силы продольного из-
гиба от наличия поперечной силы.

циального усиления.
Для равнопрочности,
т. е. для получения
одинаковых запасов,
это усиление должно
быть произведено пу-
тем уменьшения допу-
скаемого напряжения
пропорционально
уменьшению предель-
ных напряжений, т. е.
путем умножения на
коэфициент

, ^кр -

Так как Rl;p есть функция гибкости, то функцией гибкости является

и коэфициент уменьшения допускаемого напряжения при продольном изгибе

, RkP

Коэфициент = -R- является теоретическим коэфициентом, так как

он не учитывает целый ряд
специальных обстоятельств, со-
путствующих продольному из-
гибу. Из этих обстоятельств
основным, практически всегда
связанным с продольным из-
гибом является эксцен-
триситет, внецентренность
приложения сжимающей си-
лы, так как в конструк-
циях вследствие наличия до-
полнительных моментов осе-
вая сила никогда не напра-
влена по оси стержня. Эти
дополнительные моменты, про-
изводя выгибы стержня, су-
щественно ухудшают работу
продольного изгиба и досрочно
выводят стержень из строя при
значительно меньших гибко-
стях, нежели это имеет место
при центральном действии силы.

Явление эксцентриситета
было изучено теоретически и

Фиг. ПО. Коэфициенты продольного изгиба
Единых норм строительного проекгирования.

опытно. Теоретические и опыт-

ные исследования, достаточно хорошо совпадающие, показывают, что при
наличии эксцентриситета кривая разрушающих напряжений R течет при-
близительно по тому же закону, что и при центральном действии силы,

но имеет значительно меньше ординаты, убывающие по мере увеличения
эксцентриситета (фиг. 108). Наиболее активны малые эксцентриситеты, затем
влияние их затухает. Эксцентриситеты и дополнительные моменты на стержни
разных гибкостей действуют различно. Наиболее существенно влияние их
для стержней средних гибкостей; наиболее эффективно эксцентриситет прояв-
ляется в том случае, когда дополнительные моменты получаются в результате
действий поперечной силы (фиг. 109).

, Большие дополнительные моменты конечно учитываются расчетом, но

малые при малых эксцентриситетах, зависящих от неправильностей изготов-

ления, всегда имеют место и расчетом учтены быть не могут. А между тем,
как мы видим, они очень эффективны (фиг. 108 и 109). Поэтому они должны

быть учтены специальным коэфициентом безопасности.-

На основании из-
ложенного в наших
нормах в коэфициент
понижения допускае-
мых напряжений вве-
ден еще и другой спе-
циальный коэфи-
циент ср", учиты-
вающий явле ния
доп олнительных
эксцентриситетов
и других побоч-
ных обстоятельств;
коэфициент этот имеет
максимум для средних
гибкостей (Х=90), где
наибольшее значение
имеют указанные мо-
менты. Кривая коэфи-
циента ф", учитываю-
щая вероятие появле-
ния эксцентриситета,
имеет вид кривой ве-
ре ятия Гаусса, обла-
дающей сложным сте-
пенным законом; по-

Фиг. 111. Коэфициент уменьшения допускаемого напря-
жения при продольном изгибе по Единым нормам строи-

этому она дана только тельного проектирования.

в графической форме,

связывающей конечные значения кривой (при Z = 0;^"=l и при К =150,
ср" = 1,15) с наибольшим значением ср" при Х = 90, равным 1,40. Таким
образом окончательная кривая коэфициента

ф’ ____

(6)

по нашим нормам дана в виде простой таблицы и графика (фиг. 110).

Таблица коэфициентов ф дана в приложении III.

Аналогично построены коэфициенты ф для специальных сталей. Вся
разница состоит в том, что они относятся к пределу текучести RT — 3600 кг (см?
для повышенной стали и /?т=3000 кг/см* для стали 5 (фиг. 111); различие
между сталью 3 и сталью 2 в формуле коэфициента <р игнорируется.

Для ж.-д. мостов НКПС ввел коэфициент ср по формуле ср = 1 — 0,004 X
0,84, где X—гибкость стержня. Эта формула является результатом упрощения
американской практики. Для больших гибкостей она дает коэфициенты спе-
циальной безопасности меньше единицы и потому здесь не должна применяться.

Поскольку коэфициент © является функцией гибкости и радиуса инер-
ции стержня, подбор сжатых стержней возможен только путем повторных
попыток.

Примеры подбора даны в гл. XII и ХШ.

§ 9. ОПАСНОСТИ И ДОПУСКАЕМЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ ПРИ ПОВТОРНЫХ И ПЕРЕ-
МЕННЫХ НАГРУЗКАХ

При изучении работы конструкций от действия переменных нагрузок
последние можно разбить на три категории:

1) на нагрузки, меняющиеся по сложному периодическому закону,
2) нагрузки, меняющиеся по любому закону, и 3) нагрузки, меняющиеся
непрерывно, обычно по достаточно простому закону.

Л. Влияние нагрузок, меняющихся по сложному периодическому
закону

Нагрузки, меняющиеся по сложному периодическому Закону, прерываю-
щемуся часто простым ударным воздействием, но действующие обычно
не очень продолжительное время со сравнительно малым периодом колебаний
-и обыкновенно с небольшой амплитудой колебаний, проявляются в мостах,
в крановых путях и фермах при перемещении грузов и т. д.

Так как колебательное воздействие этих нагрузок сравнительно невелико,
а сложность закона и недостаточная продолжительность воздействия делают
появление резонанса при совпадении частот колебания нагрузки и сооруже-
ния мало вероятным и несущественным, то влияние этих нагрузок
не очень сильно отличается от статического; оно учитывается тем, что
•нагрузки умножаются на некоторый коэфициент больше
единицы, называемый динамическим, после чего расчет ведется при
обычных статических допускаемых напряжениях. Ударность и бьстрота колебаний
этих нагрузок способствуют образованию местных напряжений, однако сравнитель-
ная незначительность ударнссти приводит к тому, что воздействие местных
перенапряжений сказывается на сооружении очень не скоро; судя по резуль-
татам большого опыта с мостами, можно считать, что воздействие местных
перенапряжений в этом случае с успехом покрывается запасами вязкости
(удлинений) и прочности до временного сопротивления.

Б. Влияние повторных нагрузок, меняющихся по любому закону

Нагрузки повторные, появляющиеся через промежутки спокойной работы
и меняющиеся по любому закону, являюгся более общим случаем предыдущего
класса. Если основные напряжения не превосходят предела упругости, повтор-
ность нагрузки не оказывает какого-либо влияния на работу основных напря-
жений и потому может быть не учитываема, что, как правило, и имеет место.

Лишь при переходе напряжений в пластическую стадию возможно
явление наклепа. Случай перехода напряжений в пластическую область, как
указывалось выше (стр. 120), вполне возможен в дополнительных стержнях
статически неопределимых систем, причем там было указано, что этот случай
не представляет опасности для прочности сооружения. В известной степени
это остается справедливым для повторных нагрузок.

Действительно, если какой-нибудь дополнительный стержень статически
неопределимой системы будет напрягаться повторной силой одной и той же
интенсивности, превосходящей упругое сопротивление стержня, так что напря-
жения в стержне будут превосходить предел упругости, то при повторных
128
загружениях напряжения в стержне будут уменьшаться, стремясь к пределу
упругости, и через несколько загружений совпадут с ним, после чего влияние
повторности будет исчерпано. Это является следствием появления начальных
напряжений в дополнительных стержнях при их разгрузке.

Дополнительный стержень, перешедший предел упругости и получивший
пластическую деформацию, должен при разгрузке получить от соседних стер-
жней начальные напряжения, по знаку обратные с теми, которые были
в стержне при нагрузке, вследствие жесткости всей системы остальных стер-
жней, не допускающей развития в рассматриваемом стержне полностью
остаточных деформаций. Вследствие этого второе загружение должно будет
сначала проработать начальные напряжения в стержне, и окончательное
напряженное воздействие его на стержень будет уже меньше на величину
начального напряжения, следовательно будет меньше и пластическая деформа-
ция. Указанное справедливо и для следующих загрузок, и таким образом
напряженное состояние в стержне будет уменьшаться, стремясь к пределу
упругости. Лишь для некоторых стержней и точек статически неопределимой
системы, именно тех, в которых начальные направления после пластической
деформации всей системы не имеют знака, обратного этим деформациям,
напряжения будут суммироваться. Здесь возможно накопление деформаций
и разрушение.

Изложенное графически может быть пояснено следующим образом
(фиг. 112).

Предположим, в жесткой системе стержней имеем стержень а и пусть
напряжение в этом стержне превосходит предел упругости.

Тогда удлинение его:

X I
где — упругое удлинение, равное - — остаточное удлинение

и Ха — усилие в стержне.

С другой стороны, поскольку стержень находится в жесткой неизменяемой
системе, работающей упруго, удлинение его должно удовлетворять равенству:

<1 Sn.Sl V1

= 2 EF EF ’

где Sa—усилие в стержнях системы от действия усилия Xa=l,S — усилие
в тех же стержнях от прочих воздействий, / и F — длины и площади стержней
системы. Суммирование должно быть распространено на все стержни системы.
Равенство (2) есть ограничение, налагаемое на усилия Ха системой прочих
стержней. Если графически изобразить зависимость между усилиями Ха и
удлинениями Аа, то уравнение (2) представит собою прямую, пересекающую
ось ординат (по которой откладываем усилия АГЯ) на отрезке О А, равном:

ОА = Х° =

^SaSl

2^/ ’

м ось абсцисс (по которой откладываем удлинения Дв) на отрезке ОВ, равном:

__ У! SgSl

~ Ь EF *

ов=а:

Прямая АВ ограничивает поле возможных значений Ха.
Уравнение (1) представляет собою диаграмму растяжения или сжатия
стержня а.

Она может быть протянута только до точки Сг пересечения кривой диа-
граммы с прямою АВ (фиг. 112), так как дальнейшему удлинению
стержня препятствует жесткость системы (конечно при данных усилиях S
и данных внешних силовых воздействиях системы, от которых по уравнению
(2) зависит и усилие Ха. Если изменятся силовые воздействия, т. е. изменятся
усилия 5 и Хв, то прямая АВ и точка С переместятся).

Если теперь произвести разгрузку системы, то усилия S станут равными
нулю; в стержне а появится остаточная деформация Д®0"1, но усилйе в стер-

жне а, а следовательно и
усилия \ при этом не
будут равны нулю. Тогда
из уравнения (2)

с2/

Дос,п=_х
а, ЕВ

найдем:

.at

Ь°ст

°1

A EF

Уравнение их:

грузке.

Это усилие является
начальным усилием в стерж-
не, получающимся в резуль-
тате воздействия на него
остальных стержней.

Обозначим эти началь-
ные усилия через х°ст.

гост

досж

V Sgt

2d EF

(3)

в зависимости от удлинений Д®ст представляет собою прямую ODt параллель-
ную прямой АВ и проходящую через начало координат.

Таким образом после первого цикла загрузки по кривой OEXCXD в стержне
окажется остаточная деформация

Дост = ОП
а, 1

и начальное усилие
доет
X°CT“ = — D'.D. ----------------------------=?*---.

о, » 1 2^

При втором цикле, при новой нагрузке, внешние силовые воздействия
сначала проработают начальное усилие и затем, подымая напряжение
130
в стержне, дойдут до точки Е2, отвечающей пределу упругости стержня.
Таким образом, чтобы достичь предела упругости во втором цикле, нужно
затратить энергии больше, чем в первом, на величину . Далее пойдут
пластические деформации в стержне а, которые однако оборвутся в точке С2
пересечения с прямою АВ.

При этом усилие в стержне, определяемое величиной C2D2» равное Xe2,
будет меньше, чем в первом цикле. После второго цикла начальное усилие
в стержне будет D'2D\' = Х°ст, а усилие при третьей загрузке C3Dt=Xa3
меньше, чем Х*2. Таким образом усилия будут все время уменьшаться, пока
не достигнут значения, отвечающего пределу упругости ОЕ. При этом будет до-
стигнута максимальная остаточная деформация шах Д°ст, равная отрезку OD"n.

Таким образом в статически неопределимой системе уси-
лия в дополнительных стержнях, перешедшие предел упру-
гости при повторной нагрузке одними и теми же циклами
(до тех пор, пока в прочих стержнях системы не появятся усилия 5), умень-
шаются и стремятся к пределу упругости. Остаточные деформа-
ции при этом растут до определенной величины, равной ODn1 и ясно, что
в этом случае повторная нагрузка не является опасной.

В. Влияние нагрузок, меняющихся непрерывно, обычно по доста-
точно простому закону

При нагрузках, меняющихся непрерывно неопределенное количество раз,
обычно по достаточно простому закону вполне возможно явление резо-
нанса при совпадении частот колебаний нагрузки и сооружения, проявлению
которых в данном случае препятствуют только внутренние сопротивления
системы; возможно также явление усталости металла, однако реальные
опасности последнего в конструкциях вообще незначительны.

Опасность резонанса уничтожается при вероятии его
проявления прямым запрещением установления нагрузок с
периодом колебаний, близким колебаниям сооружения. Для
уничтожения же опасности усталости необходимо, чтобы
напряжения были ниже рабочей прочности сооружения,
которая в этом случае является таким же пределом напряжения, как предел
текучести для статической загрузки. Следовательно, если рабочая площадь
ниже предела текучести, для получения равнопрочности элементов сооружения
необходимо в стержнях, работающих на указанный вид нагрузки, понижение
допускаемого напряжения в отношении:

1 = ^-, <4>

где Rycm — рабочая прочность, RT — предел текучести.

Рабочая прочность определяется обычно по формулам Велера (стр. 112)

= + (5)

где а — коэфициент, меняющийся от 0,5 до 0,25. Отсюда следует, что R

может быть меньше RT только при тш < 0, т. е. только при знакопе-
шах1^

ременных нагрузках, что приводит к однозначной формуле Вейрауха:

(в)

\ шах° /
Следовательно по формуле (4)

т=1—

шах*^

(7)

где а берется равным 7з или, правильнее, !/4.

Графическое изображение коэфициентов 7 указано на фиг. ИЗ. Таким
образом мы видим, что опасности усталости для основных на-
пряжений в конструкциях ограничиваются весьма неболь-
шой областью знакопеременных нагрузок. Однако и здесь эти
опасности фактически уничтожаются недостаточностью напряжений, которые
обычно меньше критической амплитуды усталости. Последняя, как было ука-
зано (стр. 114), равняется z±z + (2/?я— /?r) = zt2/?w, что дает при отно-
шении -^2-= 0,9, ±=1,8/?^.

Это отношение отвечает расчетной амплитуде dt 1,8 [л] при обычном
коэфициенте безопасности t

Лишь при больших амплитудах могут иметь место опасности от усталости.

Поэтому в Единых нормах строительного проектирования влияние уста-

Кри&тЬоэфХ
----поноряолННЛС
----отитная

т1л$
maxS

Фиг. 1132 Коэфициент уменьшения допускае-
мого напряжения от усталости.

лости на основные напряжения
игнорируется.

В мостах НКПС, а также
в мостах Цудортранса в настоя-
щее время вновь учитывают опас-
ности усталости понижением на-
пряжений умножением на коэфи-
циент I по формуле Вейрауха вида:

(8)

или, что все равно (

1 . 5 \

так как — малое число I , повышением усилий уве-
max’-* /

личивая их коэфициентом приведения

(9)

хотя реальные опасности усталости основных напряжений в мостах еще более
сомнительны, чем в конструкциях1.

Таким образом в мостах знакопеременный стержень рассчитывается, как

обычный, но с усилием не тах5, а с усилием тах5-|—— min5, где minS — усилие

в этом стержне с другим знаком.

Однако явление усталости может сказаться, и резко сказы-
вается, на местных напряжениях, особенно, если характер силовых
воздействий и конструкция способствуют их развитию, как например в закле-
почных соединениях, при заточках, выточках, зарубках и других дефектах
изготовления, и большинство разрушений от усталости касается именно этой
области явлений; при дефектном изготовлении они могут проявиться в любом
месте и сравнительно мало связаны с основными напряжениями. Поэтому опас-
ности усталости правильнее всего покрывать общим ко-
эфициентом безопасности, соответствующим подбором
основного допускаемого напряжения, поскольку эти опасности
в первую очередь определяются случайностями дефектности.

1 В проектируемых нормах 1935 г. это положение исключено.
Поэтому в большинстве норм, в том числе и в СССР, явление усталости
учитывается только при расчете заклепочных и сварных соединений соответ-
ствующим понижением допускаемых напряжений по формулам обычно типа
Вейрауха, как о том будет сказано ниже, в гл. VIII и IX.

§ 10. КОЭФИЦИЕНТ БЕЗОПАСНОСТИ ПРИ УЧЕТЕ ПЛАСТИЧЕСКИХ
ДЕФОРМАЦИЙ

А. Гипотеза идеального упруго-пластического материала

За последнее время возникают тенденции учета в коэфициенте запаса
дополнительных гарантий, которые дает нам пластическая работа материала
за пределом упругости и текучести. В основу этого учета кладется гипо-
теза идеального упруго-пла-
стического материала, заклю-
чающаяся в предположении, что ра-
бота материала совершенно упруга
до некоторой точки, которую мож-
но отождествлять с пределом теку-
чести, и совершенно пластична за

| * Область идеально-пластииеская
^Областьупругих деформаций

Е---------------

Предел
текучести
’/•""I' Область

‘ pf J самоупрочнения

Фиг. 115. Эпюры напряжений
упругого и упруго-пластиче-
ского тела.

г
я»
1.

Фиг. 114. Диаграмма растяже-
ния упруго-пластического тела

нею, т. е. такого материала, в котором диаграмма растяжения или сжа-
тия изображается фиг. 114,а. Это предположение конечно есть рабочая гипо-
теза, упрощение действительности; однако для вязких сталей с содержа-
нием углерода около О,1О°/о, имеющих хорошо выраженную площадку
текучести, упрощение это возможно, так как в этом случае удлинения, отве-
чающие концу площадки, настолько велики, что они исчерпывают возможную
практическую работу конструкции.

Однако отсюда непосредственно следует, что и все дальнейшие рассу-
ждения возможны в достаточном соответствии с действительностью только
для материала, имеющего площадку текучести, и что рассматриваемый прием
расчета, предполагая идеальную пластичность беспредельной, игнорирует допол-
нительные запасы прочности, получаемые благодаря самоупрочнению металла,
работе его в III стадии (фиг. 114).

Если предположить идеальную упруго-пластическую работу материала и
предположить, что материал этот работает на изгиб, то до предела текучести
он будет работать совершенно упруго, напряжения в сечениях его будут меняться
по закону треугольника (фиг. 115,а), т. е. по формуле:

U)
Напряжение в крайней фибре будет:

п - ^тах . М

"max— / — п/

(2)

где М—действующий момент, у — расстояние рассматриваемого волокна и
Утах—расстояние крайнего волокна от нейтральной оси.

После достижения предела текучести Rr напряжение в крайней фибре
остановится, так как согласно основной принятой гипотезе R? есть предель-
ное возможное напряжение. Однако прочие фибры останутся работоспособ-
ными; при увеличении моментов их напряжения будут расти, пока не достиг-
нут предела текучести, и эпюра напряжений в сечении примет вид ломаной
линии (фиг. 115), в средней части которой имеется упругое ядро, в фибрах
же, расположенных ближе к краям, напряжения достигли предельной величины R?.

При этом очевидно, что всегда

/И

= / nydF,

(3)

откуда можем определить протяжение

упругого ядра е.

Фиг. 116. Эпюры напряжений при учете пластичности.

Например для двутаврового сечения (фиг. 116,а):

M=-RTWtJ^-\-

. / ft— е\ / е । ft«—е, । 2 е е

ИЛИ

Г § (А2—Л 8 е21

----- +^-] • И)

где 8„ — толщина полки;

b — ширина полки;

hwp ~~ Расстояние между центрами тяжести полок (горизонталов);

8ст — толщина стенки;

е — протяжение упругой зоны;

hn — расстояние между полками; из этого выражения можно определить е.
Для прямоугольного сечения (фиг. 116,ft):

ИЛИ

(5)
Б. Остаточные напряжения при разгрузке

При разгрузке действуют упругие силы, а потому напряжения будут
падать по закону треугольника. Вследствие несоответствия закона разгрузки
с законом напряженного состояния тела при его пластической деформации
в результате разгрузки, очевидно, должны получиться остаточные (началь-
ные) напряжения. Так как в результате разгрузки момент внешних сил равен
нулю, то нулю должен равняться и момент начальных напряжений, точно
так же, как и численное значение суммы напряжений. Следовательно должны
иметь место равенства:

’ f nodF = O, (6)

М= J* noydF = О,

(7)

где п0 — начальные напряжения.

Отсюда непосредственно следует, что эпюра начальных напряжений
должна иметь четыре площади (фиг. 117), образующие две взаимно уравно-

Фиг. 117. Эпюра остаточных напря-
жений.

Фиг. 118. Эпюра остаточных напря-
жений несимметричного сечения.

вешивающиеся пары, и что площади эти при сечении постоянной ширины,
когда dF = bdy, должны быть равны.

Поскольку в эпюре остаточных напряжений должно быть четыре площади,
знак остаточных напряжений крайних фибр должен быть обратен тому, который
был в них при загрузке; в среднем же ядре сохраняется тот же знак, что
при загрузке.

По уравнениям (6) и (7) можно определить значения начальных
напряжений.

В симметричных сечениях равенство нулю площадей получается автома-
тически, в силу симметрии сечения, и для определения значения п0 остается
условие J* n^ydF — 0, т. е. равенство нулю статических моментов эпюры
сечения, откуда определяется maxn0.

В асимметричных же сечениях мы имеем два уравнения, из коих опре-
деляются значение maxn0 в крайней фибре и расстояние v между нейтральной
линией изгиба при разгрузке и центром тяжести сечения, которые при асим-
метричных сечениях друг с другом не совпадают (фиг. 118).

При новой загрузке той же интенсивности внешние силы прорабаты-
вают остаточные деформации и поднимают напряженное состояние балки до
прежних пределов, причем, как это нетрудно получить путем сложения эпюр
напряжений остаточных и напряжений активных сил, это напряженное со-
стояние достигается работой одних упругих сил (оно является суммой упру-
гих напряжений и остаточных без вторичной проработки пластичности).
В. Образование шарнира текучести. Коэфициент запаса при учете
пластичности

При дальнейшем загружении растет область пластических деформаций,
пока она не займет всего протяжения стержня.

Тогда эпюра напряжений представит собою два прямоугольника (фиг. 119),
разделенных бесконечно тонкой прослойкой упругого ядра; при этом работо-
способность сечения будет исчерпана полностью, и дальнейшее повышение
силовых воздействий вызовет только поворот сечения без повышения напря-
женного состояния, которое достигло своего наивысшего предела. Сечение
образует шарнир, допускающий свободный поворот соприкасающихся частей
балки вокруг центра, стягивающего эти части бесконечно тонкой упругой
прослойкой.

Шарнир этот, называемый шарниром текучести, передает постоянный
момент, определяемый предельной эпюрой напряжений, и является шарниром

Фиг. 119. Эпюра напряжений и зона текучести у
шарнира текучести.

этом может воспринять сечение (шарнир текучести),

односторонним; он мо-
жет действовать толь-
ко в одном направле-
нии, в направлении
действующих в нем на-
пряжений.

Если же работа
сооружения требует
поворота в обратном
направлении, то он за-
крывается и прекра-
щает свое существова-
ние.

Максимальный
момент, который при
очевидно, равен:

MT = RTJ ydF = 2RrS, (8)

где 5— статический момент полусечения.

Предельный момент шарнира будем обозначать через [7ИГ].

Коэфициент безопасности по отношению к этому моменту, очевидно,
будет равен:

” И7[л] И7[л] W

где -j-j- есть обычный коэфициент безопасности без учета пластичности, ко-
торый мы называем Е.

Следовательно коэфициент безопасности при учете пластичности:

25 Sh

5 w I ’

где I—момент инерции сечения, a h — высота сечения.

Так как = Ао есть плечо внутренней пары,
то следовательно

Ло

(Ю)

отношение — есть повышение коэфициента безопасности при учете пластич-
но

ности; оно зависит от типа сечения балки.

Для прямоугольного сечения = 1,5, а следовательно £п = 1,5$.

Для двутаврового -^- = 1,17 и £„ = 1,17
"о

Г. Учет пластичности в системах статически определимых и систе-
мах однократно статически неопределимых

В статически определимых системах при образовании шарнира текучести
в перегруженном сечении система теряет неизменяемость и разрушается, если

Фиг. 120. Работа балки при шарнире
текучести в опорном сечении.

Фиг. 121. Работа балки при шарнире
текучести в крайнем пролете.

деформация системы отвечает работе этого шарнира,что, как правило, всегда'
имеет место, однако и в этом случае в статически определимых системах, как
мы видим, коэфициент безопасности при учете пластичности увеличивается
на 10 — 5О°/о.

Если же система статически неопределима, то при достижении в одной
ее точке момента [M]T она работоспособности не теряет и может работать
и далее, только с постоянным значением момента в точке шарнира, т. е.
по существу, как система на одну неопределимость меньшая, так как один
статически неопределимый параметр (дополнительная связь, момент в точке
шарнира) получает постоянную величину и выпадает из дальнейшего расчета.

Так например, в двухпролетной неразрезной балке (фиг. 120) в наибо-
лее напряженной точке момент может достичь величины [7И]Т, после этого
увеличение момента остановится, а балка будет работать дальше, как две раз-
резные балки, стянутые постоянным моментом [7И]Г (если шарнир образо-
вался на опоре), или как одноконсольная, связанная с подвесной балкой
двумя постоянными силами, образующими постоянный момент [7И]Т (если
шарнир образовался в пролете) (фиг. 121). В новой уже статически опреде-
лимой системе при дальнейшей ее работе воздействия от нагрузки будут воз-
растать до тех пор, пока в следующей напряженной точке моменты не достиг-
•нут значения [7И]Г (фиг. 120 и 121); тогда образуется второй шарнир
и система получит подвижность в двух точках, т. е. станет изменяемой и раз-
рушится.

Таким образом разрушение произойдет позже, чем это имело бы место
•в статически определимой, системе.

Возьмем для примера двухпролетную балку АВС, нагруженную гру-
зом Р в середине одного из пролетов.

В неразрезной балке эпюра моментов имеет вид, изображенный на
фиг. 122,а. В сечении под грузом Р, которое обозначим через D, изгибаю-
щий момент MD по расчету неразрезной балки равняется MD = 0,203PZ
и на опоре Моп = 0,094PZ.

Поскольку MD > Л4ОМ, шарнир текучести прежде всего появится в сече-

•Фиг. 122. Работа неразрезной балки
при учете пластичности.

нии под грузом Р.

Для большего удобства в дальней-
шем ।представим эту эпюру в виде, по-
казанном на фиг. 122,6.

При увеличении нагрузки в преде-
лах упругих деформаций все части эпюры
будут возрастать пропорционально; при
достижении же в точке D предела теку-
чести у этой точки начнет образовываться
область текучести: рабочее упругое ядро
начнет уменьшаться, в соответствии с чем
начнет уменьшаться и момент инерции
упругого ядра; вследствие местного осла-
бления сечения произойдет некоторое
перераспределение напряжений; однако это
перераспределение как результат всякого
местного ослабления сравнительно неве-
лико, им можно пренебречь и считать,
что до достижения в точке D момента
[/И]у эпюра по форме остается неизмен-
ной. В точке D при этом образуется
шарнир, и воздействия момента до-
стигшего своего наибольшего значения
[Af]r, в дальнейшем остаются постоянны-

ми; воздействие силы Р будет продолжать возрастать, но уже в новой системе,
в одноконсольной балке, пока на опоре В момент не достигнет своего наи-
большего значения [7И]Т, т. е. пока не образуется второй шарнир и на-
труженный пролет не станет изменяемым.

Очевидно, в опорном сечении при этом должно существовать равенство
^фиг. 12 2, в):

—-2[Ж]Г = [Л4]Г, (11)

Р1

где —---воздействие силы на Р в одноконсольной балке, 2[/И]т — воздей-

ствие на опоре момента MD, достигшего значения [7И]Г, и [?И]Г—предель-
ное значение опорного момента; отсюда предельное (разрушающее) значение
силы [формула (8)]:

_6[М]Т __12/?rS

I I *
Допускаемую нагрузку по теории упругих деформаций получаем из
выражения:

MD= 1Г[п] = 0,203Р/,

откуда I

гр] ЛИ = 2/[”]

1 J 0,203/ л. 0,203/'

Тогда, коэфициент запаса при учете пластичности будет равен [формула (10)]:

е — А 0 203 — 1 2 h Е

где Е — обычный коэфициент безопасности, разный ущ-.

Полагая для двутаврового сечения

(13)

получим:

для прямоугольного

еп=МОЕ;

Е„=1,2- 1,50Е = 1,80Е.

Таким образом учет пластичности в данном случае повышает безопасность
на 40 — 80%.

Еще большие коэфициенты запаса получаются по отношению к момен-
там. Действительно, разрушающий момент из равенства (11):

[Ли=^ = 3РИ]т=6Ят.$;

допускаемый же момент по теории упругих деформаций:
следовательно

_6/?TS.A_ 3Sh ЗА

MD I[n] 2 / h^’

(14)

Различие между коэфициентом запаса по моменту и по силе получается потому,
что сравниваются различные точки балки, в которых соотношения между
моментом и силой различны.

Однако учет по моментам является неправильным, так как раньше, чем
момент возрастает в Е*0Л раз, силы возрастут в Еп раз и произойдет разру-
шение. Указанное определенно подчеркивает, что коэфициент запаса есть
коэфициент сравнения нагрузок, и только.

Д. Учет пластичности в системах многократно статически
неопределимых

В соответствии с повышением статической неопределимости повышается
и коэфициент безопасности.

Если мы имеем систему т раз статически неопределимую, то она может
стать статически изменяемой и разрушиться, вообще говоря, только после
появления в перенапряженных точках /п-|-1 шарниров текучести.
При этом обычно приходится поступать следующим образом: прежде
всего рассчитать т раз статически неопределимую систему, определить наибо-
лее напряженную точку I, где должен образоваться шарнир текучести, и выде-
лить из остальных воздействий воздействие момента М1 на остальную систему.
Для этого целесообразно при расчете системы момент М взять за статически
неопределимый параметр. При достижении в точке I момента [7И]Г эпюра воз-
действий момента 7Ир равного [7ИГ], останется неизменной, а система с шар-
ниром текучести (I) будет превращена в систему (т—1) раз статически
неопределимую. Рассчитав эту систему и определив положение наиболее напря-
женной точки II, строим на неизменной эпюре воздействий момента AfI = [ЛГ] Т
эпюру моментов системы второй и в ней выделяем эпюру воздействий мо-
мента Мп. Для этой цели момент также можно считать за параметр
системы II. После достижения момента II значения [Af]T эпюра момента
УИЦ=[Л1]Т станет неизменной и приплюсуется к неизменной эпюре мо-
мента а система с шарниром текучести II превратится в систему III т — 2 раза
статически неопределимую. Повторяя этот процесс, придем к статически
определимой системе и в ней определим наиболее напряженную точку/п-|-1,
в которой шарнир текучести превращает систему в изменяемую.

Очевидно, в этой точке мы будем иметь т воздействий неизменных эпюр
моментов ТИр Мп, ...» Мт, равных [Af]T.

По закону независимости действия сил каждое воздействие пропорцио-
нально силовому импульсу, т. е. каждое воздействие в точке I М'к =акМ1(,
где аА — численный коэфициент, определяющий воздействие момента Мк, рав-
ного 1 в точке i.

Таким образом, обозначив момент внешних силовых воздействий в точке
tn -|- 1 статически определимой системы через Мор, мы получим, что момент
в этой точке:

=^₽-E<+' = + РИЬ<2+... +

что должно равняться в момент разрушения

Следовательно

^пр — ИЛтЛ 4“ 4“ • • • 4" [^Ттат 4" И^Т(»п+1)

или, если считать

%Н-1 =
то
отН~1

S (<»«*=(15)

где р — коэфициент зависимости т^л:пу моментом М и предельной нагруз-
кой Р. Каждый момент
пр

(16)

где S]; — статический момент полусечения в точке k, а следовательно

7п+1

(17)
1
Допускаемый же момент при учете только упругой работы соответствует
точке I w —|— 1 раз статически неопределимой системы.

Он равняется

[Л4] = [и] = ₽,[₽], (18)

где есть коэфициент зависимости между моментом Л4Т и нагрузкой Р.

Следовательно коэфициент безопасности при учете пластичности (формулы
(15), (17) и (18)]:

7714-1 7714-1

р 2ЯТР1 2 Skak 2 Skak er h

= P[«] = 2[«]/1p ‘ t19>

Если считать, что балка постоянного сечения, т. е. все S одинаковы, то

е__у ____________

0/ 2 0АО 2 а* v20)

и таким образом Ея больше обычного коэфициента Е

м V1
в й4а‘₽аз‘

С увеличением высоты статической неопределимости т увеличивается
ж 4~ 1

и сумма 2 ал> а вместе с этим растет и коэфициент безопасности системы.

Для примера возьмем четырехпролетную балку с равными пролетами
и с загрузкой силами Р по середине средних пролетов, точки приложения
сил обозначим через D (фиг. 123).

Поскольку нагрузка симметрична, данная система два раза статически
неопределима.

Из расчета неразрезной балки следует, что

момент в точке D равен-}-0,142Р/;

на средней опоре „ —0,161Р/;

на боковых опорах „ — 0,054Р/.

Первый шарнир текучести появится на средней опоре; после этого
система превратится в две двухпролетных балки, связанных моментом [Л4]Т1.
В этой системе перегруженной будет точка D, и в ней появится второй шар-
нир; система превратится в одноконсольную балку, связанную с подвесной
балкой шарниром и моментом [Л4]тп; наконец появится шарнир и на боковой
опоре, и система станет подвижной и разрушится.

Для большей ясности возрастания силовых импульсов представим эпюру
моментов в виде фиг. 123,б.

Сначала моменты возрастают пропорционально, пока на средней опоре
не появится шарнир текучести и момент в этой точке достигнет значе-
ния [Л4]т; при этом (фиг. 123,в) момент в точках D будет равен:

О 142

0ДбТМт=0.88Мт,
а ордината момента [М]Т1 как статически неопределимый параметр системы I
на боковой опоре будет:

[(1 +0,88) -2 — 1] [ЛЛТ = 2,76 [Л1]т,

как это ясно из эпюры (подобия треугольников); следовательно а1 = 2,76.

а)

Фиг. 123. Работа четырехпролетной балки при учете
пластичности.

При дальнейшем возрас-

тании нагрузок система
работает как две двух-
пролетных балки; нагруз-
ка повышается до тех
пор, пока в точке D мо-
мент не достигнет зна-
чения [Mjj,, т. е. пока
не увеличится на вели-
чину 0,12 [7И] Т. Воздей-

ствие

возрастания

мента [7И]П, как

I МО*
стати-

Результативное состояние

чески неопределимого па-
раметра системы II, до ве-
личины [7И]ГП на боко-
вой опоре скажется в 2 •

• 0,12 [7И]г=0,24 [ТИ]^ .
(фиг. 123,г). '

Следовательно а2 =
= 0,24. При этом обра-
зуется шарнир в точке
D, и система превращается
в одноконсольные балки
(фиг. 123,г).

Сила Р производит
на боковой опоре мо-

Р1
мент — .

Он возрастает до
тех пор, пока на боковой
опоре результирующий
момент не достигнет зна-
чения [М]Т; а3= 1.

Система становится
подвижной и разру-
шается.

Итак, коэфициент
в формуле (20):

2а. = а1 + «2 + «8 = 2,76 + °,24+1=4.

Р1

Коэфициент р [формула (15)] получим из Мпр = — =₽Р, откуда
Р = ; коэфициент р, [формула (18)], относящийся к средней опор, получим из:

AfI = 0,161PZ = piP; р1== 0,161/.

Коэфициент безопасности при учете пластичности:

” Р Ло

Полагая для двутаврового сечения -7-= 1,17,
Ло

Е„ = Е • 0,161 • 2 • 4 • ^ = Е • 1,29 = Е-1,29-1,17=1,5Е.

Таким образом в этом случае учет пластичности дает повышение коэфн-
циента запаса на 5О°/о.

Е. Определение расчетных моментов в статически неопределимых
системах при учете пластических деформаций

Зная отношение , исходя из условий равнопрочности со статически*
определимой системой, рассчитанной в предположении упругой работы, можно-
увеличивать допускаемые нагрузки в статически неопределимых системах
в отношении р. Однако при этом мы не учтем того обстоятельства, что-
при пластической работе опасное место конструкции получается совсем не
там, где оно предполагается при учете только упругих деформаций. Так, в
только что приведенном примере при расчете по теории упругости опасное
место — средняя опора; при учете же пластичности — боковая.

Для учета последнего обстоятельства в расчете необходимо пластическую
работу балки экстраполировать на область расчетных нагрузок. Но в таком
случае мы будем рассчитывать балку неверно, не так, как она фактически
работает под расчетной нагрузкой, но так, как она работала бы под рас-
четной нагрузкой, увеличенной в £п раз.

Для этой цели прежде всего определяем те точки, в которых должны
образоваться шарниры текучести. В этих точках полагаем действующими»

моменты Мт — и строим эпюры моментов Мт. Затем к последней ста-
тически определимой системе, получившейся после образования всех шарни-
ров текучести, прикладываем внешнюю нагрузку и, приравнивая максимальный»
момент этой системы моменту Мт, получаем уравнение, из которого опреде-
ляем момент в функции нагрузки Р.

Момент этот и является расчетным.

Для примера (фиг. 124) возьмем двухпролетную балку, по середине каж-
дого пролета которой приложены силы Р. Система однократно статически
неопределима. В этом случае по расчету неразрезных балок на опоре возбуж-
дается момент

Ч.» = — 8/1в Р/= 0,188 PZ

и под каждым грузом момент

так как

MD = б/32 pi= о,156 Р1;

^оп ^D*

то шарнир текучести появится на опоре и система превратится в две разрез-
ные балки с моментом Мт на общей опоре.

Строим эпюру моментов 7ИТ. Она представляет собой треугольник.

В точке приложения силы Р мо-

Фиг. 124. Эпюра расчетных моментов при
учете пластичности (симметричная нагрузка).

Фиг. 125. Эпюра расчетных моментов при
учете пластичности (несимметричная нагрузка).

мент:

Р1 Мт
мв = --------(фиг. 124).

Приравнивая его Л1Т, полу-
чаем:

или

Р1

Мт = ^- = 0,1Ь7Р1,
-1 о

что является расчетным моментом
вместо момента по упругой тео-
рии, равного, как указывалось,
O.188PZ.

Аналогично для двухпролет
ной балки с грузом по середине
одного из пролетов (фиг. 125),
как было указано выше (стр. 138):

Мр = 0,203PZ;

М = —О,О94Р
on ’

Первый шарнир с моментом 7ИГ появится в точке Р.

На опоре при образовании второго шарнира уравнение моментов будет:

Р1

М = — -у 4- чмт = — мт,

откуда

Р1

1 о

точно так же, как и в первом случае.

По упругой же теории расчетный момент

Af = 0,203PZ

и относится к точке под грузом Р, а не к опоре.

44
Если двухпролетная балка загружена сплошной нагрузкой (фиг. 126),
то момент на опере при упругой работе:

2ИОП= -0,125р/*,
момент по середине пролета:

Мер = 4-0,062рЛ;

первый шарнрр текучести образуется на опоре, второй — около середины
пролета. Для середины пролета имеем:

рР Мт

откуда

AfJ,=^ = O,O83p/’>

Фиг. 126. Эпюра расчетных моментов при
учете пластичности (равномерная нагрузка).

тогда как по упругой теории ра-
счетный момент на опоре:

М =^ = 0,125/7/2.

1>иг. 127. Эпюра расчетных моментов при учете пластичности четырех-
пролетной балки.

, Наконец для четырехпролетной балки, загруженной сплошной нагруз-
кой 2р на средних пролетах и р на крайних (фиг. 127), имеем моменты
на опорах: при упругой работе:

М\п = — (0,107 4- 0,036) рР = — 0,143р/2;

= — (0,071 4- 0,107) рР = — 0,178р/2;

по середине первого пролета

М1 = (0,077 — 0,018) р/2 = 0,059р/2,
и по середине второго пролета

Л1П = 0,03э 4- 0,054 рР = 0,090р/2.
Первый шарнир текучести появится на средней опоре (И), и балка пре-
вратится в две неразрезные двухпролетные балки. В двухпролетной балке при
указанной загрузке момент на опоре:

М\п = — (0,125 4- 0,063) X2 = — 0,188р/2;

по середине второго пролета:

Ми = (0,070 + 0,096) рР = 0,1 бб/?/2;

по середине первого пролета:

Ж1 = (0,070 — 0,025) рР = 0,045р/2;

второй шарнир образуется на первой опоре; третий — по середине второго
пролета.

Сначала моменты меняются пропорционально, пока момент на средней
опоре не достигнет значения тогда момент на первой опоре будет
равен:

6Д78 Мт = О,8ОУИТ.

Образуются две двухпролетные балки.

При дальнейшем возрастании нагрузок момент на первой опоре возрас-
тает на 0,20Л4г и достигает значения Мт; образуются четыре разрезные
балки. По всей длине балки второго пролета действует постоянный момент Мт,
При дальнейшем возрастании нагрузок моменты по середине второго и третьего
пролетов достигают значения Мт, и система теряет неизменяемость.

В этот момент
или

^=-1Г=0’125^=^'

где q — нагрузка на пролете, равная 2р, тогда как без учета пластичности
расчетный момент Л4 = 0,178р/2— больше на 42°/0 (фиг. 127).

я/2

Случай , как нетрудно видеть, является типичным для любой

многопролетной балки тогда, когда последний шарнир текучести образуется
в середине средних пролетов после того, как моменты на опорах достигнут
своего значения Л4Т.

Если четырехпролетная балка загружена по всем пролетам равномерной
нагрузкой р, то моменты на опорах будут равны (фиг. 128):

= — 0,107р/2; Л1“п = — 0,071р/-’;

по середине первого пролета:

Л41 = 0,077pZ2;

по середине второго:

Л!п = 0,036р/2.

Первые шарниры текучести образуются на первой и третьей (боковых) опо-
рах; балка превращается в две разрезные, перекрывающие первый и четвертый
пролеты, и двухпролетную, перекрывающую средние пролеты. Вторые шар-
ниры образуются по середине первого и четвертого пролетов, и балка теряет
146
неизменяемость в крайних пролетах. Средние пролеты сохраняют еще свою
жесткость. От воздействия момента Мт на первой опоре момент в середине
мт
крайнего пролета будет -.

Следовательно в этом случае
рР М
мт=~ъ
или

= 1 •Т==^ = 0,083/'/2-

Расчетный же момент без учета пластичности
М = 0,107/?/2
больше на 20%.

Случай Мт =^2 есть типичный случай для многопролетной балки,
когда шарнир текучести образуется в середине крайнего пролета. Дальнейшее
возрастание нагрузки возможно только на средних пролетах; если такое воз-

Эпюра моментов пластической работы

Эпюра остаточных моментов

0.024р12

| 0.0Z4pl2 |

Фиг. 128.

Эпюра расчетных моментов при учете пластичности четырехпролетнои
балки при равномерной нагрузке.

растение реально возможно, в дальнейшем момент на средней опоре достигнет
значения /Иг. Наконец достигнет значения МТ момент в середине среднего
пролета. Следовательно для этого пролета:

рр рР

Мт=^-—Мт или Мт =^- = 0,0625 рР.

-* о * * 1о

Остановимся еще на рассмотренной выше четырехпролетной балке, нагру-
женной двумя сосредоточенными грузами в средних пролетах.
Имеем (фиг. 123):

— = МТ + 0,2Шт 4- 2,76ЖГ = 4ЖГ
или

Pl Р1

Мт=ТГ4 = ^ = ^25Р1

вместо расчетного момента по теории упругой работы
Л4 = 0,161Р/.

Ж. Влияние повторных нагрузок на статически неопределимые
системы, подвергнутые пластическим деформациям

В балках, подвергнутых пластическим деформациям, после разгрузки
остаются остаточные деформации и остаточные моменты, что является прямым
следствием того, что разгрузка идет по упругому закону. Для определения
остаточного момента достаточно из момента пластической работы вычесть
момент упругой работы.

Так, для двухпролетной балки с грузом по середине одного из пролетов
(фиг. 122) момент на опоре при пластической работе1:

7ИПЛ = Мт = 0,167Р/ (стр. 144),
тот же момент при упругой работе:

^упр-----0.094Р/.

Остаточный момент:

- Mvnp = (- 0.167 4-0,094) Р1 = - О.О73Р/ = —Р1.

В той же балке, загруженной грузами в обоих пролетах (фиг. 120 и 124):
^пл = Мт=~ 0,167Р/, а Мупр = — 0,188Р/ (стр. 144).

Остаточный момент:

= Мупр------------0.167Р/+ 0,188Р/ = + 0,021Р/« >/1вР/.

В четырехпролетной балке, загруженной сплошной нагрузкой:

Мпл = Мт-----О,О83рР, a 7I4W = - 0,107/,/».

Остаточный момент на боковых опорах:

= М«л - Мупр = ( - 0,083 4- 0,107) рР = 0,024/,/».

В этот момент на средней опоре пластичность еще не достигнута,
и следовательно остаточный момент на опоре равен нулю. Наконец в че-
гырехпролетной точке с сосредоточенными грузами в середине средних
пролетов (фиг. 123) остаточный момент на средней опоре:

4‘е» = (-0.1254-0,161)Р1= +0,044 РА

1 В результате пластической работы момент Мт устанавливается во всех крити-
ческих точках; поэтому он будет одинаковым в опоре и в пролетах.
на крайней:

М' =М— м = ( — 0,125 4- 0,054) Р1= 0,071 Р1

ост пл упр ' 9 । > / ।

Эпюра остаточных моментов представляет собой многоугольник
с перегибами на опорах, так как при разгрузке и отсутствии внешних сил
на балку действуют только опорные реакции, препятствующие сходу искрив-
ленной балки с опор.

При следующей загрузке той же интенсивности состояние деформации,
отвечающее моменту Л4ПЛ, получается за счет одной упругой работы, так как

Л4пл = ЛГг/пН"ЖоеиГ

Таким образом повторные нагрузки постоянной интенсивно-
сти не могут привести к нарастанию деформаций после
первой деформации, а следовательно и к разрушению, если
первая деформация к нему не привела.

Это положение, отвечающее идеально упруго-
пластичному телу, аналогично положению, разви-
тому в предыдущем параграфе и отвечающему
обычному упруго-пластичному состоянию, где такое
затухание деформаций происходит после несколь-
ких циклов загружений.

Если же повторная нагрузка не имеет по-
стоянной Интенсивности или имеет в различных
циклах различные законы и положения, то в не-
которых случаях могут накапливаться остаточные
деформации. Все зависит от чередования этих на-
грузок. Действительная в этом случае упругая ра-

бота или мо'мент какого-либо т-го загружения фиг- 129- Работа ПРИ чеРе-
и) прибавляется к остаточному моменту

предыдущего загружения Мост , отвечающего другой загрузке. Если

Чл (т) ^ост (т— 1) Ч~ ^упр (т) ^пл (ж—1)

то нарастания упругих деформаций не произойдет. Если же

ост (т—1) Ч” Мупр (га) ^пл (га) (т—1)’

то увеличению момента Мпл будет соответствовать увеличение пластических
деформаций, и может произойти разрушение.

Так, если мы имеем двухпролетную балку (фиг. 129), попеременно загру-
жаемую силой Р по середине первого (I) пролета (нагрузка I) и двумя силами
Р по середине каждого пролета (нагрузка II), то хотя такая балка может
выдержать каждую из этих нагрузок, но она может не выдержать их чере-
дования.

Действительно, остаточный момент после первого загружения:

М* = М1 — М* = ( — 0,167 + 0,094) Р1 = —О,О73Р/.

ост пл упр ' ’ 1 * ' ’

Момент второго загружения:

на что балка не рассчитана, так как наибольший ее расчетный момент
равен 0,167Р/ и она может по отношению к чередованию нагрузок быть не-
равнопрочна.
Поэтому приходится балки, работающие на чередующиеся нагрузки,
меняющиеся при этом по положению (подвижные нагрузки) или по законам
возрастания, проверять особо.

Очевидно, при этом приходится так конструировать балку, чтобы она
отвечала наибольшему моменту:

^пл («) ^ост (ж—1) “Ь ^укр {к) ’

который возможен при чередовании нагрузок, т. е. по моменту:

м — м _1_ м

max пл (к) max осwi («—I)1 max упр (к)у

та^упр(к) —наибольший возможный момент упругой работы, очевидно,
соответствует полному пределу упругой работы для идеально упругого пла-
стического тела, равному пределу от нуля до предела текучести, следова-
тельно

= WRT,

где IT — момент сопротивления сечения, a RT — предел текучести.

Наибольший остаточный момент:

или

м М _______ М = М ____________________U7P

max ост (к— 1) max пл (к) max упр (к) max пл ( к) 'Т

Фиг. 130. Определение работоспособности
балки при переменных нагрузках.

т. е. линия наибольших остаточных напряжений должна отстоять от линии
наибольших моментов на величину W7?r, чтобы быть уверенным в безопас-
ности повторных различных нагрузок.

Экстраполируя пластическую деформацию на область рабочих напряже-
ний, можем написать:

________max пл шах ост । Т
maxт____£ I £ >

где Ж— наибольший возможный действующий момент; 5 — коэфициент без-
опасности

или

(21)

Это неравенство должно пониматься в абсолютном смысле как для наиболь-
ших, так и для наименьших (отрицательных) значений Ж.

I5G
Если это неравенство соблюдено для всех точек, имеющих max М, то
можно быть уверенным, что сооружение будет работоспособно при любом
чередовании переменной нагрузки в пределах maxAf с коэфициентом безопас-
ности С

Для удостоверения в том, что указанное неравенство имеет место и соо-
ружение работоспособно под переменной нагрузкой, можно произвести сле-
дующее построение (фиг. 130).

Строим обертывающую наибольших и наименьших моментов данного
чередования нагрузки (линии тахЛ1 и

Для примера на фиг. 130 показана обертывающая наибольших и наи-

меньших моментов трехпролетной балки при движении участка равномерной

нагрузки длиною X. Затем от точек максимумов и минимумов откладываем
расстояния [n] W.

Если через полученные точки можно провести многоугольник, отвечающий
М

—ост (МНОГОуГОЛЬНИК с перегибами над опорами), то сооружение работоспо-

собно; сооружение также работоспособно, если расстояние от многоугольника
М

—до некоторых максимумов или минимумов меньше [п] 1Г, и неработо-

способно, если расстояние больше. Если расстояние от всех максимумов или
минимумов меньше [n] W, сооружение работоспособно заведомо. Тогда положе-
ние многоугольника остаточных моментов в известной степени произвольно
и его можно задать по экономическим или конструктивным соображениям.
Наиболее рационально его задать таким образом, чтобы расстояния от кривой
остаточных моментов до точек максимумов или минимумов были одинаковы,
так как тогда будут одинаковы отвечающие этой кривой расчетные моменты,
что наиболее удобно в конструкции.
ГЛАВА VII

СОРТАМЕНТ

Металлические конструкции склепываются или свариваются из отдельных
элементов, прокатываемых по определенным профилям, приспособленным для
составления из них стержней конструкции. Собрание или каталог этих профи-
лей с обозначением основных их геометрических элементов носит название
сортамента. У нас сортамент профильного или фасонного металла является
общесоюзным стандартом ОСТ.

§ 1. СОРТАМЕНТ УГОЛКОВ (ОСТ 14 и 15) (см. приложение IV)

До самого последнего времени, пока главенствовали клепаные конструк-
ции, основным профилем был уголок, как крайне удобный для соединения
элементов конструкции, расположенных под прямым углом друг к другу,
а также и как самостоятельная часть конструкции.

По нашему с'ортаменту различаются уголки равнобокие и неравно-
бокие с соотношением полок 1:1,5 и в некоторых случаях 1:2. Соотно-
шение 1:2 трудно для прокатки и потому исключено из сортамента 1932 г.,
хотя в легких формах, особенно сварных, это соотношение имеет большие
конструктивные преимущества.

А. Равнобокие уголки

Сортамент уголков, особенно равнобоких, весьма богат, что позволяет
подбирать конструкции из уголков весьма экономно. В настоящее время

в сортаменте имеются равнобокие уголки с размером по-
лок от 20 до 150 мм\ в новом сортаменте 1932 г. вве-
дены еще большие калибры, т. е. размеры полок в 180
и 200 мм. Уголок каждой ширины полки имеет несколько
толщин; в малых уголках с полкой до 60 мм толщины
идут градацией через 1 мм, обычно 2 — 3 толщины для
каждой ширины полки, далее же с градацией через 2 мм,

•риг. 131. Равно- в четных миллиметрах, 3 — 4 толщины для каждой ши-

бокий уголок. рины полки.

Полки уголков имеют параллельные грани, соеди-
ненные между собой выкружкой (фиг. 131); радиус выкружки равен средней
толщине полок данного калибра; выкружка и соответствующее утолщение полок
в корне являются необходимыми, во-первых, по условиям проката, а, во-вторых,
из условий равнопрочности уголка. При прокате вследствие неодинаковости
скоростей проката разных точек полки уголка в месте соединения полок
получаются внутренние напряжения, которые еще более усиливаются вследствие
неодинаковости остывания полок, остывающих более быстро, и обушка,
остывающего более медленно. Поэтому материал в месте соединения полок

получается менее* прочным и наклепанным, что компенсируется некоторым

увеличением сечения этого места.

Наличие выкружки усложняет стык уголков помощью уголковой
накладки, которую у обушка приходится несколько обстрогивать (фиг. 132).

Толщина полки должна находиться в известном соотношении с ее

шириной как из условий проката, так и конструктивных; для проката более

удобны толстые уголки, в конструктивном же отношении, в том случае,

когда толщина уголка не связана какими-либо особыми условиями, наоборот,
выгоднее более тонкие уголки. Наши уголки имеют предельное отношение

Фиг. 132. Сты-
кование угол-
ков.

1:12. В Америке, где прокат более совершенен, это отно-
шение доведено до что делает американские уголки бо-
лее экономными.

Фиг. 133. Уголок
как соединитель-
ный элемент.

Фиг. 134. Эксцентричное прикре-
пление уголка.

Когда уголки являются соединительными элементами, например в поясах
балок (фиг. 133), толщина их зависит от толщины соединяемых частей,
листов или других фасонных профилей. Здесь при больших толщинах этих

листов приходится применять из
условий равнопрочное™ доста-
точно толстые уголки. Когда
же уголки являются самостоя-
тельными элементами стержня,
правильнее принимать более
тонкие профиля, особенно в
сжатых стержнях, так как они
более выгодны при работе на
продольный изгиб. Тоже самое
относится и к растянутым стерж-
ням; в более тонких уголках

Фиг. 135. Симметричные сечения из уголков.

ослабление заклепочными отверстиями оказывается меньше и потому тонкие

уголки экономичнее толстых. Поэтому в новом сортаменте уголков частично
введены более тонкие уголки и выкинуты более толстые.

Уголок является эксцентричным профилем в том отношении, что его
центр тяжести не совпадает с его полками (фиг. 132), поэтому, будучи
прикреплен к другому элементу, он работает всегда с эксценуриситетом, т. е.
С’дополнительным моментом (фиг. 134).

По этой же причине стержень, состоящий из одного уголка, является
весьма неудачным стержнем, всегда работающим с дополнительными напря-
жениями. Поэтому при неучете последних напряжений в одиночном уголке по
ТУ строительного проектирования разрешается допускать напряжение лишь
в 75°/0 от основного напряжения. Для уничтожения указанного недостатка
стержни конструируются из четного числа уголков, размещенных таким образом,
чтобы получить сечение, симметричное относительно оси прикрепления.
Такими сечениями будут: из двух уголков — тавровые, зетовые, крестовые,

трубчатые: из четырех уголков — крестовые, двойные, швеллерные и т. д.
(фиг. 135).
Размеры полок уголков диктуются условиями их прикрепления, в част-
ности, в клепаных конструкциях — возможностью постановки заклепок. Для
удобной постановки последних необходимо, чтобы ширина полки в свету
(за вычетом в толщину другой полки) была не менее трех диаметров заклепок;
при наименьшем диаметре заклепок, применяемом в конструкциях, равном
14 мм, это дает уголок 45 X 45, который и является наименьшим в клепаных
конструкциях. Наиболее же распространены уголки 60 н-100 мм в легких
конструкциях и до 150—200 в тяжелых. В сварных конструкциях указанное
ограничение не имеет места; здесь наименьший калибр может быть уменвшен
до 35 мм. Наиболее же распространенные калибры остаются те же. Сорта-
мент равнобоких уголков помещен в приложении к книге.

Б. Неравнобокие уголки

Неравнобокие уголки имеют у нас меньшее распространение В' кон-
струкциях, чем равнобокие, хотя по существу они часто бывают очень
удобны и целесообразны, особенно как самостоятельные элементы, почему
заграничные сортаменты неравнобоких уголков очень богаты. Наш новый
сортамент 1932 г. также значительно пополнен 'по сравнению с прежним
и имеет уголки калибром до 200 X 120. Неравнобокие уголки служат в качестве

Фиг. 136. Симметричные сечения из неравнобоких уголков.

соединительных элементов, но в меньшей степени, чем равнобокие, ибо соединение
ими вследствие неравенства ширины полок является неравнопрочным. Более рас-
пространены они как самостоятельные стержни, а именно при прикреплении их по
длинной полке; при таком прикреплении эксцентриситет получается меньше,
чем при равнобоких уголках. Часто применяются неравнобокие уголки и
в виде комбинаций в сечениях: тавровых, зетовых и крестовых, особенно в тех слу-
чаях, когда желательно в одном из направлений (именно в направлении, перпенди-
кулярном малой полке) получить большой момент инерции (фиг.136,а, б, в).
Крайне целесообразно применять неравнобокие уголки и в качестве поясов
сварных ферм, располагая их полками наружу и образуя таким образом высокое
П-образное сечение (фиг. 136, г).

Неравнобокие уголки наконец довольно часто применяются как
окаймляющие уголки или как стержни соединительных решеток с прикрепле-
нием их на короткой полке для придания большей жесткости конструкции
в поперечном направлении (фиг. 136, д). Сортамент неравнобоких уголков поме-
щен в приложении.

§ 2. СОРТАМЕНТ ДВУТАВРОВ (ОСТ 16)

А. Обыкновенные двутавры

Двутавры являются наиболее распространенным профилем. Прскатываются
они различных типов Обычные двутавры, прокатываемые на обыкновенных
станах, имеют высокую стенку и неширокие полки; ширина их обусловли-
вается возможностями проката между двумя вальцами (фиг. 137). Такие двутавры
154
прокатываются высотою от 10 до 60 см и обозначаются номерами, указывающими
их высоту в сантиметрах. Ширина полок, определяемая условиями проката,
обычно отвечает закону e^0,30 h\ толщина полок берется значительно больше
толщины стенки, что выгодно как с точки зрения работы двутавра на изгиб,
так и по условиям проката. По тем же условиям проката и грани полок
двутавров приходится делать непараллельными, а с уклоном внутренних
граней в 16°/0. Эго большой конструктивный недостаток двутаврового про-
филя в том случае, когда его приходится приклепывать по горизонтальным
полкам. Вообще обычный двутавровый профиль не приспособлен к поста-
новке заклепок по его полкам еще и потому, что выступающие части его поло1

малы и там можно поместить- только малые заклепки, не отвечающие мощности
профиля. Поэтому двутавры правильнее приме-
нять как самостоятельный элемент-балку, рабо-
тающий на изгиб без каких-либо доклепок;
заклепки же, соединяющие балку-двутавр с дру-
гими элементами, приходится располагать по
вертикальной стенке (фиг. 138), если конечно
его нельзя непосредственно поставить на под-
держивающий элемент. Экономичность двутавра
при работе на изгиб повышается вместе с умень-
шением толщины его стенки. Предел наимень-

шей толщины двутавров определяют условия проката и местная устойчивость
стенки. Здесь аналогично уголкам, но в значительно большей степени, вслед-
ствие неодинаковой скорости проката стенок и полок и различных условий
их остывания, в местах соединения стенки с полками появляются внутрен-

Фиг. 137. Схема проката про-
стого двутавра.

ние напряжения.

Наименьшую возможную толщину стенок имеют балки нового сорта-
мента 1933 г. Они наиболее экономны при работе на изгиб. Однако

иг. 138. Размещение закле-
пок на двутаврах.

ственными, когда нельзя
более толстые балки.

при этих толщинах в случае больших нагрузок
могут получиться слишком большие скалываю-
щие напряжения. В таких случаях лучше балки
нового сортамента, имеющие нормальные толщины
стенок, весьма близкие толщинам старого сорта-
мента 1928 г., только приведенные в округлен-
ную миллиметровую меру (толщины старого сор-
тамента 1928 г. представляют собой перевод в мил-
лиметры дюймовых мер без округления). Кроме
того не следует забывать, что тонкие балки
являются менее устойчивыми; поэтому в тех слу-
чаях, когда условия устойчивости являются суще-
часто ставить поперечных связей, следует применять

Наконец во многих случаях двутавры работают не только на изгиб,
но и в сильной степени на смятие (например в подушках под колоннами).
В этом случае нужно иметь повышенную толщину стенки. Этому требованию
твечают балки с нового сортамента 1933 г. Все типы балок а, b и с
каждого профиля получаются на одних и тех же валках путем различного
раздвижения последних (фиг. 137). Соответственно с этим и ширина полок
более толстых балок увеличена на то же число миллиметров, что и толщина

стенки.

Вследствие малой ширины полок обычные двутавры не очень устойчивы
поперечном направлении; поэтому они требуют довольно частых креплений
и разрушаются обычно от потери общей устойчивости в этой плоскости.
В этом их заветный недостаток как при работе на поперечный, так и на
продольный изгиб. Это особенно существенно при больших нагрузках.
Поэтому обычные двутавры малопригодны в качестве колонного железа, так
как работа их на продольный изгиб в плоскости, перпендикулярной к стенке,
весьма слаба. Это делает область применения их весьма ограниченной: они
применяются как балки и прогоны всякого рода перекрытий, проезжих
частей и т. д., но так. как эта область крайне емкая, то двутавры остаются
одним из наиболее распространенных профилей. Сортамент двутавров нако-
пится в приложении к книге.

Б. Широкополочные двутавры

За границей кроме обычных двутавров применяются еще широкополочные
двутавры (фиг. 139) с параллельными гранями полок, прокатываемые на спе-
циальных станах (фиг. 140). Профиль этот крайне удобен и важен для
металлических конструкций. Широкополочные двутавры отли-
чаются от обычных шириною полок, которая в малых про-
филях равняется высоте профиля, а в профилях больше 300 м,м
равняется 300 мм. Эта ширина обычно обеспечивает общую
устойчивость балки настолько, что выход из работы сжатого
двутавра происходит от потери не общей устойчивости, а
местной, т. е. вследствие выпучивания полок. Благодаря этому
широкополочные двутавры являются прекрасным колонным
железом и применяются главным образом как колонны, тем

Ф”ополочный°" более, что приклепка перекрытий балок к полкам двутавров-
двутавр. колонн вследствие большой ширины полок не представляет
затруднений (фиг. 141). Приклепка к полкам упрощается
еще потому, что полки двутавра имеют, как указывалось выше, параллельные
грани.

Кроме колонн широкополочные двутавры употребляются и как простые

выгодны, чем простые двутавры, и поэтому применяются лишь в специальных
условиях малой строительной высоты или невозможности частого располо-
жения связей, когда желательно использовать большую поперечную устой-
чивость широкополочных балок.

Широкополочные балки также весьма удобны как стержни сквозных
ферм (фиг. 142). За границей большинство стержней ферм конструируется
из этих балок, тем более, что Н-образное сечение для стержней раскосов
и стоек представляет большие удобства.

Кроме того применение широкополочных балок в колоннах и в сквозных
конструкциях значительно уменьшает количество клепки; если в обычной
сквозной тяжелой конструкции число заклепок на тонну равняется 200, то
при применении широкополочных балок его можно уменьшить до 60, а есть
заграничные примеры, где число дыр падает до нескольких десятков. В этом
состоит одна из основных целей применения широкополочных балок, крайне
важная с экономической и производственной точки зрения, как так клепка

представляет самую дорогую, мешкотную и ведущую по времени операцию

изготовления.

При применении сварки широкополочные двутавры можно получить
путём сварки трех листов или специальных профилей (двух полудвутавров

с листом или специальных листов)
(фиг. 143). Конструктору же по
существу безразлично, получать
ли ему свой сортамент с прокат-
ного завода или с завода сварных
конструкций. Важно только, чтобы
он б^л прочен, дешев и удобен.
Поскольку сварка может удовлет-
ворить этим условиям, вполне
возможно применение сварных
профилей, и это решение является
даже весьма удобным, так как
сварные профиля могут быть сде-
ланы более экономичными и более
приспособленными к конструк-
ционным условиям, нежели про-

Фиг. 143. Сварной ши-
рокополочный двутавр.

«Риг. 141. Прикрепление балки к колонне из
широкополочного двутавра.

Фиг. 142. Применение широкополочных двутавров в качестве стержней
раскосов.

катные. Поэтому создание сварного сортамента является крайне актуальным,
могущим в сильной степени разрешить наши конструктивные трудности.

Экономические подсчеты показывают, что сварные профиля могут быть
даже выгоднее прокатных в денежном отношении, хотя конечно они значи-
тельно более трудоемки.
§ 3. СОРТАМЕНТ ШВЕЛЛЕРОВ (ОСТ 17)

Швеллерное или корытное железо имеет главное свое приме-
нение в качестве элементов стержней сквозных ферм и небольших колонн,
т. е. стержней, работающих на ссевую силу. Обычно применяют сечения из
двух швеллеров, соединенных планками или решетками (фиг. 144). При
сварке же вполне возможно непосредственное соединение двух швеллеров
полками, т. е. соединение их трубой (фиг. 144). Такие сечения являются
вполне центрированными и потому работают безукоризненно. Реже употреб-
ляются швеллера как балки при работе на изгиб (фиг. 145). Вследствие того,
что центр тяжести швеллера не совпадает с его стенкой, швеллер при работе
на изгиб всегда еще скручивается, т. е. работает с дополнительными напря-
жениями. Поэтому швеллерная балка употребляется только для малых нагру-
зок. Причина применения швеллеров в качестве балок состоит в большем
удобстве прикрепления швел-

Фиг. 144. Сечения стержней из швеллеров.

Фиг. 145. Работа швел- Фиг. 146. Работа швел-
лера как балки. лера на косой изгиб.

поэтому нужно думать, что эта не очень
леров должна отпасть. Момент инерции

лера вследствие совершенно
равной его вертикальной кром-
ки и возможности более лег-
кой постановки заклепок на го-
ризонтальной полке по сравне-
нию с двутавровыми балками

старого сортамента, поскольку
швеллера имеют более широ-
кие полки, чем двутавры. По-
этому в таких балках, которые
прикрепляются главным обра-
зом по горизонтальной полке,
например в прогонах стропиль-
ных перекрытий, широко при-
меняются швеллера. Новый сор-
тамент двутавровых балок испра-
вил указанный недостаток ста-
рого, а именно увеличил слиш-
ком малую ширину полок;
хная область применения швел-
лера вокруг вертикальной оси

незначителен, но все же благодаря смещению стенки с оси значительно больше,
чем в двутавре; поэтому на косой изгиб швеллера работают лучше, чем дву-
тавры (фиг. 146). По этой же причине швеллера удобнее двутавров и в гори-
зонтальных распорках, работающих на изгиб в горизонтальной плоскости,
например в каркасе промышленных зданий, в шлюзовых воротах и т. д.

Швеллера по старому ОСТ 14 прокатываются от № 10 до № 30 высо-
той от 10 до 30 см\ в каждом калибре они имеют лишь одну толщину стенки,
полки их имеют уклон 8°/0, сравнительно небольшой и потому мало препят-
ствующий постановке заклепок.

По новому сортаменту имеется несколько толщин стенок каждого калибра,
как и в двутаврах, что значительно облегчит применение и подбор швеллеров
в качестве стержней, работающих на осевую силу.

Утолщение стенки производится так же, как и в двутаврах, простым раз-

движением валков.

Ширина полки швеллеров по новому сортаменту предполагается несколько
уже, чем это установлено по ОСТ 17; для облегчения условий проката и уклон
полок взят 10%, что дало возможность уменьшить толщину стенки; очень
широкие полки для швеллеров и не нужны, поскольку они служат только
для постановки сравнительно небольших заклепок соединительных решеток
сквозных стержней, а для одиночного швеллера широкие полки только усили-
вают эксцентриситет. Широкие полки были полезны только в швеллерных эле-
ментах, работающих как балки, однако, как указывалось выше, эта работа
швеллера невыгодна и должна уменьшаться.

Высота швеллеров нового сортамента увеличена до 40 см, что очень
расширяет предел применения их в стержнях ферм, т. е. в основной сфере
их использования. Сортамент швеллеров помещен в приложении к книге.

§ 4. СОРТАМЕНТ ТАВРОВ

Тавровое железо до сих пор имело очень малое распространение.
Основной причиной этого является то, что оно очень мало приспособлено
к клепаным конструкциям благодаря трудности приклепывания, которое воз-

Фиг. 147. Прикрепление узло-
вых фасонок к тавру при свар-
ке и клепке.

Сворка-’

Фиг. 148. Устрой-
ство балки при по-
мощи тавров.

1-1%

-тал340мм—14

Фиг. 149. Прокатный тавр
нового сортамента.

Фиг. 150. Полу-
чение таврово-
го сечения раз-
резкой двута-
врового профи-
ля

можно только по большой полке и сравнительно малыми заклепками, поста-
новке коих мешает среднее ребро. Поэтому тавровое железо
только легким стержнем решетки сквозных ферм, но здесь
оно с большим удобством может быть заменено уголком или
швеллером.

Между тем в сварных конструкциях тавр может быть
одним из основных профилей, особенно в не очень тяжелых
конструкциях, которые составляют главную массу металла.
Здесь прежде всего тавры являются наиболее удобными се-
чениями сквозных ферм. Применению тавра в качестве пояса
клепаной фермы мешают трудность соединения вертикального
ребра тавра с фасонками (необходимость двойных фасонок)
и недостаток места для размещения на нем заклепок; в свар-
ных же конструкциях оба эти затруднения отпадают
(фиг. 147, а и б).

Далее, тавры могут быть весьма удобными элементами
для устройства сварных двутавровых балок путем сварки
двух тавров со средней стенкой. Таким же образом легко
может быть получен и широкополочный двутавр, о чем го-
ворилось выше (фиг. 148, виг). .

Следовательно сварные конструкции требуют широкого
развития тавров, а потому новый сортамент их значительно

пополнен. Он представляет тавры размерами до 340 X 200 (фиг. 149) с па-
раллельными вертикальными полками ребра, удобными для приварки к ним
листов при устройстве двутавровых сварных балок, а также и для приварки
или приклепки решетки при использовании тавров как поясов - ферм. Зато
горизонтальная полка его имеет уклоны, неизбежные из условий проката, по
наружной грани совершенно незаметные, приблизительно в 1 °/0, а по внутренней

может служить
больше — в 8%. Поскольку тавры предположены исключительно для сварных
конструкций, влияние этих уклонов на усложнение конструктивной формы
несущественно.

В настоящее время потребность в высоких таврах для поясов сварных
конструкций удовлетворяется разрезкой двутавров на две части (фиг. 150);
прием этот очень прост и удобен, но дает узкие и малоустойчивые сечения;
однако очень часто вследствие наличия в двутавре внутренних напряжений
наклепа, .освобождающийся
после его разрезки, сечение
1|Г полудвутавра резко искри-

и вляется, что усложняет при-

/ % менение этого приема (фиг.

========] Ц 151). Аналогичные искри-

________________ I га вления крайне часто полу-
I _;==»— ? ц чаются и при сварке тавра

] I Ц из двух листов вследствие

® проявляющихся при этом при

недостаточном умении свар-
Фит. 151. Раскрытие дву- Фиг. 152. Коробление ки температурных напряже-

тавра при разрезке. сварного тавра. ни)) (фиг ука_

занные искривления не мо-
гут считаться крупным минусом получения тавров из двутавра, которое обхо-
дится дешево и за границей широко распространено.

§ 5. ЗЕТООБРАЗНЫЕ ПРОФИЛЯ

Зетообразное железо (фиг.
153) в настоящее время выходит
из употребления; оно применялось
почти исключительно для прого-
нов перекрытий, имея преимуще-
ство большей жесткости и эконо-
мичности в том случае, когда вер-
тикаль совпадает или близка глав-
ной оси сечения (при наклонном
расположении зета) (фиг. 154).
Однако это преимущество, тесно

Фиг. 153. Зетооб-
разный профиль.

Флг. 154. Применение
зета в качестве прого-
на кровли.

связанное с определенным наклоном

крутой кровли, которая применяется редко, невелико. Поэтому в новом
сортаменте зетообразные профиля не предусмотрены.

§ 6. ЛИСТОВОЕ ЖЕЛЕЗО (ОСТ 18 И 19)

Основным материалом металлических конструкций является листовое
железо, которое в конструкциях применяется универсальное (широко-
полосное) (ОСТ 18) и листовое толстое (ОСТ 19).

Универсальное железо прокатывается на универсальном стане и имеет
правильные обкатанные кромки; ширины его имеют градацию в 10 мм, что дает
возможность его применения в конструкциях непосредственно, без какой-либо
продольной резки. Имея ровные кромки, оно наиболее удобно для компановки
пакетов, и потому оно должно применяться наибол :е широко. К сожа-
лению по нашему сортаменту оно имеет ширину только ~до 780 мм,
поэтому при более широких листах приходится прибегать к простому листо-
вому железу.

Толщина универсальн го железа достигает 36 мм, и имеет, вообще
говоря, градацию в четных миллиметрах. Длина при ширине до 450 мм
достигает 14 м, при большей ширине — 7 м.

По новому сортаменту ширину универсального листа предположено
довести до 1200 мм, а толщину при ширине менее 800 мм — до 60 мм и
далее до 40 мм.

При ширине, большей 780 мм, начиная от 800 мм, приходится обычно при-
бегать к простому листовому железу, так называемому „толстому" (ОСТ 19),
прокатываемому на листовых станах и поэтому не имеющему ровных кромок..
Это приводит к необходимости в качественных конструкциях устраивать
острожку кромок обычно на 4 мм. Однако часто (и в промышленных кон-
струкциях почти всегда) острожка опускается и заменяется аналогичными

припусками, которые должны погасить неправильное очертание
кромок. На припуск дается обычно 5 мм, благодаря чему рас-
четное сечение листа не доводится до обушка уголков или по-
верхности перпендикулярного листа на 5 мм (фиг. 155). В свар-
ке неровности кромок не имеют значения и погашаются обвар-
кой.

Ширина толстого железа по ОСТ 19 достигает 1850 мм,
однако листы достаточно свободно можно получить до 2100 леи.
Длина листов обычная — 7500 мм, однако можно получить и
большие длины — до 8,4 — 9 м. Толщина толстого железа от 4
до 42 мм, с градацией до 20 мм через 1 мм и далее — через
2 мм. На практике у нас преимущественно принимаются четные

Фиг. 155. До-
пуск на не-
ровность кро-
мок широко-
полосного
железа.

толщины.

Из толстого железа режется большинство листовых элементов кон-
струкций: фасонки, накладки, планки, диафрагмы, вертикалы и горизонталь!,
причем последние часто даже и в том случае, когда их можно составить из
универсала, так как универсальное железо значительно более дефицитно, чем
простое листовое.

§ 7. ВОТЕРЕНЫ, ЗОРЕ, ЛОТКИ, РИФЛЕНОЕ И ВОЛНИСТОЕ ЖЕЛЕЗО

Железо Вотерена (фиг. 156) и Зоре (фиг. 157) имеет применение
в качестве настильного железа и там дает довольно хорошие конструктивные
решения. Однако у нас оно употребляются весьма редко, так как того же

I.C

Фиг. 157. Железо Зоре.

эффекта можно добиться с меньшей затратой металла помощью железобетон-
ных плит и так как прокат их на наших заводах совсем не поставлен.

Аналогично лотковое железо (фиг. 158), представляющее собою
штампованные пластины с вогнутой поверхностью. Оно употребляется исклю-
чительно как настильное железо в мостовых конструкциях, где увязывается
довольно легко с прочими элементами тяжелой проезжей части, хотя тре-
бует для своей поддержки по всему контуру перекрестных ребер.

В настилах фабрично-заводских сооружений, работающих, вообще говоря,
на меньшие нагрузки, лотковое железо с успехом заменяется рифленым желе-
зом (фиг. 159) на швеллерах или двутаврах, не требующих перекрестных
ребер, и потому значительно более удобным.

Рифленое железо изготовляется в виде пластин различных толщин —
по нашему сортаменту до 12 мм, шириною до 1420 мм и длиною до 6000 мм.
Оно дорого и тяжело, хотя очень удобно, и потому употребляется часто в тех
случаях, когда другие настилы, например деревянные, невозможны. Мину-
сом его является то, что оно с течением времени стирается и становится
гладким.

Волнистое железо (фиг. 160 и 161) применяется как несгораемое
и легкое по весу покрытие стен и кровли фабрично-заводских зданий. Боль-
шая жесткость волнистого железа позволяет перекрывать им довольно боль-

Фиг. 158. Лотковое
железо.

LJLJLJLJLJO
]□□□□[ К
]□□□□[ к
1ппппг

Фиг.1159. Рифленое'железо.

щие пролеты, что является его главным преимуществом, так как сильно упро-
щает устройство поддерживающей покрытие конструкции.

Волнистое железо прокатывается двух сортов: высокое с высотой волны
Н^В, длиною волны приблизительно 100 мм, более жесткое, и низкое,
высотой волны //=0,5 В, менее жесткое, длиною волны от 30. до 150 мм.

В нашем ОСТ 26 имеются только четыре номера плоского волнистого
железа длиною волны от 30 до 130 мм, что очень сужает возможности его
применения.

Кроме указанного предположено в новом ОСТ волнистое железо с плос-
кими промежутками, аналогичное фиг. 164, удобное для покрытия стен. Тол-

Фиг. 160. Низкое волни-
стое железо.

нистое железо.

щина волнистого железа берется через миллиметр, начиная с 1 мм и кончая
3 мм. Меньшая толщина не рекомендуется по условиям ржавления.

Волнистое железо, применявшееся до сего времени главным образом
для покрытия кровель и стен, а в несущих конструкциях для арочных пере-
крытий, несмотря на все его преимущества, в последнее время применяется
более редко, так как легко может быть заменено другими материалами

§ 8. ШТАМПОВАННЫЕ ПРОФИЛЙ

Почти все описанные профиля за исключением волнистого железа и
лотков изготовляются при помощи проката; лотки же и волнистое железо
изготовляются при помощи штампования и представляют собою первые при-
меры штампованных профилей. Однако последние имеют развитие значительно
больше лотков и волнистого железа и в настоящее время за границей (в Гер-
мании и Америке) все более и более распространяются. Основное п ре-
762
имущество штампованных профилей —-возможность изго-
товления их из тонкого металла и потому значительно большая
легкость, тогда как прокатные номера по условиям проката имеют толстые
стенки, значительно толще, чем это необходимо по конструктивным соображе-
ниям. Поэтому штампованные профиля являются в то же время и тонкостен-
ными профилями. Второе преимущество штампованных профилей состоит
в возможности изготовления их значительно более сложных форм, чем при
прокате, где самый процесс требует весьма простых очертаний.

Фиг. 163. Штампованные коробчатые
сечения.

Фиг. 162. Штампованные швел-
лера.

В настоящее время штампованные профиля распространяются
по линии штампованных тонкостенных швеллеров с загнутыми
для увеличения своей жесткости и устойчивости полками (фиг. 162), толщи-
ною листа 2 — 3 мм и высотой до 200 мм. Такое сечение вполне устойчиво
как в виде одиночного профиля, так и двойного, сваренного друг с другом,
образующего достаточно широкополочный двутавр (фиг. 162). Вес таких

Фиг. 164. Американские штампованные складчатые плиты.

сечений при том же моменте инерции в два раза меньше веса прокатных
швеллеров и двутавров, почему такие профиля, особенно при сварке, могли бы
быть крайне целесообразным типом сечений.

В настоящее время Институт сооружений разрабатывает сортамент таких
профилей как по лирии указанных швеллеров, так и высоких П-образных и
двойных зетовых сечений (фиг. 163), крайне желательных для сквозных
конструкций.
Кроме швеллеров в Америке распространены штампованные про-'
фи л я в виде складчатых плит (фиг. 164), по существу весьма близ--
кие волнистому железу нового сортамента. Плиты эти применяются дли
междуэтажных перекрытий и кровель и по своему достаточно большому/
моменту сопротивления и возможности перекрытия довольно больших проле-’
тов очень упрощают конструкцию балочной клетки. В то же самое время
ло своей малой толщине они весьма легки и не обременяют несущей кон-
струкции, которая при железобетонных плитах выходит достаточно тяжелой.
Поэтому применение этих профилей у нас также было бы весьма рацио-
нально. Против ржавления плиты, когда они составляют кровлю, защищаются'
изоляциями и асфальтовой обмазкой.
ОТДЕЛ ВТОРОЙ

СОЕДИНЕНИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ

Для соединения элементов металлических конструкций применяются
клепка и сварка. Каждый из этих видов соединений имеет свои преи-
мущества и недостатки.

Преимуществами заклепочного соединения являются большая вязкость,
простое, привычность и надежность этого соединения, а также довольно про-
стой контроль качества работы, недостатками — значительно большая тру-
доемкость как по подготовке элементов к клепке (приготовление отверстий),
так и самой клепке и необходимость большого пространства в конструкции
для размещения заклепок.

Преимуществами же сварных соединений следует считать: ббльшую ком-
пактность этих соединений, значительно меньшую трудоемкость, чем в клепке,
легкую их приспособляемость к любому типу сечения и ббльшую экономич-
ность подбора сечения; недостатками — значительно ббльшую жесткость
сварки и недостаточность разработки способов контроля качества работ.

ГЛАВА УП1

ЗАКЛЕПОЧНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ

§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ЗАКЛЕПОК

Заклепочные соединения разделяются на прочные и плотнопрочные;

в- металлических конструкциях применяются преимущественно прочные зак-
лепочные соединения, т. е. такие, в которых требования прочности являются

главенствующими; лишь в некоторых кон-
струкциях, как например в резервуарах,
применяются плотнопрочные соединения,
для которых столь же важным является и
требование непроницаемости. Эти соеди-
нения различаются между собой не видом
заклепки,* а правилами размещения и рас-
чета и зачеканкой швов, применяемой для
плотных соединений.

Заклепками называются металличе*
ские стержни, изготовляемые на специ-
альных прессах в горячем состоянии (при
диаметре заклепок d > 12 мм) вместе
с одной (закладной) головкой (фиг. 165);

Фиг. 165. Основные элементы за-
клепки.
другая головка выделывается при клепке ударами клепального молотка (фи
166) или кувалды или давлением клепальной машины (фиг. 167); изгото-
вляются заклепки, как правило, из материала достаточно мягкого (например
сталь 2 при стали 3 в конструкциях). В наших нормах для заклепок разре-

Фиг. 167. Постановка заклепок клепальной машиной (скобою).

шается применение стали 2, 3, 4 и специальной. Применение заклепок из
более пр чных сталей, прочнее стали 3, в конструкциях из соответствующих
повышенных материалов экономит металл и потому практикуется довольно
широко, однако требует умелой клепки, без чего эффективность заклепок
j з повышенной стали фактически оказывается неиспользованной.

Размеры стержня заклепок нормированы: они указаны в приложе-
нии V; диаметр заклепки делается на 0,5 — 1 мм меньше диаметра заклепоч-
ного отверстия, которое показывается на чертежах конструкций; головкл
очерчиваются по шаровому сектору с постоянным радиусом, определяемым
требованиями прочности и плотности соединения, причем диаметр головки D
берется равным l,7d, где d — диаметр отверстия. Размеры заклепок прочных и
плотнопрочных одни и те же. Кроме полукруглых головок существуют еще
потайные, полупотайные и сплющенные головки, которые употребляются
в тех случаях, когда для постановки полной заклепки нет места (фиг. 168).

Диаметр отверстий для заклепок нормирован ОСТ в градации через 3 мм>
начиная от 14 до 29 мм.

Конструктор имеет дело с поставленной заклепкой, диаметр которой
равняется диаметру отверстия, которое она заполняет. Поэтому в конструк-
циях обозначаются только диаметры поставленных заклепок (отверстий),
в дальнейшем называемые кратко диаметрами заклепок; наиболее употреби-
тельные из них в 17, 20, 23 мм и реже 26 и 29 мм.

В современных конструкциях для упрощения заклепочного хозяйства
стремятся употреблять один, в крайнем случае два диаметра заклепок. При

Фиг. 168. Типы заклепок:

а — с полукруглой головкой, б — со сплющенной головкой,
в — с потайной головкой, г — с полупотайной головкой.

таком подходе диаметр заклепки является одной из ведущих
данностей; он определяет наименьший сортамент (по условиям постановки
заклепок), запасы в сечениях, длину и объем соединений и пр. Поэтому он
должен выбираться весьма осмотрительно.

Наибольшая длина заклепки в деле после постановки обеих головок
берется 4,5 rf, редко 5d, где d — диаметр заклепки (фиг. 169); на устрой-
ство замыкающей головки требуется припуск стержня (большая его длина по
сравнению с длиной готовой заклепки) на 4/3— 2 диаметра стержня (фиг. 165).

§ 2. ТЕХНОЛОГИЯ КЛЕПКИ

В конструкциях употребляется почти исключительно горячая клепка.
Нагрев заклепки производится до светлокрасного каления в специальных
горнах, угольных, нефтяных или электрических, закрытых или открытых, при-
чем равномерность нагрева является основной предпосылкой правильности
работы заклепочных соединений, особенно плотнопрочных и из повышенных
материалов. Более равномерный нагрев получается в закрытых горнах, осо-
бенно электрических, где заклепка нагревается пропуском электричеа ого
тока. При клепке закладная головка поддерживается поддержкой (фиг. 165 и
166); достаточность упора является также основой хорошей работы зак-
лепки; замыкающие головки формируются ударами или давлением клепаль-
ного приспособления (молотка или машины). При окончании формирования
головка должна быть вишнево-дсрасного цвета, причем достаточная выдержка
клепки (не менее 10—15 сек., чем при клепке машинной скобою часто пре-
небрегают) также очень существенна для хорошей и плотной постановки
заклепки.

Контроль правильности постановки заклепки производится по внешнему
осмотру (отсутствие рванин, зарубин и т. д.) и обстукиванием заклепок легким
молотком-ручником. Хорошо поставленная заклепка не дрожит на ощупь при
ударе ручником. Легкость и надежность контроля клепки являются ее видным
преимуществом.

§ 3. ВОЗДЕЙСТВИЕ ЗАКЛЕПКИ НА КОНСТРУКЦИЮ

Поставленная заклепка производит на склепываемые части ряд воздей"
ствий, определяющих прочность соединения.

Во-первых, заклепка, остывая после постановки замыкающей головки и
потому сокращаясь в своей длине, энергично сдавливает склепываемые листы,

причем настолько, что материал листов по плоскостям соприкасания перехо-
дит в стадию текучести и начинает работать пластически, что ясно видно по
фигурам текучести, образующимся у заклепочного отверстия, которые легко

Фиг. 170. Фигуры теку-
чести у заклепочного от-
верстия.

обнаружить травлением металла (фиг. 170). От
этого сдавливания между листами при их пере-
мещении развиваются значительные силы трения,
достигающие при обычном размещении заклепок
порядка 400 — 500 кг) см2 поперечного сечения со-
единения и представляющие основу слитной рабо-
ты заклепочных соединений. Свойство это является
одним из наиболее важных.

Фиг. 171. Отставание листов при редком размещении
заклепок.

С другой стороны, сильное сдавливание листов при редком расположе-
нии заклепок приводит к некоторому отставанию листов между заклепками,
на что должно быть обращено внимание при размещении последних (фиг. 171),
так как в щель между листами попадает ржавчина, которая может привести
к разрушению соединения.

Кроме того горячая заклепка, будучи еще мягкой при своей поста-
новке, сминаясь от ударов, сильно распирает края заклепочного отверстия,
благодаря чему очень плотно его заполняет. Этот распор имеет тем боль-
шее значение, что благодаря ему заклепка остается плотно сидящей в отвер-
стии и после остывания и сокращения своего диаметра, так как сокращение
это поглощается упругой деформацией распертого напряженного материала
стенок отверстия, которое так же вследствие упругости своей деформации
при уменьшении распора остывающей заклепки сокращается в своем диаметре.
Без этого обстоятельства между стержнем остывающей заклепки и отвер-
стием всегда бы оставался зазор. Последний действительно при недо-
статочном осаживании заклепки очень часто имеет место, благодаря чему
в первый период работы такой заклепки усилие передается не через стер-
жень, а помощью трения через головку. Но даже и в том случае, когда
заклепка плотно сидит в отверстии, в первый период ее работы усилие главныы
образом передается через трение, площадь передачи которого несравненно
больше площади заклепки.
Это обстоятельство — передача усилия при помощи трения — является
причиной большой мягкости работы заклепочного соединения.

Наконец поставленная заклепка, остывая, передает тепло окружающему
металлу; нагревание последнего происходит довольно энергично и достигает
своего максимума через 20 — 25 сек. после постановки заклепки, доходя до
400 — 500°, после чего окружающий металл начинает медленно остывать
(фиг. 172). Благодаря указанному металл около заклепки довольно долгое
время оказывается нагретым до температуры около 300°, т. е. до температуры

синеломкости, что делает его
более хрупким, способным
к развитию трещин. Это
имеет большое значение вви-
ду очень больших местных
перенапряжений, * образую-
щихся около заклепки.

Образование местных
перенапряжений вокруг за-
клепок имеет две категории
причин: 1) наличие отвер-
стия, которое, препятствуя
продвижению силовых пото-
ков (фиг. 173), приводит
в упругой напряженной по-
лосе к повышению напря-
жений по диаметральной пло-

Фиг. 172. Диаграмма остывания материала около
заклепки.

скости у краев отверстий до

величины 2 — 3-кратного среднего напряжения (фиг. 174); 2)передача заклепкой
поверхности отверстия сосредоточенного давления; так как заклепка часто не
очень плотно сидит в отверстии, то эти давления передаются резко концентри-

рованно, и перенапряжения могут достигать здесь
4 — 8-кратного среднего напряжения, т. е. быть
крайне значительными (фиг. 175). Хотя эти пере-
напряжения относятся ч к категории местных пере-
напряжений и потому им отвечают местные пределы
пропорциональности и текучести, значительно более

Фиг. 174. Распределе-
ние напряжений в уп-
ругой полосе при на-
личии отверстия.

Фиг. 173. Препятствия продвижению силовых по-
токов от наличия отверстия.

повышенные, чем обычные средние, определяемые пробой на разрыв (глава V,
§ 2), но все же материал несомненно в этих точках впервые переходит
в пластическую стадию своей работы, что при повторных загружениях может
быть причиной наклепа и старения. И действительно, трещины старения раз-
виваются главным образом у заклепочных отверстий, и заклепочные соедине-
ния при повторных нагрузках разрушаются от появления этих трещин.
§ 4. РАЗМЕЩЕНИЕ ЗАКЛЕПОК

итак, заклепка производит на окружающую среду весьма существен-
ные воздействия. Для того, чтобы эти воздействия не суммировались друг
с другом, заклепки располагаются по определенным направлениям, называемым

Фиг. 175. Распределение напряжений у заклепочного стержня.

рисками, отстоящими на определенных расстояниях друг от друга. Обычно
намечаются две системы рисок: одна по направлению усилия и другая по
направлению, ему перпендркулярному (фиг. 176). Заклепки же размещаются
на пересечении этих рисок чаще всего рядами (фиг. 176) (более простое

Фиг. 176. Рядовое и шахматное размещение заклепок.

размещение) и реже в шахмат (более сложное, но и более компактное раз-
мещение) (фиг. 176). Расстояние между заклепками по направлению усилия
называется шагом (фиг. 177).

Наименьший шаг по условию суммирования воздействия заклепочных
отверстий друг на друга в прочных заклепках берется = 3d-, наибольший
по условию отставания листов друг от друга в растянутых элементах атах =
— 12d, или 168, где 8 — наименьшая толщина склепываемых листов, и в сжатых
в соответственно 8d, или 168; в плотнопрочных заклепках (в резервуарах) наи-
большее расстояние берется равным 98. В средних рядах растянутых элементов
в обычных конструкциях (не резервуарах) шаг может быть повышен до 248.

Расстояние между рядами заклепок в направлении, перпендикулярном
действию усилия, называется дорожкой. При рядовом размещении пре-
дельные расстояния между заклепками поперек направления усилия остаются
те же, что и в продольном направлении; при шахматном наименьшее расстоя-
ние между заклепками по диагонали берется ad=3,5d, наибольшие же расстояния

остаются теми же, что при
рядовом размещении. Рас-
стояние между крайней
ваклепкой и краем полосы
понаправлению, перпенди-
кулярному действию силы,
берется наименьшее ех =
«= l,5d по условию разви-
тия местных перенапряже-
ний и наибольшее 88 по ус-
ловию отставания листов.

Фиг. 177. Размещение заклепок. Шаги и дорожки.

По направлению же усилия — наименьшее ах — 2d из

условия равнопрочности смятию и выкалыванию стенки (судя по опытным
исследованиям, это расстояние желательно повышать до 2,5d) и наиболь-
шее 88 по условию отставания листов (фиг. 177).

В резервуарных конструкциях расстояние до края листа бе-
рется l,5d-J-O,38 на зачеканку.

Для того чтобы заклепочные отверстия могли быть пробиты на много-
штемпельном прессе (спейсере), необходимо, чтобы величина дорожки (рас-

стояние между рядами) была не менее
50— 55 мм и чтобы риски шли по

тг j Уголки до б • 120мм

-5-

-f-

Прикрепле
ние

Сбяз заклепки

—1 и

«Уголки при
аг * б > !2О м

TV3——г Уголки при
±ЛТГу f 6>'50мм

Фиг. 178. Типовое размещение заклепок.

Фиг. 179. Риски уголков.

всей длине элемента непрерывно. В этом случае наиболее удобно рядовое
размещение, а в шахматном размещении важен наиболее простой узор закле-
пок; шаги заклепок по длине элемента могут быть при этом и различны;
желательно однако, чтобы они находились в простом кратном отношении
друг к. другу. В резервуарных конструкциях дорожка берется 0,5 0,6

шага.

С точки зрения упрощения производства важно иметь постоянный шаг
заклепок, а потому в настоящее время имеется тенденция стандартизировать
этот шаг. Так как в конструкциях средней мощности наиболее распростра-
нены заклепки диаметрами в 20 и 23 мм, то соответственно с этим в стыках
указанных конструкций стремятся провести единый шаг в 70 мм, удовлетво-
ряющий обоим диаметрам, а расстояние от крайней заклепки до конца эле-
мента в 45 мм. Между стыками шаги связующих заклепок, не передающих
усилий, а только стягивающих элементы, берутся в 140 мм (фиг. 178).
Назначение единого шага тесным образом связано и со стандартизацие
деталей, о чем будет сказано ниже.

Наименьшее число заклепок на уголках в одном ряду по направлению
усилия берется во второстепенных деталях 2, а в ответственных 3; в листах,
если число рядов заклепок не меньше 2, наименьшее число заклепок
в ряду 2. Если часть заклепок помещается на коротыше (фиг. 203), то
число их на соединительной полке (на полке, соединяющей коротыш с основ-
ным уголком) должно быть в 1,5 раза больше, чем на полке, соединяющей
коротыш с косынкой.

В фасонном железе (уголках, швеллерах, двутаврах) риски дик-
туются размерами профиля.

В малых уголках до 120 мм (уголках однорядных) заклепки на
полках при диаметре их в 20 и 23 мм размещаются по одной риске,
в уголках же больше 120 мм (рыма* двухрядных) — по двум рискам,
в шахмат* начиная с ширины полки в 150 мм> возможно и двухрядное рядо-

Фиг. 180. ’Риски за-
клепки по условию
помещения уголковой
накладки.

Фиг. 181. Риски заклеп-
ки по условию помеще-
ния плоской накладки.

Фиг. 182. Риски за-
клепки по условию по-
мещения поддержки.

вое размещение заклепок, если расстояние между рисками не менее 3d
(фиг. 179).

В двухрядных уголках крайняя риска обычно намечается на расстоянии
около l,5d от края; внутренняя же на расстоянии от обушка, удобном для
устройства стыка и постановки заклепки. Для возможности устройства стыка
риска должна быть не меньше:

при уголковой накладке (фиг. 180):

е = г -|- 8+г 4- -5- яа 38 -|- = 38 0,85г!.

ибо радиус закругления уголка г«8)
и при плоской накладке (фиг. 181):

с = 8 -|- г 1,5d.

(1)

(2)

По второму условию (по условию возможности постановки заклепки)
(фиг. 182) расстояние это должно быть нй меньше:

e = 8 + ^^8 + ^ = 84-l,25d,

(la)
где Do — габаритный диаметр поддержки или молотка, который может быть
принят 2,5 d и

e = 5-l-r + i^sa28 + 0,85rf. (фиг, 183),

(2а)

Для удовлетворения первого из этих условий требуется большее рас-
стояние е, поэтому иногда различают две схемы рисок: одну стыковую для
уголков, имеющих стык, и другую для уголков, по своей длине стыка не

имеющих.

Округленные значения рисок, применяемых в про-
мышленности металлических конструкций, помещены
в табл. 7.

Фиг. 183.- Риски закле-
пок по условию раз-
мещения радиуса за-
кругления.

Фиг. 184. Размещение крайних рисок на вертикальных стен-
ках двутавров и швеллеров.

Риски уголков в стержнях, имеющих стыки

Таблица 7

Однорядные । уголки [ ч- 4- U- 4 j 4i/f ' • 1 Двухрядные I уголки । _±-1 еУ 1 Г п
полка уголка в мм е в мм наибольший до- пускаемый диаметр заклепки в мм полка уголка в мм *1 в мм в мм наибольший до- пускаемый диаметр заклепки в мм
50 60 65 75 80 90 100 120 30 35 35 40 45 55 60 65 14 17 20 20 23 26 26 29 120 130 140 150 160 55 55 65 65 60 85 90 100 110 115 23 23 26 26 29

Для тех же уголков, которые не имеют стыков, рекомендуется прибли-
жение риски к обушку, так как этим улучшается работа уголка (риска при-
ближается к центру тяжести уголка). В этом случае можно рекомендовать
следующие минимальные риски (табл. 8).

Наименьший шаг а, при котором при шахматном размещении заклепок
получается расстояние между заклепками по диагонали = 3,5d, дан в зави-
симости от величины дорожки е в табл. 9.
Риски уголков в стержнях, не имеющих стыков

Полка уголка в м в мм Наибольший допускаемый диаметр в мм Полка уголка в мм *1 в мм *2 в мм Наибольший до- пускаемый диаметр заклепки в мм
50 30 17 120 45 90 20
60 35 20 48 50 85 80 23 26
65 35 20 130 45 100 20
75 38 20 48 95 23
’ 40 23 50 .90 26
80 38 20 140 48 ПО 20
40 23 50 105 23
90 40 20 53 100 26
43 23 150 50 120 20
45 26 53 115 23
100 43 20 58 110 26
45 23
48 26

Таблица 9

Наименьший шаг а при шахматном размещении заклепок

В двутаврах и швеллерах первая риска на вертикальной стенке
должна удовлетворять тем же условиям, что и в уголках, а именно (фиг. 184)
для возможности устройства стыка:

emin~ *+r+ 1,5^+2 ММ

и по условию возможности постановки заклепки:

^ = *+'+0,854

^in = ^+L25rf,

где t—толщина полок швеллера или двутавра.

Обычные значения рисок помещены в табл. 10 и 11.
Крайние риски заклепок по вертикальной стенке двутавров и швеллеров

±N 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 36 40 45
Риска е мм - - 35 45 45 50 50 50 55 55 55 65 65 70 75
LN 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 30
Риска е мм 25 30 40 50 55 55 55 55 60 60 65

Таблица 11

Риски заклепок по горизонтальным полкам двутавров и швеллеров

1 10 12 14 16 18 20 22 24 26 28 30 32 36 40 45
1 Риска е мм (между рядами) i - 35 I 40 45 50 50 55 1 60 i 60 65 70 75 80 90
Г 5 6,5 8 10 12 14 16 18 20 22 24 26 30
Риска е мм 20 25 25 30 30 35 35 40 40 45 45 50 55

§ 5. РАБОТА ЗАКЛЕПОК И ДОПУСКАЕМЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ

А. Общая характеристика

Заклепки в заклепочном соединении, если пренебречь силами трения,
в основной период своей работы работают на срез и на
смятие. Далее, по мере разворачивания стержнем заклепки стенок отверстия
и перехода материала в пластическую стадию прибавляется еще и работа
на изгиб. Наконец после перехода в материале заклепки предела текучести

она разрушается от отскакивания головок, т. е. от совместного действия

Фиг. 186. Работа заклеп-
ки на отрыв головки.

среза и растяжения. Однако в наших расчетах мы
условно рассчитываем заклепки на срез и на смятие,
причем при прикреплении элементов внахлестку счи-
таем заклепки односрезными (фиг. 185); при
перекрытии же двумя накладками заклепка считается
двухсрезной и работающей на смятие по тол-
щине среднего листа. Наконец в том случае,
когда усилие направлено по оси стержня за-
клепки (фиг. 186), последняя работает на отрыв
головки.

Б. Работа заклепок на срез

Допускаемое напряжение заклепок на срез
[Иер принимается в 0,8 основного допускаемого
напряжения:

['Ь = 0,8 [и].

(О

Соотношение это выведено из теоретического отношения скалывающих
и растягивающих напряжений, однако оно очень хорошо подтверждается мас-
совым опытом над разрушением заклепок при статической их работе. Напря-
жение это, если сравнивать его с временным сопротивлением материала, как
это следует из табл. 12, сравнительно мало зависит от вида клепки.

Таблица 12

Средние сопротивления заклепок срезу

(по данным Международного мостового венского конгресса 1928 г.)

Клепка Сталь 37 (ст. 3) Сталь 48 (ст. 5 пов.) Сталь кремнистая
Я? *3 Rs R Я3т Яз А R Ен со а: Rs Rs R
Машинная 1970 3390 0,84 1720 4670 0,88 1595 4720 1,00
Пневматическая .... 1560 3383 0,84 1690 4600 0,87 1740 4420 0,93
Ручная 1510 3380 0,82 1670 4550 0,86 1750 4470 0,95

В этой таблице R?—сопротивление соединения срезу при начале теку-
чести, 7?3—сопротивление соединения срезу при разрушении, R—временное
сопротивление материала листов; все в кг{см^.

Из сопоставления этих цифр следует, что при заклепках из сталей по-
вышенного качества состояние текучести получается относительно раньше,
чем при заклепках стали 3, что равносильно падению запасов прочности
в соединениях, поскольку повышение в них допускаемых напряжений беретсн
пропорционально пределам текучести. Так, при стали 3 запас прочности пс*
отношению к началу текучести в среднем:
1700

1100

= 1,55;

по отношению же к временному сопротивлению:

_ ззво

*в “ТГоо

3,07;

ппи кремнистой стали

1792_ 1

Т700 ~

4500

1700

= 2,65.

Таким образом заклепочные соединения из повышенной стали имеют
меньшие запасы; это тем более должно быть отмечено, что постановка
заклепок из повышенной стали более затруднительна. Конечно отсюда не
следует, что эти соединения ненадежны, ибо коэфициент запаса 2,65 еще
достаточно велик.

В. Работа заклепок на смятие

Допускаемое напряжение для средних сминающих напряжений по ши-
рине заклепки (на смятие) принимается равным удвоенному основному допу-
скаемому напряжению:

[«U = 2[«).

Соотношение это непосредственно зависит от сопротивления заклепки
выкалыванию (фиг. 187) и потому от расстояния по направлению усилия

Фиг. 188. Зависимость между отноше-
нием сопротивления заклепки на смя-
тие-выкалывание [л]СЛ и расстоянием
а* от первой заклепки до края листа.

от первой заклепки до края листа ах и может быть увеличено при увеличе-
нии этого расстояния. Если это расстояние взять 2d, то указанная норма
напряжений достаточно хорошо покрывается опытом (фиг. 188). При боль-
шем расстоянии можно взять и большие напряжения. В мостах НКПС теперь
принимает пониженное соотношение [п]см = 1,75 [я],что дает дополнитель-
ные запасы, но в то же время позволяет уменьшать расстояния до края листа.
Таким образом между допускаемым напряжением на смятие и расстоянием
от крайней заклепки до конца листа устанавливается такая простая зави-
симость:

[«] d ’

где ах—расстояние от крайней заклепки до края листа, d—диаметр за-
клепки (фиг. 188).

Исследования Kayser’a дают более благоприятную картину порядка

1.20
[«] d ’

причем одинаково как для простой, так и для повышенной стали.

Таким образом работа (и разрушение) на смятие по существу есть
условный термин; разрушение происходит не от смятия, а от выкалывания,
почему и сопротивление заклепки в первую очередь зависит от площади вы-
калывания, т. е. от расстояния заклепки до края листа.

Г. Работа заклепок на отрыв головки

Допускаемое напряжение при работе заклепки на отрыв:

[л] = 0,6 [л],

1 •’от? ’ 1

т. е. значительно меньше нормального сопротивления (до 1930 г. бралось
даже [л] = 0,4 [л]).

L 1отр 1 J/

Действительно, можно было думать, что заклепка, крайне перенапряжен-

ная очень большими осевыми усилиями,

развивающимися в ней при ее осты-

отрыв го-

на

Фиг. 190. Исследования проф. Wilson
работы заклепок на отрыв.

Фиг. 1Q9. Работа заклепки
ловки.

рассмотрение показывает, что эти опасения являются неосновательными.
Заклепка, сокращаясь в своей длине при остывании, резко сминает листы и
возбуждает на их поверхностях значительные напряжения смятия такого же
порядка величин, как и в заклепочном стержне, и так же превосходящие пре-
делы текучести. Эти напряжения равны напряжениям в заклепочном стержне
(фиг? 189) и находятся с ними в состоянии равновесия. Если умень-
шить одни из них, например напряжения смятия, то уменьшатся и другие.
При работе заклепки на отрыв внешняя сила прикладывается не непосред-
ственно к заклепке, а к одному из соединяемых ею элементов. Эта сила,
отделяя один элемент от другого, уменьшает напряжения смятия между ними;
вместе с тем уменьшается и начальное напряжение в заклепочном стержне»
зависящее от этих смятий, на величину внешней силы так, что суммарное
напряженное состояние в заклепочном стержне (начальное, уменьшившееся и
вновь приобретенное от внешней силы) остается постоянным и равным на-
чальному состоянию. Такое стабильное состояние заклепочного стержня будет
продолжаться до тех пор, пока не будут погашены все напряжения смятия
между листами; лишь после этого напряженное состояние заклепки начинает
повышаться.

Указанное очень ясно сказывается в опытах на отрыв головок (фиг. 190).
Первоначальное повышение внешней силы происходит без какого-либо удли-
нения стержня, так как вся энергия идет на уничтожение сил смятия, лишь
впоследствии начинаются удлинение заклепочного стержня и его добавочная
работа на растяжение.

Таким образом работа на отрыв заклепочного стержня складывается
весьма благоприятно, а так как она удобна и в конструктивном отношении, то
она получает широкое распространение.

Некоторое уменьшение допускаемых напряжений здесь мсжет быть
оправдано только тем, что ПРИ работе на отрыв уменьшается трение между
листами, а так как заклепки при работе на отрыв обычно работают и на
срез, то этим ухудшается общая работа соединения.

Д. Работа заклепок в соединениях с проколотыми (нерассверлен-
ными) дырами

Указанные выше цифры соотношений между допускаемыми напряжениями

на заклепки и основным, а именно:

при работе на срез: k = ср [«] ' = 0,8,
при работе на смятие:
Г n]
k = l J CM . = 2,
CJt T«7'
и при работе на отрыв:
[nl
k = О nip I ]omn И = 0,6

предполагают хорошее изготовление конструкций и рассверловку отверстий
для заклепок. Однако в промышленных и гражданских конструкциях очень
часто дыры остаются нерассверленными, а только проколотыми. Это ухудшает
работу заклепки, в соответствии с чем и допускаемые напряжения для за-
клепок с нерассверленными дырами должны быть уменьшены. По Единым

нормам строительного принимаются: проектирования при только проколотых дырах они
на срез: [/]с? = 0,67[п],
на смятие: V0[n]
и на отрыв: И = 0,6 [п]. 1 Jowp 1 1

Е. Допускаемые напряжения при расчете заклепочных соединении

Численные значения допускаемых напряжений согласно Единым нормам
строительного проектирования, являющиеся округленными значениями указан-
ных соотношений, приведены в табл. 13
Допускаемые напряжения при расчете заклепочных соединений

Таблица 13

Нагрузки Напряжения Переходный коэфициент k Материал заклепок и болтов Основной металл
сталь специаль- ная сталь типа 4 сталь 3 повыш. и Знорм. сталь 2 норм.1 сталь специаль- ная сталь 5 сталь 3 и сталь 4 сталь 3 ПОН. сталь 2 сталь 1
Срез В 0,8 1700 1400 1100 1100 — — — —
Срез С 0,67 Не употр. Не употр. 950 950 — — — —
Основные Отрыв В и С 0,6 1250 1050 850 850 — — — —
Смятие В 2 4200 3500 2800 2800 4200 3500 2800 2400
Смятие С 1,70 Не употр. Не употр. 2400 2400 — — 2400 2050 .
Срез В 0,8 2000 1700 1350 ’ 1350 —- — — —
Основные и случай- Срез С 0,67 Не употр. Не употр. 1150 1150 — — — —
ные Отрыв В и С 0,6 1500 1250 1000 1000 — — — —
Смятие В 2 5000 4200 3400 3400 5000 4200 3400 2900
Смятие С 1,70 Не употр. Не употр. 2900 2900 — — 2900 2450

Работой В названа работа заклепок в рассверленных дырах.

Работой С названа работа заклепок в прбколотых и нерассверленных дырах.

1 Сталь 2 по напряжениям приравнивается к стали 3.
Для плотнопрочных заклепок для достижения большей непроницаемости
берутся несколько меньшие значения напряжений.

Таблица 14

Допускаемые напряжения для „плотнопрочных заклепок
(при расчете резервуаров и газгольдеров)

Допускаемые напряжения Переходный коэфициент k Сталь 2 или сталь 3
при основных нагрузках при основ- ных и слу- чайных- нагрузках
Срез В ....... 0,7 1000 1200
С 0,6 850 1000
Смятие В 1,7 2400 2900
С 1,5 2100 2550
Отрыв В и С. . . . 0,4 560 680

Ж. Работа заклепок при передаче усилия через промежуточные
элементы

При напряжениях, указанных в табл. 13 и 14, предполагается непосред-
ственная передача усилия заклепкой с элемента на элемент. При посредствен-

ной же передаче вследствие ряда
промежуточных срезаний работа
заклепки ухудшается, что учиты-
вается увеличением необходимого
числа заклепок. По нашим нор-
мам предписывается при передаче
заклепками усилий через, проме-
жуточные элементы, например про-
кладки или не участвующие в пере-
даче усилия листы (фиг. 191),
увеличивать число заклепок в ка-
и
ждом ряду на величину т1 = -^

Фиг. 191. Посредственное перекрытие стыка
через промежуточные элементы.

с округлением в большую сторону до единицы, где и — число промежуточных
элементов.

Так, если число заклепок по расчету т, они расположены в г рядах
и проходят через и промежуточных элементов, то их необходимое «исло
должно быть равно:

। । и
т -J- тхг = т-\- — г.

3. Работа заклепочного соединения на переменную нагрузку

Знакопеременная нагрузка может считаться для заклепок более опасной,
чем нагрузка непрерывно возрастающая, благодаря'значительным напряжениям,
возникающим у заклепочных отверстий и работе материала выше предела
текучести. Опыты над многократным эагружением заклепочных соединений
циклами от нуля до максимума показали существенное понижение прочности
по сравнению с разрушающим напряжением статической нагрузки в среднем
около 30—4О°/о, что дает рабочую прочность заклепочного соединения близ-
кой пределу текучести материала (фиг. 192).

Зависимости разрушающих напряжений в заклепочном соединении при
переменной нагрузке от общего напряженного состояния склепываемых полос
даны на фиг. 193 и 194. На фиг. 193 дана зависимость срезающих напря-
жений в том случае, когда разрушение происходит от среза; это имеет место
при больших толщинах соединяемых элементов. Мы видим, что разрушающее
напряжение Rept вообще говоря, выше 2000 кг [см- до тех пор, пока напря-
жение в элементах находится в пределах упругости, и очень быстро падает
в том случае, когда в самих элементах напряжения переходят в пластическую
стадию. Для примера тут же показана кривая статических Rcp идентичных
образцов, которая проходит на 35°/0 выше.

Когда же решающим является смятие, что имеет место при тонких со-
единяемых элементах, разрушение происходит не от разрушения заклепки, а

от разрушения полосы,
0.8 0.6 0.4 в которой появляются тре- щины усталости (фиг. 195)
1 о 1 [_ о о°о° о от крайне больших напря- _ жений, развиваемых у за- о СЛЕПЛО о
। > ° „ клепки. В этом случае^разру- F Ре/пнистая шаюшее напряжение менее
1 |> ° 1 i | 2000 кг) см? получается при | в напряжениях смятия, больших
Фиг. 1000 2000 3000/ 4000кг/ыг 4000-а-4500 кг/см2 (фиг. 194), далее они крайне резко 192. Рабочая прочность заклепочного соеди- падают. Таким образом эта

нения. величина смятия является

критической при повторной
нагрузке. Имея в виду допускаемое напряжение на срез для стали 3 [t]ep =
= 1100 кг/см2, мы видим, что коэфициент запаса при повторных нагрузках
, 2000

по отношению к срезу составляет £ер — 1Д а по отношению к смя-

тию ^см= 2800 чт0 представляет собой величины одного порядка
с коэфициентами запаса только по отношению к пределу текучести, а не
к временному сопротивлению.

Таким образом сопротивление смятию при переменной нагрузке не за-
висит от расстояния от заклепки до конца элемента, как при статической
нагрузке, и не может быть повышено увеличением этого расстояния, ибо оно
определяется не выколом, а местными перенапряжениями у заклепки.

Указанное обстоятельство требует определенного снижения допускаемых
напряжений заклепочного соединения при всех знакопеременных циклах. Оно
обычно производится по формуле Вейрауха (стр. 132). У нас по ТУ в кон-
струкциях, где знакопеременность не имеет существенного значения, снижение
это производится путем уменьшения допускаемого напряжения, на коэфициент

, 1 min«S“

т=1-Т^

1 min5

или увеличения числа заклепок умножением на коэфициент k = 1

4 тахо

где minS—наименьшее, a maxS—наибольшее по абсолютной величине значения
усилия в элементе. Как ясно из предыдущего, это снижение невелико.
В мостах НКПС снижает напряжение на большую величину:

1 minS

2 max^S*

Возникает вопрос, почему не производится снижения напряжений при одно-

значных циклах нагрузки, т. е. при изменениях ее величины от нуля до макси-
мума, когда и в этом случае происходит потеря рабочей прочности на 35°/О.

Фиг. 193. Рабочая прочность за-
клепочного соединения при ра-
боте на срез в зависимости от
амплитуды колебания напряже-
ния (max<S — 0)

талла заклепочного соединения при работе
на смятие.

Фиг. 195. Разрушение основ-
ного металла от усталости
при работе заклепочного со-
единения на смятие.

Это можно объяснить тем, что в конструкциях, работающих на переменную
нагрузку, обычно не имеется достаточного количества, а главное непрерыв-
ности перемен для проявления усталости. Так, кровля или перекрытия, загру-
женные временной нагрузкой, загружаются сравнительно редко и с переры-
вами. В фундаментах для машин такое снижение являлось бы крайне целесо-
образным, и отсутствие соответствующего указания норм является их пропуском;
в известной степени это относится и к мостам.

§ 6. РАБОТА ЗАКЛЕПКИ В ЗАКЛЕПОЧНОМ СОЕДИНЕНИИ

А. Три стадии работы заклепочного соединения

Как указывалось выше (стр. 177), работа заклепки в соедине-
нии может быть разбита на 3 стадии (фиг. 196). Сначала прибли-
зительно до напряжения 500 кг [см2 усилия между листами передаются силами
трения, а перемещения заклепки зависят от упругих удлинений сплоченных
между собою силами трения листов и пропорциональны усилиям в листах; на
диаграмме работы закл< пки эта зависимость изображается прямой ОА.
Далее, во второй стадии силы трения преодолеваются и если заклепка
сидит не плотно в отверстии, то наблюдается резкий сдвиг (фиг. 197); при
хорошей клепке сдвиг не обязателен, диаграмма же удлинений только резко
уменьшает свой тангенс, так как здесь деформации зависят не только от удли-
нения листов, но и от значительно больших деформаций стержней заклепок.
Деформации эти, как правило, упруги; под конец к ним прибавляются местные
обмятия стержня и стенок отверстия (на диаграмме участок AG). Наконец
после перехода основных напряжений заклепки предела текучести, что отве-

чает около 2000 лгг/сл*2, начинается

Пкг/см’

Фиг. 197. Диаграмма статической работы
заклепочного стержня при неплотной по-
становке заклепки.

Фиг. 196.^ Диаграмма статической
работы заклепочного стержня.

в резком удлинении и течении стержня заклепки и разворачивания дыры, в ре»
зультате чего заклепка разрушается от отскакивания гол'овки, т. е. от растя-
жения и среза.

Б. Явление гистерезиса

Если во время второй стадии, которая является основной для работы
заклепки, произвести разгрузку соединения (фиг. 198), то упругие силы де-
формированных стержня и листов, являющиеся активными силами разгрузки,
прежде всего должны уничтожить напряжения, оставшиеся от сил трения,
развившихся во время загрузки; далее, они должны преодолеть силы трения
обратного знака при обратном сдвижении; таким образом, если при загрузке
должны быть преодолены силы трения величиною Т, то при разгрузке они
должны быть преодолены на величину 2Т, соотьетственно с чем и продол-
жается прямолинейная часть линии разгрузки (фиг. 198). После этого начи-
нается криволинейная часть линии разгрузки, аналогичная работе второй
стадии заклепочного соединения. При новой загрузке внешние силы должны
прежде всего уничтожить напряжения от сил трения предыдущего цикла, а затем
преодолеть трение нового цикла, таким образом всего они должны прео-
долеть трение величиною 2Т точно так же, как при разгрузке; после
этого начнется криволинейная часть диаграммы, но несколько более крутая,
чем при первом цикле, так как теперь она будет отвечать только упругим
сдвижениям, поскольку все неупругие уже погашены в течение первого цикла.
В результате конечная точка второй загрузки оказывается очень близкой ко-
нечной точке первой загрузки, а через несколько циклов кривые последующих
циклов полностью совпадают с предыдущими и линия разгрузки и загрузки
образует зам кнуту ю петлю, петлю гистерезиса установивше-
гося заклепочного соединения с прямолинейной частью высотою
2Т и двумя криволинейными частями.

При колебаниях нагрузки, меньших 2Г, гистерезисная петля не будет
иметь криволинейных частей и превратится в прямую.

Как указывалось, величина Т^бОО кг/см2, а следовательно 2Т =
= 1000 kzJcm2. Таким образом при последующих нагрузках, при колебании
напряжений до 1000 кг/см?, т. е. при почти всех практических нагрузках,
заклепки работают в первой стадии и передают усилия силою трения *.

Фиг. 199. Схема работы
ряда заклепок в соеди-
нении.

Заклепочное соединение при установившейся
работе для сооружения в целом работает как упру-

Фиг. 198. Диаграммы циклической работы за-
клепочного стержня. Петли гистерезиса.

личие в заклепочном соединении пластических деформаций и несмотря на по-
терю энергии при каждом цикле, равную площади петли гистерезиса. Площадь
эта равна 2ГД, где △ — протяжение работы соединения во второй стадии. Эта
потеря энергии является одной из основных причин мягкости заклепочного
соединения, поглощения им ударных воздействий, благодаря чему колебания
клепаных конструкций при динамическом воздействии нагрузки сравнительно
быстро затухают, что является очень благоприятной особенностью работы
заклепочных соединений. С другой стороны, вследствие этой же причины —
потери энергии при каждом цикле — заклепочное соединение при циклической
нагрузке при достаточном числе колебаний должно в конце концов разру-
шиться даже при напряжениях, меньших статических разрушающих, лишь бы
было наличие петли гистерезиса (явление усталости).

В. Работа заклепок по длине соединения

Если в заклепочном соединении имеется несколько заклепок, то работа
их оказывается крайне индивидуальной и различной, завися от условий их
постановки и размещения.

1 Это положение не относится к непрерывно повторным нагрузкам.
Легко показать, что заклепки при упругой работе соединения должны
работать крайне различно в зависимости от положения своего по длине соеди-
нения. Действительно, если стык соединяет 2 элемента, сплоченных между
собою (фиг. 199), то напряжения в них текут взаимно противоположно, в
одном они падают от нормальной величины до нуля, в другом возрастают от
нуля до нормальной величины.

Таким образом по длине стыка, состоящего из двух элементов, плотно
сплоченных друг с другом, напряжения в поперечном сечении стыка между
элементами стыка распределены неодинаково: в одном элементе они
больше, в другом меньше. Разности этих напряжений и соответствующих им

Фиг. 200. Разрушение
заклепок при динами-
ческой нагрузке при
работе на смятие. Пе-
ренапряжение край-
них заклепок.

относительных удлинений
определяют интенсивность
работы сплачивающих факто-
ров в рассматриваемой точ-
ке, в данном случае сил тре-
ния в заклепочном соеди-
нении. Нетрудно видеть, что
эта разность по длине стыка
будет неодинаковой; в одной
точке (при симметричном
стыке по его середине) по
нейтральной оси стыка она
будет равна нулю; по обе
же стороны от нейтральной
оси она по абсолютным своим
значениям будет возрастать,
и соответственно с этим бу-
дет возрастать и интенсив-
ность работы заклепок; по-
этому, чем заклепка
стоит дальше от ней-
тральной оси стыка,
тем работает она силь-
нее. Случай полной спло-
ченности стык имеет во
время первой стадии работы
заклепки, пока не превзой-
дены силы трения; в это
время заклепочные стержни
работают наименее равно-
мерно, несмотря на полную
сплоченность листов (фиг.
199). После преодоления сил

Фиг. 201. Разрушение за-
клепок при динамической на-
грузке при работе на срез.
Разрушение стержня внутри
соединения.

трения и наступления второй стадии вследствие изгиба заклепок возможны смеще-
ния листов одного относительно другого; эти смещения достаточно равномерно
передаются на все заклепки, благодаря чему к вогнутой эпюре работы закле-
пок первой стадии прибавляется прямоугольная часть, и работа заклепок по
длине стыка во второй стадии характеризуется эпюрой, изображенной на
фиг. 199,г, в которой наиболее напряжены крайние заклепки, средние же работают
более слабо. Чем больше прямоугольная часть эпюры (общий сдвиг), тем ра-
бота заклепок равномернее; это, очевидно, будет иметь место при более
гибких и мягких заклепках; чем заклепки жестче сравнительно с листом,
тем работа их менее равномерна; в пределе при полной жесткости заклепок
работать будут только крайние заклепки.

Чем меньше диаметр заклепок, тем более они гибки, так как тем меньше
их момент инерции. При уменьшении диаметра заклепок увеличивается их
число для передачи усилия; однако увеличение их числа не компенсирует
увеличения податливости соединения, так как площадь заклепок зависит от
квадрата их диаметра, а момент инерции от его 4-й степени. Поэтому увели-
чение числа заклепок для передачи данного усилия (что связано с уменьше-
нием их диаметра) увеличивает равномерность работы заклепок, и чем число
заклепок больше, а диаметр их меньше, тем соединение работает равномернее.

Поэтому ограничивать число заклепок по длине соедине-
ния каки м-л ибо числом неправильно, и эта установка, имевшаяся
раньше, сейчас оставлена.

Однако установка лишних заклепок, т. е. увеличение их числа без умень-
шения диаметра, увеличивает жесткость соединения и увеличивает неравно-
мерность работы заклепок.

Практические цифры неравномерности достаточно разнообразны вслед-
ствие привходящих обстоятельств местных обмятий и неправильностей (неплот-
ностей) постановки заклепок; можно сказать, что в среднем при обычных
соотношениях при четырехзаклепочном соединении, при работе заклепок во
второй стадии крайние заклепки на 36°/О оказываются более напряженными,
чем средние.

По мере увеличения напряжений увеличиваются пластичность работы и
податливость заклепок, а вместе с тем и равномерность их работы; прямо-
угольная часть эпюры растет (фиг. 199,д). При переходе в третью стадию ра-
боты после перехода материалом заклепок предела текучести податливость
практически может быть принята равной бесконечности, и заклепки работают
вполне равномерно, так, как это принимается в расчете, и это совпадение явля-
ется видным преимуществом расчета заклепочного соединения.

Однако это справедливо полностью лишь для статической работы; при
повторной на грузке и динамичес к ой работе пластично сть
заклепочного соединения и выравнивание напряжения
являются значительно ослабленными, так как для проявления
пластичности необходимо время, которого при динамической нагрузке может
и не быть, и поэтому разрушения в этом случае сосредоточиваются у крайних
заклепок, которые остаются перенапряженными; около них появляются трещины
в накладках, т. е. проявляется усталость материала накладок (при малых тол-
щинах и больших напряжениях смятия) (фиг. 200) или излом стержня даже
без отскакивания головки (при больших толщинах накладок и листов и ре-
шающем значении среза и изгиба заклепки) (фиг. 201). Рабочая прочность
соединения при этом при асимметричных циклах (0 — maxS), как указывалось
выше (стр. 184), понижается на 30—4О°/о, т. е. очень существенно.

§ 7. РАСЧЕТ ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ ПО УСИЛИЮ

А. Заклепки в соединениях, работающих на осевую силу

Если в соединении имеется несколько заклепок, то последние при уси-
лиях, не превосходящих предела упругости, работают крайне неравномерно,
как только что было указано. Однако в расчете условно принимается,
что все заклепки работают совершенно одинаково. Этим отчасти учитывается
последняя стадия пластической работы заклепок перед разрушением, которая
при статической нагрузке действительно отличается большой равномерностью.

Предположение одинаковой работы заклепок крайне упрощает расчет
заклепочного соединения.

При осевом действии сил расчет в этом случае ограничивается опреде-
лением числа заклепок по действующему усилию S и усилию Ngt которое
сможет воспринять заклепка данного диаметра d\ таким образом число закле-
пок:

Усилие N3 при работе заклепок на срез равняется:

N. = ^-kcf\n\ = ^-[t]cri

(2)

где kcp — коэфициент перехода от напряжения [л] к напряжению

При работе на смятие:
4=d8*U«]=d8t”U (3)

где kCM — соответствующий коэфициент перехода.

Усилия N3 для наиболее распространенных напряжений [t]cp и [м]см вы-
числены в табл. 15 и 16.

Пример 10. Рассчитать прикрепление внахлестку стержня из уголка
100 X 100X 10, если усилие 5=14 т, диаметр заклепок d=20 мм, дыры
для зьклепок проколотые, материал — сталь 2 (фиг. 202).

Фиг. 202. Прикрепление уголка при-
мера 10.

Фиг. 203- Прикрепление уголка
примера 10.

Прикрепление односрезное, поэтому заклепки рассчитываем по допу-
скаемому напряжению на срез заклепки (заклепки С) согласно табл. 13,
равному [/]ср = 950 кг [см?.

Сопротивление заклепки по формуле (2):

К,=^- [/]„ = 3'^1_22.950 = 2980 кг.

Число заклепок по формуле (1):

т =

S _ 14 000

Ма ~~ 2980 — ’ *

Берем 5 заклепок. Размещаем эти заклепки следующим образом
(фиг. 202): риска от обушка 60 мм (табл. 7); расстояние от первой заклепки
до края 45 мм\ далее шаг по 70 мм\ от последней заклепки до конца фа-
сонки 45 мм\ следовательно Полная длина от начала уголка до конца фа-
сонки 45-j~4 • 70 45 = 370 мм. Если 370 мм слишком большое? расстоя-

ние, то часть заклепок можно поместить на коротыш. По ТУ наименьшее
число заклепок для прикрепления основных элементов равно 3; следовательно на
коротыш можно перенести 2 заклепки. Для того чтобы заклепка на коротыше
работала так же, как на самом уголке, необходимо, чтобы число заклепок
190
Усилия N3 в килограммах, воспринимаемые одной заклепкой
при работе на срез

Допускаемые напряжения на за- клепку из стали 3 или стали 2 Срез В Ис, = 1100 кг1см* Срез С [фр = 950 кг/см2
1 одинарный «эез d = 17 мм { 2500 2155
( двойной срез 5000 4 310
Л ( одинарный срез 3 460 2 980
е/ = 20 мм {
‘ двойной срез 6 920 5 960
Л ( одинарный срез d = 23 мм { 4 570 3 940
( двойной срез 9140 7 880
! одинарный срез d = 26 мм { 5840 5 045
( двойной срез i 11680 10 090

Таблица 16

Усилия N3 в килограммах, воспринимаемые одной заклепкой при работе
на смятие

Допускае- мые напря- жения на за- клепку [л]сж Диам. за- клепки в мм Толщина пакета листов в мм
6 8 10 12 14 16 18
2050 17 2090 2780 3480 далее по дв< эйному с резу
заклепки С сталь 2 20 по один. ср. 3280 4100 4920 далее п о двойному срезу
и сталь 1 23 по один. ср. 3770 471Q 5650 6600 по двойному ср.
26 по одиночно: му срезу 5330 6390 7460 8520
2400 17 2450 3265 4080 1 10 ДВОЙН( эму срез; у
заклепки В сталь 2 20 по один. ср. 3840 4800 5760 по Д1 войному срезу
заклепки С 23 по один. ср. 4415 5520 6620 7720 по двойному ср.
сталь 3 26 по ОДИНОЧНО! му срезу 6240 7480 8740 9980 1 -
2800 17 2860 3805 4760 г ю двойне 1 эму срез] f
заклепки В 20 по один. ср. 4480 5600 6720 по двойному срезу
сталь 3 23 по один. ср. 5150 6440 7730 9 020 по двойному ср.
26 по одиночному срезу. 1 1 7280 8740 10190 11 650 । —
прикрепления коротыша к уголку (на вертикальной полке) было в 1,5 раза
больше заклепок коротыша; в данном случае число заклепок на вертикальной
полке (фиг. 203):

1,5 -2 = 3.

Пример 11. Рассчитать прикрепление внахлестку швеллера № 26,
если усилие 5 = 45 т, диаметр заклепок d = 23, дыры проколоты и мате-
риал— сталь 2 (фиг. 204). Допускаемое напряжение на срез заклепки |/]ср =
= 950 Kzjcjifi.

Сопротивление заклепки срезу:

izd2 . 3.14 • 2.32

= —[/],„ = - i . 950«3940 кг,

число заклепок

берем 12 заклепок; размешаем эти заклепки по швеллеру (фиг. 204). Первые
риски от краев берем по 60 мц. Расстояние между крайними рисками:

е = 260 — 2 • 60 = 140 мм.

Возможно рядовое размещение заклепок с расстоянием между рядами
70 мм. Шаг заклепок берем 70 мм, расстояние от крайней заклепки
до конца швеллера 45 мм, расстояние от первой заклепки до конца фасонки
также 45 мм. Тогда длина прикрепления получается:

45-4-3-70-|-45 = 300 мм.

Пример 12. Рассчитать прикрепление стержня из двух уголков тавром
75 X 75X8, обжимающих фасонку толщиной о =12 мм (фиг. 205); усилие
S = 23 т, заклепки диаметром d = 20 мм, двухсрезные и работающие на
смятие, дыры проколоты; материал — сталь 2.

Допускаемое напряжение на смятие материала и заклепок (табл. 16)
[п],л=2050 кг [см2, на срез [/]с^ = 950 кг) см2.

Сопротивление одной заклепки на смятие:

Ng = d8 [м]сж = 2 - 1,2 - 2050 = 4920 кг
и на двойной срез:

Ka=2-~[t],„ = - ' 3,144 ' - . 950 = 5960 кг.

Более невыгоден расчет на смятие. Число заклепок:

23000 —4 7.

4920 — ,7'

берем 5 заклепок; размещаем заклепки следующим образом: риска от обушка
40 мм\ шаг берем 70 мм. Длина прикрепления получается:

45-|-4 • 70-{-45 = 370 мм.

Б. Заклепки в соединениях, работающих на изгиб

Для расчета заклепочного соединения, работающего на изгиб при данном

моменте М, существует несколько приемов, в общем не эквивалентных друг

другу. Во всех этих прие-
мах размещением закле-
пок следует задаться пе-
ред расчетом, и таким
образом сам расчет явля-
ется проверочным.

По первому
приему сначала опре-
деляем нормальное напря-
жение в сечении соеди-
нения по формуле:

п =---------.

уугкетто ’
W ст

где — момент со-

противления нетто сече-
ния в стыке, и строим

эпюру этих напряжений п

(фиг. 206). Затем размещаем горизонтальные ряды заклепок и определяем
усилие, приходящееся на наиболее напряженный крайний ряд их, равное:

= (4)

где Ъет — толщина сечения стыка, е — расстояние между рядами заклепок
(шаг по вертикали) и nY— напряжение на уровне крайних заклепок.

Если через ег обозначим расстояние между крайними заклепками, а
через hem высоту сечения стыка, то

е,
п. =п-~—.

^ст

Необходимо, чтобы было меньше или равно kN3, где k — число заклепок
в ряду, a Na — усилие, допускаемое на одну заклепку, т. е.

откуда

П1е^ст
По мере приближения к нейтральной оси в зависимости от уменьшения
напряжения пх расстояние е может быть соответственно увеличено и заклепки
использованы полностью по всей высоте стыка.

Второй прием состоит в приравнивании суммы моментов пар сил,
воспринимаемых заклепками, внешнему моменту.

Если Nu W3, . . . усилия, воспринимаемые заклепками, и elt е2,
е3, . . . расстояния между симметрично расположенными заклепками (плечи
пар усилий) (фиг. 207), то момент пар сил, воспринимаемых заклепками*.

но так как при линейной эпюре напряжений

то

Me' N.e*

4 = ^>+^ + W»e3+ • • • =^,4—^-4—^-4

Фиг. 207. Работа заклепок на изгиб. Способ II.
Прием расчета по моменту заклепок.

Момент пар заклепок должен равняться внешнему моменту, т. е.

откуда

М М

’f<N”

где

Если в крайнем ряду имеется не одна, a k заклепок, то

2Ие1
откуда можно определить число заклепок в ряду:

(7)

Коэфициент / зависит только от размещения заклепок; при равных рас-
стояниях между рядами значения этого коэфициента даны в табл. 17.

Таблица 17

Число рядов тп . . 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13
Л 0,90 0,80 0,76 0,64 0,58 0,53 0,49 0,45 0,42 0,40
Число рядов т . . 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23
f 0,37 0,35 0,33 6,31 0,30 0,28 0,27 0,26 0,25 0,24

По третье му приему определяем момент инерции заклепочных

стержней и приравниваем его моменту инерции
в крайней заклепке определяем по формуле:

где етах — расстояние от самой удаленной за-
клепки до центра заклепочного поля (фиг. 208).

Для этого определяем момент инерции за-
клепок вокруг центра заклепочного поля по-
лунакладки стыка, равный:

4=2F/’>

где Fa — площадь одной заклепки, а е — рас-
стояние от заклепки до центра заклепочного
поля.

Тогда напряжение в наиболее удаленной
заклепке:

„ __ 7^ешах _ Tt'i . _emax_

• 2F/2 F. 2*2"’
усилие в той же заклепке:

1 33 Ve2

сечения, т. е. напряжение

Фиг. 208. Расчет заклепок ж:
изгиб. Способ 1н. Пр-см
расчета по моменту илерцил
заклепок. •

и направлено нормально радиусу вектору g|r._•

Разлагая на вертикальную и горизонтальную составляющие, получим
горизонтальную составляющую:

.. л г CC.S 0!

= = --------------------

и вертикальную

.. кг 'Afemev sin а

М» = Sin я = —VT------------»
no

«шах • cosa=jv
a

emftX • sin a = xn
следовательно

е2 = х24-Л

^ = /<+7-

Тогда:

N = N =-____________;

“ 2(*2+^) w 2^+Л

N _

1 2(*2+У!) '

(8)

•Фиг. 209. Работа за-
клепок на нормальную
и поперечную силу
(II прием).

где х, у — координаты заклепок относительно центра заклепочного поля.

Рассматриваемый прием учитывает вертикальную составляющую пар
работы заклепок (фиг. 208) и может быть выгоден, когда эта составляющая
велика, т. е. когда стык имеет много вертикальных
рядов, что может иметь место при низких балках.
В том же случае, когда стык высокий и узкий и глав-
ная масса заклепок расположена в крайних по горизон-
тали рядах, третий прием может потребовать и больше
заклепок, чем расчет по другим приемам, так как он
не учитывает возможности индивидуальной работы каж-
дого ряда заклепок, на чем основаны приемы первый
и второй. Если число заклепок во всех рядах можно
иметь одинаковым, то третий прием выгоднее второго
и первого, так как он лучше учитывает работу за-
клепок в средней части стыка (у нейтральной оси).

Заклепочное соединение, работающее на изгиб,
в то же самое время обычно воспринимает и неко-
торую поперечную силу Q; обычно предполагают, что

поперечная сила распределяется поровну между всеми заклепками, т. е. каса-
„ Q
тельное усилие, приходящееся на одну заклепку, Т,= —, где m — общее
ш

число заклепок в соединении. Нормальное же усилие, передающееся на наи-
более I напряженную заклепку согласно второму, более распространенному
приему расчета по формуле (6), равно:

Nie

В таком случае (фиг. 209) равнодействующее усилие:

Если же в крайнем ряду расположено не одно, a k заклепок, то

откуда

R = V N^T^kN^

O')
Точно так же при расчете соединения по первому приему, учитывая
лияние поперечной силы, получим, что полное усилие будет равно:-

(П)

где Л1 — нормальное напряжение на уровне наиболее напряженной заклепки
и tcp — среднее касательное напряжение, которое можно принять равным:

ст

(8ет и hem — толщина и высота сечения в стыке). Формула (11) получена из
формулы (4) путем подстановки в нее вместо нормального напряжения п}
результирующего напряжения ]/ +

В случае расчета соединения по третьему приему

горизонтальная составляющая будет равна Nlx, а вертикаль- уу| \*> #
ная Nlv Tv

Следовательно (фиг. 210): v~

_______________/J.. Центр зоклеп

«=У(">У+л)2+<=

Mxt

2(х»+у>)

[см. формулу (8)].

Фиг. 210. Рабо-
та заклепки на
нормальную и
поперечную си-
лу (III прием).

Пример 13. Рассчитать стык вертикального листа 900 X 10, работаю- •
щего на изгибающий момент, приходящийся на лист; Ж =16 тм. Стык пе-
рекрыт двумя накладками 880 ><10; материал — сталь 2; заклепки диаметра

Фиг. 211. Расчет стыка примера 13.

d = 20 мм\ дыры проколоты; лист является частью балки, сечение которой
состоит из листа 900 X Ю и четырех уголков 90 X 90 X Ю (фиг. 211).
Расчет произвести по первому приему.

Предварительно намечаем горизонтальные риски и определяем расстояние
между крайними рядами заклепок.
Уголки 90 X 90 X 10 выступают над листом на 5 мм с каждой стороны;
риска уголка (табл. 7) 50 мм\ следовательно расстояние от кромки листа
до первой заклепки 50 — 5 = 45 мм, а от кромки накладок до заклепки
35 мм, что больше l,5d.

Следовательно такое размещение заклепок возможно. Тогда расстояние
между крайними рядами заклепок ^ = 90— (2 *4,5) = 81 см.

Расстояние до следующего ряда заклепок по вертикали и, далее, вер-
тикальный шаг принимаем равным 10 см, размещая заклепки на расстояниях
81, 61, 41 и 21 см между симметричными рядами (фиг. 212).

Сечение в стыке составляют 2 накладки; момент сопротивления их:

2 •88’
---= —6--------=2580

Фиг. 212. Расчет стыка примера 14.

где и 8W — высота и суммарная тол-
щина накладок; напряжение

_ М 1 600 000
1ГС„ 2580

= 620 кг/см*.

Напряжение на уровне крайних
заклепок:

= -—1- = 620 • = 570 кг/см2.

Усилие, приходящееся на крайний ряд заклепок, можно принять равным
площади накладок, прилегающих к крайней заклепке, умноженной на напря-
жение у заклепки. Площадь эта может быть принята отвечающей расстоянию
между краем накладки и серединой расстояния между первым и вторым ря-
дами заклепок, т. е. расстоянию

е' = 3,5 + -^- = 8,5 см.

Таким образом = е'8^ = 8,5 • 2 • 570 = 9700 кг.

Заклепки работают на смятие по толщине листа; сталь 2; дыры проколоты,
эвательно [n]CJK = 2050 кг[см2.

Сопротивление заклепки смятию на толщине листа 8л = 1 см:

Мз = 83d[n]cjK = 1-2- 2050 = 4100 кг.

Число заклепок в первом ряду:

k =

^“=2,36; берем 3.

Определим усилие во втором ряду заклепок.

Напряжение:
ие2 620* 61 .

«а = -v2 = —™— =430 кг/сл2.

Следовательно усилие N* = e8wn2 = 10*2* 430 = 8600 кг3 где е — вер-
тикальный шаг заклепок, равный 10 см.

Число заклепок во втором ряду:

А =

N2 = 8600

N3 4100

= 2,1; берем 3;
В третьем ряду:

печ 620 • 41 __л , „

"з=^;=—й—289 кг1с’

Na = е6мп3 = 10 • 2 • 289 = 5780 кг.

Число заклепок в третьем ряду:
, N3 5780 1 а о

*=ЛГ= 4100= 131 :бер€М 2-

В остальных рядах берем по 2 заклепки и размещаем заклепки в стыке,
как изображено на фиг. 211.

Пример 14. Рассчитать стык предыдущего примера по второму приему.
Так же, как и в предыдущем примере, намечаем горизонтальные риски
(фиг. 212).

Имеем ех = 81 см\ е2 = 61 см\ е3=р41 см\ е4 = 21 см.

Определяем по формуле (6) значение:

Me. М е\ М

м =____L =____ . __L_ = — f

1 2 е2 ei 2*2 ei

Коэфициент

f _ 81а 6561

J 8P-i- 6124-4Р + 212 12404 ’ •

Следовательно

Wt = 1600000 . 0,53= 10 500 кг.
О 1

Сопротивление заклепки (d = 20 мм) смятию при = 1 см*.

N3 = ^8Л[п]СЛ = 2 • 1 • 2050 = 4100 кг.

Число заклепок в крайних рядах:

. Nx 10500

А = Л^’==-4100" = 2,56: бе₽е“
Усилие:

N 10500-61 =7900

2 е. 81

кг.

Фиг. 213. Неточность
определения силы 7V
по I приему расчета
стыка.

Число заклепок во втором ряду;

. N* 7900 , о_ х

А = = 1,93; берем

N 4100 F

По 2 заклепки принимаем во всех следующих рядах.

Сравнивая с первым приемом, мы видим, что расхождение получилось
значительным (совпадение по крайнему ряду заклепок является случай-
ностью).

Причины расхождения состоят в том, что второй прием не учитывает
специфического уменьшения высоты накладок по сравнению с высотою листа
(88 см вместо 90 см). Однако и первый прием не вполне точен; для про-
стоты расчета мы пренебрегаем в нем тем обстоятельством, что усилия за-
клепок должны отвечать центрам тяжести прилегаемых к ним площадок,
в соответствии с чем линия деления должна проходить не по середине между
заклепками, а несколько ближе, к менее напряженной из них (фиг. 213). Это
упрощение идет в запас прочности и усилия по первому приему оказываются
несколько преувеличенными.
Пример 15. Рассчитать предыдущий стык по третьему приему.

Разместим заклепки и определим центр тяжести заклепочного соедине-
нения, причем в первом ряду берем по 3 заклепки, а в остальных по 2
(фиг. 214).

Для нахождения центра тяжести определим статический момент заклепок

вокруг оси, проходящей через первый вертикальный ряд заклепок. Шаг по го*

Фиг. 214. Расчет стыка приме-
ра 15.

ризонтали принимаем 100 мм и площадь за-
клепки за единицу.

Тогда статический момент заклепки будет
равен:

5=9 • 10 + 2 • 20 = 130.

Всего заклепок 20.

Следовательно расстояние центра тяжести
от первого ряда заклепки по горизонтали:

. _ 130

= 6,5 см.

Момент инерции заклепок вокруг центра
тяжести:

4=4+4.

где 4 и /—моменты инерции вокруг верти-
кальной и горизонтальной осей, проходящих че-
рез центр тяжести.

Если площадь одной заклепки примем за
единицу, а координаты их относительно центра
заклепочного поля обозначим через х и у, то

4 = 2У = [(^ + ^+ •• .)2+^J2 = (e' + 4+ . . -)+4 =

812

= 812 4- 612 + 4Р 4- 212+ = 15 685;

4= 2Jx2 = 9 • 6,52 + 9 • 3,52 + 2 • 13,52 = 380+ 110 + 365 = 855;

/0 = 4 + Iv = 1^685 + 855 = 16 540.

Расстояние от центра заклепочного поля до наиболее напряженной
заклепки:

ев„ = FX + *J = По,52+ 13,52 = 42,7 см.

Усилие на наиболее напряженную заклепку:

Сопротивление заклепки смятию при толщине листа о = 1 см:

7V =4100 кг.

Таким образом усилие в наиболее напряженной заклепке почти равняется
сопротивлению заклепки.
то

Если во втором ряду, так же как и в первом, поместить 3 заклепки,

4 = = 15 685 4- = 15 685 + 1860 = 17 545;

4 = 2 = 855 + 2 • 13,52 = 855 1 + 365 =*= 1220;

/0 = 1Х 4- = 17 545 4- 1220 = 18 765.

Усилие наиболее напряженной заклепки:

М = ^ = 1^^1 = 3640 «<4100 «.
/q 1 о 7оо

Сравнивая усилия в наиболее напряженной заклепке, полученные по раз-
ным способам расчета имеем:

По первому приему
(пример 13)

а у й0

^- = 3230 кг

(при трех заклепках во
втором ряду)

По второму приему

(пример 14)

10 500

= 3500 кг

(при двух заклепках во
втором ряду)

По третьему приему

(пример 15)

4120 кг

(при двух заклепках во
втором ряду) и 3640 кг
(при трех заклепках во-
втором ряду)

Пример 16. Предположим теперь, что соединение предыдущего при-
мера выдерживает изгибающий момент 7И=14 т и поперечную силу
Q= 12 т.

Тогда по первому приему расчета (пример 13) напряжение в на-

кладках: М 1400 000 ”=^„ = 2580 =543 кг/“2'

Напряжение на уровне крайних заклепок:

543 - 81 , о

——— = 500 kzJcm2.

Среднее касательное напряжение в накладках (стр. 197):

, Q 12 000 о

tfr ~ 8«h« ~ 2 •88 — 68 кг см ’

где 8w и hH — суммарная толщина и высота накладок.

Усилие на крайний ряд заклепок по формуле (11):

R = е\ У'п\ 4- ?ср = 8,5 • 2 У5 ОО2 4~ 68а = 8560 кг,
где /, как и в примере 13, — расстояние от края накладки до середины
расстояния между первым и вторым рядами заклепок.

1 Пренебрегая малым изменением центра заклепочного поля.
Тогда число заклепок в ряду;.

вберем две заклепки в каждом ряду.

По второму приему. Примем равный шаг между рядами за-
клепок.

Тогда нормальное усилие в наиболее напряженном ряду по фор-
муле (6):

Л,1=2И/= 1400000.0)5з = 9зоОкг
ех оО

(по табл. 17 при т = 9; /=0,53) или на одну заклепку при числе их три
в крайнем ряду:

ЛГ’=-Ц?2- = 31ОО ягг.

Касательное же усилие на заклепку при общем числе их в соединении
20 равно:

Q 12 000

Тх— — = ——— = 600 кг.

1 m 20

Равнодействующее усилие на одну заклепку:

£>2 = J/Gv'2 Ц- Г2 = 31002-}- 6002 = 3160 кг < 4100 кг.

Различие между результатами расчетов по первому и второму приемам
получилось потому, что в первом приеме взята уменьшенная область е работы
крайней заклепки, равная 8,5 см. Если же за е взять нормальный шаг 10 см,
то усилие на крайний ряд заклепок будет равно:

8560 • 10

= 10 000 кг,

что близко результатам второго приема

3 -3160 = 9480 кг.

По третьему п'риему. Предположим в крайних рядах по три за-
клепки, а в остальных по две (фиг. 215).

Тогда по формуле (8) горизонтальная составляющая усилия на наиболее
напряженную заклепку:

М„ 1 400 000- 40,5

/V =-------Е»___=--------------L_

1Ж 2(*2+.Уа) 16540

= 3420 кг.

Вертикальная составляющая:

М„ 1 400 000-13,5

PL = -=----------=-----------------= 1140 кг.

V 2(*2+.У2) 16 540

Усилие от пеперечной силы (при 20 заклепках):

Q 12 000

Тх= — = ——— = 600 кг
1 tn 20
и равнодействующее усилие по формуле (12):

Я = J/r(A^ly + T1)2+^a. = У (1140 + 600)2 + 34202 = 3840 кг < 4100 кг.

§ 8. РАСЧЕТ ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ ПО ПЛОЩАДИ

А. Заклепки в соединениях, работающих на осевую силу

Очень часто, в особенности в ответственных и тяжелых конструкциях,
заклепочные соединения рассчитываются не по действительному усилию,
имеющемуся в стержне, а по наибольшему возможному, которое может быть
допущено в стержне. Если стержень вытянут^, то таковым усилием, очевидно,
является

[•5]+ =

(1)

где Fnemno — площадь стержня, [п]—допускаемое напряжение, которое
является наибольшим возможным; если же стержень сжат, то

где о — коэфициент продольного изгиба или

(2)

(3)

смотря по тому, какое выражение меньше, так как в сжатом стержне наиболь-
шее возможное напряжение имеет два предела:

по устойчивости <р [п]
и по прочности [п].

Поскольку на устойчивость и на суммарные деформации (например
удлинение всего стержня) местные ослабления заклепочными отверстиями
не оказывают почти никакого влияния, при проверке на устойчивость берут
площадь брутто; при проверке же на прочность берется площадь нетто.

Для прикрепления усилия [S] число заклепок, очевидно, равно:

Если заклепки работают на срез:

где kcp — коэфициент приведения напряжения [Z]cf к напряжению [п] (напри-
мер для заклепок в рассверленных дырах А<р = 0,8).

Следовательно необходимо число срезов:

[^] Fнетто И нетто р

т=Ч=—(4)
kfp 4 ^ер 4

где

есть число заклепок на единицу площади при работе их на срез.
Для сжатых стержней, проверяемых по устойчивости, соответственно:
т = Л®!,тто?1х1- (6)

Обычно по площади рассчитываются только ответственные сооружения,
j которых дыры рассверлены, тогда kep = 0t8 и

есть число, зависящее только от диаметра заклепок. Оно дано в табл. 18.

Если заклепки работают на смятие в стержне, проверяемом по проч-
ности, то число заклепок:

Fнетто 1^1 нетто И нетто р

где

И2 = kCMdZ (8)

есть число заклепок на единицу площади при работе на смятие.

kcM — соответствующий» коэфициент приведения напряжения [п]см к (nj.

Соответственно для сжатых элементов, проверяемых по устойчивости:

(9)

При рассверленных дырах

kCM = 2 1
и

92 = 23г (8'>

есть число, зависящее от диаметра заклепок и толщины склепываемых листов;
оно дано в табл. 18.

Таблица 18

Коэфициент^ Н и Р-2 » определяющие число заклепок на единицу площади

Коефи- циент "X. Диаметр за- клепок d Наи- X. в мм меньшая X. толщина о в jwjwX 14 17 20 23 26 29
F1 - 0,81 0,55 0,40 0,30 0,24 0,19
8 0,45 0,37 0,31 0,27 0,24 0,22
10 — 0,29 0,25 0,22 0,19 0,17
12 — 0,23 0,21 0,18 0,16 0,14
Р"2 14 — — 0,18 .0,16 0,14 0,12
16 — — 0,16 0,14 0,12 0,11
18 — — 0,14 0,12 0,11 0,10
20 — — — 0,11 0,10 0,09

1 В мостах НКПС берет kCM = 1,75.
Знание чисел |Xj и u-2 очень оолегчает расчет, так как, . имея их, для
определения числа заклепок достаточно помножить соответствующие площади
стержней на эти числа.

Для определения площади нетто нужно знать площадь брутто стержня
и вычесть площадь ослабления заклепками:

=F __________F

нетто брутто ослабл >

(10)

причем площадь ослабления берется наибольшая возможная по возможному
разрыву стержня. Если стержень состоит из нескольких элементов, площадь
возможного ослабления подсчитывается для каждого элемента отдельно.

При вычете ослаблений заклепочными отверстиями в растянутых стер-
жнях определяются возможные направления разрыва стержня, которые могут
пройти как по нормальному сечению стержня, так и при шахматном распо-
ложении заклепок, по зигзагу, смотря по тому, какое направление дает мень-
шую площадь.

Если в нормальном сечении (фиг. 215) имеется k заклепок, то площадь

Fнетто ~ брутто k ' &» (11)

где d— диаметр заклепки и 8 — толщина сечения или

FH^o = 4b-kd}, (11')

где Ъ— ширина листа (если сечение представляет лист).

В этом случае сечение может быть представлено и так (фиг. 215):

(11")

так как

£ = е1-|_е24-ге,

Фиг. 215. Ослабление заклепка-
ми при рядовом их размещении.

Фиг. 216. Ослабление заклепками при
шахматном размещении.

где ех и е2— расстояния от крайних заклепок до кромок листа, е — средние
дорожки, которые принимаются одинаковыми, и г—число их.

Если же заклепки расположены в шахматном порядке, то площадь
п0 зигзагу (фиг. 216):

= 8 («I + «2 + «

(12)

где k' — число заклепок по зигзагу, а г—? число зигзагов.

Всегда можно подобрать е и а таким образом, чтобы площади по нор-
мали и по зигзагу были бы равны. Шаг а0, отвечающий этому условию, на-
зывается шагом равных площадей. Для этого, очевидно, необходимо,
чтобы

= 8 И (*’ - *) - г (ИЧ+? - е)] = о.

где а0—шаг равных площадей, е — дорожка.

Когда △F> 0, следует прибавить дополнительный вычет заклепок к тому
числу их, которое находится по нормали, так как площадь по зигзагу тогда
меньше площади по нормали.

Дополнительное ослабление в долях заклепок:

а дополнительный вычет на 1 зигзаг, когда k'— k = \ иг=1:

Фиг. 217. Косой разрыв элемента.

а е

Дополнительный вычет на 1 зигзаг в функции от — и — дан
е а

в табл. 19.

Пользуясь этой таблицей, мож-
но по числу зигзагов разрыва и от-
fl е

ношениям — и —- определить до-
е d

полнительный вычет заклепок и при-
бавить его к числу заклепок, рас-
положенному по нормальному сече-
нию, если дополнительный вычет их
по таблице больше нуля.

Так например, если мы имее!
лист толщиной 1 см с размещением

заклепок согласно фиг. 217, с шагом а = 50 мм, величинами дорожки ев50
и 100 им и диаметром заклепок d = 20 мм, то мы имеем: для первого зиг-
зага при
а 50 е 50

— = = 1 и ~г = хтг = 2,5

е 50 d 20

по табл. 19 дополнительный вычет меньше нуля; для второго зигзага при

50 л_ - 100 с

100 ,5 И d 20 5

дополнительный вычет по той же таблице 0,40.

Разрыв произойдет по линии II—II.

Ослабление (2 ~ро,4О) • 2 • 1 =4,80 см2.

Ослабление элементов заклепками берется: или по линии связующих за-
клепок, т. е. таких заклепок, которые находятся вне стыка (или прикрепления эле-
мента к фасонке) и служат только для сплачивания элементов, или полинии пер-
вых заклепок стыка (или прикрепления), даже и в том случае, если в следую-
щих рядах стыка (или прикрепления) число заклепок больше, чем в первом
ряду.

Объясняется это тем, что в прикреплении или стыке заклепки первого
ряда снимают часть усилия с прикрепляемого элемента, а потому напря-
жение и усилие в элементе в сечениях по второму и последующему рядам
будет меньше, в соответствии с чем, не уменьшая запасов прочности в этих
сечениях, может быть допущено и большее ослабление.

Действительно, пусть дано прикрепление, в котором общее число закле-
пок т; в первом ряду и во втором k2 > kv Усилие, передаваемое эле-
ментом,— S.
Таблица 19

Дополнительные вычеты заклепок на один зигзаг и на единицу площади заклепок

Отношение шага к дорожке
1,6 1,5 1,4 1,3 1,2 1,1 1,0 0,9 0,8 0,7 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2
1 0,11 0,20 0,28 0,36 0,44 0,51 0,59 0,65 0,72 0,78 0,83 0,88 0,92 0,96 0,98
1,5 -0,2 -0,08 0,04 ' 0,16 0,26 0,39 0,48 0,58 0,67 0,75 0,82 0,88 0,94 0,97
2,0 -0,28 -0,12 0,02 0,18 0,31 0,44 0,56 0,66 0,76 0,84 0,92 0,96
Отношение 2,5 -0,23 -0,02 0,14 0,30 0,45 0,58 0,70 0,80 0,90 0,95
3,0 -0,03 0,16 0,34 0,49 0,64 0,76 0,88 0,94
дорожки к диаметру 3,5 0,02 0,23 0,41 0,58 0,72 0,86 0,93
заклепок 4г а 4,0 -0,12 0,12 0,32 0,52 0,68 0,84 0,92
4,5 0,01 0,24 0,46 0,64 0,82 0,91
5,0 -0,10 0,15 0,40 0,60 0,80 0,90
6,0 -0,02 £0,28 0,52 0,76 0,88
207 7,0 I 1 -0,16 0,44 0,72 0,86
Тогда напряжение по первому ряду заклепок:

_ $
/г1— ^8) ’

где b—ширина элемента.

И по второму ряду:

S-^-S
т т

'‘2 “ b(b — k2d) ~ b(b — ktfl) 1
R. „

— 5—усилие, переданное с элемента заклепками первого ряда числом Л..
т

Для ТОГО'чтобы ^^«2» необходимо, чтобы
m-kls
о т 1 tn

o^b — k^d) &(b — k2d) ИЛИ Т—^d b — k.2d’

•откуда

b — k2d~^b— kxd—-|- klki.d. или kr — k2'^-^-r{kYd—b)
2 1 tn ’ tn 1 2 tnd 4 1 ’

«ли

, Ь kxd Fнетто

2 1 m d tn do *

(14)

где F^emm0 — площадь нетто по первому ряду заклепок.

Так, если мы имеем лист 300ХЮ мм, с двумя заклепками в первом
ряду, диаметром 20 мм и с полным числом заклепок в прикреплении 12, то

нетто

tn — 12;

К— k.

= (30 — 2-2)1 =26 см\

£г = 2; d = 2 см\
^._26_ = 2(16,
12 1-2 ’ ’

т. e. во втором ряду можно поставить 4 заклепки без уменьшения напряже-
ний в листе; ослабление же считать по первому ряду с двумя заклепками.

В сжатых элементах конечно никакого косого разрыва быть не может,
и если сжатые стержни рассчитываются по прочности и число заклепок их
определяется по площади Fn&tnmoi то ослабление принимается только в нор-
мальном сечении.

Пример 17. Рассчитать по площади заклепочное прикрепление к фа-
сонке уголка 150X150X14, работающего на растяжение; диаметр заклепок
d = 23 мм, дыры рассверлены.

Площадь уголка Рбрутто = 40,25 смК

Прикрепление внахлестку, следовательно необходимое число заклепок по
формуле (4):
т нетто ’

Для определения площади ?нетт0 предварительно разместим заклепки и
вычислим площадь ослабления.

Риски для заданного уголка по табл. 7 (фиг. 218):

= 65 мм и е2 = 110 мм,
следовательно дорожка

е= 110 — 65 = 45 мм.
При d = 23 размещение возможно только в шахмат: полушаг берем
70 мм, тогда расстояние между заклепками по диагонали:

= "J/"7и- —|- 4о® == 83 мм 3,5d —— 3,5 • 23 80,5 мм.

Ослабление по нормзли—одна заклепка.

Д полнительное ослабление при разрыве по зигзагу определяем по фор-
муле (13): _________

где е — дорожка, а — полушаг.

1=1=’.-.

е 45

= 1 — 1,96 (/1,562 + 1 — 1) = 1 — 1,96 • 0,85 = — 0,67,

дополнительное ослабление меньше 0, следовательно наибольшее ослабление
по нормали одной заклепкой, что непосредственно следует из табл. 19.

В таком случае

F^nmn = — db = 40,25 — 2,3 • 1,4 = 37 см*,

нетто брутто * 9 ’

Коэфициент (J.J при d = 23 по табл. 18 равен 0,30, следовательно число
заклепок « = 0,30-37 = 11,1. Берем 11 заклепок и располагаем их: на;

(фиг. 218).

Если эта длина по
конструктивш :м сообра-
жениям слишком велика,

внутренней риске 6, а на
наружной 5.

Длина прикрепления;

45 + 70- 10+45 =

= 790 мм

Фиг. 218. Прикрепление уголка примера 17.

-47(71-
150450-74

то часть заклепок можно поместить на коротыше. Возьмем для коротыша уголок
150X100X12 и расположим его большой полкой вверх. Для помещения

Фиг. 219. Прикрепление уголка фиг. 218 при помощи
коротыша.

сравнительно небольшого чи-
сла заклепок на коротыше
двухрядного прикрепления
не потребуется. Неравнобо-
кий уголок для кородыша
удобен еще и потому, что
по нормам на вертикальной
его полке заклепок нужно
ставить в 1,5 раза более,
чем на полке прикрепления
(стр. 192).

При постановке коро-
тыша ослабление основного

уголка 150X150 будет уже в двух полках.

Для определения этого ослабления развертываем уголок в плоскость и
определяем расстояние между рисками (фиг. 219).

Имеем (считая от края) 40 + 45 + 130 + 45 + 40 мм. Ослабление по
нормали — 2 дыры.
Дополнительное ослабление при разрыве по крайнему зигзагу, как мы
только что видели, меньше нуля. По среднему же зигзагу число дыр только
две, т. е. не превышает числа дыр по нормальному сечению. Следовательно
наибольшее ослабление является по нормали двумя заклепками, т. е.:

F — 2rfS = 40,25 — 2 • 2,3 • 1,4 = 40,25 — 6,45 = 33,8 см.

weinrno брутто ’ ’ ’ ’ ’ •

Число заклепок:

т = = 0,30 • 33,8 = 10,1;

1 J нетто ’ ’ ’ ’

берем 10 заклепок и располагаем их: 3 на коротыш, 4 на внутренней и 3 на

наружной рисках основного уголка.

Длина прикрепления 45 6 • 70—45 = 510 мм (фиг. 219).

Фиг. 220. Прикрепление уголка примера 18.

Пример 18. Рассчитать по
площади прикрепление к фасон-
ке уголка 150 X 150 X 14, рабо-
тающего на сжатие, диаметр за-
клепок d = 23 мм, дыры рассвер-
лены. Гибкость стержня Х = 70
(фиг. 228).

Площадь уголка

= 40,25 см\
брутто 9

По таблицам продольного изгиба при К = 70 коэфициент <р равняется 0,74.

Число заклепок по формуле (6) т = p-j Гбрутто<?\ при d = 23, и. =
= 0,30:

т = 0,30 • 40,25 - 0,74 = 9.

Заклепки располагаем в 2 ряда: по внутренней риске 5 заклепок и по наруж-

ной 4. При полушаге 70 мм длина прикрепления 46 —8 • 7о-|- 45 = 650 мм.

Пример 19. Рассчитать
по площади прикрепление к фа-
сонке толщиной Ьр = 10 мм
стержня из двух уголков тав-
ром 100 X ЮО X Ю, работаю-
щего на растяжение. Диаметр
заклепок d = 20 мм, дыры рас-

сверлены.

В заданном прикреплении Фиг. 221. Прикрепление уголка примера 19.
заклепки работают на смятие.

Уголок однорядный, поэтому принимаем ослабление одной заклепкой (фиг. 221).

Площадь двух уголков в ^брутт0 — ^' 19,17 = 38,34 см2.

Площадь ?петт0 = 38,34 — 2 • 1 - 2 = 34,34 см2.

Число заклепок по формуле (7): т = нетто ~ °»25 • 34,34 = 8,6.

Берем 9 заклепок.

Здесь |а2 = 0,25 — коэфициент числа заклепок на единицу площади при
работе на смятие при 8^=10 мм для заклепки d = 20 мм, взятый из табл. 18.
Длина прикрепления 45-J-8 • 70-|-45 = 650 мм.

Если эта длина по конструктивным соображениям слишком велика, то
ее можно сократить, применив коротыш, но тогда ослабление заклепками
будет по двум полкам. Для определения его развертываем уголок в плоскость
(фиг. 222}-и определяем расстояние между рисками. Они будут, считая от
края, 40 —|— 120-j— 40 мм. Заклепки располагаем с шагом 70 мм и в полушаг
по полкам. По нормали имеем ослабление одну заклепку. Определим дополни-
тельное ослабление по зигзагу:

е = 120

d 20 * е

120

= 0,29;

1 — б(/ 0,29* -4- 1 — 1) = 1 — 6 • 0,04 = 0,76,

полное ослабление равно 1,76 заклепки;

— 1 «76 = 38,34 — 1,76 • 2 • 2 = 31,3 см\

'нетто брутто 99 * 9

число заклепок т = F‘2FMemmo = 0,25 • 31,3 = 7,8.

Берем 8 заклепок и размещаем: 3 на коротыше и 5 на уголке.

На вертикальной ..полке для связи с коротышом нужно при этзм поста-
вить 1,5 • 3 хх5 заклепок.

Длина прикрепления ?5-|- 4 • 70-|-45 = 370 мм.

Фиг. 2??. Прикрепление уголка при-
мера 19 коротышом.

Фиг. 223. Расчет заклепок на
изгиб по плошади.

Б. Заклепки в соединениях, работающих на изгиб

Если заклепка находится в соединении, работающем на изгиб, то усилие,
на нее приходящееся, по первому приему расчета .может быть определено по
формуле 11 (стр. 197):

W = e8 уп*-^Р,
где п и t — действующие одновременно на уров-
не заклепки нормальное и касательное напряже-
тся, е — шаг заклепок по вертккали и 8 — толщи-
на листа (фиг. 223). Равнодействующее напряже-
ние Уп*-\-11 двух напряжений пи/, действую-
щих одновременно, всегда меньше главного напря-
жения;

Фиг. 224. Соотношение меж-
ду главным и равнодей-
ствующим напряжением.

как это нетрудно видеть из построения на фиг. 224.

Следовательно всегда а поэтому, если мы будем рассчитывать

заклепки по главному напряжению, то мы будем считать их несколько в за-
пас прочности.

Наибольшее возможное главное напряжение есть допускаемое напряже-
ние [п]; следовательно наибольшее возможное усилие [АТ], приходящееся на
ряд заклепок, будет равно [А/] = ео [к].
Число заклепок в ряду:

N3 N3 ’

(15)

подставляя значение Ne = —— kep [я]

при работе их на срез, где kef — коэфи-

циент перехода от напряжения [А]ер к

напряжению [я], получим:

k =

[/V] _ е8[я]

N, ~ А Г 1

где Hi = ~--------число заклепок на единицу площади.

~4~kcp

Аналогично при работе на смятие:

k — ji2e3.

Следовательно при работе соединения на изгиб число заклепок в наиболее
напряженном ряду заклепок определяемся по площади е8, приходящейся на этот ряд.
Таким образом при расчете по площади расчет наиболее напряженных
заклепок на изгиб не отличается от расчета на осевую силу и производится

также умножением соответствующей площади, прихо-
дящейся на ряд заклепок, на коэфициенты р.

Заклепки по нейтральной оси работают только
на поперечную силу; наибольшая возможная попе-
речная сила отвечает наибольшему возможному или
допускаемому напряжению (/], равному 0,75 [я].

Соответственно с этим число заклепок в ряду
по нейтральной оси определится по равенству
6 = 0,75}ie3 или обратно; если число заклепок счи-
тать во всех рядах одинаковым, то шаг у нейтраль-
ной оси может быть увеличен до величины:

_ k

в ~ O,75ji5 *

По второму и третьему приемам расчета соеди-
нения на изгиб расчет по площади обычно не про-

. ___ _ и।водится, хотя они не представляет никаких труд-

Фиг Размещение за- 9 г

клепок гтыка ппимспа 20 ностей. Для этого необходимо только заменять дей-
KJlCHUit Ditto 11

ствующий момент М наибольшим возможным момен-
том [2И] = 17[я], где 17—момент сопротивления сечения соединения. Этот
же расчет по одному моменту [ЛТ] остается справедливым и при действии
изгибающего момента М и поперечной силы Q, так как допускаемое напря-
жение [я] есть наибольшее возможное равнодействующее усилие напряжений
я и А

Пример 20. Рассчитать по площади стык листа с размерами 900 X Ю
(фиг. 225), работающего на изгиб. Заклепка диаметра d = 20 мм, дыры рас-
сверлены. Размещаем заклепки в рядах по вертикали; на основании соображе-
ний, указанных в примере 13, размещаем заклепки на расстояниях 81, 61, 41
и 21 см между соответствующими рядами. Тогда длина площадей, приходя-
щаяся на крайний ряд заклепок, равняется 9,5 см. Толщина листа 1 см.

Число заклепок в крайнем ряду:

9,5 • 1 = 0,25 • 9,5 — 2,38; берем 3 заклепки.
Число заклепок по второму ряду (шаг е=10 см):

е 61

k2 = р.2е8 • = 0,25 • 10 • 1 = 1,88. Берем 2 заклепки.

При двух заклепках в каждом ряду шаг у нейтральной оси должен быть
равен:

k __ 2 _

С ~ 0,75иаЗ “ 0,75 • 0,25 • 1 “ ’ СМ'

Нами же принят 10,5 см.
ГЛАВА IX

СОЕДИНЕНИЯ ПРИ ПОМОЩИ СВАРКИ

§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА СВАРКИ. ТЕМПЕРАТУРНЫЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ

А. Основные методы сварки и общая характеристика металла
соединения

В сварных конструкциях соединение элементов происходит при помощи
расплавленного металла, стекающего при электросварке по способу Сла-
вя нова с плавящегося при пропуске сильного тока (150—250А) электрода

Фиг. 226. Схемы электросварки по способу Славянова и Беиардоса:
а — электрод; г — место дуги; д — выключатель.

(•Ьиг. 226,а) или при газовой сварке и при электросварке по способу Бе-
нардоса с металлического прута, расплавленного пламенем газовой горелки
или вольтовой дугой (фиг. 226,б). При этом происходит энергичный местный
нагрев соединяемых элементов, которые также частично расплавляются и спла-
вляются с присаживаемым металлом соединения, благодаря чему расплавлен-
ный металл внедряется в основной. В этом сплавлении — „проваре" — основа
прочности сварного соединения; глубина провара в хорошей сварке полу-
чается 2 — 3 мм (фиг. 227).

Дефектами сварки являются как непровар (фиг. 228), когда напла-
вленный металл не соединяется с основным, так и пережог (фиг. 229), когда
наплавленный металл слишком глубоко входит в осчовной и его ослабляет
вследствие худших своих механических качеств. Провар обеспечивает непре-
рывность и постепенность перехода от застывшего литого металла соединения
к основному металлу конструкции, достаточно разнородных по своей струк-
214
Фиг. 227. Сварка с правильным прова-
ром.

Фиг. 228. Неудовлетворительная сварка с резкими
непроварами.

Фиг. 230. Пористая структура и непро-
вары малоудовлетворительной сварки

Фиг. 229. Неудовлетворительная сварка с резкими
пережогами.

Фиг. 231. Структуры наплавленного метал-
ла; включение пузырей, нитритов (змеевид-
ные палочки) и окислов (увеличение 200)
(по исследованиям Ros’a).
тур®. Металл с«епин®ния представляет собой литой металл без всякой меха-
нической обработки, накладываемый обычно тонкими слоями (фиг. 227) или
каплями, следовательно остывающий в совершенно специфических условиях,
причем часто при энергичном воздействии воздуха, отчего струюура его
получается пористой, с многочисленными включениями окислов, нитритов,
шлаков и пузырей (фиг. 230 и 231). Для уменьшения этого воздействия
электроды сварки Славянова или металлические прутья при сварке по способу
Бенардоса покрываются специальными обмазками или обмотками, плавящимися
вместе с металлом и образующими вокруг него защитную нейтральную атмосферу,
предохраняющую от воздействия воздуха; в некоторых способах сварки по-
следняя получается при помощи окружения зоны плавления газами (водоро-
дом), поступающими из специальных насадок. Все эти меры увеличивают проч-
ность, а главное вязкость соединения и потому в ответственных сооружениях
должны особенно рекомендоваться и в настоящее время предписываются нор-
мами во всех деталях несущей конструкции. Несмотря на это. сварка часто
производится и голыми электродами, т. е электродами без обмазки. Все эго
обусловливает крайнее разнообразие структуры сварки, всецело зависящей от
умения сварщика.

Б. Влияние сварки на основной металл. Коробление конструкции

Вследствие соприкасания расплавленного металла с температурой в 1500е
и непосредственного нагревания, а потому резкого повышения температуры
(вплоть до плавления) основного металла, последний претерпевает резкое из-
менение своей структуры. Изменение это можно разбить на две части: первую,
ближайшую к расплавленному металлу с температурой 14СЭ—800°, с увели-
ченным зерном, перешедшим критическую точку отжига (первые 2 — 3 ММ
основного металла), и вторую, более дальнюю, с температурой 800—700°

Фиг. 232. Изменение структуры металла около сварного шва.

с достаточно мелким, улучшенным, отожженным при указанной температуре
(вследствие более равномерного распределения перлита) зерном, постепенно
переходящую в нормальную структуру образца (фиг. 232).

Пережженная крупнозернистая структура первой зоны ухудшает качество
основного металла, и здесь, особенно при повторной нагрузке, могут появиться
трещины.

Крайне резкие температурные воздействия, производимые сваркой на ме-
талл, имеют значение не только структурное, но и конструктивное благодаря
получающимся короблениям конструкции и усадочным в ней напряжениям.
Коробление является следствием сокращения сварочных швов при их остыва-
нии, которое вследствие большой разности температур остывания достигает
по длине 1,2°/0, а по объему 3,6°/О, т. е. является весьма существенным. Для
уменьшения последствий коробления и усадки сварку толстых швов прихо-
дится производить в несколько слоев (фиг. 233 и 227) или прерывистыми
участками, что усложняет работу и благодаря большим возможностям окисле-
ния несколько ухудшает ее механические качества.

Изучение коробления листов и связанных с ним дополнительных темпе-
ратурных напряжений показывает, что усадка и коробление в первую очередь
зависят от площади наложения металла; поэтому меры умень-
шения этой площади путем устройства прерывистых швов и уменьшения
зазоров, утонения шва и т. д. являются очень важными. Зависимость попе-
речной усадки шва от его объема дана на фиг. 234. Поскольку коробление
зависит от нагревания свариваемых элементов, оно зависит и от ско-

рости сварки и соотношения силы тока с диаметром элект-
родов; для уменьшения усадки нужно вести сварку возможно быстрее,
насколько это позволяет получение хорошего: провара.

Фиг. 234а. Зависимость усадки от зазора (объем шва).

С этой точки зрения введение автоматической сварки, ускоряющей про-
цесс и уменьшающей нагрев, является крайне полезным. Но и при ручной
сварке правильным подбором диамегра электродов и силы тока можно значи-
тельно улучшить положение.

Далее, нагревание и коробление зависят от способа на-
ложения шва; наибольшая усадка получается при непрерывном ведении
шва; при обратноступенчатом способе ведения шва, когда весь шов разде-
ляется на участки закрепами (небольшими кусками предварительно поставлен-
ного шва) и сварка на каждом участке ведется в обратном к ходу работ на-
правлении отдельными частями (фиг. 235), т. е. в направлении к уже поставленному
участку шва, усадка и температурное напряжение резко уменьшаются, как это
видно из представленных диаграмм (фиг. 236), вследствие того что темпера-
турные напряжения при этом компенсируют друг друга.

Наконец главным образом коробление и усадка зависят от
свариваемой конструкции и ее формы и конечно резко увеличи-
вается- при концентрации швов (фиг. 237).

При приварке листов по контуру стягивание при остывании контурных
швов (фиг. 238) приводит к вспучиванию и отставанию одного листа от дру-
гого, что является существенным недостатком сварного многолистового пакета,
девающим его работу несравнимо худшей, чем работа клепаного пакета, спло-
ченного заклепками и силами трения. Для уменьшения этого недостатка при-
ходится ограничивать ширину сварного пакета размером b ЗО5Л или ставить
прорези и электрозаклепки (отверстия, заполненные электрометаллом) (фиг. 259).

Только применение точечной сварки при помощи машин наподобие
заклепочной скобы (фиг. 1Q7), сплачивающей листы пакета пропуском электри.

Фиг. 235. Обратноступенчатый
способ сварки.

Фиг. 237. Зависимость усадки от типа кон-
струкции (по исследованиям Lottman’a).

дочных напряжений в зависи-
мости отспособа наложения шва
(по исследованиям Lottman’a).

777777^7777777777777

Фиг. 238. Отставание листов от стяги-
вания швов.

ческого тока, может привести многолистовой сварной пакет по своему качеству
к клепаному. Однако такие машины для толщин наших конструкций только
начинают появляться.

В. Усадочные напряжения

Усадочные напряжения сварки являются температурными напряжениями,
которые возникают от того, что элементы в конструкциях никогда не имеют
свободных перемещений, вследствие разнообразия своей формы остывают
с различными скоростями и по сам эму процессу сварки нагреваются в разных
своих точках неодинакова и разновременно. Эти температурные воздействия
заключаются в первый момент при нагревании в сжимающих импульсах от воздей-
ствий нагревающегося металла, стремящегося расшириться; при остывании
обратно появляются стягивающие воздействия. Так как сварка ведется после-
довательно, то поставленный и уже остывший металл препятствует стягиванию
элементов, сжимается и тем уменьшает свои растягивающие напряжения. Кроме
218
того в плоскости элемента (листа) получаются при этом изгибающие моменты.
Они будут отрицательными у закреп или остывшего металла (опор) и поло-
жительны между закрепами. Должным размещением закреп и швов можно
интервалы усадочных напряжений держать в возможных границах (фиг. 236).
Однако закрепы нельзя ставить слишком близко друг от друга, так как они
при близких расстояниях от появляющихся указанных выше отрицательных
моментов могут лопнуть. Обычное расстояние участка между закрепами 150—
250 мм и лучше их ставить вразбежку, как указано на фиг. 235.

Температурные напряжения конечно тем больше, чем соединение жестче,
чем оно более препятствует температурным деформациям. При большой жест-
кости соединения, например при двусторонней приварке накладок (двумя по-
перечными швами), при завярке второго шва или при сварке двух половинок
встык могут появиться очень существенные напряжения, неоднократно приво-
дившие к трещинам в хрупком железе, например в сварочном.

Действительно, температурное напряжение nt, очевидно, равняется:

где Е— продольный модуль упругости;

Д7, = а6Д£—температурное удлинение;

I—длина элемента между швами;

а — коэфициент линейного расширения металла, которое можно
считать 12 • 10~6 ;

6 — толщина шва.

Полагая Д/ в 600° как предельную температуру, при которой металл
переходит в пластическое состояние, получим при шве встык (фиг. 247):

ЕаоД/ 2 • 10е • 12 • 10-в • 6008 , л 8

nt = —— =---------------2----------= 14 400 ~1 •

При лобовых швах (два шва, фиг. 248):

я, = 7200 у,
g

что при — = 7б даст 1440 кг{см2.

На основании этих соображений в наших нормах наименьшая ширина
накладки между двумя лобовыми швами установлена в 58.

В этом рассуждении не учтены разновременности нагревания различных
точек шва и разгружающие воздействия, получающиеся от влияний застыв-
ших частей шва и закреп. При варке в одном направлении, когда стыкуемые
элементы закреплены на концах и усадочные напряжения проявляются в полной
мере, получается эпюра напряжений одного знака с максимумом, несколько
смещенным относительно середины листа (фиг. 236,а). Если поставить две
закрепы по краям, но варить из середины, эпюра получается разнозначная
(фиг. 236,rf) и значительно меньшая по своим величинам и наконец еще мень-
шие напряжения получаются при обратном ступенчатом способе наложения
шва (фиг. 236а,). Таким образом способ наложения шва оказывает первен-
ствующее влияние на усадочные напряжения.

При приварке втавр вертикального листа к горизонтальному последний
изгибается вокруг кромок вертикала, стягиваемый поясными швами; по доста-
точно обстоятельным исследованиям, произведенным при сварке балок одного
большого моста (в Дрездене) выясняется, что прогиб конца горизонтала за-
висит от толщины горизонтала и уменьшается с увеличением толщины d\ как
77

средняя данность, он может быть выражен формулой (фиг. 239): Д = ——. Если

подсчитать соответствующие напряжения у корня горизонтала, они значительно

превосходят предал текучести, а между тем с точки зрения развития усадочных
напряжений рассматриваемая конструкция никоим образом не является самой не-
благоприятной (фиг. 237). В том же самом мосту анализом работы сооружения

Фиг. 239. Усадочные перемещения при
сварке в тавр (по дрезденским опытам
1933 г.).

под нагрузкой и получающихся остаточ-
ных деформаций были обнаружены от
влияния продольной усадки начальные
напряжения порядка 1100 кг) см2', ана-
логичные цифры порядка 1200—1000
кг] см2 получены Институтом соору-
жений при анализе работы сварной стро-
пильной фермы, испытанной до разру-
шения; подобные же результаты полу-
чены и на многих других сооружениях.

Между тем осторожной варкой тон-
кими швами можно усадочные напря-
жения существенно уменьшить. На спе-
циальных опытах, поставленных для этой
цели в Германии в 1933 г., в которых
начальные напряжения были обнару-

жены непосредственно разрезкой сооружения на части и измерением получаю-

щихся деформаций освободившихся частей, начальные напряжения сварки полу-
чены порядка 700— 140 кг [см2 при применении обмотанных электродов и
наложении швов тонкими слоями (не более 5 мм).

В семя в минутах

Фиг. 240. Изменения усадочных напряжений во время процесса сварки
(по исследованиям Института сооружений, инж. Дятлова).

Аналогичные цифры (около 150 кг/см2) получены Институтом сооружений
при варке полос встык, снабженных двумя закрепами, непосредственно в из-
мерительной машине, благодаря чему оказалось возможным проследить изме-
нения усадочных напряжений во время процесса сварки (фиг. 240). Сначала, как
мы видим, возникают сжимающие напряжения, связанные с нагревом материала;
затем напряжения медленно повышаются, преодолевая сжатие, и становятся
растягивающими.

Малое значение растягивающих напряжений объясняется наличием закреп
и осторожной варкой.

Г. Опасность усадочных напряжений для сооружения

Значительность усадочных напряжений делает весьма интересным вопрос
о том, насколько они являются опасными для сооружения. С одной стороны,
несомненно, что на работе последнего они сказываются. Доказательством этому
может служить как сравнительно раннее появление в сварных конструкциях
остаточных деформаций (иногда при напряжениях 700 — 800 кг] ел?), так и
появление неоднократно замечаемых при сварных работах трещин в швах.
Более того, в начале появления сварки, особенно в зимнее время, неоднократно
замечались случаи хрупкого самопроизвольного разрушения изделия, иногда
даже с явлениями, аналогичными взрыву (треск, отскакивание обломок), гово-

^,Усадочные напряжения

Внешние напряжения

Фиг. 241. Направление внешних и усадочных напряжений
в лобовых, стыковых и фланговых швах.

Усадочные напряжения

рящие о крайней значительности усадочных напряжений, непосредственно
влияющих на прочность сооружения. Известны случаи таких разрушений и
при падении.

Обыснение всех этих явлений дано при характеристике начальных напря-
жений, к которым принадлежат усадочные (§ 6, гл. У1).-Исключительно интен-
сивные местные нагревы, сопровождающие сварку, сравнительно малое коли-
чество наплавленного металла, а потому крайне резкие щ епятствия окружаю-
щей среды основного ме>алла температурным деформациям шва, приводят
к тому, что усадочные напряжения сварки являются наиболее яркими пред-
ставителями начальных напряжений; если они дезориентированы (§ 6, гл. VI),
то они могут привести к внезапным xdvhkhm изломам как о том только что
говорилось.

В этом случае они подобны начальным напряжениям наклепа, которые
также могут и часто проявляются в активной форме и служат причиною тре-
щин. Непосредственным сравнением бкло даже найдено, что напряжения от
наклепа выше усадочных напряжений сварки; для этой цели параллельно с опре-
делением усадочных напряжений сварки путем разрезки сварных балок, о чем
говорилось выше, производилась разрезка прокатных балок, а тем самым и
освобождение начальных напряжений наклепа от неравномерного остывания
прокатных балок. Напряжения прокатных балок при этом оказались в 3 раза
больше (приблизительно 1500 гг[см9), чем сварных (правда при очень
осторожной сварке).
Ориентированные напряжения (§ 6, гл. VI), вообще говоря,
прибавляются к основным и дополнительным, но они не являются опас-
ными, если предел текучести при этом не слишком повы-
шается, Tai как они погашаются пластичностью при наступлении текучести.
Это как раз^ будет случай стыковых и лобовых соединений, расположенных
перпендикулярно действию силы, когда ориентация главнейших усадочных на-
пряжений от поперечной усадки совпадает с силовыми воздействиями (фиг. 241).

В фланговых швах, расположенных параллельно действию силы, ориентация
усадочных напряжений, направленных поперек элемента (фиг. 241), не соот-
ветствует направлению внешних напряжений, направленных вдоль элемента,
что приводит к повышению предела текучести и умень-
шению пластичности (§ 6, гл. VI и § 2 гл. V). Таким образом уса-
дочные напряжения фланговых швов менее благоприятны. Однако прои-
зведенные исследования показывают, что пластичность и здесь не является пол-
ностью погашенной.

Правильно ориентированные усадочные напряжения располагаются и
уравновешиваются непосредственно у швов, особенно при наличии закреп и
ранее поставленных участков шва при ступенчатом способе постановки швов.
В этом одна из причин уменьшения усадочных напряжений при ступенчатом
способе сварки.

§ 2. ОСНОВНЫЕ ПРЕДПОСЫЛКИ КАЧЕСТВА СВАРКИ

Качество сварки прежде всего зависит от качества электродов
или присадочного металла; поэтому сварка на неизвестной по составу
и качеству проволоке, которая к сожалению иногда производится у нас за
недостатком качественных электродов, является еще более вредной и недопу-
стимой, нежели при применении металла неизвестного качества в конструк-
циях. Наплавленный металл, определяющий прочность сварки, как получаю-
щийся в результате расплавления, т. е. по существу металлургического про-
цесса, по своему качеству зависит не только от механических свойств, но и
химического состава электродов. Для получения более вязкой сварки и умень-
шения се основного недостатка — жесткости—для электродов применяется чаще
всего мягкий металл с небольшим содержанием углерода; однако такой металл
труднее плавится и потому при нем легче получить непровар или пережог и
кроме того он обладает невысоким временным сопротивлением, а поэтому и мень-
шей прочностью сварки. Вязкую сварку легче всего получить при помощи
обмазанных или обмотанных электродов; поэтому применение голых электродов,
особенно в ответственных конструкциях, не должно рекомендоваться. Вообще
химическая и механическая характеристики электродов должны быть согласованы
со свариваемым основным металлом. У нас конструкции чаще всего свари-
ваются электродами Белорецкого завода, средний химический состав'которых
следующий:

С = 0,07%; Si = 0,03%; Мп = 0,25%; P-)-S = 0,05%
и механические характеристики /? 35 кг) мм2.

Химический состав электродов по ОСТ 2407

Марка С % Мп'% Si % Р% s %
I 0,06-0,10 0.15-0,35 0,08 0,04 0,04
11 0,13-0,22 0,40-0,60 0,08 0,04 0,04
111 0,23—0.35 0,40-0,60 0,30 0,04 0,04
IV 0,60—0,75 0,50-0,80 0,30 0,04 0,04
Требование к материалу электродов фиксируется ОСТ 2407.

Марка IV для соединительной сварки не применяется. Механические каче-
ства ОСТ не характеризуются, так как механические качества наплавленного
металла резко отличаются от качеств электродов. Во всяком случае марки I и II
(сталь 1 — 2) применяются при варке стали 3; при марке повышенных мате-
риалов применяется марка III.

Стальмост (ГУМП) требует от электродов временного сопротивления
35 кг] мм2 и удлинения 18°/0.

Аналогичные характеристики имеют электроды заграничных фирм, на-
пример Arcos:

[С«0,07-4-0,16о/о;’Мп~0,4О°/о; SI~О,4°/о; Р-}-S^O,O9°/o].

Таким образом при сварке стали 3 сталь, применяемая для электродов,
имеет мало углерода (который в процессе сварки еще выгорает на 0,03 —
О,О4°/о) и очень мягка, соответственно с
чем временное сопротивление сварного
металла невелико.

Наши нормы требуют сопротивле-
ние на растяжение наплавленного металла
в 3000 кг] см2, допуская как минимум
2500 кг] см2. Аналогичные же цифры дают
германские (3U00 кг [см2) и американ-
ские нормы. При таком материале можно
добиться удлинения наплавленного метал-
ла порядка 12°/0, что считается достаточ-
ной вязкостью для литою, не улучшен-
ного механической обработкой металла.
Однако крайне часто приходится ограни-
чиваться и меньшими удлинениями, осо-
бенно при применении голых электродов,
которые редко дают удлинения более

6-j-8°/0. Поэтому применение голых электродов в ответственных конструк-
циях нежелательно.

' Стальмост (ГУМП) для ответственных конструкций требует удлинения не
менее 1О°/о.

Проба определения вязкости сварки ввиду ее важности является обяза-
тельной; однако ввиду трудности изготовления образца на разрыв из напла-
вленного металла ее часто заменяют пробой на загиб. Угол загиба до по-
явления первой трещины при толщине образца в 10 мм в большинстве норм
принимается в 60°.

Качество сварки в сильной степени зависит от удобств нанесения
сварного шва (фиг. 242); с этой точки зрения наиболее удобны нижние
швы, т. е. швы, которые накладываются сверху. Далее следуют швы в верти-
кальной плоскости, вертикальные и горизонтальные, у которых шов
накладывается сбоку, и наконец наиболее затруднительные, так называе-
мые потолочные швы, металл на которые наносится электродом снизу.
Трудность получения хорошего качества этих швов заставляет понижать
для них напряжение по Единым нормам строительного проектирования и в мостах
по нормам НКПС на 20 °/0.

Наши ТУ и Н применять потолочные швы в ответственных деталях запре-
щают. Близк^ к потолочным швам швы полупотолочные (фиг. 242),
которые также наносятся снизу и которых в ответственных местах желательно
также избегать.

Затем качество сварки зависит от типа и выбора тока; постоянный
ток дает более качественную сварку и потому предпочтительнее пере-
менного, в особенности в ответственных конструкциях, однако не настолько,
чтобы избегать более дешевых и простых машин переменного тока. У нас,
как правило, сварка производится переменным током. Важен конечно
выбор силы тока, так как о г нее зависят непровар и пережог. Сила
тока увеличивается с увеличением диаметра электрода и толщины сварки и
колеблется от 150 А (при J=6 м) до 200 — 25G А при 20 — 30 V
напряжения. Крайне важна длина дуги, которая должна быть коротка
(обычно 2 — 3 мм); менее существенны направление движения элек-
трода и наклон его при сварке; вообще сварка до сих пор в сильной сте-
пени является искусством, зависящим от умения сварщика, что является глав-
ным ее недостатком, заставляющим прибегать к сложным по организации и
все-таки недостаточно надежным мерам постоянной проверки сварщиков.
Качество сварки зависит еще и от толщины шва (фиг. 233), гак как тол-
стые швы накладываются в несколько слоев, между которыми возможны шла-
ковые включения, которые должны быть тщательно счищены; зависит оно и
от способов этой очистки, от обработки кромок и зазора между сваривае-
мыми листами и ряда других обстоятельств. Однако эти обстоятельства не
столь существенны, чтобы влиять на выбор допускаемого напряжения (хотя
в Польше для толстых швоз берутся пониженные напряжения).

Кроме того приходится еще отметить, что разные типы сварных соеди-
нений хотя и рассчитываются по одним и тем же допускаемым напряжениям,
по существу же неравнопрочны, как это следует из произведенных с ними
исследований.

Наконец качество сварки, как мы видели, в сильной степени зависит и
от условий работы, которая конечно в мастерской или на заводе скла-
дывается значительно благоприятнее, чем на постройке и монтаже, благодаря
чему монтажная сварка получается менее качественной, чем заводская. Это
заставляет многих конструкторов заменять монтажную сварку клепкой или
брать для нее пониженное напряжение. По '1У, и Н на металлические кон-
струкции оно фиксировано в 1О°/о, в мостах в 2О°/о.

§ 3. КОНТРОЛЬ СВАРКИ

Контроль качества сварки может быть разделен на текущий и спе-
циальный.

Текущий контроль состоит во внешнем осмотре и об-
мере сварки и определении по нему отсутствия крупных пузырей, неплот-

Фаг. 243. Наружный вид сварного шва.

ностей, правильности размеров швов
и т. п. Хорошая сварка должна иметь
вид прочного червячка с непрерывны-
ми отпечатками дуги с достаточно ров-
ной поверхностью и плотным прилега-
нием к основному металлу (фиг. 227 и
243); поверхностные неопасные пузыри
выделяются в виде впадин и точек
(фиг. 243); достаточность размеров и
правильность наплыва определяются
специальными шаблонами. Для удоб-

ства работы и надзора желательно при-
держиваться минимального числа стан-

дартных размеров швов, которые у нас
устанавливаются в четных миллиметрах. Желательно иметь один или два
достаточно резко отличных размера.

Второй и основной вид текущего контроля состоит в постоянной и
систематической проверке и испытаниях сварщика. Эта про-
верка должна считаться основой гарантии прочности сварки, как испытания
кубиков в железобетоне. По требованиями инструкции по сварке Иннорса
сварщик должен сварить впритык 8 полос размерами 165X200 ХЮ мм,
которые затем разрезаются на части шириною 40 мм (фиг. 244).

Из них 12 обрезов свариваются встык и внахлестку и испытываются на
разрывной машине и для сварщика первой руки должны дать сопротивление
в среднем 3000 кг/см2-, сварщики, дающие меньше 2500 кг)смй, не допуска-
ются к сварке ответственных деталей. Другие части полос должны быть испы-
таны на изгиб до излома с целью определения вязкости (угол загиба) и
качества провара по виду излома. Наконец с целью определения провара шва
валиком свариваются 2 полосы внахлестку с одной стороны и шов разры-
вается клином, забиваемым между полосами (фиг. 245). Кроме того требуется
еще' контрольное испытание на сварку валиком флангового шва с допуском
наименьшего напряжения в 2400 кг) см2.

Фиг. 245. Образцы для
технологической пробы
испытания сварщиков.

По техническим условиям Стальмоста (ГУМП) испытания сварщика раз-
деляются на периодические и основные. При приеме на работу сварщик дол-
жен сварить 6 полос размерами 165 X 200 X Ю попарно встык и 6 полос
размерами 200 X 200 X 10 внахлестку при нижнем вертикальном и потолоч-
ном положениях сварки (фиг. 244).

Каждая сваренная полоса разрезается на 5 частей шириною 40 мм, из
коих 3 средних испытываются на разрывной машине. Наименьшее напряжение
должно быть 3000 кг (см2 для допуска к работе на сооружениях с динами-
ческой нагрузкой и 2500 кг/см2 для сооружений, работающих на статиче-
скую нагрузку. Затем свариваются два контрольных образца с фланговыми
швами, которые должны дать не менее 2400 или соответственно 2000 кг/см2
сопротивления.

При периодических испытаниях каждые 6 месяцев или после наплавления
200 кг электродов сварщик сваривает 3 образца внахлестку и втавр согласно
эскизу (фиг. 245) с односторонней наваркой шва; образцы эти разрушаются
ударами молотка, причем они должны показать достаточную вязкость (угол
прогиба), хороший провар (не менее 1,5 мм) и хорошую структуру шва. Кроме
того сварщик заполняет электрометаллом половину газовой трубки, разрезан-
ной в виде корыта, диаметром 25 мм и длиною 120 мм. Из этой трубки
вытачивается нормальный образец наплавленного металла, который на раз-
рывной машине должен дать сопротивление 3000 (2500) кг)см2 и удлинение
В Ю0/0.

Специальный контроль требует специального оборудования;
в настоящее время более распространяется контроль при помощи про-

Фиг. 246. Рентгенограмма сварных швов

свечивания лучами
, Рентгена, для чего
I имеется достаточно удоб-
ное и компактное обору-
дование. Этот метод поз-
: воляет судить о внутрен-
• них пузырях и непрова-
• рах, проявляющихся на
рентгенограммах в виде
белых или темных пятен

(фиг. 246). Тонкие эле-
менты, менее 20 мм, мо-
гут просвечиваться непо-
средственно, для более
же толстых требуется
специальная фотографи-

ческая установка

Весьма распространено и удобно освидетельствование сварки с по-
мощью высверливания и травления стенок высверленного отвер-
стия. В Германии для этой цели имеются специальные патентованные сверла
(системы Шмуклера). Метод этот имеет выборочный характер и потому может
дать только средние характеристики. Кроме того имеются приемы освидетель-
ствования по звуку (стетоскопы) и по магнитной проницаемо-
сти, однако в виде рабочих методов они еще не разработаны.

§ 4. КЛАССИФИКАЦИЯ И ТИПЫ СВАРНЫХ ШВОВ

А. Швы ВСТЫК

Сварные швы могут быть разбиты на два класса: швы встык и 2) швы
валиком.

Швы встык применяются тогда, когда два элемента, расположенные
в одной плоскости, прикладываются друг к другу (фиг. 247) торцами и про-
странство между ними заполняется электрометаллом. Для возможности разме-
щения шва элементы должны быть расположены на некотором расстоянии друг
от друга. При тонких листах до 6 мм кромки при этом могут быть оставлены
без разделки, а расстояние между листами берется приблизительно 3 мм.
При более толстых листах до 20 мм кромки стыкуемых листов обрабатыва-
ются скосом, так что образуется раструб для размещения металла шва; для
устранения пережига острого угла листа и уменьшения объема шва 1^2 мм
(в зависимости от толщины листа) оставляется без скоса; при этом расстоя-
ние Д между листами в узком месте берется 2 — 5 мм (V - образный шов).
При толщинах более 20 мм скосы делаются с двух сторон (Х-образный шов).
Со стороны раструба металл наплавляют несколько выше поверхности элемента,
образуя наплыв высотой приблизительно 0,258 (толщины листов) при V-образ-
ном и 0,158 при X-образном шве. Наплыв этот для прочности соединения
является крайне существенным. Раскрытие раструба берется в 70°.

Существует тенденция увеличения зазора Д между листами, так как
этим облегчается производство работ (упрощается резка). Однако при увели-
чении зазора растут объем шва и усадочные напряжения. Поэтому желательно
226
зазоры делать небольшими, держа их приблизительно 3 мм. Существует
также тенденция варить швы встык без скоса кромок; при хорошей сварке,
повидимому, это возможно (при толщине листов до 6 — 8лм£).

Б. Швы валиком

Швами валиком называются такие швы, которые накладываются по. кон-
туру элементов, положенных или примкнутых друг к другу (фиг. 248). Если
шов располагается перпендикулярно действующему усилию, то он называется
лобовым, если же располагается вдоль усилия, — фланговым. Для наложе-
ния шва валиком не требуется обработки кромок и потому особо точной
резки, что является крайне важным его преимуществом по сравнению со
швами встык. Шов валиком имеет сечение не-

сколько сплюснутого квадранта (фиг. 249),
однако за рабочее сечение шва принимается
только равнобедренный треугольник, вписанный
в квадрант. Сегмент над треугольником высо-
той около 0,1А, где h — катет треугольника
(высота шва) считается наплывом, который

вый, фланговый, втавр.

При 6 - 4мм
Л ~ Змм

При 6-21мм
6t=J.20 6.8=70°
4 ~ Змм

При 6>20мм
6f = 1.306.
/3=60° до 75°
Л=не большеЗмм

Фиг. 247. Сварной шов встык.

является крайне важным для прочности соединения, но в расчет не вводится.
Он погашает неплотность и непрочность самого сварного металла. Кроме
такого шва применяется еще пологий шов с углом наклона в 30° и одним
катетом, вдвое большим другого (фиг. 249). Он целесообразен в конструк-
циях, работающих на динамическую нагрузку, но требует больше электро-
металла. Швы валиком прочих очертаний у нас не принимаются.-

При помощи шва валиком можно произвести различные соединения, а
именно:

1) Соединение внахлестку (фиг. 248), когда один элемент накла-
дывается на другой и к нему приваривается. Соединение это возможно лобо-
выми и фланговыми швами или и теми и другими вместе. Работает оно
с эксцентриситетом, а поэтому для погашения последнего при соединении
лобовыми швами (фиг. 250) необходимо размещать швы с обеих сторон на-
хлестки, причем наименьшая величина нахлестки должна быть равна пяти тол-
щинам листа, т. е.

^in = 53.

Для возможности размещения фланговых швов (фиг. 248) один эле-
мент должен быть уже другого на две толщины шва. Эксцентриситетом
гри соединении фланговыми швами игнорируют.

2) Соединение накладками, приваренными теми же швами, т. е.
лобовыми, фланговыми или обоими вместе симметрично с обеих сторон листов.
При -этом сами листы могут не иметь шва и никакой обработки (фиг. 251).

Фиг. 249. Сечения шва валиком.

Фиг. 250. Соединение внахлестку лобо-
выми швами.

Фиг. 251. Перекрытие накладками.

Фиг. 252. Прикрепление прорезью.

Фиг. 253. Соединение в угол и втавр.

Фиг. 254. Наибольшая высота шва.

3) Соединение прорезями, проделываемыми внутри одного из
элементов (фиг. 252). В прорезях элементы привариваются фланговыми швами.
Для возможности размещения двух фланговых швов ширина прорези должна
быть не менее трех толщин листа.

Предельная длина прорези во Избежание больших перенапряжений в
* b

листе берется около —, где о — ширина прикрепления.

4) Соединение втавр, когда один элемент примыкает к другому
под углом и обваривается с двух сторон швом валиком (фиг. 253).

22S
5) Соединение в угол при одностороннем примыкании двух эле-
ментов друг к другу (фиг. 253).

Наименьшая высота рабочих швов валиком берется 4 мм, наибольшая
во избежание пережога в случае приварки уголка или швеллера у верти-
кальной полки — 28 или 25 мм, где 8 — толщина привариваемого листа
(фиг. 254). При сопряжении втавр высота валика берется в толщину листа.

Для экономии сварки и уменьшения воздействия ее на металл при не-
значительности передаваемых усилий сварка часто делается прерывистой, спла-
чивая соединенные элементы небольшими участками, располагаемыми на неко-
тором расстоянии друг от друга (фиг. 255). По ТУ и Н наименьшая длина
такого участка сварки—„шпонки"—принимается 40 мм, не считая начальных
и конечных мест, кратеров, где происходит зажигание и тушение дуги; наи-

Фиг. 255. Прерывистый (шпоночный) шов

Фиг. 256. Закрытая узкая прорезь.

Фиг. 257. Открытая узкая прорезь.

Фиг. 258. Электрозаклепка.

большее расстояние между шпонками берется 250 мм, или 25 толщин соеди-
ненных элементов.

Назначение прерывистого шва кроме передачи усилия состоит также
в сплачивании отдельных элементов между собою аналогично связующим
заклепкам, в соответствии с чем предельные расстояния между шпонками и
назначаются в функции от толщины соединяемых листов.

В. Соединения впрорезь и электрозаклепки

Кроме перечисленных соединений употребляются еще соединения, зали-
ваемые электрометаллом сверху (аналогично швами встык), каковыми являются:
1) узкая прорезь, имеющая два скоса для заполнения наплавленным
металлом; ширина прорези понизу делается не меньше толщины листа. Рабо-
тает она как фланговый шов, т. е. на срез. Прорезь может быть закрытая
(фиг. 256) и открытая (фиг. 257). г

2) Электрозаклепки раззенкованные или просто просверленные
отверстия, залитые электрометаллом; их диаметр понизу берется не менее
двух толщин листа. Аналогично прорези электрозаклепки работают по плоско-
сти соприкасания с другим листом на срез (фиг. 258).
Электрозаклепки и закрытые прорези употребляются для сплачивания
приваренных только по контуру широких листов, которые, стягиваемые швами
при остывании последних, имеют тенденцию отстать друг от друга (фиг. 238),
чему электрозаклепки, приваривающие один лист к другому, препятствуют.
В широких листах (фиг. 259) расстояние между электрозаклепками берется не
более 258. Предельная же ширина листа, после которой постановка электро-
заклепки является обязательной, — 308.

Наряду с перечисленными в настоящем параграфе соединениями в прак-
тике широко применяются и самые различные комбинации этих соединений;
все это делает сварные конструкции крайне разнообразными и легко приспо-
собляемыми к различным внешним условиям.

Г. Условные обозначения сварных швов на чертежах

На чертежах сварной шов в фасаде обозначается обычно небольшой
штриховкой, идущей от контура привариваемой детали; штриховка эта должна
обозначать неровную поверхность сварного шва. Очень часто штриховка с дру-
гой стороны ограничивается черточкой: для видимых швов (расположенных
на плоскости чертежа) сплошной, для невидимых — пунктирной (фиг. 260).
В разрезе или с торца шов обозначается треугольником или квадрантом
(фиг. 260). Более детальное обозначение шва выносится при помощи стрелки
(обозначение по методу проф. Вологдина) (фиг. 261). На стрелке обознача-
ется тип шва, например шов валиком (при отсутствии обработки кромок)
в виде черточки, пересекающей стрелку, при шве встык (V-образный шов)
или при узкой прорези значком У(фиг. 261, г и ж), при X-образном шве
значком X (фиг. 261,6); при шве встык без обработки кромок двумя чер-
точками (фиг. 261,б) и т. д.

Таким образом на стрелке обозначается обработка кромок. Если шов
видимый, обозначение помещают по середине черты стрелки (фиг 261, а), если
невидимый — на конце (фиг. 261,6). Затем на стрелке надписывается: над чер-
той толщина, а под чертой длина шва. Если шов прерывистый, длина обозна-
чается в виде дроби, числитель которой представляет длину шпонки, помно-
женную на число шпонок на данном участке или на 1 пог. м.\ знаменатель —
расстояние в свету между шпонками (фиг. 261, е). Поскольку все размеры
помещаются на стрелке, можно самого шва в фасаде не чертить, ограничи-
ваясь одной стрелкой, что при сокращенном черчении часто и делается.

§ 5. РАБОТА СВАРНЫХ ШВОВ И ДОПУСКАЕМЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ НА СВАРКУ

А. Рабочее сечение сварных швов

В элементарном расчете предполагается, что сварные швы, расположен-
ные перпендикулярно действию сил (встык и лобовые), работают на
растяжение или на сжатие, а расположенные продольно (фланговые
и прорез и) — на срез, причем считают, что напряжения распределяются
равномерно по длине шва. При этом рабочее сечение шва встык берется
равным наименьшей толщине свариваемых элементов (фиг. 262), умноженной
на рабочую длину шва, которая берется равной полной длине непрерывного
участка шва без Юлш, оставляемых на „кратеры", места зажигания и туше-
ния дуги, имеющие ухудшенную структуру и не принимаемые в расчет (фиг. 263).
Рабочее сечение швов валиком принимается равным рабочей длине шва, умно-
женной на величину биссектора, проведенного из вершины прямого угла до
пересечения с гипотенузой вписанного в сечение шва равнобедренного тре-
угольника (фиг. 264), каковая величина равняется 0,7 где — катет
треугольника или высота шва. То же сечение берется при пологих швах.
Фиг. 259. Сплачивание электро-
заклепками листов сварного
пакета.

Фиг. 260. Изображение видимых и
невидимых швов.

Фиг. 262. Рабочее сечение шва встык.

ЖЖ

] Пористое
П место, как

I следствиг

\ обро/te дуги

Место зажига-
ния дуги внове

Фиг. 263. Повреждение сварки в на-
чале шва (кратеры).

- /_ ;

ош ~П.7h(jj

Фиг. 261. Обозначение швов:

а — видимый валиком, б—невидимый вали-
ком, в — встык без обработки, г—стык V-об-
раз1ый,д—стык X— образный, е- прерывистый,
ж — узкая прорезь и валиком.

Фиг. 264. Рабочее сечение
шва валиком.
Таким образом рабочее сечение шва валиком нормального ч пологого
равняется 0,7 1щ — длина шва, а на 1 пог. см 0,7

Сечение это есть наименьшее сечение шва, и разрушение по этому сече-
нию швов достаточно хорошо оправдывается опытом.

Б. Механические свойства материала сварки и допускаемые напря-
жения на шов

Фактическая работа сварных швов зависит в первую очередь от работы
электрометалла. К сожалению электрометалл, не улучшенный механической
обработкой, заключающий в своем составе частые пузыри, шлаки, окислы,
проведший свой металлургический процесс в крайне своеобразной и непо-
стоянной обстановке, весьма различен по своим характеристикам и очень не-
стандартен. Диапазон распыления его временного сопротивления должен счи-
таться 25 — 45 кг 1мм2, что вполне объясняется многочисленными указанными
выше факторами, влияющими на качество сварки. Как упоминалось, наши
нормы требуют 30 кг] мм2 наименьшего сопротивления, допуская в случае
неудачи 25 кг/мм2, что уже одно указывает на неопределенность этих цифр.
Предел текучести наплавленного металла также достаточно различен, но, как
правило, сравнительно высок. По многочисленным измерениям американским,
бельгийским, немецким и нашим (проф. Патона в Киеве) отношение предела
текучести к временному сопротивлению составляет от 0,7 — 0,9, тогда как
в основном металле оно довольно постоянно и равняется 0,66. Повышенный
предел текучести затрудняет работу сварного шва, т$к как способствует раз-
витию местных перенапряжений, к которым сварный металл как неоднородный,
связанный с усадочными напряжениями, и так весьма склонен. Кроме’' этого
повышенный предел текучести приводит к тому, что численные значения
начала текучести для сварного металла не ниже, чем для основного, несмотря
на пониженное значение временного сопротивления, благодаря чему сварка не
становится пластичной раньше основного металла и в ней нет той мягкости,
которая характеризует заклепки. Повышению предела текучести отвечает пони-
жение удлинений, которые по ТУ Стальмоста требуются только в 1О°/о, а
фактически при голых электродах часто получаются значительно ниже. Модуль
упругости наплавленного металла при работе на растяжение и сжатие равен
обычному модулю Е = 2 000 000 кг/см2, но при работе фланговых швов,
в которых фактически сочетаются срез, осевые силы и изгиб, он значительно
меньше, равняясь:

Ефл = 1 600 000-5- 1 800 000 кг/см2.

Это обстоятельство и было основной причиной, почему фланговые швы
считались более мягкими и потому удобными для воспринятия динамической
нагрузки.

Но пониженный модуль касается упругой работы, а мягкость — пласти-
ческой, в отношении которой фланговые швы не имеют преимущества; а так
как фланговые швы являются еще неблагоприятными с точки зрения развития
местных и усадочных напряжений, то, повидимому, эта установка большего
благоприятствования фланговых швов должна быть оставлена.

Все указанное не позволяет развивать в сварке, пока ей свойственны
перечисленные недостатки, допускаемые напряжения и потому они прини-
маются сравнительно низкими.

По нашим ТУ и Н для металлических конструкций при наплавленном
металле, имеющем временное сопротивление не менее 3000 кг [см2, при дей-
ствии основных нагрузок допускаемые напряжения принимаются:
на растяжение [n]ce + = 900 кг/слА

„ сжатие [«]св_ = Ю00

„ срез Ис = 720

Меньшее сопротивление сварки на растяжение есть факт, удостоверяемый
опытом, объясняемый главным образом влиянием непроваров.

Таким образом коэфициенты запаса при сварке по отношению к пределу
текучести, который должен быть принят равным RT = Q,8R = 2400 кг1см2:
на растяжение

, 2400

Е+ 900 2'65’

на сжатие

е_=-^-=2д

что значительно выше запасов основного металла и что объясняется выше-
сказанным.

По отношению к временному сопротивлению запасы:

3000

900

= 3,3*

= 3000

в “ 1000

что также несколько выше запасов основного металла

38С0

1400

= 2,7

При действии основных и случайных
на 20% и принимаются:

нагрузок напряжения повышаются

[я]св+ =И00 кг/см2
[п]св_=1200 „

1Исв = 870 „

Напряжения эти относятся к временному сопротивлению наплавленного
металла R = 3000 кг/см2; если временное сопротивление меньше (но выше
2500 кг) см2), то допускаемые напряжения пропорционально уменьшаются, что
дает таблицу напряжений, указанную на стр. 234.

За границей, в Германии и Америке, берутся приблизительно те же
цифры допускаемых напряжений, но в Германии принят другой подход, по
которому напряжения на сварку точно так же, как и на заклепки, даются
в функции напряжений основного металла:

по американским нормам (1930 г.)

[«]с, + = 914 xtlcjfl
[»]«._= Ю55 .

= 795 .
Допускаемые напряжения для сварных швов
Род напряжений При времен- ном сопро- тивлении металла шва растяжению 7? = 3000 кг) см2 Если же по результатам испытаний нормальных контрольных образцов сварки окажется, что временное сопротивление наплавленного ме- талла 7?! менее 7? = 3000 кг)см2, то цифры графы 2 должны быть изменены в отношении Rl'.R, т. е. браться пониженными согласно следующим данным
Временнсе сопроти- вление 3000 2900 2800 2700 2600 2500 кг]см2
Допускаемые напряжения Сжатие [л]св _ Растяжение [п]св , Срез р]св Сжатие Исе — Растяжение [п]св_|_ Срез [/]св 1000 900 720 При 1200 1100 870 При де 970 870 700 действии 1160 1060 840 йствии ос 930 840 670 ОСНОВНЫ1 1120 1030 810 новных ш 900 810 650 с и случай 1080 990 780 1ГРУ30К 870 780 620 1ных нагр 1040 950 750 830 750 600 узок 1000 920 720

По германским нормам 1931 г. (DIN 4100):

[л]св + = 0,65[п] = 910 KzjcM2
(«]св_= 0,751л] = 1050 „

=0,5 [«]= 700 „

Но в 1933 г. эти нормы были значительно повышены.

Так, для соединений встык по германским нормам принимается (1933 г.):
[п]св+= 0,75[п] = 1050 кг] см2
«_= 0,85[п] = 1190 „

[<]«, =0,65[п]= 900 „

Для швов валиком в Германии принимается напряжение:

[/]св = 0,5 [п] = 700 KzIcAfi.

В мостах по ТУ НКПС все швы валиком рассчитываются на напряже-
ние [/] в 800 кг [см2.

В. Характеристика работы швов встык

Фактическая работа соединения встык наиболее проста ввиду располо-
жения стыка в плоскости соединяемых элементов (фиг. 265) и затрудняется
только различием структуры наплавленного и основного металла и потому
некоторыми задержками в продвижении силовых потоков. Если же стык рас-
234
положить не перпендикулярно направлению действия сил, а сделать его косым
или фигурным в виде треугольного или прямоугольного шпунта или зуба
(фиг. 266), что для увеличения крепости соединения делается теперь довольно
часто, то работа его значительно усложняется.

В этом случае совместно должны работать I—-------t I

в одном сечении сварной и основной металл, .

различные как структурно, так и по своим
механическим характеристикам. Если предел те-
кучести сварного металла окажется выше пре-
дела текучести основного, что часто имеет
место, то при появлении пластических дефор-
маций в основном металле сварной металл как
более жесткий претерпевает резкое перенапря-
жение, в результате чего при напряжениях,
немногим превышающих предел текучести ос-
новного металла, т. е. очень пониженных, по-
является хрупкий излом (фиг. 267), т. е. полу-

чается значительное ухудшение работы, что и доказывается рядом примеров до-
срочных разрушений таких соединений. Обратно, если предел текучести сварного
металла окажется ниже предела текучести основного, то совместные пласти-
ческие деформации являются возможными и соединение работоспособным и
даже несколько более прочным, поскольку сварка, занимая сравнительно не

Фиг. 266. Работа косых и фигурных швов в стык.

большую часть сечения, разгружается остальным металлом. Соединение рабо-
тает здесь в сильной степени на срез при увеличенной вследствие косого
направления стыка площади срезания. По исследованиям проф. Патона упроч-
нение для косых швов с простым или двойным скосом может достичь 2О°/о.
Наиболее выгодный угол наклона с осью элемента 53°. Соединения с прямо-

угольным шпунтом ме-
нее благоприятны, так
как различие пределов
текучести сварного и
основного металла ве-
дет к перенапряжениям
в той или иной части.
Таким образом хотя
это соединение и мо-
жет быть более проч-

ным, чем простые со-

Фиг. 267. Хрупкий излом фигурного шва встык (по дрез- еДинения встык, оно
денским опытам). менее надежно, так как

оно основывается на
крайне переменной разности пределов текучести основного и сварочного металла.
Нецелесообразность его увеличивается при динамической нагрузке.

Что же касается фактической прочности перпендикулярного шва встык,
то при хорошей сварке и наличии нормальных наплывов она достигает
0,90 — 0,95 прочности целого листа, при обычной же сварке — 0,80 — 0,85.
Наибольшую прочность имеют швы средней толщины S = 10 —14 мм.
Швы же других толщин как более тонкие, так и толстые, при большом
количестве слоев дают некоторое понижение прочности, иногда достигающее
10—15°/0. Форма скоса (V-образный и Х-образный шов) большого влияния
на прочность не оказывает и оба эти типа должны быть признаны эквива-
лентными за исключением работы на переменную нагрузку. В последнем
случае V-образные швы прочнее Х-образных. На прочность швов встык
сильно сказывается свобода перемещения соединяемых элементов и зависящие
от нее начальные напряжения (см. стр. 218 и 384).

Г. Характеристика работы лобовых швов

фактическая работа лобового шва валиком весьма сложна, так как кроме
растяжения или сжатия он интенсивно работает на срез по плоскостям сопри-
касания и на изгиб. Точный подсчет и экспериментирование на моделях
показывают, что при работе на растяжение на плоскостях соприкасания
с основным металлом одновременно с основными растягивающими напряже-
ниями появляются и напряжения от действия изгиба и резкого изменения
направления силового потока, которые по своему значению превалируют над
основными. Суммарные напряжения во много раз превосходят расчетные, при-
чем они концентрируются в угле шва (фиг. 268) и очень сильно зависят от
угла наклона гипотенузы треугольника шва, уменьшаясь с уменьшением
этого наклона и увеличением базы треугольника.

Поэтому во всяком случае нежелательно угол’ наклона шва брать больше
'45°; уменьшением же угла наклона, т. е. устройством шва более пологим,
работу шва можно существенно улучшить. Благодаря указанному в крайних
фибрах лобовых швов материал довольно быстро достигает пластических
деформаций, которые увеличивают податливость шва. Однако, несмотря на
это, лобовый шов очень жесток и лает удлинение при разрыве нередко 4 — 5°/0,
что в первую очередь может быть объяснено малой шириной шва по направ-
лению усилия.

Основным недостатком работы лобового шва является крайне сосредоточен-
ный переход силовых потоков с одного листа на другой (фиг. 269), что в связи
с неоднородностью структуры сварного шва приводит к задержкам этих
потоков и перенапряжениям; для уменьшения последних очень полезны по-
логие швы (фиг. 270) или скос накладок; другой мерой является устройство
косых лобовых швов, перехватывающих силовые воздействия на большом
протяжении, что достигается применением ромбических накладок (фиг. 271).
Такая накладка постепенно входит в работу и дает большие удлинения, не-
жели сразу возвышающийся гребень лобового шва. Работа таких швов,
являющихся средними между лобовыми и фланговыми, при статической на-
грузке, судя по произведенным исследованиям, оказывается достаточно благо-
приятной.

Очень часто лобовые швы применяются в дополнение к швам встык
ввиду того, что допускаемое напряжение шва встык, равное [п]со,не дает возмож-
ности полностью использовать сечение стыкуемого листа, имеющего допускаемым
напряжением [w], так как [n] > [w]ce. Разность напряжений [п] и [п]св компен-
сируется доваркой накладки, которая часто приваривается лобовым швом
(фиг. 272). Здесь работа лобовых швов зависит от удлинений накладки,
которые должны соответствовать удлинениям шва встык. Однако обычно
замечается недонапряжение накладки, так как силовые потоки имеют стремление
итти по прямому пути через стыковой шов и его перенапрягают. Поэтому
такое соединение желательно конструировать с запасом.

Фактическая прочность двухрядного лобового шва при перекрытии
накладками может достичь 90 — 95°/0 прочности целого листа и является
наибольшей из соединений швом валиком; при перекрытии внахлестку при
236
полном шве с двух сторон прочность достигает 70 — 85°/0, а при полном
шве с одной стороны и прихватке с другой — 65 — 8О°/о. Наконец при одно-
стороннем перекрытии процент использования обычно «ниже 65°/0 и такие
швы в ответственных конструкциях нежелательны. Тонкие лобовые швы.

Фиг. 270. Пологий шов и
скос накладки, умеряю-
щий резкую работу ло-
бового шва.

Фиг. 271. Ромбическая на-
кладка и ее работа.

Фиг. 269. Схема работы ло-
бового шва. Резкое искри-
вление силовых линий.

Фиг. 272. Усиление стыко-
вого шва накладкой.

вообще говоря, прочнее толстых, так при более толстых швах ухудшается и
качество (в связи с увеличением числа слоев) и увеличивается влияние изгиба
шва. Хотя это понижение прочности не учитывается нашими нормами, оно,

судя по исследованиям Института

сооружений, проявляется достаточно ярко,
особенно при высотах, больших 16 мм.
Поэтому не следует делать за исклю-

Фиг. 274. Разрушение флангового шва.

ИШЕЕЕШЕГ

Фиг. 273. Распределение напряже-
ний вдоль флангового шва.

чением острой необходимости слишком высоких швов (больших 14 —16 мм).
Обычная высота шва равняется толщине накладываемого листа, что делается
из-за удобств контроля. Однако это совершенно необязательно, вполне удобны
швы тоньше листов. Как указывалось по нашим нормам, наименьшая тол-
щина шва 4 мм. По существу толщина швов есть конструктивная данность,
определяемая наличным фронтом наложения швов.
Фиг. 275. Отклонения силовых линий при фланговых швах.

Разрыв лобового шва происходит по рабочей плоскости, т. е. по бис-
сектрисе угла валиком, достаточно внезапно без значительных деформаций
(удлинение, как указывалось, 4 —5°/0). Это ухудшает применение лобовых
швов в конструкциях с динамической нагрузкой.

-мо>/ распределения напряжении
6 различных сечениях. листа и

^нанлодон

Фиг. 276. Распределение напряжений во фланговых швах (по опытам Holloster’a).
Д. Характеристика работы фланговых швов

Работа фланговых швов также весьма сложна и неравномерна.

Эти швы кроме среза работают еще и на изгиб, однако воздействие
последнего вследствие большого момента сопротивления флангового шва
(расположенного по направлению действия сил) несущественно. Важнее здесь
влияние неодинаковости элементарных удлинений (по длине шва) смежных
сваренных элементов, приводящее к изменению напряженного состояния шва
по его длине аналогично работе заклепочного соединения (фиг. 273). Не-
трудно видеть на основании соображений, указанных при расчете заклепочных
соединений (фиг. 199), что напряжения во фланговых швах должны распределяться
по вогнутой эпюре, убывающей по направлению к середине стыка. Вследствие

фменьшение вспучивания листов при фланговых швах (опыты пр.
Hertwig’a над бумажными моделями).

значительной жесткости шва прямоугольная часть эпюры при сварке незна-
чительна, благодаря чему работа флангового шва до предела упругости ока-
зывается весьма неравномерной, причем средняя часть шва — малоработающей.
После перехода предела текучести работа шва выравнивается и перед раз-
рушением шов работает более благоприятно, но все же крайние точки его
остаются перенапряженными до самого конца. Разрушение флангового шва
происходит от концов валика и постепенно переходит к середине по прибли-
зительно диагональной плоскости (фиг. 274), что явно говорит об имеющихся
перенапряжениях на концах. Усиление этих мест специальной доплавкой не-
сколько увеличивает прочность соединения. Разрушение происходит постепенно,
так как слабо работающая средняя часть лишь постепенно, по мере разрушения
крайних, входит в работу, что является преимуществом флангового шва; таким
образом пластическая работа флангового шва выражена сравнительно слабо,
что вполне отвечает сказанному ранее при рассмотрении вопроса об усадочных
(фиг. 241) напряжениях. Вместе с значительными неравномерностями по длине шва
фланговый шов производит большие пертурбации напряжений в соединяемых
им элементах; силовые линии этих элементов, очевидно, должны резко откло-
няться от своего нормального направления (фиг. 275), причем тем резче, чем шоп
короче, а полоса шире; кроме того наклонное размещение силовых линий
приводит к сжимающим воздействиям на соединяемые элементы, каковые
воздействия стремятся эти элементы вспучить, т. е. усиливают имевшееся уже

раньше подобное стремление в листах от остывания контурных фланговых
швов (фиг. 238). Вслед-

Зпюры распределения напряжении
6 различных сечениях листа и
/чанладон.

Фиг. 278. Влияние обварки по контуру на распределе-
ние напряжений в соединении.

Ср&зыб. сила на /погсм.шба

Насатепьн напряжения по

Олине сборного шба
нг/см г

1QOO---

500\—р

^25 50 75 100 125

ствие этого напряжения
в листах, в которых сила
воспринимается только по
контуру, оказываются рез-
ко неравномерными (фиг.
276). Таким образом ра-
бота флангового шва
складывается не особенно
благоприятно. Мерами
борьбы являются устрой-
ство наклонных фланго-
вых швов, т. е. устройство
ромбических накладок,
перехватывающих сило-
вые потоки, и обварка
накладок по контуру, т.е.
комбинации лобовых и
фланговых швов (фиг.
277). Лобовые швы ча-
стично перехватывают си-
ловые потоки и их вы-
правляют и тем самым
препятствуют вспучива-
нию элементов (фиг. 278).
Однако, устраивая ком-
бинацию лобовых и флан-
говых швов, ненужно за-
бывать, что модули упру-
гости тех или других раз-

личны и что вследствие
меньшего модуля фланго-
вого шва последний бу-

дет запаздывать в своей
работе; поэтому лобовые
швы как более жесткие

будут несколько перенапрягаться, почему сильное развитие фланговых швов
в ущерб лобовых при обварке накладок по контуру нецелесообразно.

Неравномерность работы фланговых швов по их длине приводит к мысли

ограничить последнюю, так как с увеличе-
нием длины шва протяжение малоработаю-
щей его части увеличивается. Особенно это
справедливо для прикреплений стержней к
большим плоскостям, напряжение в которых
по направлению усилия стержня невелико
(фиг. 279). В этом случае эпюра распределе-
ния напряжений получается несимметричной
н хвостовая часть стыка ненапряженной. Слу-
чай этот наиболее часто встречается в прак-
тике фланговых швов. На основании ука-
занного расчетную длину флангового шва,
для которой можно принять равномерное рас-
пределение напряжения, обычно ограничивают

Фиг. 279. Распределение напряже-
ний в фланговом шве при прикре-
плении элемента.
величиной 25Аад, где Лш—высота шва. Для более же длинных швов понижают
напряжения. По ТУ и Н наибольшая возможная длина шва (при пониженных
напряжениях) принимается в 75Лш, причем напряжения уменьшаются линейно
от нормальной величины [/]св при ^Л = 25Лшдо 0,67 [£]св при /^л = 75Лш,
т. е. в этих пределах напряжения принимаются по формуле [/]'e = k [/]св > где
k— коэфициент, указанный в табл. 21.

Таблица 21

Коэфициенты понижения допускаемых напряжений на срез флангового шва
в зависимости от его длины

1фл 25 30 Лш 40 Аш 50 hm 60 аш 70 Лш 75 Лш
к 1 0,97 0,90 0,83 0,77 0,70 0,67

Для уменьшения длины и количества сварки фланговые швы часто де-
лаются прерывистыми. По нашим нормам наименьшая рабочая длина шва
принимается 40 мм, не считая конечных частей (кратеров в 10 мм), которые
условно в расчет не принимаются. Прерывистые швы сильно страдают от
непроваров, и аккумулируют местные напряжения. Поэтому применение их
в ответственных деталях нежелательно. Тонкие фланговые швы несколько
прочнее толстых. Однако зависимость от толщины здесь менее ярка, чем в ло-
бовых швах.

Е. Характеристика работы швов втавр

Фактическая прочность шва втавр слабее прочих швов, составляя
в среднем 75°/0 прочности двух лобовых швов при соединении накладками.
Объяснение этого обстоятельства не вполне ясно, так как по существу оба
шва не отличаются друг от друга. Повидимому вопрос сводится к большим
трудностям заварки и возможным пережогам при наложении четырех швов
в весьма распространенном типе соединения втавр крестом и изгибе сравни-
тельно нежесткого перпендикулярного элемента. При работе же на сжатие
положение исправляется тем, что в работу входят и торцы соприкасания
листов, а потому такое соединение (весьма распространенное например при
приварке баз колонн) более возможно, однако и здесь желательно итти с не-
сколько пониженными напряжениями. Особенно низкие напряжения получа-
ются в соединении с односторонней приваркой, к которой приходится иногда
прибегать при недоступности другой стороны (фиг. 245).

Ж. Опытные данные прочности различных соединений

Как было указано и как ясно из изложенного, равномерность распреде-
ления напряжений по сечению шва не отвечает действительности и является
только удобной для расчета предпосылкой. Точно так же не вполне верно
предположение о равной прочности различных сварных соединений. Произве-
денные к настоящему времени массовые испытания различных типов соеди-
нений показывают, что сварные соединения далеко неравнопрочны (фиг. 280).
Из соединений при помощи шва валиком, работающих на нормальные напря-
жения (растяжение, сжатие), наименьшее сопротивление имеет соединение
втавр, наивысшее — соединение накладками. Большое понижающее влияние
оказывает асимметричность соединения, особенно при соединениях втавр.
Соединения встык, вообще говоря, прочнее соединений валиком, но дают
более разбросанные точки. Фланговые швы работают более стандартно как
в симметричной, так и асимметричной форме.

3. Работа сварных швов на переменную нагрузку

На переменную нагрузку сварные швы работают значительно хуже
основного металла, что является прямым следствием неоднородности свар-
ного шва.

Все исследования показывают значительное понижение рабочей проч*
ности сварки по сравнению с основным металлом. Эти понижения крайне

Фиг. 280. Сравнение прочностей различных типов сварных соединений.

разнообразны, завися от ряда привходящих обстоятельств и в самых неблаго-
приятных обстоятельствах, доводя предел усталости до цифры 0,2 — 0,3 вре-
менного сопротивления, т. е. до исключительно низких цифр (фиг. 281). В
конструкциях эти низкие цифры не столь существенны, поскольку конструк-
ции работают на асимметричные циклы (за исключением некоторых частных
случаев, например в фундаментах под машины). Однако произведенные
испытания и на асимметричные циклы от нуля до максимума (на специальных
машинах, пульсаторах, позволяющих исследовать конструктивные формы швов)
показывают значительное понижение прочности и в этом случае при пере-
менных нагрузках, в среднем достигающее до 0,4, а в некоторых случаях
даже до 0,3 временного сопротивления.

Эти исследования показывают, что рабочая прочность сварных швов,
завися от местных перенапряжений в первую очередь, зависит от качества
сварки, от формы шва, угла скоса шва, величины наплыва, направления шва
и т. д. Всякое резкое изменение формы образца или шва, заключающееся
в резком бугре наплыва, крутом гребне шва валиком, резком угле скоса при
шве встык или неровной поверхности валика или наплыва, резко поднимаю-
щихся от поверхности основного металла, служит ухудшающим обстоятель-
ством при работе на переменную нагрузку, так как концентрирует около
себя перенапряжения. Все это усугубляется качеством шва, его структурой,
пористостью и хрупкостью, крупнозернистостью основного металла у сварки,
где нередко появляются трещины (фиг. 282). Сварка обмазанными или обмо-
танными электродами дает более вязкий шов, улучшающий работу соеди-
нения, сварка же голыми электродами — более хрупкий шов, понижающий

сопротивление настолько,
что в конструкциях, ра-
ботающих на переменную
нагрузку, сварка голыми
электродами должна быть
запрещена. Хорошие ре-
зультаты получаются при
газовой сварке, которая
дает плотный шов и тем-
пературные воздействия
которой меньше. Рабочая
прочность газовой сварки
в среднем на ЗО°/о выше
рабочей прочности эле-
ктросварки и поэтому
применение газовой свар-
ки должно всячески по-
ощряться.

Наконец хорошие
результаты на перемен-
ную нагрузку дает кон-

Число перемен

Фиг. 281. Рабочая прочность сварных соединений при
симметричных циклах.

к конструкциям, работающим на

Фиг. 282. Трещина усталости основ-
ного металла у сварного шва (иссле-
дования Ros’a).

тактная сварка, не имеющая присадочного материала, когда элементы на-
греваются пропуском тока и сдавливаются друг с другом. Но контактная
сварка в конструкциях в настоящее время не применяется.

Все указанное делает рабочую прочность крайне непостоянной; поэтому
переменную нагрузку, могут допускаться
лишь лучшие сварщики, дающие плотный
шов, с достаточным проваром, но без
пережженного металла, с ровной поверх-
ностью шва и без большого наплыва.
Полное отсутствие наплыва или его счи-
стка (при должной плотности шва) по-
вышают рабочую прочность.

Что касается рабочей прочности
асимметричных циклов (О -f- S) различных
типов швов, то наилучшими должны счи-
таться швы встык, наиболее простые по
своей природе. Рабочая прочность шва
встык при электросварке составляет
9-4-18 кг] мм2, в среднем 14 кг/мм2,

газовой 12-г-22 kzJmm2, в среднем около 18 кг}мм2.

Если сравнить с рабочей прочностью заклепочных соединений, равной
приблизительно 20 кг] мм2, мы видим, что в этом наилучшем случае сварка
дает существенные снижения. Наклонное размещение шва, повидимому, не-
сколько улучшает его сопротивление; устройство шпунтового соединения
с входящим углом при газовой сварке не дало ухудшения. Усиление шва
встык дополнительными накладками при симметричном их расположении улуч-
шает работу шва, если накладки приварены пологими швами и если толщина
накладок при помощи острожки сделана переменной. Резко выступающие
накладки работу шва ухудшают.
Фланговые швы работают хуже швов встык в силу значительных нерав-
номерностей напряжений, ими возбуждаемых. Рабочая прочность асимметрич-

ных циклов фланговых швов

Фиг. 283. Трещина
усталости у ромбиче-
ской накладки.

при электрической сварке равняется приблизи-
тельно 14 кг/мм2, в среднем 12 кг/мм2, при
газовой в среднем 14 kzJmm2, что конечно
очень мало.

Укорочение и уширение прикрепления при
наличии фланговых швов ведет к ухудшению
сопротивления, повидимому, в силу более рез-
кого загиба силовых потоков. Поэтому стрем-

Фиг. 284. Трещина усталое хи
у прорезей.

ление к коротким и более

ботающих на переменную нагрузку, неправильно.

толстым фланговым швам для конструкций, ра-

Помещение лобовых швов,
т. е. переход к комбинирован-
ным соединениям, улучшает по-
ложение. Ромбические накладки
также улучшают работу, од-
нако у острия накладки скоп-
ляются напряжения в основном
металле, которые могут при-
вести к трещинам усталости
(фиг. 283). Значительно улуч-
шают работу пологие швы.
Устройство прорезей также мо-
жет привести к трещинам уста-
лости у входящих углов про-
рези (фиг. 284).

Лобовые швы подверглись
меньшим исследованиям; при

Фиг. 285. Трещина усталости у начала
бового шва.

чинается у корня валика (фиг.
местных перенапряжений. И здесь
благоприятна острожка накладок

к более равномерному распределению силовых потоков.

пологих швах сопротивление
валика ло-

их немногим выше фланговых;
разрушение лобовых швов на-
285) в соответствии с скоплением здесь
пологие швы благоприятны. Точно так же
у примыканий к ним шва, приводящая
Результаты всех этих исследований заставляют в конструкциях, рабо-
тающих на переменную нагрузку, сварку применять достаточно осмотрительно
и при существенно пониженных напряжениях.

В 1931 г. в наших нормах была применена формула понижения напря-
жений по типу формулы Вейрауха, а именно: допускаемое напряжение умень-

1 5

шалось на коэфициент приведения 1=1--------, отвечавший только зна-

3 *^тах

копеременным нагрузкам.

Однако все исследования показывают, что колебания нагрузки даже
одного знака, т. е. простые асимметричные циклы, неблагоприятно отражаются
на сварке. Поэтому в новых нормах введена формула, учитывающая и это
обстоятельство.

Формула эта имеет следующий вид;

Y_______°тах___

7 ^+о.з(4«—W

(О

или, что одно и то же, расчетное усилие 5 при действии переменной нагрузки
берется не 5тах, а приведенное, равное:

S = SmaxH-0,3 (5max —Smin) = 1,3 5max-0,3 Smin, (2)

причем здесь 5max и 5min берутся со своим знаком.

Это дает при симметричных циклах (от 5тах до 5min) коэфи-
циент т = j-g = 0,63 или усилие 5=1,6 5тах; при асимметричных циклах (от
•$тах ДО °) Т = Гз = 0’77 или УСИЛИе ‘S=1’3 ’S’max-

В таком случае при асимметричных циклах (5тах— 0) допускаемое на-
пряжение на растяжение:

1»Е"=t ["]«=°>77 • 900 = 695 кг1с^>

на срез:

(С" = 1 Ие. = °’77 720 = 555 кг1см*’

что дает коэфициент запаса по отношению к швам;

встык: £ст = -—^-«2. Здесь 1400 кг)см2— рабочая прочность шва встык,

фланговых:

. __1200

4>л“ 555

= 2,15

и лобовых:

1300

W— 695

= 1,87,

и близко к нашим запасам для клепки.

При симметричных циклах (от Smax до Smin) допускаемое напряжение
[w]' = 7 [и]св = 0,63 • 900 = 570 кг[см2. Если считать рабочую прочность

7?^ = 0,25 R» что Достаточно низко, то получим Rycm = 0,25 • 3000 =
= 750 kzJcm2 и коэфициент запаса £ == 1,3, который конечно невелик.
Однако конструкции на такие циклы, т. е. в условиях непрерывных колебаний
нагрузки, работают крайне редко.

НКПС в расчете сварных мостов принимает коэфициент:

Т = 0,75 5тах-0,25 (3)

что дает допускаемое напряжение при асимметричных циклах:

[С™ = т [П]св = 0,75 • 900 = 675

[t]y™ = Т [/]св = 0,75 • 800 = 600 кг^

и коэфициент запаса по отношению к швам:
встык:

и валиком

При симметричных циклах:

НГ = к Н. = 0.5 [»]„ = 450
и коэфициент запаса:

I 750 1 К7

5 = 450 = 1’67-

Необходимо отметить, что НКПС в мостах все швы валиком, лобовые
и фланговые считает на одно напряжение [Z]ce = 800 кг) см2.

§ 6. РАСЧЕТ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ, РАБОТАЮЩИХ НА ОСЕВУЮ СИЛУ

А. Соединения встык

Как указывалось, при расчете сваоных соединений предполагается равно-
мерное распределение напряжений по сечению. Таким образом для шва встык
наибольшее возможное усилие S равняется:

*e» = 8'<U«U (О

где —рабочая длина шва, 8 = Аш — наименьшая толщина соединяемых
элементов, равная высоте шва без наплыва (фиг. 262).

Аналогично тому, как при расчете заклепочных соединений расчет ве-
дется по усилию, которое сможет воспринять одна заклепка, при расчете
сварных соединений расчет ведется по сопротивлению 1 пог. см шва, равному
Ысв^» и находят требуемую рабочую длину 1^ по формуле:

» _ $ст

’ (2)

Рабочая длина берется на 10 мм меньше действительной длины ввиду
того, что в начальных и конечных точках шва в месте зажигания и тушения
дуги, так называемых кратерах, шов часто получается недоброкачественный.

Для определения величин [и]св& имеется табл. 22.
247

Таблица 22

Допускаемое усилие на 1 пог» см шва встык в зависимости от толщин свариваемых элементов (в кг/пог. см)

Наименьшая толщина свариваемых элементов Для основных нагрузок При совместном действии всех нагрузок
действие всех видов нагру- зок за исключением регу- лярно-знакопеременной и ви- брационной: [л]+ = 900 кг/см2 [л]_ = 1000 кг [см2 действие регулярно-знако- переменной и вибрационной нагрузок: [л]+ = 600 кг!см2 [л]_ = 670 кг/см2 действие всех видов нагру- зок за исключением регу- лярно-знакопеременной и ви- брационной:' (л)+ = 1100 кг/см2 [л]. = 1200 кг!см2 действие регулярно-знако- переменной и вибрационной нагрузок: [л] + = 730 кг!см2 [л]_ = 800 кг[см2
о мм растяжение сжатие растяжение сжатие растяжение сжатие растяжение сжатие
4 360 400 240 268 440 480 292 320
5 450 500 300 335 550 600 365 400
6 540 600 360 402 660 720 438 480
7 630 700 420 469 770 840 511 560
8 720 800 480 536 880 960 584 640
9 810 900 540 603 990 1080 657 720
10 900 1000 600 670 1100 2000 730 800
11 990 1100 660 737 1210 1320 803 880
12 1080 1200 720 804 1320 1440 876 960
13 1170 1300 780 871 1430 1560 949 1040
14 1260 1400 840 938 1540 1680 1022 1120
15 1360 1500 900 1005 1660 1800 1095 1200
16 1440 1600 960 1072 1760 1920 1168 1280
Пример 21. Рассчитать соединение встык листа 800 X 12 мм при растя-
гивающем усилии 5=70 т (фиг. 286). Временное сопротивление сварки
/?св = 3000 кг [см2.

Ввиду того что толщина листа 12 мм < 20 мм, берем соединение V-
образным швом.

70 000

Напряжение в шве п = ——— = 730 кг/см2 < 900 кг/см2.

При допускаемом напряжении в сварке [и]св+ = 900 кг[см2 (при /?св =
= 3000 KzjcM2) рабочая длина шва была бы достаточна:

, _ 5 _ 70000 _

*ст [«]св8 900 • 1,2 “ 65 СМ'

Рациональнее же делать сплошной шов.

То же значение можно получить и по табл. 22.

Сопротивление 1 пог. см шва встык при 8=12 мм равняется 1080 кг,
т. е.

_ 70000

ш~ 1080“

Фиг. 286. Стык примера 21.

см.

Фиг. 287. Расчет лобового шва.

Б. Соединения внахлестку или накладками, приваренными
лобовыми швами

Для лобового шва наибольшее возможное усилие 5 равняется (фиг. 287):

= (3)

или требуемая рабочая длина шва по усилию:

I =------

М6

Действительная же длина должна быть на 10 мм длиннее.

Для числа 0,7Лш[п]св, представляющего собою сопротивление 1 пог. см
лобового шва, составлена табл. 23.

Пример 22. Рассчитать стык листа 400 X Ю, работающего на растя-
жение при усилии 5 = 30 т при помощи двух накладок, приваренных лобо-
выми швами (фиг. 288). Временное сопротивление сварки 2700 кг1см2.

248

Таблица 23

Допускаемое усилие на 1 пог. см лобового шва в зависимости от его толщины (в кг{пог. см)

Толщина шва h мм Рабочая высота се- чения т = 0,7 h (мм) Для основных нагрузок При совместном действии всех нагрузок
действие всех видов на- грузок за исключением ре- гулярно-знакопеременной и вибрационной: [п]+ = 900 кг!см2 [л]_ = 1000 кг[см2 действие регулярно-зна- копеременной и вибра- ционной нагрузок: [л]+ = 600 кг/см2 [п]_ = 670 кг[см2 действие всех вид в на- грузок за исключением регулярно-знакоперемен- ной и вибрационной: [л]+ =1100 к?'см2 [п]_= 1120 кг[см2 действие регулярно-зна- копеременной и вибра- ционной нагрузок: [л].|. = 730 кг/см2 [л]_ = 800 лг/сж2
растяжение сжатие растяжение сжатие растяжение сжатие растяжение сжатие
4 2,8 252 280 168 188 308 336 204 224
5 3,5 315 350 210 235 385 420 256 280
6 4,2 378 420 252 281 462 504 307 336
7 4,9 441 490 294 328 539 588 358 392
8 5,6 504 560 336 375 616 672 409 448
9 6,3 567 630 378 422 693 756 460 504
10 7,0 630 700 420 469 770 840 511 560
11 7,7 693 770 462 516 847 924 562 616
12 8,4 756 840 504 563 924 1008 613 672
13 9,1 819 910 546 610 1011 1092 664 728
14 9,8 882 980 588 657 1078 1176 715 784
15 10,5 945 1050 630 704 1155 1260 767 840
16 11,2 1003 1120 672 750 1232 1344 317 896
Прежде всего определим допускаемое напряжение на сварку:

2700

[Ч.+ = 9°°- 3000 =810 «г/сЛ

Задавшись рабочей длиной швов на накладках /ло^=380 мм, опреде-
ляем требуемую суммарную высоту двух лобовых швов.

Имеем:

5=2/плЛ0,7А [«] . ,
ЛОО ’ ШI J ce-f-»

откуда

9. _ 5 _ 30000 _

ш I „Л7 [«L-4. 38 ’0,7-810 ММ'

лоб ’ 1 Jce*j* ’

Фиг. 288. Стык приме-
ра 22.

Берем 2 шва по 8 мм, толщину
накладок берем по 3^=10 мм.

Наименьшая длина накладок с —
= 58^ = 50 мм

Фиг. 289. Расчет фланговых
швов.

В. Соединения внахлестку или накладками, приваренными
фланговыми швами

а) Симметричные сечения. Для фланговых швов (фиг. 289) формула
остается той же, что и для лобовых, только нормальное напряжение [я]св
должно быть заменено касательным [/]с- и наибольшее возможное усилие:

откуда

•5<М = °>7Аш^Ии.

s^,

/ _______9>Л

фл 0,7hm[t]a

(5)

(6)

Здесь 1фл—суммарная рабочая длина фланговых швов. Действительна»
же длина каждого шва должна быть на 10 мм больше.

Для величины 0,7Лш[/]св— сопротивление 1 пог. см флангового шва —
составлена табл. 24.

Фланговых швов должно быть два, если они располагаются по наруж-
ным контурам прикрепляемого элемента, или большее количество, если наряду
с этим применяются еще прорези.

Пример 23. Рассчитать прикрепление фланговыми швами швеллера № 2i
при усилии на растяжение 5=40 т (фиг. 290). Временное сопротивление
сварки 3000 кг1см2.
Таблица 24

Допускаемое срезывающее усилие на 1 пог. см флангового шва в зависимости от его толщины (кг/пог. см}

Толщина h. мм Рабочая высота сечения m = Q,7h мм Для основных нагрузок При совместном действии всех нагрузок
действие всех видов нагрузок за исключе- нием регулярно-знако- переменной и вибра- ционной: И = 720 кг/см2 действие регулярно- знакопеременной и ви- брационной нагрузок: [/] = 480 кг 1см2 действие всех видов нагрузок за исключе- нием регулярно-знако- переменной и вибра- ционной: И = 870 кг/см* действие регулярно- знакопеременной и ви- брационной нагрузок: [*] = 580 кг) см2
4 2,8 202 134 245 162
5 3,5 252 168 305 203
6 4,2 302 202 365 244
7 4,9 353 235 426 284
8 5,6 403 269 487 325
9 6,3 454 202 548 365
10 7,0 504 336 609 406
11 7,7 554 370 670 447
12 8,4 605 403 731 487
13 9,1 655 437 792 528
14 9,8 706 470 853 568
15 10,5 756 504 914 609
кэ 16 11,2 806 538 974 650
Толщину фланговых швов берем 10 мм, приблизительно равной тол-
щине стенки швеллера. Суммарная длина швов;

51/ — д — ^ииии

^‘фл — O,lhm[t]ce ~ 0,7 • 1 • 720 СМ"

Ввиду симметричнссти сечения располагаем швы с каждой стороны
по 40 см. Действительная длина каждого шва должна быть 41 см. Шов
слишком длинен (/ш = 40Лш), поэтому увеличиваем толщину шва до 12 мм.
Тогда:

40000 да

0,7 • 1,2 • 720 6 СМ*

берем с каждой стороны по 34 .см. Отношение длины шва к толщине:

что близко к 25. Поэтому допускаемое напряжение на шов может быть
оставлено в 720 кг/см*.

Фиг. 291. Прикрепление примера 24.

Фиг. 290. Прикрепление при-
мера 23.

Более же точно согласно табл. 21 оно должно быть равно:

[ /]св = 0,98 • 720 = 706 кг)см\

Пример 24. Прикрепить фланговыми швами швеллер № 30, работающий
на растяжение при усилии 5=70 т (фиг. 291). Временное сопротивление
сварки = 3000 кг/см^. Фронт прикрепления швов швеллера ограничен
25 см.

Определяем поперечную площадь приварки:

yF ____________,70 000

“ (<]«. 720 98 СМ

Тогда потребная толщина шва, исходя из условия симметричного при-
крепления швеллера по 25 см на сторону, будет равна:

2F 98

_ _ Ш_________° __ QO

2/^ • 0,7 50 • 0,7 ~ ’
Очевидно такая толщина шва слишком велика, а поэтому необходимо
устройство прорези. При применении широкой прорези (по 2 шва) и толщине
шва, равной толщине стенки швеллера, т. е. 11 мм, суммарная длина шва:

2^=-<+гт=127 см-
фл \J,l • 1,1

При симметричном размещении прорезей и четырех симметричных швах
(двух на кромках и двух в прорези) длина каждого шва:

127
^=-4—32 см-

что больше имеющегося фронта приварки (25 см) и предельной длины про-
рези, равной:

b 30

- = —=15 см.

Поэтому возьмем 2 прорези длиною по 15 см и шириною по 4 см^ЗЬ.
Расстояние между прорезями берем 12 см’, расстояние от края прорези
до обушка (фиг. 291):

30 —(12 + 2-4)
е =------------— =5 см.

При высоте шва в прорези 11 см, равной толщине стенки швеллера,
усилие, воспринимаемое четырьмя швами прорези:

Sn= [Л 4Zne - 0,7А”р = 720 4 • 15 • 0,7 • 1 = 33200 кг.
пр ь JC0 Пр ' Ш '

На кромки швеллера передается сила:

SKp = S—Snp = 70 — 33,2 = 36,8 т.

При длине сварки 25 см толщина шва на кромке:

S 36 800

tKP __ __________________ ________________

“ 2 - *°.7 2 • 720 • 25 - 0,7

= 1,5

СМ)

что годится.

Проверим выступ прорези линии а — а (фиг. 291).

Усилие, воспринимаемое двумя внутренними швами прорези, равняется:

$пр _

2 “

33 - 2

= 16,6 т.

Сечение выступа:

F.= 12 -1,1 = 13,2 см*.

Тогда напряжение выступа:

= 1260 кг1см*-
Для определения напряжения в крайнем выступе найдем усилие, воспри-
нимаемое крайними швами, на протяжении 15 см*

$к„ = Ие. • V О.7 (С + С) = 720 • 15 • °-7 (1,5 +1,1) = 19 700 кг.

Площадь крайнего выступа швеллера может быть принята:

F^ = 10 • 1,65 + 3,35 • 1,1 = 20,2 см*.

Следовательно напряжение:

п =

19 700 Л

-2qJ- = 975 кг/слА.

Запас около ЗО°/о здесь очень полезен, так как есть вероятие предпо-
ложить, что выступ швеллера полным сечением работать не будет.

Проверим сечение швеллера у корня прорезей, т. е. на 10 см от начала
прикрепления (по сечению а — а).

Фиг. 292. Распределение швов при
прикреплении несимметричного про-
филя.

Фиг. 293. Определение длин швов
при прикреплении несимметричного
профиля.

54 900 Л

= 53 5 — 1°25 кг1см2‘

На протяжении 10 см швы на кромках воспринимают:

S'Kp = 2 • 0,7h^lw[t]ce = 2 • 0,7 • 1,5 • 10 • 720 = 15 100 кг.

Усилие в швеллере в корне прорези:

Se = S—S'xp = 70 —15,1 = 54,9 т.

Площадь швеллера нетто у корня прорезей:

F = FK —2а 8 = 62,30 — 2 • 4 • 1.1 = 53.5 см*
* нетто брутто пр >

где а— ширина прорези.

Тогда

б) Несимметричные сечения. Если элемент симметричен и имеется
достаточно места для помещения швов, они должны быть равной длины и
симметрично расположены относительно оси стержня; в противном случае
длины их, или, правильнее, площади, должны быть расположены таким обра-
зом, чтобы равнодействующая швов совпадала с осью стержня (фиг. 292)
254
во избежание эксцентриситета прикрепления, т. е. должно быть соблюдено'
равенство:

2^=0» (7)

где — плоЩаДь шва, а е — расстояние от шва до центра тяжести (оси)
стержня; при одинаковых высотах швов равенство (7) переходит в

2 4.*-о»

(7'>

что дает в частности для двух швов следующие соотношения (фиг. 293):
SV=°;

следовательно: </ = <.«": <.+С=2/~>
откуда: g II нН ч II

Пример 25. Рассчитать прикрепление фланговыми швами уголка 130 X
X 130 X 10, работающего на растяжение при усилии S=30 т. Временное
сопротивление сварки 3000 кг] см2 (фиг. 294).

Определяем потребную площадь приварки:

5 30 000 „„ „ ^Гш~У]св~ 720 ~41’ СМ'

Площадь приварки распределяем так, чтобы стачические моменты их:
относительно центра тяжести уголка равнялись нулю. Расстояния от центра
тяжести до кромок уголка 130 X 130 X Ю (по сортаменту) = 3,56 см,.
ег = Ь— е1 = 13,0 — 3,56 = 9,44 см. Считаем расстояние между осью (цен-
тром тяжести) уголка и центрами тяжести швов е' = 4,00 см, е" = 9,70 см..
Тогда имеем площадь приварки у обушка:

, 41,7-9,70

р — “__=_____________== 29 5 см2

- е' + е» — 13,70 = см •

У края горизонтальной полки:

— е' + е" — 13,70 ~ ’

см\

Толщину сварки у горизонтальной полки берем равной толщине уголка^
1г'ш = 10 мм, тогда рабочая, длина шва:

и 12,2 , _ _

1^ = -——р = 17,5 см; берем 18 см.

Толщину сварки у обушка берем А^=14 мм (наибольшая возможная-
28 = 20 мм}, тогда рабочая длина шва у обушка:

г 29 5

= = 30 см; берем 31 см.
Тогда

---«22,
1,4

что вполне благоприятно. При одинаковой толщине швов длина шва у обушка
была бы

f 29,5

Z«*= 0,7 • 1

= 42 см,

что несколько длинно.

Г. Прорези и электрозаклепки

Прорези и электрозаклепки рассчитываются, так же как и фланговые
швы, на срез. Широкая прорезь эквивалентна двум фланговым швам.

Фиг. 294. Прикрепление примера 25.

Фиг. 295. Прикрепление примера 26.

Узкая прорезь и электрозаклепка рассчитываются на срез по плоскости
соприкасания с другим листом, следовательно наибольшее усилие узкой про-
рези (фиг. 2§7):

пр пр npL 1Св>

(9)

где апр — ширина прорези понизу, 1пр—ее длина.
Соответственно для электрозаклепки:

(Ю)

Пример 26. Предположим, что в швеллере примера 24 фронт прикре-
пления на одной из его кромок увеличен до 40 см (фиг. 295). Посмотрим,
насколько это обстоятельство улучшает условия прикрепления. При толщине
швов по кромкам швеллера, равной 15 мм, усилие, воспринимаемое длинной
кромкой:

S' = 0,7A^f J/]ce = 0,7 • 1,5 • 40 • 720 = 30 200 кг.

Остальное усилие

S" = S — 5'= 70 —30,2 = 39,8 т
передаем на короткую кромку и прорезь, расположенную асимметрично. Для
восприятия этого усилия необходима площадь приварки:

39 800

720

= 55,3 слА.

Для симметричности прикрепления необходимо, чтобы статический мо-
мент этой площади вокруг оси швеллера равнялся статическому моменту при-
варки по длинной кромке.

Последний статический момент равняется:

, j(b h'<A /30

Fe' = 0.7*; • (д 4-= 0,7 • 1,5 • 40 (^— + 0,5 ) = 650 см*.

Площадь приварки по короткой кромке:

= 0,7*V, = 0,7 • 1,5 • 25 = 26,2

Статический момент этой площади:

/ / = 26,2 - 15,5 = 406 см*,
кр • •

На прорезь остается площадь:

Fnp = 55,3—26,2 = 29,1 см*
и статический момент:

Fe = F'e — F"e" = 650 — 406 = 244 слА.
пр пр пр

Следовательно расстояние прорези от оси швеллера:

Fen 244
пр пр

F,* “29Д

= 8,4 см.

Берем узкую прорезь шириной апр = 2 см* тогда длина прорези:

29,1
— = 15ез<.

Проверим выступ швеллера между прорезью и кромкой. Площадь вы-
ступа (полка швеллера и часть стенки):

Fe = 10 • 1,65 + 3,95 • 1,1 = 20,8 см?.

Усилие, передаваемое кромкой на протяжении 15 см выступа:
5=0,7 • 1,5 - 15-720=11 300 кг
кр »

и половиной прорези:

5 = 15 • 1,1 • 720= 11 900 кг.
пр

Всего

ЗОО-f-11900 = 23200 кг.

Напряжение
23 200
" = ~20Л = 1|15ю/^-

Д. Соединения втавр

Соединение втавр (фиг. 296) может работать на осевую силу (на рас-
тяжение или на сжатие) или на изгиб.
При работе на осевую силу расчет его не отличается от расчета лобо-
вого шва. Наибольшее возможное усилие:

Фиг. 296. Прикре-
пление втавр.

Фиг. 297. Прикре-
пление примера 27.

$тавр 0» кщ ^тавр Исе

(П)

рабочая длина шва:

. _ *~\иавр

<VM4e‘

Ввиду слабости своей работы
на осевую силу соединение втавр це-
лесообразно только при работе на
сжатие и достаточно хорошем при-
мыкании торцев.

Пример 27. Рассчитать при-
крепление втавр листа 500 X 8 мму
работающего на сжатие, при усилии
5=57 т (фиг. 297). Временное со-
противление сварки 7?св= 2700 кг/сдР,
Определяем допускаемое напря-
жение на сварку:

2700

[«]<» = 1000 = 900 кг/сМ».

Осуществляем прикрепление двумя лобовыми швами. Длина швов
2-500=1000 мм. Требуемая высота шва:

Л“ • °.7 • Не. = 100 • °>7 • 900 °’9 СМ'

Берем 1,0 см.

Е. Комбинированные соединения

Комбинированные соединения применяются чаще всего в виде соеди-
нения встык с накладками (фиг. 298). Такая комбинация особенно распро-
странена потому, что вследствие меньшего сопротивления сварки усилие, пе-
редаваемое через соединение встык,
имеющее ту же площадь, что и основ- _

ной лист, менее нормального усилия —у- Ф ~

листа, и последний не может быть пол-
ностью использован. Для пополнения

площади соединения встык и приме-
няется добавка накладок. При V-образ-
ном шве накладку рационально рас-
полагать с узкой стороны стыка (фиг. „ г—
298, а). В таком случае эксцентриситет
положения накладки несколько компен-

сируется асимметричностью шва, пара-

лизуется влияние частых непроваров в фиг 298. Комбинированное соединение
узкой стороне стыка и менее приходит- накладками.

ся тратить работы на зачистку наплыва.

При двух накладках, т. е. при накладках с обеих сторон листа, эксцен-
триситет отсутствует, но зато требуется достаточно мешкотная работа по за-
чистке наплывов (фиг. 298, б).
В сечении а — а, состоящем из накладок и CTbiRS,

ошшмвта

общее напряжение, поскольку накладка приварена к листам. Следовательно
если S—усилие в стержне, Fem— площадь сварки в стыке, равная /етЛш =
= /^8,.: FH — плошадь накладок, равная '° дс'"жно быть:

S S г п

F F ~ I 8 4- УЬ 6
ст । н ст л I н

поскольку комбинированное сопряжение рассчитывается по
напряжению [*]св, откуда можно получить требуемую площадь накладок:

5- ['LZ™

I'L

(13)

Расчет этот по существу является расчетом в запас прочности, так как
разрушение соединения может произойти лишь после того, как сопротивление
накладки будет превзойдено (фиг. 299).
Однако при значительных пластических уд-
линениях в накладке и большей жесткости
сварки шва встык в сварке могут появиться
трещинки; они развиваются в порядке
микротрещин, устанавливающих фактиче-
ское пластическое поведение сварки, ана-

Фиг. 299. Расчет комбинированных
соединений накладками.

Фиг. 300. Комбинированное пе-
рекрытие с кусковыми наклад-
ками.

логичное поведению бетона в растянутой зоне железобетона, благодаря чему
все усилие передается на накладки. Поэтому последние рациональнее рассчи-
тывать с запасом на [^]св, а не по [я]св, как это разрешено нормами проек-
тирования.

Зная площадь накладки, можно, задавшись толщиной 8н, определить ши-
рину накладок или, обратно, по определить 8*. При неболь-
ших FM часто применяются узкие накладки в виде лент, перекрывающих
стык. Расстояние между лентами берется порядка 200—250 мм (фиг. 300).
Зная усилие в накладке, очевидно, равное:

= (14)

где п— напряжение в стыке,
« = (15'

cm I к

определяем швы для прикрепления накладок. Здесь возможно:
1) прикрепление накладок лобовыми швами, требующее
наименьшей длины накладки, но во всяком случае не меньше 58м (фиг. 301).
В этом случае:

(16)

что возможно при малых 5 или при площадях накладок, поставленных с за-
пасом. Здесь 1^—рабочая длина лобового шва.

В этом случае соединение лимитируется наиболее слабым местом, лобо-
выми швами, которые допускают усилие в накладке:

и напряжение в накладке:

^0,7[f]

^ш^лоб

(17)

Такое напряжение должно быть и в стыке, так как накладки и стык
в силу одинаковости удлинений должны иметь одинаковые напряжения.

Фиг. 301. Прикрепление ку-
сковых накладок лобовыми
швами.

In —

Фиг. 302. Прикрепление куско-
вых накладок фланговыми шва-
ми.

Следовательно это соединение требует очень толстых накладок и потому
невыгодно.

2) Прикрепление накладок фланговыми швами (фиг. 302).
В этом случае:

5.«2 • (18)

откуда можно определить длину фланговых швов накладки.

Это соединение требует при. значительных 8я довольно больших длин
накладок.

3) Прикрепление накладок лобовыми и фланговыми швами (обварка
по контуру) (фиг. 303 и 300). Совместная работа лобовых и фланговых швов
рассчитывается по напряжению [/]св. Следовательно, если — усилие накладки,
то периметр швов обварки (по одну сторону стыка):

—S

iZ= о,’

где — толщина шва.

Ввиду большей мягкости фланговых швов последние будут несколько
запаздывать в своей работе по сравнению с лобовыми, и усилие первона-
260
чально будет передаваться преимущественно через лобовые швы. Поэтому не-
желательно резко уменьшать фронт лобовых швов, обычно длину фланго-
вых швов назначают в 0,3-?-0,5 лобовых.

В длинных накладках все усилие передается через фланговые швы,
тогда лобовые делают нерабочими, служащими только для восприятия сжи-
мающих поперечных сил, получающихся в результате работы фланговых швов
и стремящихся выгнуть накладку (фиг. 277).

Очень часто через накладки, обваренные по контуру, производят пере-
крытие листов, не соединенных друг с другом сваркой (фиг. 304).

Тогда все усилие листа 5 передается на накладки. Соединение будет
комбинированным, поскольку накладка привари- _______

вается комбинацией лобовых и фланговых швов. | [[

Необходимая площадь накладок, очевидно, | и

равняется: | 11

Фиг. 303. Прикрепление
кусковых накладок обвар-
кой по контуру.

Фиг. 304. Перекрытие
стыка кусковыми наклад-
ками.

Фиг. 305. Перекрытие
примера 28.

Усилие, приходящееся на какую-либо накладку

Периметр шва в обварке на полунакладке:

площадью F'h'

(20)

(21)

2/=

Пример 28. Рассчитать комбинированное соединение встык с накладкой
листа 1000 X 14, работающего на растяжение с усилием 5=150 т.

Временное сопротивление сварки 2700 кг/см* (фиг. 305).

Определяем допускаемое напряжение на сварку.

При расчете комбинированного шва оно берется равным:

720-2700 , Q

----зооо-=650 кг^-

Ввиду того что толщина листа менее 20 мм, берем V-образный стык
и располагаем накладку с узкой стороны стыка.
Требуемая площадь накладки по формуле (13):

•$ —150 000—140-650 59000

cmi Jee п

[Z]ce “ 650 650 = 90сл’

где Fem— площадь сварки в стыке, равная площади листа.

При прикреплении лобовыми швами эта площадь является недостаточной
вследствие малой мощности лобовых швов.

Целесообразнее в этом случае назначать напряжение в стыке и накладке
равным приблизительно 0,7[/]св = 0,7 « 650 = 455 кг [см* [формула (17)], что
дает площадь соединения:

5 150 000 Л

0,7[/]м — 455 ~330 сл<
и площадь накладки:

и ее толщину:

FM = 2^—^cm = 330—140=190 см*

* 190

8 = _—=-----

« Ьн 100

= 1,9

см.

Такая толщина чрезмерна и показывает всю неудачность конструкции.
В этом случае усилие в накладке

= 455 • 190 = 86 500 кг.

Требуемая толщина лобового шва при его рабочей длине:

С^=1°0 — 2- 1=98 см,

SH 86 500 86 500

= Сл0,7[tV~ = 98-0,7-650 = 74500* ~ 1,9 СМ*
лоо 9 L Jce 9

что показывает, что взять толщину накладки менее 1,9 см нельзя.

Ширина накладки в этом случае должна быть приблизительно:

58 = 5 - 1,9 10 см.

Затрата металла на накладку (объем накладки):

Уя= 10 - 100 • 1,9 = 1900 см*.

Объем наплавленного металла:

Vce = 2 - 0,7 • 1,9 - 100 = 266 см*.

При применении кусковых накладок (фиг. 306) возможно полное исполь-
зование шва и накладок.

В этом случае требуется площадь накладок, как было определено, выше
90 см*.

Взяв толщину кусковых накладок в 1,0 см, получим суммарную
ширину их:

VI F„ 90

— g-------— 90 см*

Берем 4 накладки по &н = 22,5 см шириною каждая.

Тогда сумма просветов между накладками (фиг. 306):

2^ = 98 — 90 = 8 см
или каждый просвет между накладками:

е = = 2,67 см,

что допускает проверку двух швов по 10 мм.

Накладки обвариваются по контуру.

Усилие на накладку:

SH = FH Г/]св = 22,5 • 650 = 14 600 кг.

Периметр обварки:

v SH _ 14 600 _

Ъ ~ 0,7Лш “ оТИ- • 650" — 32 СМ-

кусковыми накладками
примера 28.

Следовательно длина накладки:

Фиг. 307. Перекрытие ромбическими
накладками примера 28.

/„ = 2 • 32 222,5 + 2 = 12 см.

Здесь 2 см добавлено на ширину стыкового шва.

Затрата металла на накладки:

У„ = 4 • 12 • 22,5 • 1 = 1080 см*.

Затрата наплавленного металла:

Vce = 4 (22,5 • 2 + 12.2) • 0,7 • 1 = 193 см*,

что значительно экономнее предыдущего случая.
Применим теперь ромбические накладки (фиг. 307).
Тогда косинус угла наклона шва:

2 11,26

c°sa= = _=0>7;

угол а = 45°.
Площадь одной накладки 22,5 • 2 4~ 16® = 301 сЛ®.

Затрата металла на 4 накладки:

Уя = 4-301 • 1 = 1204 слА

Объем наплавленного металла:

Vcg = 4(32 -2 + 2 -2) -0,7- 1 = 190 сл£.

Ж. Соединения косыми швами

Если лобовой или стыковой шов расположен наклонно по направлению
линии действия усилия (фиг. 308), то он работает совместно на нормальные
и скалывающие напряжения.

Обозначив угол наклона шва с осью
элемента через а, разложим действующее
усилие S на нормальную составляющую

/V = sin а

и касательную
Фиг. 308. Работа косого шва.

T=S cos а

и определим напряжение нормальное:

Ssina

= ~ sin®a,
*о

sin a

где Fo — проекция площади шва на перпендикуляр к направлению, и каса-
тельное напряжение:

Seos a S , S sin 2a
^_=_cosaslna = -—.

sina

Приведенное напряжение:

пир = 0,35n 4" 0,65 J/Si2 4“ 4F = ^- (0,35 sin® a 4- 0,65 sin® a]/^ 1 4~ 4 cos2a) =
' 0

= sin® a (0,35 4- 0,65 /1 4-4 cos2 a)

или

nnp = n0 sin2 a (0,35 4~ 0,65 ]/1 4~ 4 cos2 a = 0no, (22)

где p — коэфициент, зависящий от угла a.

Формула эта может считаться справедливой только для средних углов
наклона а, для которых коэфициент 0 близок к единице (при а = 0,45 и
0 = 0,92), что говорит, что в этом случае теоретическое сопротивление
косого шва близко сопротивлению перпендикулярного шва, служащего ему
проекцией. Фактическое сопротивление косого шва, как было указано
(стр. 235), зависит от крайне неопределенного соотношения пределов теку-
чести сварки и основного металла, поэтому правильнее косые швы рассчи-
тывать не на основании приведенного выше теоретического подхода, к тому
же весьма приближенного, а на основании более упрощенных предпосылок.

В наших нормах косые швы при угле наклона менее 45° приравни-
ваются фланговым швам и рассчитываются по напряжению [/]св.

При углах наклона от 45 до 90° по напряжениям, берущимся по
интерполяции между напряжением [/]св и [п]св. Так как Исв = 0,80[п]св+ и
0,72[л]св_» то это дает следующую таблицу напряжения косого шва в функ-
ции напряжения [л]св.

Таблица 25

Коэфициенты понижения допускаемых напря-
жений на косые швы

° 45° 60° 75° 90°
[л)с®4- 0,80 0,87 0,94 1
0,72 0,81 0,90 1
Sina 0,71 0,87 0,95 1

Пример 29. Рассчитать косой стык под углом 50° к направлению уси-
лия полосы 500 X Ю, растягиваемой усилием 5=45 000 кг (фиг. 309).

Длина стыка:

sina

Рабочую длину стыка берем =
=62 см.

50 50_

sin 50е 0,77 СМ'

Фиг. 309. Соединение примера 29.

= 726 кг-см2.

Напряжение:

45 000
1 -62

Допускаемое напряжение:

[я£° + = 0,82 - 900 = 738 кг\см\

§ 7. РАСЧЕТ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ, РАБОТАЮЩИХ НА ИЗГИБ

Если сварное соединение работает на изгиб, то напряжение в шве опре-
деляется по моменту сопротивления швов.

Так, при прикреплении работающей на изгиб стенки двумя лобовыми
швами (соединение втавр) (фиг. 310) определяют напряжение в наиболее на-
пряженной фибре шва по формуле:

Л4 М ,1Ч

" 2 ’ ()

где — момент сопротивления шва, Лш — высота шва, /ад — его рабочая
длина..

Аналогично.проверяется прикрепление двух накладок, перекрывающих
стык вертикальной стенки лобовыми швами (фиг. 311).
При обварке же накладок по контуру берут момент сопротивления ло-
бовых и Фланговых швов. В этом случае можно принять (фиг. 312):

2-0.7А

-------_2!!^ + 2.О,7Лш/0А, (2)

где 1доС—рабочая длина лобового шва, 1фл — рабочая длина флангового шва
(по одну сторону стыка) и Ьн — расстояние между фланговыми швами (ширина
накладок). При обварке по контуру двутавровой балки или какого-либо

Площадь разрыва
по биссектору

Фиг. 310. Работа сварки на изгиб.

другого фасонного профиля, привариваемо-
го впритык к другому элементу, берется
момент сопротивления всего шва обварки
(фиг. 313). В частности для двутавровой
балки момент сопротивления площади об-
варки:

Фиг.312. Перекрытие стыка балки дву-
мя накладками с обваркой не контуру.

Фиг. 311. Перекрытие стыка
балки двумя накладками и ло-
бовыми швами.

Фиг. 313. Прикрепление
балки обваркой по кон-
туру.

2 • 0.7Л / 3

W'»------+ 2 •°'7А-<«/+2 • °>7А»^ • -Г' <3>

где 1яерт— рабочая длина вертикального шва, 1гор — рабочая длина наруж-
ного и внутреннего горизонтальных швов, е' и е'— расстояния между ними.
Соединения, работающие на изгиб, обычно передают еще и поперечную
силу, которую в этом случае равномерно распределяют по всей площади
сварки и условно считают, что напряжение:

или при наличии комбинированных швов:
Вместо цельной накладки, занимающей всю поверхность стыкуемого
листа (фиг. 311, 312), можно самый лист заварить швом встык, а в край-
них частях листа, т. е. там, где напряжение на изгиб в листе превосходит
сопротивление сварки встык, поставить кусковые накладки (фиг. 314).

Этот прием является весьма экономным по затрате металла и вполне
удовлетворительным по,своей прочности.

В данном случае прежде всего следует определить требуемые размеры
накладок, которые смогли бы компенсировать повышение напряжения в листе
над допускаемым напряжением сварки встык. Для этого существуют два

приема.

По первому приему (фиг.315)
определяем наибольшее напряжение в ли
сте, деля внешний момент i;a момент со-
противления листа

Итах дег (®)

и сравнивая с «тах допускаемое напряже-
ние сварки [н]св < игаах, определяем об-
ласть, где должны быть расположены на-
кладки.

варкой и кусковыми накладками.

Протяжение накладок от краев листа,
няться с обеих сторон листа на длину:

очевидно, должно распростра-

Фиг. 315. Расчет стыка листа, работающего на изгиб;
1 прием.

кладки фланговыми швами или по контуру. Прием

п —
/__ шах______1 1св л

п 2’ V’

“max
hA — высота листа.

Разместив накладки и предполагая их достаточно узкими, определяем
среднее напряжение в каждой из них:

^ср = лтах » (®)

где — расстояние меж-
ду центрами тяжести сим-
метричных накладок.

Следовательно уси-
лие в накладке:

= (9)

где F* — площадь наклад-
ки.

Зная усилия t
определяем приварку на-
этот игнорирует влияние

накладок на напряжение в стенке.

По второму приему (фиг. 316) определяем момент сопротивления
сечения стыка, состоящего из заваренного листа и кусковых накладок:

Wcm

, (С’-О «я
_ л л I ™w w
б ‘ 6ЛЛ

(Ю)

где 1Н и 1н — расстояния между крайними, наружными и внутренними точ-
ками пар накладок, 8К— суммарная толщина накладок.
При небольших размерах накладок в запас прочности:

8 Л*

———

где FH—площадь одной накладки;

Ь.

(И)

между центрами тяжести симметричных накладок.

lef — расстояния

Фиг. 316, Расчет стыка листа, работающего на
изгиб; 11 прием.

Напряжение в стыке:
М
Итах гкг
W ст
должно быть меньше [и]св.

Зная nmax, определяем сред-
нее напряжение в накладке:

Ишах^ср

усилие в накладке:

ср к

(8)

(9)

и по усилию привариваем на-
кладку фланговыми швами или по
контуру.

При наличии поперечной силы последнюю распределяем по площади
среза:

(12)

а затем берем равнодействующее напряжение:

«=К<+'!<иа. аз)

Фиг. 317. Перекрытие стыка, работающего на изгиб ку-
сковыми накладками.

Фиг. 318. Эксцентрич-
ная работа кусковых
накладок.

Аналогично может быть разрешен вопрос при перекрытии стыка одними
кусковыми накладками. Но в этом случае напряжение в стыке (фиг. 317)

_ М

ПП1&* IV/
должно быть меньше не [п]св, а [п] основного металла, поскольку лист не
заварен встык.

При большой высоте накладок необходимо учесть эксцентричность
работы накладок (фиг. 318) вследствие того, что центр трапеции напряжений,
воспринимаемых накладкой, не совпадает с серединой накладки. Учет этот
производится согласно указаниям фиг. 292 и 293.

Средняя накладка (фиг. 317) работает на пару, дающую изгибающий
момент:

ni С 2 и,

(14)

где — напряжение в крайних фибрах средней накладки;

I— длина накладки;

— суммарная их толщина.

Пример 30. Рассчитать прикрепление втавр вертикального листа 500 X Ю>
работающего на изгибающий момент Af=5,2 тм (фаг. 319).

Временное сопротивление сварки:

/?св = 2700 кг[см*.

Допускаемое напряжение в растянутых фибрах:

Фиг. 320. Стык примера 30.

Фиг. 319. Прикре-
пление примера 30.

Прикрепление осуществляем обваркой листа двумя лобовыми швами.
Требуемый момент сопротивления лобовых швов:

кр=

М 520 000 о__ ,

———=———— = 862 сл$.

(«]св 810

Рабочую высоту обварки берем 48 см.
Тогда требуемая суммарная толщина швов:

6®'**’ 6 • 642

----— =------------= 2,4 см.

0.7&, °'7'482

Берем 2 шва по 1,2 см.

Совершенно так же производится расчет стыка вертикальной стенки,
перекрытого двумя накладками, обваренными лобовыми (фиг. 320) швами.
При данных настоящего примера толщина каждой накладки получается
12 мм, что при стенке толщиной 10 мм явно невыгодно.

Наименьшая ширина накладки:

^ = -5*=5.!,2 = 6 см.

При обварке же накладки по контуру лобовым и фланговым швами
момент сопротивления обварки по формуле (2):

- (V 4-2^»») О.Чи~ (у + *«) 0.7А „

где 1н — длина, а Ьн—ширина накладки, откуда толщина сварки каждого шва:

г.

0.7/,

0,7 • 48

Фиг. 321. Стык примера 31. I прием рас-
чета.

^v7mp___ 520 000

w “ 650

В таком случае:
800

берем 1н = 48 см, а Ь = 6 см.

Допускаемое напряжение в этом
случае:

2700

720'3000 = 650

= 800 см3.

= 10,8 мм.

Берем швы по 11 мм (фиг. 320)

Пример 31. Рассчитать стык листа 1000 X 1,0, работающего на нзги.
бающий момент Л4=21,5 тм, осуществив его встык с дополнительной на-
варкой кусковых накладок. Временное сопротивление сварки равно 2700 кг
(фиг. 321).

Допускаемое напряжение:

2700
l«Je. + = 900 3000 =810

2700

^ = 72Озооо =650

Момент сопротивления листа:

1002 • 1
л 6

= 1667 см».

Максимальное напряжение в листе:

2150000

1667

= 1290 кг/см2.

В области с напряжением выше [«]св + = 810 кг/см2 соединение встык
является недостаточным, и требуется постановка кусковых накладок. Эти
270
области занимают крайние части листа на протяжении по формуле (7),
равном:

На этом протяжении ставим 2 пары кусковых накладок шириною
см, расположенных на расстоянии 2 см от края листа и 5 см в свету
между ними. Это дает положение средних линий накладок, считая от нейт-
ральной оси:

верхней Cj = 50 — 2 — 3 = 45 см,
нижней е2 = 45— 6 — 5 = 34 см

и напряжения на уровне средних линий, которые можно принять за средние
напряжения, приходящиеся на накладки [по формуле (8)]:

для верхней накладки:

и' = 1290 .-^, = 1160 kzIcm2;

°р 50 '

для нижней:

п" = 1290 • = 880 kzIcm2.

ср 50 '

Таким образом можно считать, что усилия, приходящиеся на накладки
(пренебрегаем в этой области сопротивлением сварки встык), будут следующие:
на верхние накладки:

S;=1160.1-10,5= 12 200 kz,
на нижние накладки:

S" = 880.1 -8,5 = 7500 kz.

Напряжения в накладках при толщине их в 1 см\

, 12 200 , о

"«= 2-6-1 = 1020 Кг1СМ’

При прикреплении накладок фланговыми швами длина фланговых швов
при толщине их Аш = 10 мм для верхней накладки:

V ' - — 12200 —

2Л* ~ 0,7Aw p]ce “ 0,7 - 1 - 650 “27 Сле*

берем 4 шва по 8 см и для нижней:

S,„ 7500

0,7 • 1 - 650 = 16,5 СМ}

берем 4 шва по 6 см (прибавляя по 1 см с каждой стороны на кратеры).

Таким образом площади накладок:

верхней 6 X 16 см2;

нижней 6Х12сла.
При расчете стыка по второму приему определяем требуемый
.момент сопротивления стыка при работе сварных швов:

т М 2 150 000 о

— — 816 — 2660 сл<-

Сечение усиливаем наваркою кусковых накладок.

Наварим 4 накладки толщиною 8 мм и шириной 10 см (фиг. 322),
расположенные на расстоянии 96-г-76 см друг от друга, тогда по формуле
(10) момент сопротивления стыка:

+ - 76’) • 4?W= 1667 + 917 =

• = 2584 см* яг 2660 см*.

Напряжение в стыке:

шах пет = = 2 2^ — = 830 кг1см<* > 810 на 2,4°/0.

Фиг. 322. Стык примера 31. II прием расчета.

Фиг. 323. Стык примера

32.

Среднее напряжение в накладке на уровне 48 — 5 = 43 см от нейтраль-
ной оси:

пег — 830 • — 714 кг[см?.

Усилие в одной накладке:

SH = пср ЬНЪН = 714 • 10 • 0,8 = 5700 кг.
Для прикрепления накладки при помощи фланговых швов необходимая
длина швов:

V/ - S” - 5700

~ 0,7Aw [/]св "" 0,7 • 0,8 • 650 — 15,7

Берем 2 шва по 9 см.

Площадь накладки толщиной 8 мм, ЮХ 18 си2.

Пример 32. Рассчитать стык листа втавр размерами 800 ХЮ, рабо-
таюЩ#й на изгибающий момент Af=12/n и поперечную силу Q = 20 т.
Временное сопротивление сварки /?св = 3000 кг{слР (фиг. 323).

Обварку производим двумя швами толщиной Лш=10 мм, высотою
швов Zw = 78 см.

Момент сопротивления швов:

2 • 0.7 • h I2

* шш ____

6 “

2.0,7 . 1 • 78а
-----------= 1420 см3.

Площадь швов по срезу:

Гш--=2 • 0,7 • hJH= 2 • 0,7 • 1 • 78 = 109 см\
Напряжение в швах от изгиба:

М 1 200 000 _

п=Х-=-Л42о—845
напряжение в швах на срез по формуле (12):

'=^=“=184^-

Равнодействующее напряжение по формуле (13):

Я = У п2-р/2 = у 8452+ 184а = 865 кг [см2 < 900 кг/см*.

Пример 33. Рассчитать предыдущий пример при соединении листа
встык с добавлением кусковых накладок (фиг. 324).

Определяем требуемый момент сопротивления по стыку при напряжении
в стыке приблизительно 900 кг [см2:

1 200 000 .

Г*~-9бб---------1330 С^

Навариваем на края 4 накладки раз-
мерами 8 X 0,8 см, тогда момент сопро-

тивления стыка по формуле
равен:

(10) будет

1 - 803 ! (788 — 623)

6 • 80

1Гст

• 2 • 0,8 =

= Ю65-|-745 = 1810
что достаточно с избытком.
Напряжение от изгиба:

см3,

Ж 1 200 000 , о

" = ----1Ш- = 663Ю/СЛ<3

Площадь среза:

Фиг. 324. Стык примера 33.

Fcp = ЪЛ. + 4 V. = 1 • 80 + 4 • 8 • 0,8 = 105,6
где: ‘ Лш — толщина шва встык, равная толщине листа,

Zw — длина встык, равная высоте листа,
Ьн и 8м—ширина и толщина накладки.

Напряжение среза:

Q 20 000 , л

105>6 —190 кг/см.

Равнодействующее напряжение:

R = /66321902 = 682 кг {см? < 900 кг[см\

Усилие в накладке:

SH = п^нЬн = 580 • 0,8 • 8 = 3720 кг,
где среднее напряжение в накладке:

"ср = 6634035 = 580

Для прикрепления накладки достаточны фланговые швы длиною при тол-
щине их 6 мм:

SH 3720

^1фЛ = °’7Лш Исе = °»7 • °»6 • 720 = 12,3 СМ'

Берем 2 шва по 1фЛ=7 с^\ всего 14 см.

Напряжение:

S 3720

”“ = 0,7 А "‘2/^ = 0,7 • 0,6 • 14 =630 Кг^СмК
9 ш фл 9 9

Для определения скалывающих сил предположим в запас, что скалы-
вающее напряжение в накладке равно tcp = 190 кг[см2.

Тогда скалывающая сила:

7=^^=190.0,8.8 = 1215 кг.

Напряжения в швах:
Т 1215

tcp = °’7Лш27лл = 0,7 - 0,6- ТГ = 206
9 ш фл 9 9

Полное напряжение:

Я= /6302-1-2062 = 662 кг1см? < [п]св.

§ 8. РАСЧЕТ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ ПО ПЛОЩАДИ

Сварные соединения, так же как и заклепочные, могут рассчитываться не
только по силе, но и по площади. В этом случае усилие 5 заменяется наи-
большим возможным усилием для данного элемента, равным [5] = F [л], после
чего весь расчет для соединения на осевую силу остается без изменения.

В частности для фланговых швов:

И = Г[л] = 0,7Лм2/!МИс„
откуда

2/^ °»7ЛшИсв о,7Лш кфл'

где кфл— отношение основного напряжения к напряжению сварки на срез.

Для лобовых швов при двух накладках:

И = Р[»1 = 2.0,7*./я,[»]я1
откуда требуемые высота шва и толщина накладок будут равны:

. - F Ы__—F_ Ь

ш Л’ { }

’ ЛОО 1 Jce ’ лоб

где кл — отношение основного допускаемого напряжения к напряжению сварки
на растяжение.

Следовательно в обоих случаях расчета соединения по площади для по-
лучения площади сварки необходимо площадь элемента умножить на коэфи-
циент при фланговых швах:

и при лобовых:

k — [”L_ '->1—2
фл Wc.

(3)

(4)

Фиг. 325. Стык балки через прокладку с го-
ризонтальными накладками.

Нетрудно видеть, что шов встык не может быть перекрыт по площади,
так как площадь стыка не может быть сделана больше площади элемента, и
потому при перекрытии по пло-
щади шов встык требует своего
усиления накладками (комбинирован-
ного стыка).

Тогда он рассчитывается по
коэфициенту кфл.

Расчет по площади соединения,
работающего на изгиб, сводится к
прикреплению крайней фибры соеди
нения по допускаемому напряжению
Очевидно, при сварке это воз-
можно лишь в том случае, когда для
прикрепления крайних частей элемен-
тов можно развить площадь сварки,
равную величине к?вл (где FM —
площадь прикрепляемого элемента)-

Так, для прикрепления полок двутавровой балки площадью Fn, напря-
жение в коих может считаться при расчете по площади равным [л], необходимо
иметь площадь сварки:

Если прикрепление осуществить двумя накладками (рыбками), приварив
их фланговыми швами (фиг. 325), то суммарная длина швов по формуле (1):

0.™» •

(5)
Для уменьшения длины фланговых швов возможно размещение про-
резей.

Наибольшее возможное напряжение в стенке, очевидно, равняется:

пб

где h6 — полная высота балки,
a him — высота стенки (фиг. 325). Следовательно для прикрепления стенки
должна иметься рабочая ширина сварки, равная:

5 = 0,7 • 2 • == kb . (6)

се ’ ш л ст h ' '

Пб

Пример 34. Прикрепить фланговыми швами по площади швеллер № 22.
Временное сопротивление сварки /?св = 3000 кг [см*; [n] = 1400 кг/см*. Пло-
щадь швеллера 39 см* (фиг. 326)-

Определяем коэфициент:
ь________________________[«1 . ; 1400-.п

** Ие. 720 ~

Берем высоту швов 20 мм.

Длина швов:

Берем 2 шва по 28 см.

Пример 35. Перекрыть по площади лист 500 ХЮ двумя накладками,
обваренными по контуру. Временное сопротивление сварки Rca — 3000 кг/см*.

Фиг. 326. Прикрепление
швеллера примера 34.

Фиг. 327. Стык примера 35.

Берем толщину накладок и толщину швов Лш=10 мм, ширину накла-
док &н = 46 см (фиг. 327).

Тогда суммарная длина швов (в обеих накладках):

k^F 2 • 50

(ПРИ ЬфЛ = 2) = о,7йш = 0,7 • 1,0 = 143 см*

Принимаем для каждой накладки:

IX, = 72 см.

Из них лобовых швов 46 см и фланговых — 26 см, на каждой стороне
накладки по 13 см (фиг. 327).
Пример 36. Прикрепить по площади I № 30, работающий на изгиб,
при помощи двух рыбок и приварки стенки. Временное сопротивление сварки
3000 кг/сл?; [п] = 1200 кг/слА (фиг. 328).

Рыбки прикрепляем фланговыми швами, верхнюю при помощи прорези,
а нижнюю обваркою кромок балки; толщину рыбок берем 8* = 14 мм, тол-
щину шва Лш=12 мм.

Длина фланговых швов каждой рыбки:

У/ г» .

2^1фл=кфл • о,7йш ’

1200

= -720- = •'б7; = 12 • 1,4 = 16,8 erf;

V/ =2£^. = зз,4™.
лЛ $л 0,7 • 1,2

Берем для нижней рыбки 2 шва по 17 см, а для верхней 4 шва по
8 см.

Наибольшее напряжение в корне стенки:

'хи-Ну.

а допускаемый момент: 6

h 2 (njhkl
г лr„i cm s о __ 1 J ст б ст

=(я) ьст. - — -----------------,

Фиг. 328. Прикрепление примера 36.

который должен восприняться приваркой стенки. Если высота приварки

(длина шва) — 1Ш, толщина шва —то момент сопротивления швов:

0.7М1

и так как

то

одVi г_, ‘ЛИ

—6——6-------------------’

откуда требуемая

. _ ("1 hcmh6 8е» ,

““И.' Ч ’0.7~Л Ч
подставляя

Ал=1,33,

получим:

, , „27-30 1 _ 1,33.1,41-1

ЛШ — 242 ’ 0,7 0,7

Берем 2 шва по 14 мм.

0,7’

= 2,7 см.
ОТДЕЛ ТРЕТИИ

СПЛОШНЫЕ БАЛКИ

ГЛАВА X

СПЛОШНЫЕ БАЛКИ БАЛОЧНЫХ КЛЕТОК

§ 1. ОБЩИЕ СООБРАЖЕНИЯ

А. Профиль сечения сплошных балок

Сплошная балка является основной металлической конструкцией, рабо-
тающей на поперечный изгиб под действием сил, расположенных, вообще

говоря, в плоскости ее оси. Балки представляют
на опоры" и перекрывающие пролеты между ними,
балки возбуждают на опорах от вертикальной на-
грузки только вертикальные реакции (фиг. 329).
Перекрывая пролеты между опорами, балки пред-
ставляют собою или протяженные одиноч-
ные конструкции, как например мосты или
подкрановые балки, или конструкции, рас-

собою брусья, „опертые
Как опертые конструкции

пространяющиеся на целые площади,
как например перекрытия (фиг. 330). В послед-
нем случае они состоят из целой системы балок,
образующих собою так называемую балочную
состоит из главных балок, перекрывающих
поддерживающих вспомогательные балки,
вают вспомогательные балки второго
пор, пока расстояние между балками не станет

Фиг. 329. Схема балки

клетку. Балочная клетка
пролеты между опорами и
которые часто поддержи-
п о рядка и т. д. до тех
настолько малым, что оно

легко может быть перекрыто настилом перекрытия (фиг. 330).

Мерой эффективности, т. е. выгодности балки как конструкции, рабс-
ил

таюшей на изгиб, является отношение —-момента сопротивления к пло-

щади сечения. Чем это отношение больше, чем больше момент сопротивления
при данной площади сечения, тем балка выгоднее.

W U7

Отношение — равняется ядровому расстоянию р = —, т. е. расстоянию
от центра тяжести сечения до крайней точки ядра сечения (фиг. 331), которое,
как известно, равняется:

ог2

р=^—₽*. щ

где Р — коэфициент, зависящий от формы сечения, г—радиус инерции сече-
ния и h — высота сечения.
При изгибе в вертикальной плоскости:
для круглого сечения коэфициент

£ = 0,125 и рг = 0,125 h или 0,125 d,

где d— диаметр сечения.

для прямоугольного сечения коэфициент £ = 0,17 и рг = 0,17 Л;

для двутаврового „ „ £ = 0,33 ч- 0,42 и рх = (0,33-^0,42) h.

Таким образом двутавровое сечение в два с лишним раза выгоднее прямоу-
282
гольного и в три раза круглого, что и является причиной, почему метал-
лические балки, которые легко могут быть изготовлены любого сечения, кон-
струируются исключительно двутавровыми.

Итак, двутавровые балки наиболее выгодны при работе
в вертикальной плоскости. При работе же в плоскости горизон-
тальной (фиг. 331) картина совершенно иная. В этом случае аналогичный
коэфициент равняется:

для круглого сечения Ру = 0,125 и ру= -^ = 0,125 b или 0,125 d\

для прямоугольного р^ = 0,17 и Ру = 0,17 Ь\

для двутаврового = 0,09-г-0,12 и ру = (0,09 -г- 0,12) Ь, где b —

ширина сечения.

При этом нужно отметить, что ширина двутаврового сечения b делается
обычно много меньше ширины прямоугольного или круглого.

Таким образом с точки зрения работы в горизонтальной
плоскости двутавровые балки являются наихудшими. От
жесткости балки в горизонтальной плоскости зависит ее работа не только под

Фиг. 331. Сравнение ядровых расстояний различных сечений.

действием горизонтальных сил, которые в балочных конструкциях обычно
являются незначительными, но и устойчивость балки в вертикальной плос-
кости при работе ее под действием вертикальных сил. Таким образом мы
видим, что двутавровые сечения с точки зрения устойчивости
являются сечениями невыгодными, они требуют частого разме-
щения погеречплх связей и вспомогательных балок, стягивающих главные,
что являе.ся одной из причин широкого развития в балочных конструкциях
балочных клеток.

Б. Типы двутавровых балок

Двутавровые балки могут быть прокатные или составные (кле
паные или сварные) (фиг. 332). Прокатные балки с точки зрения затрат ме

талла менее выгодны, чем состав-
ные, так как по условиям проката
они не могут иметь размеров своих
элементов, отвечающих полному
использованию сечения балки при
работе ее на изгиб; наиболее эко-
номны сварные балки, которые мо-
гут быть составлены из листов тре-
буемых для полного использования
балки размеров и почти не имеют
дополнительных частей.

Фиг. 332. Типы двутавровых балок.
Однако прокатные балки конечно значительно менее трудоемки, чем
составные.

Чем деталь меньше, тем вопросы трудоемкости более важны, а потери
веса менее существенны; поэтому для малых балок прокатные прсфиля в абсо-
лютных цифрах почти всегда выгоднее составных; в больших же балках на-
блюдается обратное, и здесь применение прокатных номеров может дикто-
ваться только вопросами упрощения и ускорения изготовления конструкции.
До последнего времени наш сортамент прокатных балок имел профиль только
до № 45, т. е. касался области только малых балок; в этой области прокат-
ные балки почти всегда выгоднее составных, а поэтому применение прокатных
балок, если только оно было возможно, было, как правило, всегда рацио-
нально. Для более же высоких номеров нового сортамента (№ 45—60) вопрос
является спорным, особенно при применении сварных балок и в предполо-
жении, что варить их можно будет на автомате, что в ближайшем будущем
должно иметь место. Здесь применение прокатных балок будет выгодно только
с точки зрения упрощения производства. Но лишняя затрата материала может
уже здесь компенсировать эту выгоду, и очень возможно в целом вопрос будет
решаться в пользу составных балок.

В. Различные системы балок

Фиг. 333. Схемы разрезных, неразрезных и консольных
балок.

Неразрезные балки вследствие наличия

С точки зрения статической работы балки могут быть разрезные,
неразрезные и консольные (фиг. 333).

Разрезные балки, перекрывающие каждый пролет самостоятельно,
наиболее просты и удобны для монтажа. Работа их под действием нагрузки
наиболее ясна и определенна; темнературлые воздействия на опоры, получающие-
ся от изменений длины
балки под действием тем-
пературы (благодаря зна-
чительному трению на опо-
рах) вследствие наимень-
шей длины балки, равной
только протяжению одно-
го пролета, наименьшие.

Все эти преимуще-
ства делают разрезную
балку наиболее частым и
обычным решением, холя
с точки зрения затраты
металла она и менее вы-
годна, чем прочие катего-
рии балок.

над опорами опорного

момента, разгружающего основные моменты в пролетах, по затрате металла
получаются более экономными, чем разрезные. По этой же причине они
могут быть сделаны ниже разрезных, что очень важно, если конструкция
ограничена в возможной своей высоте. Зато неразрезные балки значительно
сложнее в монтаже, так как они могут перекрыть несколько пролетов лишь
после того, как все соответствующие опоры готовы (фиг. 334). Вследствие
большой своей длины они редко могут быть поставлены целиком, а потому
должны иметь соединения (стыки), которые приходится изготовлять на монтаже,
что очень усложняет работу; вследствие большой длины они имеют
и наибольшие температурные удлинения на опорах. Наконец основа выгод-
ности неразрезных балок, опорные моменты, разгружающие пролетные моменты,
очень резко зависят от осадки, т. е. от податливости опор, и уменьшаются с увели-
опорные разгружающие моменты получают совершенно
Кроме того наличие шарниров, в которых легко

чениемэтих осадок. В металлических конструкциях металлические опоры (колонны)
в силу одной своей упругости дают довольно значительные осадки, что очень
сильно ограничивает выгоды применения неразрезных балок. По всем этим
соображениям неразрезные балки в металлических конструкциях применяются
сравнительно редко.

Консольные балки отличаются от разрезных тем, что у них
в пролетах (в каждом или через пролет) имеются шарниры, которые всю
систему делят на ряд отдельных звеньев. Принимая необходимое число шар-
ниров и должным образом их располагая, легко сделать систему консольных
балок статически определимой, благодаря чему работа ее становится незави-
симой от осадки опор, а
определенную величину,
может быть сделана
продольная подвиж-
ность, ограничивает
температурные удлине-
ния отдельных звеньев
и температурные воз-
действия балки на опо-
ры. Все это предста-
вляет большие преиму-
щества консольных си-
стем. С точки зрения
веса консольная систе-
ма столь же экономна,
как и неразрезная. С 2
монтажной же точки
зрения консольная си-
стема менее удобна,
чем разрезная, так как
затрудняет последова- .
тельное перекрытие ’

пролетов. Фиг. 335. Схема монтажа консольной балки.

Очевидно, в кон-

сольной системе сначала должны быть поставлены основные части, т. е. звенья,
идущие через, пролет и имеющие выступающие консоли, и только после этого
могут быть перекрыты пространства между консолями, т. е. установлены под-
вешенные части (фиг. 335). Далее, недостатком консольной системы является
наличие шарниров, которые конструктивно сложны и представляют собою
место ударов при проходе нагрузки с одного звена на другое. Конструктив-
ная сложность шарниров имеет тем большее значение, чем сама балка проще.
Поэтому в малых простых балках помещение шарниров не является удачным,
в больших же балках, и без того конструктивно сложных, конструктивное
усложнение от наличия шарниров имеет меньшее значение.

§ 2. ГЕНЕРАЛЬНЫЕ РАЗМЕРЫ И ОЧЕРТАНИЯ СПЛОШНЫХ БАЛОК

Генеральными размерами балочной конструкции являются:

1) расчетный пролет балки, 2) высота балки и 3) расстояние между
балками (при балочной клетке).

А. Расчетный пролет

Расчетным пролетом балки (фиг. 336) называется расстояние между
центрами опорных частей балки; если специальных опорных частей балка не
имеет (например приклепывается сбоку к колоннам), то за расчетный пролет
обычно принимается расстояние между осями (центрами) опор или поддер-
живающих балок. Расчетный пролет определяется или технологическими
условиями производства того пространства, которое балкой перекрывается,
или является технико-экономической данностью, определяемой самим конструк-
тором.

В первом случае технология производства определяет габариты того
пространства, которое должно остаться свободным между колоннами для раз-
мещения станков, печей, трубопроводов, проездов, в мостах для пропуска
судоходства, в мостах-перегружателях и кранах для обслуживания помещений
и складов и т. д. Все эти данности являются для конструктора внешними,.

они даются ему технологом, транспортником, планировшиком на основании
общей планировки сооружения или предприятия, смотря по назначению кон-
струкции. Указанные габариты опреде-
ляют наименьшие расстояния в свету
между внутренними кромками опор ба-
лочного перекрытия, а вместе с тем и

___________________ W расчетные пролеты, получаемые прибав-
4__________40 лением к пролету в свету дополнительных

Фиг. з36. Расчетный проект балки. расстояний между осью опорной части
балки и кромкой опоры, определяемых
конструкцией опорной части и опоры (фиг. 336). Так как технологические
процессы производства крайне разнообразны и специфичны, то и получае-
мые габариты и пролеты также весьма различны. Они могут быть указаны
только в специальных разделах, трактующих о планировке сооружения и
производства, для конструктора же они фиксируются техническими условиями,.

устанавливаемыми технологом или
плановиком.

Но если конструктор не свя
зан условиями технологии и по
техническим соображениям может
дать пролеты больше тех, которые
удовлетворяют технолога, то опре-
деление пролета становится тех-
нико-экономической задачей кон-
структора. Здесь возможны два
принципа.

Первый принцип чи-
сто технический. Задаются
техническими, конструктивно при-
емлемыми и удобными и наиболее
выгодными с конструктивной точ-
ки зрения размерами балки и

Фиг. 337. Схема членения балочной клетки

определяют пролет, при котором эти

размеры и конструкция будут полностью

использованы.

Этот принцип может быть назван принципом полного использо-
вания поддерживаемой или перекрывающей конструкции.
Им пользуются очень широко и в первую очередь тогда, когда конструкция
перекрывающей детали (балки) проста и мало поддается вариации. Например
в прогонах и стропилах, где прогоны являются поддерживаемой или перекры-
вающей балочной конструкцией, а стропила — опорами, расстояние между
стропилами подбирается так, чтобы был полностью использован удобный
прогон (хотя бы по возможности его удобного прикрепления), например швел-
лер № 20 или 22, в металлическом настиле, состоящем из металлического
листа и ребер (фиг. 337); расстояние между ребрами берется таким, чтобы
толщина листа была полностью использована; расстояние между главными
балками (пролет вспомогательной балки) в балочной клетке (фиг. 337) берется
таким, чтобы вспомогательная балка имела простое и удобное сечение (на-
пример из удобного номера прокатной балки); наконец даже шаг колони
(пролет подкрановых балок) иногда подбирается таким, чтобы подкрановая
балка получилась прокатной. За границей, где имеются подкрановые балки
больших номеров, последний прием очень распространен.

Второй принцип чисто экономический. Пролет подби-
рается таким образом, чтобы вес или стоимость поддерживаемой
конструкции и опор были бы наименьшими. Здесь возможны*
следующие подходы.

Во-первых, можно считать, что вес, объем и стоимость опоры мало за-
висят от приходящегося на нее давления. Это будет случай массивных опор,,
главным образом каменных. Стоимость опоры в этом случае можно считать
величиной постоянной. Пусть она равняется Соп. Тогда стоимость опоры на
С

1 пог. м будет гиперболическая функция, уменьшающаяся с пролетом L.

Вес перекрывающей (балочной) конструкции есть величина, увеличиваю-
щаяся с увеличением пролета. В самом деле, расчетный изгибающий момент
для разрезной балки, как известно, равен:

или для других систем балок и вообще:

М = ар£2,

где р — интенсивность нагрузки на 1 пог. м балки, а — соответствующий
коэфициент.

Момент сопротивления:

[«] [п] ’

Площадь балки:

(где р— ядровое расстояние сечения балки)
или

р_
[«]₽

Ядровое расстояние сечения р есть величина, прямо пропорциональная
высоте балки Л, т. е. р = 0Л (для двутавровых балок, как было указано,
коэфициент р = 0,3-т—0,4).

Следовательно:

[«1₽А [и]₽й

Обычно ~ есть величина достаточно постоянная, так как высота балки*
А

выбирается в постоянном отношении к ее пролету. Тогда площадь балки,,
а следовательно вес и стоимость ее на 1 пог. м прямо пропорциональны,
пролету, т. е.

CK=cLt
О 9

где с — постоянный коэфициент.
В таком случае полная стоимость сооружения на 1 пог, м*.

c=^+ci4-c.„.

[ I I ООП1

(1)

где Сдоп — постоянная стоимость дополнительной независимой от пролета на-
грузки или конструкции (которая может быть на сооружении), поддержи-
ваемой балкой.

Нэивыгоднейший пролет Lonm получится из равенства:

Фиг. 338. Определение

-минимума двух функций.

-^- = 0, т. е. из равенства-=

а именно

L=V^ (2)

или

Со„ = Ы (3)

Соп — стоимость опоры, a C6L — стоимость всей перекрывающей конструкции
на пролете, поскольку стоимость ее на 1 пог. м данного пролета L равня-
ется Сб. Следовательно в этом случае наивыгоднейший пролет полу-
чится тогда, когда стоимость опоры будет рав нятьс я сто-
имости несущей балочной конструкции1 на пролете L.

Если единицы стоимости для опор и балки одинаковы, то слово „сто-
имость" может быть заменено весом.

Во-вторых, можно считать, что сечение, а следовательно объем и вес
прямо пропорциональны давлению, приходящемуся на эту опору. Давление
«а опору, как известно, прямо пропорционально пролету L. Следовательно
•стоимость опоры в этом случае будет равна:

С =с'£,
on 9

где с' — постоянный коэфицинет, а стоимость на 1 пог. м:

С on J

—=е-

Следовательно в этом случае полная стоимость сооружения на 1 -пог. м
{см. формулу (1)] будет равна:

C^c' + cL + C^ (4)

1 Это будет общий случай для двух любых функций: одной убывающей по ги-

перболе и Другой возрастающей линейно (|с£). Его нетрудно изобразить гра-

фически, откладывая в функции L гиперболу^ и прямую cL (фиг. 338). Точка пере-

сечения этих функций дает нам значение минимума суммы их, как это нетрудно

•видеть из уравнения:

— = с — = О,

dL £2 * * * * * * *

откуда
откуда наивыгоднейший пролет:

= 0 (5\

опт \и/

, дС
(из равенства — = 0).

Следовательно в этом случае с уменьшением пролетов будет убывать
стоимость сооружения, т. е. чем пролеты меньше, тем выгоднее.

Это обычный случай металлической опоры (колонны), сечение которой
легко подбирается в соответствии с действующей на нее нагрузкой и таким
образом является пропорциональным нагрузке и пролету балки.

Фактически коэфициент с' не вполне постоянная величина, так как се-
чение и вес колонны нельзя сделать сколь-угодно малыми. При малых сече-
ниях большое значение получает продольный изгиб, вес дополнительных
частей, повышается конструктивный коэфициент (см. гл. 1) и коэфициент с'
возрастает. И в этом случае получается некоторый наивыгоднейший пролет,
отличный от нуля, но незначительный.

Очень часто часть колонны (фундамент) является величиной постоянной,
определяемой конструктивными соображениями.

В таком случае стоимость опоры:

где Соп — стоимость постояннной части опоры, а полная стоимость соору-
жения на 1 пог. м:

С=е' + ^ + ‘:£+Са»»- (6)

/ дС

откуда I из равенства — = 0 I

= (Л

«ли

Сл

V=c;n, (в)

т. е. здесь при наивыгоднейшем пролете стоимость перекрывающей конструк-
ции C6L равняется стоимости одного фундамента опоры, и пролет таким
образом лимитируется фундаментом.

Наконец возможны случаи, когда перекрывающая конструкция (балка)
поддерживает один или несколько (небольшое число) сосредоточенных грузов;
такой случай представляет подкрановая балка при малокатковых кранах.

Если балка поддерживает один груз, то расчетный изгибающий момент
PL

М = — является линейной функцией А, следовательно в этом случае согласно

•формуле (а) (стр. 287) площадь балки:
аР L
F=HP'T=cons‘>

если отношение — мы будем считать постоянным.
Следовательно вес и стоимость балки на 1 пог. м являются величиной
постоянной, равной cv т. е. C6=cv

В этом случае, очевидно, будет постоянной и стоимость опоры, равная
Соп, поскольку давление на нее постоянно.

Следовательно общая стоимость сооружения на 1 пог. м:

с=%+<?1’ (9)

откуда наивыгоднейший пролет:

Л»т=°°- (Ю)

Следовательно в этом случае, если пренебречь весом балки, то чем
пролет больше, тем выгоднее.

На самом же деле, вследствие того, что с увеличением пролета увели-
чивается и вес балки и мы вместо одного обычно имеем несколько сосредо-
точенных грузов, наивыгоднейший пролет оказывается величиной конечной.
Однако нетрудно видеть, что он в этом случае может иметь достаточно
большую величину.

Таким образом произведенное исследование показывает, что установ-
ление. пролета с точки зрения экономичности балочного перекрытия и опор
приводит при опорах металлических, площадь которых пропорциональна опор-
ному давлению, к малым пролетам, лимитируемым конструктивным размером
фундамента (или самой опоры, если ее дальнейшее уменьшение является невоз-
можным); при опорах грузных и массивных — к различным по величине пролетам,
при которых стоимость балочного перекрытия данного пролета равняется
стоимости опоры, и наконец при балках, поддерживающих ограниченное ко-
личество сосредоточенных грузов, — к достаточно большим пролетам разной ве-
личины, зависящим от соотношения веса балки и грузов, а также от вели-
чины и числа грузов.

Б. Высота балки

Высота балки определяется преимущественно внешними условиями. На
основании условий планировки перехода или сооружения инж шером-планиров-

Фиг. 339. Строительная высота кон-
струкции.

щиком устанавливаются две отметки
(фиг. 339):

1) отметка верха настила
hH или конструкции, поддерживаемой
балкой;

2) отметка верха помещения или
пространства, которое должно остаться
свободным под балочным перекрытием
для возможности использования этого
пространства. Эта отметка hz назы-
вается отметкой нижнего габа-
рита.

Разность этих отметок h на-

зывается строительной высотой и определяет то пространство, внутри
которого должно разместиться балочное перекрытие (фиг. 339).

Таким образом высоту балки в первую очередь определяет строительная

высота. В пределах же строительной высоты высота балки определяется:
1) прогибом, 2) экономическими соображениями и 3) конструкцией перекрытия.

Прогиб диктует наименьшую возможную высоту балки.
По нашим нормам прогиб является таким же мерилом надежности и безопас-
ности сооружения, как и допускаемое напряжение. Не углубляясь в вопрос,
насколько это правильно, мы должны только признать, что конструктор
должен в своей конструкции одновременно удовлетворить как допускаемому
напряжению, так и мере прогиба. Зависимость между этими двумя величинами
непосредственно вытекает из формулы прогиба для балки:

f ,pl>

где а' — коэфициент, зависящий от опорных закреплений балки (например
=5/384 для разрезной балки, опертой по концам), р— нагрузка, от ко-
торой определяется прогиб, Е1б—жесткость балки и L — ее пролет.

Поскольку М = ар1Р, где а — также численный коэфициент (например
1/8 для разрезной балки), то

j/ ML*
а ‘ E'o'

С другой грузки р, то: стороны, так как М = W • npi где пр — напряжение от на- а' Wnp& а ’ EI О
и так как II X ь S ©Г"1 II
то 2а' и А2 (1‘)

Если балка кроме нагрузки р работает еще на какую-либо нагрузку g
(от которой прогиб не учитывается), то при правильном подборе сечений
балки: n^-j- пд = [п];

Р [«]

_— — откуда п = ———,

Ъ g i+-£

п р

что дает окончательную зависимость:

2а' Аа [п]
« ’ 414. (12)

Р
или

h _ 2а' L [и]

l ~ а ’ fE ’ 7+Z’ (13)

Это выражение дает совершенно определенную зависимость между отно-
шением —, с одной стороны, мерой прогиба —-------с другой, и с допускае-

мым напряжением [я] — с третьей.

Обычно g мало по сравнению с р, и тогда:

h л L г 1

Т=л-7[И]

(14)

, 2а' ,

где А = — — постоянный коэфициент.

Таким образом, чтобы удовлетворить заданной мере прогиба L и задан-
ному допускаемому напряжению [w], мы должны иметь совершенно опреде-
ленное отношение высоты к пролету—, определяемое формулой (13) и (14).
h

Если —будет меньше, чем это следует по формуле (13), то при тре-

буемом [и] не будет выдержан прогиб или придется уменьшать
h *
напряжение, т. е. итти с излишними запасами; если же — будет

требования прогиба мы, очевидно, удовлетворим с избытком.

Таким образом по формуле (13) есть наименьшая высота,
выдерживаются и прогиб и напряжения.

Коэфициент А для разрезных балок равняется:

допускаемое
больше, то

при которой

А =

2-8-5

384-2 000 000 24-2 000 000 24 - 4 - 105 96 - 105 ю’

Мера же прогиба у-по нашим нормам составляет:

Для тяжелых подкрановых балок -, для мостовых балок и срепних

Л 1

подкрановых балок для легких подкрановых балок и тяжелых площадок
750

——, для междуэтажных перекрытий——, что для соответствующих конструк-
500 250

л. AL

ций дает следующее значение коэфициента —т-:

Таблица 26

L f 1000 750 500 250
Коэфициент AL f 0,0001 0,00007 0,00005 0,00002

h
или наименьшее значение —:
Таблица 27

L f 1000 750 500 250
При допускаемом напряжении [л] = 1400 кг[см2
h L 0,14 ~1/, | 0,105 ~1/10 | 0,07~»/и | 0,035 ~ V28
При допускаемом напряжении [л] = 1200 кг)см2
h L 0,12 | 0,09 ~1/п | 0,06 ~1/„ | | 0,03 ~ */зз

Указанные высоты являются наименьшими; если строительная высота
меньше их, конструкция не может быть выдержана в отношении требуемых
жесткости и напряжения.

Наибольшая возможная высота балки диктуется эконо-
мическими соображениями.

В самом деле, вес балки может быть разбит на вес поясов и вес стенки.
С увеличением высоты вес поясов будет уменьшаться приблизительно в ги-
перболической зависимости. Очевидно на \~пог. м он (вес двух поясов) может
быть принят:

М , 2W ,
^п“2’ h6[w]~ h6

(15)

где -—г — теоретическая площадь пояса;

М«]

м *

=w — момент сопротивления всей балки;

7 — удельный вес металла;

— некоторый коэфициент перехода от теоретической площади
пояса к действительной (конструктивный коэфициент).

Вес стенки на 1 пог. м. будет равен:

<16)

где — толщина стенки;

— соответствующий коэфициент перехода от теоретической площади
стенки к действительной; таким образом вес сТенки будет возрастать линейно.

Поскольку одна функция уменьшается гиперболически, а другая увели-
чивается линейно, должно быть наименьшее значение суммы функций,
т. е. должна быть высота, где суммарный вес поясов и стенки будет наи-
меньший.

Она получится тогда, когда значение одной функции будет равняться
значению другой, когда вес поясов будет равняться весу стенки.

Полный вес балки на 1 пог. м равен весу поясов и стенки:

Sff Sn~\~ SCm 4“ (1*0
Взяв производную
d_Ss
dh„

2Ф Wr

----«---8 тФ = О

,2 f cmllcm w

получим;

(18)

Коэфициент k зависит от типа балки и того дополнительного материала,
который приходится затратить для перехода от теоретических площадей к дей-
ствительным (от так называемых конструктивных коэфициентов поясов и
стенки).

Очень часто k для балок клепаных переменного сечения считают
равным 1,58. Для сварных берут k =1,70,

ТогДа:

(18')

На самом же деле коэфициент k есть величина переменная, зависящая
от мощности и сечения балки, поскольку от этих обстоятельств зависят

Фиг. 341. График наивыгоднейшн::
высот балок.

Фиг. 340. График наивыгоднейших
высот балок.

коэфициенты Ф. Инж. Бобровским были

вычислены коэфициенты k для раз-

личных клепаных балок, учитывая ослабление заклепками, крепление балки
уголками жесткости, обрыв листов и пр. В результате им даны табли-
цы, на основании которых построены графики наивыгоднейших h в функ-

. TV7 М

ции от момента сопротивления балки W= -7-=-, которыми можно пользо-
ИЧ

ваться для назначения наибольших возможных высот (фиг. 340 и 341).

Назначение высот, больших наивыгоднейшей по весу, очевидно, не имеет
никакого смысла, так как при этом мы проигрываем в материале, проигры-
ваем в строительной высоте и в компановке всего здания в целом. Таким
образом эта высота является наибольшей.

Фиг. 342. График изменения веса балки при отступлениях от
наивыгоднейшей высоты.

Около своего мини-
мума всякая плавная функ-
ция обычно меняется ма-
ло, это относится и к весу.
Поэтому мы можем брать
высоты и довольно силь-
но отличающиеся от наи-
выгоднейших по весу и
при этом сравнительно
мало проигрывать в весе;
это приходится делать,
потому что слишком вы-
сокие балки часто имеют
чрезмерно малые пояса и
выходят неустойчивыми.
Для примера на фиг. 342
показан график измене-
ния веса балки при от-
клонении действительной
высоты от наивыгодней-
шей. Мы видим, что от-
клонение высоты на 25%
дает увеличение веса толь-
ко на 4%.

- Имея нижний и
верхний пределы высоты
балки, первый, опреде-
ляемый прогибом, и вто-
рой, определяемый наи-
меньшей затратой метал-
ла, назначаем окончатель-
ную высоту, лежащую
между этими пределами,
учитывая конструкцию

Фиг. 343. Типы сопряжений балок: этажное, в одном
уровне и пониженное.
перекрытия в целом, и базируясь на средних обычных цифрах высот, кото-
рые берут около V? — V12 пролета.

Конструкция перекрытия, представляющая собою балочную
клетку, вообще говоря, может иметь следующие типы:

1. Вспомогательные балки могут быть сверху поставлены на главные
(фиг. 343). Этот тип, носящий название этажного сопряжения, кон-
структивно наиболее прост и потому весьма желателен, если он возможен
при наличии достаточной строительной высоты.

2. Вспомогательные балки могут быть расположены в одном уровне
с главными (фиг. 343). Этот тип дает весьма солидное сопряжение балок и
повышает возможную высоту главных балок, над которыми помещается только
плита настила.

3. Вспомогательные балки располагаются пониженно относительно
главной настолько, что поверх главной располагается только самое верхнее
перекрытие настила (фиг. 343). Этот тип дает наибольшую высоту главной
балки, которая в этом случае может отличаться от строительной высоты на
самую малую величину (приблизительно 2 — 5 см).

Комбинируя эти типы в зависимости от имеющейся в распоряжении
строительной высоты с возможными высотами балок, устанавливаем оконча-
тельно высоту балки.

В. Расстояние между балками

перекрытием, устанавливающим расстояние между

Фиг. 344. Пролет вспомогательной балки-

использования второстепенных бало

Расстояние между главными балками, являющееся пролетом второстепен
ных балок, для которых главные служат опорами (фиг. 344), определяется
по тем же принципам, по которым устанавливается пролет главных балок.

Если это расстояние не определяется габаритом (шириной проезда) под
рядами коллон, а следова-
тельно и балок, распо-
ложенных в плоскости
рядов колонн, то оно
устанавливается т е х-
нико-экономиче-
скими принцип а-
м и.

Из этих принци-
пов для данной зада-
чи основным является
принцип полного
к, Перекрывающих рас-

стояние между главными балками. Обычно для второстепенных балок берут
прокатные профили и устанавливают это расстояние таким образом, чтобы
удовлетворительный с точки зрения своего прикрепления, работы и прогиба
прокатный номер был полностью использован. Типичным сечением второсте-
пенных балок в тяжелых перекрытиях является двутавр или швеллер № 20 — 30;
в легких — № 16 — 24.

Распределение же балок с точки зрения экономичности всего
перекрытия по затрате металла производится реже. Главные балки являются
опорами для второстепенных и, очевидно, мощность их и 'вес прямо пропор-
циональны приходящейся на них нагрузке, т. е. пролету второстепенных 6ajjOK
или расстоянию между главными балками. Таким образом мы имеем здесь
случай, когда сечение опоры пропорционально расстоянию между опорами;
в этом случае, как было указано выше (стр. 289), при наличии одной равно-
мерно распределенной нагрузки наивыгоднейший пролет равен ну лю, т. е. чем
расстояние между главными балками меньше, тем выгоднее, конечно с теми
оговорками, которые были указаны в отношении изменения конструктивного
коэфициента. При очень малых расстояниях между главными балками и потому
малой их мощности дополнительный вес на стыки, уголки жесткости и т. д.
относительно резко повышается, т. е. конструктивный коэфициент, характе-
ризующий этот вес, резко растет, и это обстоятельство приводит к устано-
влению некоторого оптимального расстояния, обычно незначительного. Прак-
тически расстояние это лимитируется достаточно удобным с точки зрения
конструкции сечением вспомогательной балки. Если же перекрытие кроме сплош-
ной нагрузки поддерживает несколько сосредоточенных грузов, то всегда
можно определить наивыгоднейшее расстояние между балками.

Действительно, если через В мы назовем расстояние между главными"
балками (фиг. 345), то давление, приходящееся на каждую из балок (кроме
крайних) от сосредоточенных грузов, будет равно:

*р = 2л(1->).

где а{— расстояние между каким-нибудь грузом и рассматриваемой главной
балкой (по ширине перекрытия). Давление от сплошной нагрузки р, очевидно,

равно:

Rp=pB\

если Мр — момент главной балки от
сосредоточенных грузов и Мр— от
сплошной нагрузки, то теоретическое
сечение главной балки будет равно:

Фиг. 345. Определение расстояния между
основными балками.

Мр±Мр
[«] р

где р — ядровое расстояние сечения-главной балки (равное для двутавровой
балки приблизительно 0,40 А), а вес на 1 пог. м\

мРЛ-мр

-Мр- тЬ-

(19)

Здесь —коэфициент перехода от теоретического веса главной балки
к действительному, т. е. конструктивный коэфициент; для многих систем он
вычислен; так например, для тяжелых балок он может быть принят 1,5, для
легких 1,3.

Изгибающий момент М есть функция /?, не зависящая от В, поэтому
можем написать:

-с'2₽i(1 ~й+с"рВ- (20)

а на 1 л2 перекрытия:

fk »= С (1 - >)+С'А (21)

где </, с", Сг и СЛ—соответствующие постоянные коэфициенты.

Вес вспомогательных балок на 1 пог. м прямо пропорционален пролету
их В\ поэтому можем считать, что:

в.сп.

(22)
а на 1 л/2 перекрытия, если расстояние между вспомогательными балками в'

• с'"В

о- — — C"’R

been. б е Ь °*

(23)

Итак, вес 1 л/2 перекрытия всей балочной клетки:

+ C'2Ptaf = 0.

ч (25)

Фиг. 346. Определение расстояния между глав-
ными балками.

Уравнение это легко решается графически, если его представить так:

с' 2 Pfii

= ВС"'.

Требуемый вещественный корень получаем как пересечение кубической
гиперболы!

где сумма распространяется на число грузов и прямой у = ВС'" (фиг. 346).

Пример 37. Установить генеральные размеры тяжелой площадки с на-
грузкой р = 2 т]м2 при отметках верха настила -|- 6,2 м и верха габарита
проезда под площадкой-{-4,7 м\ ширина габарита проезда между рядами
колонн в поперечном направлении 4,0 м и в продольном направлении 9,0 м\
мера прогиба 11600 пролета (фиг. 347).

Площадка опирается на металлические колонны, следовательно наи-
выгоднейший пролет главных балок площадки близок нулю (стр. 289), а по-
тому лимитируется'шириной габарита проезда в продольном направлении,
т. е. 9 м. Расстояние между осями колонн (пролет главных балок) берем 10 м.

Наивыгоднейший пролет может также лимитироваться стоимостью фун-
дамента под колонной. Наименьший объем фундамента берем глубиной 1,8 м
(глубина промерзания) и средним сечением 1,5Х1>5л/. Стоимость 1 л/3 бетона
считаем 100 руб. Тогда стоимость фундамента будет равна:

Соп = 100 • 1,5 • 1,5 • 1,8 = 405 руб.
Как известно (стр. 38 и 287), вес балки на 1 пог. м равен:

ge=aL.

где коэфициент веса а главной балки при применении стали 3 (стр. 92):

р9П У. 2 • 4,5 • 5

в = Т = -Й80- = 0-025

Здесь ргл 6— нагрузка на 1 пог. м
между балками приблизительно 4,5 м),

5 — характеристика веса балки (гл. IV, § 4, п. Д) и

[и] 14 000

— = — — = 1780 м.

7 7,85

балки (в предположении расстояния
равная ргл б— 2 • 4,5 = 9 т/пог. м,

Сб = cL= kx g6 = k^L, где ky—стоимость

Стоимость 1 пог. м балки
1 т металла, откуда c = kxa.
^620*

Фиг. 347. Задание примера 37.

Принимая стоимость 1 т металла 450 руб., получим коэфициент фор-
мулы (7):

с = 450- 0,025 = 11,25.

Тогда

наивыгоднейший пролет

= 6 л/, что меньше предельного пролета 9 м.

Таким образом принимаем пролет главной балки L =10 м.

Строительная высота конструкции h = 6,2 — 4,7 = 1,5 м.

Определяя по прогибу наименьшую возможную высоту главной балки,
по формуле (14) имеем:

что дает при стали 3:

" = Т= 5бо (табл' 27):

. h 1 , Ю

min Т = 14 или hmia = 0,7 м'

h л L г i
Определим наибольшую возможную высоту по условию экономии ме-
талла. Для этого определим требуемый момент сопротивления балки.

Изгибающий момент:

ЛГ =

ргл 9 • 102

— 112 пм;

О о

_ м _ И 200 000

[и] “ 14 000

= 8000 см3.

По графику фиг. 340 находим наивыгоднейшую высоту балки А, она
будет равна приблизительно 1,10—1,25 м. Повидимому можем принять ее
равной Агд б— 1 м, приблизительно пролета, а в таком случае, очевидно,
в соответствии с имеющейся строительной высотой возможно наиболее простое
этажное сопряжение балок.

Поскольку площадка несет только равномерно распределенную нагрузку,
наивыгодное расстояние между главными балками должно получиться весьма
малым (равняется нулю при постоянном конструктивном коэфициенте балок).

Следовательно оно лимитируется габаритом проезда между колоннами,
равном 4 м. Берем расстояние между осями колонн или, что то же самое,
между осями главных балок (пролет второстепенных балок) В = 4,5 м, и
определим удачность этого пролета с точки зрения удобства размещения и
конструкции вспомогательных балок. Наименьшая высота балки по условию
прогиба:

h ,, , 4,5

пип —= 1/u, что дает Amin = —-=0,32 м.

Таким образом возможны прокатные балки, что очень удобно.

Возьмем двутавровую балку № 40,= 1304 сл/3, ITwewwno «1 200 гл3;
тогда наибольший момент, который может воспринять эта балка:

Ж= wHemmo [и] = 1200 • 1400 = 1 680 000 кгсм = 16,8 тм,

что отвечает погонной нагрузке:

87И 8-16,8 __ .

Р.т. с =-£2---------------=6.6 "Чпог. м.

Это дает возможность расставлять вспомогательные балки на расстоянии:

„ Р.'П.С 6'6 ,, „
е^=—------=-^-=3,3 м.

Для плиты настила, покрывающей вспомогательные балки, пролет 3,3 м
несколько велик; поэтому возьмем вместо двутавра № 40 двутавр № 36;
^брутто ДВутаВра № 36 равняется 975 см3. Вследствие изменения профиля
двутавра рассюяние между балками, очевидно, должно измениться пропор-
ционально моментам сопротивления этих двутавров. Следовательно при дву-
тавре № 36 расстояние между вспомогательными балками:

е = 3,3-

975

1304

м, что достаточно удачно.

Таким образом наша конструкция может состоять из:

главной балки высотой............................1 м

вспомогательной балки высотой....................0,36 ,

плиты железобетонной.............................0,10 ,

дополнительной высоты на листы главной балки . . . 0,04 „

Всего.............1,50 м
На основании приведенных соображений окончательно устанавливаем
высоту вертикального листа главной балки 1,00 м и соответствующее ука-
занному распределение балок (фиг. 348).

Очень часто настил тяжелых площадок делается металлическим из сталь-
ного рифленого листа и швеллеров, которые обычно берутся № 18 — 22 и
ставятся приблизительно через 0,5 л/. Эти швеллера заменяют вспомогательные

Фиг. 348. Первый вариант решения примера 37.

балки и кладутся непосредственно на главные. Тогда расстояние между глав-
ными балками, очевидно, должно быть меньше. Предельное расстояние между
главными балками при швеллере № 20 по условию прогиба швеллера в 1/600
(сталь 3) (табл. 27), или пролет швеллера ^=14^ = 14-0,20 = 2,8 м.

Мы возьмем это расстояние в 2,25 м, разделив пространство между
рядами колонн В = 4,5 м на дв$ части и оперев среднюю балку на попе-
речную, связывающую оголовки колонн в поперечных рядах (фиг. 349).

Фиг. 349. Второй вариант решения примера 37.

Швеллера же могут быть расставлены на расстоянии, определяемом из
условия полного использования швеллера или по прогибу листа настила.
Возможный момент швеллера:

ЛГ = 0,8 • 202 - 1400 = 226 000 кгсм,

где 202 — момент сопротивления брутто швеллера №20, а 0,8 • 202 — тот же
момент Нетто.

Возможная нагрузка на 1 пог. м швеллера:

8М 8 • 2,26 о п ,
= -----2^5*------- 3,6 т^П°г- М’
что дает расстояние между швеллерами:

3.6

-^ = 1,8 м.

Из условий прогиба листа настила расстояние это берем меньше,
а именно 0,75 л/, но и швеллера берем наименьшие, возможные по прогибу
при пролете 2,25 м, а именно № 18.

При расстоянии между главными балками 2,25 м момент главной балки
будет вдвое меньше момента первого варианта, т. е. М = 56 тм. Тогда
требуемый момент сопротивления:

W’’*"™ М = 560000 = 4000

[и] 1400,

что по графику фиг. 340 дает наивыгоднейшую высоту порядка 0,95 м\
по условию прогиба наименьшая высота балки, как было указано выше,
должна быть 0,7 м. Возьмем высоту балки:

h „=0,8 M=-±-=rL.

гл. б > 12,5

По этому варианту строительная высота конструкции будет меньше,
а именно:

главная балка.................................0,80 м,

швеллер настила...............................0,18 „

лист настила................................ 0,01 „

дополнительная высота на листы главной балки 0,02 „

Всего

1,01^.1,00 м

Наявыгоднейший пролет главных балок в этом варианте с точки зрения
соответствия его стоимости фундамента будет не больше пролета первого
варианта, так как на колонну и здесь передается площадь перекрытия ши-
риною 4,5 м и веса главных балок (одной в плоскости колонн и двух поло-
винок средних балок между колоннами) общим весом не менее одной балки
первого варианта. Следовательно суммарное давление в этом варианте на
одну колонну будет не меньше, чем в первом варианте, а следовательно не
меньше будет и пролет.

§ 3. ПРОКАТНЫЕ БАЛКИ

А. Типы сечений и характеристика прокатных балок

Типичным профилем прокатной балки является прокатный двутавр
или швеллер, иногда усиленный горизонтальными листами или другим
профилем (уголком или швеллером) (фиг. 350). Основной причиной применения
швеллеров, несмотря на их асимметрию и потому неизбежность скручивания
при вертикальной нагрузке, является более широкая полка, а потому большие
удобства их прикрепления при этажном сопряжении и гладкая задняя поверх-
ность, облегчающая приклепку или приварку к фасонкам или ребрам при
пониженных сопряжениях. Прокатные балки являются типичными балками
малой мощности. Основное преимущество применения их состоит в упрощении
и ускорении изготовления конструкций, поэтому прокатные балки применяются
крайне широко и это применение по существу лимитируется пределами на-
личного сортамента.
Прокатные балки применяются в качестве прогонов, вспомогательных
балок тяжелых перекрытий, балочной клетки легких перекрытий, в качестве
подкрановых балок под легкие краны и кошки и т. д.

По условиям проката прокатные балки должны иметь достаточно толстые
стенки, поэтому они менее выгодны по затрате материала, чем составные
клепаные или сварные балки. Однако, поскольку конструкция из прокатных
балок дешевле в изготовлении, они могут быть выгодны и тогда, когда вес
их больше веса составных балок с разницей до 20 — 25°/0.

Вследствие большой толщины стенок прокатные балки не требуют
специального укрепления их ребрами или уголками жесткости для увеличения
их местной устойчивости. Однако вопрос общей устойчивости является для
них столь же острым, как и для двутавровых балок вообще, вследствие не-
большой величины момента инерции их вокруг вертикальной оси у — у.

Двутавровые бал-
ки и швеллера (кроме
широкополочных балок), как
имеющие моменты инерции
по своим главным осям рез-
ко различные, работают
хорошо только в пло-
скости, соответству-
ющей большому мо-
менту инерции; поэтому
работа их на косой изгиб,
что может иметь место в

Фиг. 350. Типы сечений из прокатных балок.

прогонах, расположенных по

скату крутых кровель, оказывается невыгодной и требует специальных
средств для уменьшения изгибающих моментов в плоскости малого момента
инерции. Работа и расчет прогонов изложены в § 8 настоящей главы.

Таким образом работа на поперечный изгиб двутавровых и швеллер-
ных прокатных балок оказывается выгодной вокруг только одной из
главных плоскостей балки, а именно плоскости, соответствующей боль-
шому моменту инерции; поскольку основные наши силы являются верти-
кальными, постольку эту плоскость обычно совмещают с вертикальной пло-

скостью.

Б. Подбор и проверка сечений прокатных балок

Подбор (определение размеров) прокатной балки производится по наи-
большему действующему изгибающему моменту и наибольшей поперечной
силе; затем вследствие часто получающейся малой высоты балки желательны
проверка на прогиб и определение ее общей устойчивости, дающее предельное
расстояние между связями или элементами балочной клетки.

Прокатные балки могут быть разрезными, неразрезными и консольными.
Неразрезанность балок учитывается обычно только в том случае, когда они
опираются на массивные столбы; если же опорами балок являются металли-
ческие колонны или другие балки, неразрезанность не учитывается, а балки
рассчитываются как разрезные, так как указанные опоры достаточно упруги,
а осадки их, как известно, понижают влияние нераЗрезанности. Однако в бал-
ках каркаса, .поддерживающего стены, а также и в тяжелых перекрытиях при
надлежащем устройстве сопряжения балок разрешается учитывать неразрезан-
ность и защемление балок, принимая при этом момент по середине средних
пролетов в 0,6 расчетного момента разрезной балки того же пролета, если
конструкция опорного сечения или сопряжения такова, что может полностью
обеспечить непрерывность линии прогиба балки и воспринять момент в 0,6
момента разрезной балки. В крайних пролетах момент берется в 0,8 М,
где Л4 — расчетный момент разрезной балки.

Консольные балки, как системы статически определимые и не зависящие
от осадок опор, всегда рассчитываются с полным учетом консольности.

За пролет балки, как указывалось в § 2, берется расстояние 'Между цен-
трами опор или поддерживающих балок.

Процесс подбора прокатной балки весьма прост и состоит из сле-
дующих операций. Прежде всего на основании общих условий компановки
конструкции задаемся типом балки, а именно двутавровой или швеллерной.
Далее, по полученному расчетом наибольшему изгибающему моменту М опре-
деляем требуемый момент сопротивления:

w/нетто___ М

тр — ’

(1)

Фиг. 351. Опре-
деление осла-
блений балки
заклепочными
отверстиями.

где [и]—допускаемое напряжение в балке г.

В клепаных конструкциях для перехода от х^нетт0 к у^рутт0 необходимо
прибавить некоторый процент на заклепочные отверстия; если отверстия рас-
полагаются только в вертикальной стенке, возможность чего должна быть
всегда предусмотрена, коэфициент перехода можно считать
равным 1,10; при расположении же в расчетном сечении от-
верстий и в горизонтальных полках влияние отверстий по-
вышается до 1,18-5-1,20.

Итак:

^PVmmo _ д 0-5-1,20) IF "®WW0. (2)

Затем по сортаменту определяем ближайший подходящий
профиль, причем перенапряжение или превышение момента
сопротивления требуемого над действительным может быть
допущено до 5%.

Запасы вследствие грубости сортамента приходится иногда
оставлять достаточно большие. При малых же запасах не-
обходима проверка подобранного сечения. Для этого сна-
чала определяем по сортаменту ^Утто^ затем размещаем

заклепки по рискам и определяем 1^тто, равное (фиг. 351):

[Нетто_[брутто_[Осл_[брутто_Y&dy~

х х хх * ’

(3)

где/°сл — момент инерции ослабления заклепками, который может быть при-
нят как сумма площадей заклепочных отверстий, равных rf8, умноженных на
квадрат расстояния у от центра заклепочного отверстия до нейтральной оси;
d— диаметр заклепки, 8 — толщина стенки или полки.

Итак:

£СЛ = Щу2,

(4)

1 Допускаемое напряжение в прокатных балках берется равным обычному допу-
скаемому напряжению для данной марки стали. Сравнительно недавно рекомендовали
несколько уменьшать допускаемые напряжения в прокатных балках, учитывая то об-
стоятельство, что сложная форма и прокат балок способствуют наклепу и внутренним
начальным напряжениям в точках перехода от стенки к полкам; этот учет уменьшал
применимость прокатных балок и потому теперь не практикуется; по существу же
указанное соображение имеет свои основания, но относится не только к двутаврам,
а к любому фасонному и сварному профилю и потому должно покрываться общим
коэфлциентом безопасности, без специфического снижения напряжений.
Зная получаем:

[•нетто

гнетто_____х

где h6—высота балки,
и напряжение:

_ м

^нетто

Проверка на скалывающие напряжения у нейтральной оси производится по
формуле:

где Q — поперечная сила и S—статический момент полусечения балки отно-
сятся к опорному сечению балки. Проверка эта обычно не имеет решающего

Фиг. 352. Скручивание балки
при потере общей устойчивости.

Фиг. 353. Расстояния между связями балок.

значения, поэтому ее рационально оставить до конструирования опорного се-
чения, которое часто делается резко ослабленным.

Крайне целесообразна проверка балки на прогиб, которая производится
по формуле:

. h A [zz] L

пип — = - - (8)

и требует соотношений —, указанных в табл. 26 и 27.

Малый

момент

инерции прокатной балки в горизонтальной плоскости требует также
проверки общей устойчивости балки.

Действительно, из опыта и теории известно, что тонкая балка, имеющая
неодинаковые моменты инерции по главным осям, или тонкая пластинка будут
изгибаться в плоскости, соответствующей наибольшему моменту инерции под
действием сил, даже строго расположенных в этой плоскости, только до извест-

ного предела. После того как предел этот будет превзойден и напряжение

в балке достигнет критического напряжения, балка или пластинка начнут

скручиваться и примут неплоскую. форму равновесия, т. е. потеряют свою
устойчивость в плоскости действия сил и изгиба (фиг. 352).
Если определить критическое напряжение потери общей устойчивости по
методу проф. Тимошенко, то мы получим:

(9)

где А — некоторая функция, зависящая от интенсивности нагрузки, типа балки
(разрезная или консольная) и места приложения нагрузки (по верхнему или
по нижнему поясу). Функция эта вычислена проф. Тимошенко:

F—площадь балки,

1Х и 1у — большой и малый моменты инерция балки,
h — высота балки,

а — свободная длина балки, т. е. расстояние между связями, препятствую-
щими скручиванию балки (фиг. 353),

Е и G— модули продольной и поперечной упругости.

г— F2 I

Обозначая А у EG через Ао,--------через k и — через klt получим:

'УМ

£
£

р —А . Jh

(9')

где Rkp— критическое напряжение перехода в неустойчивую стадию работы,
т. е. напряжение потери работоспособности балки, аналогичное пределу теку-
чести.

Рабочее напряжение должно быть меньше на коэфициент запаса и следо-
вательно:

-4- ао)

По этой формуле могут быть вычислены предельные расстояния между свя-
зями, т. е. свободные длины балок а, если положить RKp равным пределу
текучести RT (для стали 3 /?т=2400 кг/см2).

Работа эта проведена для балок нашего нормального сортамента, утвер-
жденного в 1926 г., и результаты ее приведены в табл. 28, а для сортамента
редакции 1933 г. в табл. 29.

Если действительная свободная длина балки окажется больше предельной,
то балка не будет иметь достаточных запасов для своей устойчивости; тогда
дл% этой цели необходимо понизить допускаемые напряжения. Величина сни-
жения может быть взята из следующего графика, составленного инж. Нилен-
дером (фиг. 354).

Пример 38. Подобрать сечение балки пролетом 6 м для пути катания
кошки грузоподъемностью 5 /п, имеющей 2 груза по 4 т каждый на рас-
стоянии 1,0 м друг от друга. Кошка катается по нижнему поясу балки; ма-
териал— сталь 3 пониженная, допускаемый прогиб 1l6Q0 пролета (фиг. 355).

По Винклеру наибольший изгибающий момент получается при таком поло-
жении грузов, при котором середина пролета делит пополам расстояние между
равнодействующей и одним из грузов. При этом положении грузов

8(3—0,25) 8

реакция А = —-— ------- = -q- • 2,75 = 3,66 т.
307

Предельные расстояния а между закрепленными от поворота сечениями двутавровых балок при RKp = RmeK = 2400 кг) см2
для прокатных профилей русского нормального сортамента, утвержденного в 1926 г.

№ профиля F см2 F3 с мА 4 СМА 4 2? 4 4 4 Разрезная балка при нагрузке
по верхнему канту по нижнему канту
а ~~h а метров а h а метров
10 11,03 121,66 16,1 180,4 7,56 11,2 27,7 2,77 33,5 3,35
12 14,34 205,64 25,2 334,4 8,16 13,3 23 2,76 28,3 3,46
14 18,08 326,89 37,7 569 8,68 15,1 20 2,80 26,0 3,64
16 22,26 495,51 54,3 909 9,13 16,7 18,16 2,88 23,8 3,81
18 26,87 722,00 75,9 1381 9,52 18,2 15,5 2,99 22,2 4,0
20 31,91 1 018,25 103,4 2 014 9,84 19,5 14,8 ' 3,10 21,0 4,20
22 32,38 1 397,26 137,5 2 843 10,15 20,7 14,8 3,26 20,2 4,45
24 43,29 1 874,02 180 3903 10,40 21,65 14,1 3,38 19,5 4,67
26 49,63 2 463,14 231 5234 10,67 22,7 13,65 3,55 18,7 4,88
28 56,40 3180,96 293 6 878 10,84 23,5 13,25 3,71 18,2 5,11
30 63,61 4046,23 865 8 881 11,06 24,2 12,9 3,86 17,9 5,37
32 71,25 5076,56 452 11 292 11,23 24,9 14,9 4,76 20,2 6,47
36 87,82 7712,35 668 17 544 11,53 26,25 12 4,31 16,7 6,03
40 106,13 11263,57 954 26087 11,80 27,4 11,5 4,61 16,3 6,50
45 147 21 609 1722 45888 12,53 26,6 12,6 5,67 17,3 7,79
Предельные расстояния а между закрепленными от поворота сечениями
двутавровых балок при RKp = Ктек = 2400 кг)см? для прокатных профилей
русского нормального сортамента ОСТ 16, редакция 1933 г.

№ про- филя F см2 F2 см* 4 см* 4 см* F2 4 I» Разрезная балка при нагрузке
по верх- нему канту по ниж- нему канту
а h а ме- тров а ~h а ме- тров
10 14,3 204,5 33 245 6,22 7,4 42 4,20 47,5 475
12 17,8 316,8 46,9 436 6,75 9,3 32,5 3,90 39 4,68
14 21,5 462,3 64,4 712 7,18 11,0 26,7 3,74 33 4,62
16 26,1 681,2 93,1 1 130 7,3 12,1 23,5 3,76 30 4,80
18 30,6 936,4 122 1660 7,65 13,6 21 3,78 27,2 4,90
35,5 1260 158 2 370 7,98 15,0 18,2 3,64 25 5,00
20 (ь 39,5 1560 169 2500 9,13 14,8 22 4,40 28,5 5,70
42,0 1764 225 3400 7,84 15,1 18,2 4,00 24,6 5,40
22 ь 46,4 2153 239 3570 9,0 15,0 21 4,62 27 5,94 -
47,7 2275 280 4 570 8,12 16,3 17 4,08 23 5,52
24 |ь 52,5 2 756 297 4 800 9,27 16,2 19,6 4,70 25 6,00
97 f а 54,6 2981 345 6 550 8,63 19,1 14,5 3,92 20,2 5,45
27 (ь 60,0 3600 366 6 870 9,85 18,8 16,8 4,53 22 5,94
( а 61,2 3745 400 8950 9,38 22,4 12,6 3,78 17,8 5,34
30 1 b 67,2 4 516 422 9400 10,7 22,3 14,0 4,20 19 5,70
1с 73,2 5358 445 9850 12,1 22,1 15,8 4,74 20,6 6,18
(а 68,1 4638 460 11900 10,0 25,8 11 3,63 15,8 5,22
33 | b 74,7 5580 484 12500 11,5 25,8 11,8 3,90 16,8 5,53
1 с 81,3 6610 510 13100 13,0 25,7 13,6 4,49 18,0 5,94
f а 76,3 5822 552 15760 10,5 28,6 10,3 3,71 15 5,40
36 (ь 83,5 6972 582 16530 12,0 28,5 11 3,96 16 7,76
1с 90,7 8227 612 17310 13,5 28,3 12,4 4,47 17 6,12
(а 86,1 7 413 660 21720 п,з 32,9 9,2 3,68 12 4,80
40 |b 94,1 8855 692 22780 12,8 32,9 9.7 3,88 14 5,60
102 10404 727 23 850 14,3 32,8 10,6 4,24 15 6,00
(а 102 10404 855 32 240 12,2 37,8 8 3,60 12,4 5,58
45 b 111 12321 894 33760 13,8 37,8 8,6 3,86 13.0 5,85
1с 120 14 400 938 35280 15,3 37,6 9,7 4,36 13,6 6,12
(а 119 14161 1 120 46 470 12,7 41,4 7,6 3,80 11,6 5,80
50 { b 129 16 641 1170 48 560 14,2 41,4 8,0 4,0 12,0 6.0
1с 139 19321 1^20 50640 15,9 41,4 8,8 4,40 12,6 6,30
(а 134 17956 1 370 . 62 870 13,1 45,8 7,2 3,96 11,0 -6,05
55 b 145 21 025 1 420 65640 14,8 46,3 7,6 4,18 11,4 6,27
1 с 156 24 336 1480 68 410 16,4 46,3 8,0 4,40 11,8 6,49
(а 151 22 801 1700 83 860 13,4 49,3 6,8 4,08 10,3 6,18
60 b 163 26569 1770 87460 15,0 49,3 7.0 4,20 10,6 6,36
1с 175 30 625 1 840 91 060 16,6 49,3 7,1 4,44 11,0 6,60

Ж
Наибольший изгибающий момент под рассматриваемым грузом М —
=л (4—4)=3,66 (з -о,25)=з>66 • 2>75=1 o,i ил.

Требуемый момент сопротивления:

J1 010 600 _
тР [л] 1200

Берем балку № 36, W6pymm0 = 975 см*.
Проверяем по прогибу.

При прогибе 1/Б00 I и стали пониженной ([я] = 1200 кг/см*) по табл. 27
-^- = у?; ^min= 17 = 0,35 м <36 см, т. е. балка достаточно жестка.

Проверяем ее на устойчивость.

По табл. 28 видим, что предельная длина по устойчивости для балки № 36
равна как раз 6,03 м.

Решим теперь тот же пример при пролете 7 м.

В этом случае опорная реакция (фиг. 355):

л = 8(3.5-0,25) = 3>72 т

Наибольший изгибающий момент Л4 = 3,72 (3,5 — 0,25) = 12,2 тм.

Требуемое W”emm° — 1 22(W)0Q = 1010 смз
т* 1200

Фиг. 355. Расчет балки примера 38.

AL
^пред

Берем балку № 40 U7=1304 см3.

Проверяем по прогибу; при у = 500 и
(п] = 1200 кг/см2;

h 1 , 7

р» 0,41 М,

что близко принятой высоте балки 40 см.

Проверяем на устойчивость. По табл. 28
видно, что предельная свободная длина бал-
ки № 40 по устойчивости равна 6,50 м < 7 м.
Следовательно, чтобы иметь достаточный за-
пас на устойчивость, балка должна работать
с пониженными допускаемыми напряже
НИЯМИ.

Повышение длины балки над предельной
составляет:

7,00—6,50

6,50

100=<й=7’7~80/°-

Отношение мрментов инерции балки:
4 26087

4 ~ 954

По графику фиг. 354 напряжение в крайних волокнах следует принять
в 89°/0 от допускаемого, т. е. коэфициент понижения допускаемого напря-
жения <^=0,89.

Допускаемое напряжение [л]^= 1200 • 0,89= 1070 кг/слА lF*ewwwo балки,
принимая заклепочные отверстия только по стенке балки, берем равным
0,9irWmwl°, т. е.

урМтто = 0,9.1304 = 1130 СМ3.

Действительное напряжение:

J 220000 __ i03Q Кг1смъ << Ю70 кг] см®.
В. Сопряжения прокатных балок

Сопряжения прокатных балок в балочной клетке могут быть в разных
уровнях (этажные) и в одном уровне.

1. Конструкция этажного сопряжения крайне проста. В простейшем
случае она состоит в простом склепывании или сварке горизонтальных полок
пересекающихся балок (фиг. 356); для большей устойчивости балок их
удобно также прихватывать треугольной консолькой или уголком (фиг. 356).

Фиг. 356. Конструкция этажного сопряжения оалок.

Вместо этого возможно стягивание всех балок одного уровня распорками так,
чтобы они представляли устойчивую платформу, поставленную на поддержи-
вающие балки (фиг. 357).

При продольно-подвижном сопряжении, когда необходимо, чтобы верхние
балки могли перемещаться относительно нижних, балки укрепляются кляммерами

или направляющими. Если

невелика, а временная, наобо-
рот, значительна, то необхо-
димо проверить возможность
появления отрицательных ре-
акций, получающихся в не-
разрезных балках при за-
грузке соседних пролетов, и
предусмотреть меры против
отрыва балок путем склепы-
вания или приваривания по-
лок, устройства консолек, а
при продольно-подвижном
сопряжении — кляммер или
лучше специальных листо-
вых стяжек, которые по своей
гибкости могут рассматри-
ваться как листовые шар-

постоянная нагрузка, поддерживаемая балками,

ниры (фиг. 358).

Если △ — величина перемещения в сопряжении (фиг. 359), то:

2 “

\ 2 ) РР
3>Е1 ~ 24£7’

где I—длина листа листового шарнира,

его момент инерции, равный

Р—сила, проявляющаяся в точке перегиба листа по середине его высоты.
Следовательно

ЕЬ\ 8 )
Pl

Поскольку —=M, моменту в корне листа, равному W [и], где W—момент
сопротивления сечения шарнира (листа), равный W= , то Pl= 2М = ^-[л],
откуда

ЗЕ8 ’

(И)

что дает зависимость между перемещением в шарнире △, длиною листа I и его
толщиной В.

Допускаемое напряжение здесь может быть доведено до предела пропор-
циональности.

Конструкция этажного сопряжения по существу не подлежит расчету, по-
скольку опорное положительное давление передается здесь непосредственно
с балки на балку, а отрицательное
сравнительно невелико и легко воспри-
нимается конструкцией закрепления; при
равных пролетах отрицательная реакция
может быть принята (несколько в за-

»иг. 360. Укрепление балки
уголком жесткости при этаж-
ном сопряжении.

Фиг. 359. Работа стяжки как листо-
вого шарнира.

пас) в 0,20Д^, где Ар— положительное опорное давление от временной (по-
лезной) нагрузки.

Если нижняя поддерживающая балка также прокатная, то в месте сопря-
жения она обычно может остаться неукрепленной, так как толщины ее стенок
и полок настолько значительны по условию проката, что они свободно
могут воспринять опорное давление без укрепления. Лишь при исключительно
больших давлениях можно рекомендовать приварку ребрышка. Составные же
балки в местах этажного сопряжения всегда требуют укрепления ребром или
уголками жесткости, причем ребра и уголки должны быть плотно пригнаны
к поясу против его отгиба (фиг. 360).

2. Сопряжение балок в одном уровне- производится следующим образом:

а) Вспомогательную балку, располагаемую между главными, обрезывают по
расстоянию между полками главных балок в свету с допуском 5-т-Ю мм на
неточность резки и приклепывают или приваривают к куску двутавра и швел-
лера или широкого уголка или к выступающим ребрам главной балки (фиг. 361).
Монтажная клепка или сварка производится в сопряжении вспомогательной
балки с ребрами главной, которые относятся к монтажному элементу главной
балки. Сопряжение это применяется преимущественно для малых вспомога-
312
тельных балок; главный его недостаток—выступающие ребра главной балки,,
которые затрудняют ее перевозимость. Если соединение происходит только
по вертикальной стенке вспомогательной балки, например при помощи оди-
ночной или двойной накладки, а полки остаются неперекрытыми, то ввид}
значительного уменьшения в месте сопряжения момента инерции балки можно
принять, что здесь имеется шарнир. Тогда сопряжение передает только опор-
ное давление балки А и рассчитывается на эту передачу. Число заклепок
при этом обычно получается небольшим и против расчета увеличивается про-

центов на 20—40,
момент, и ставится

учитывая небольшой имеющийся здесь в действительности

не менее двух.

-фВф. ।

L 100-100-10

Фиг. 361. Сопряжение в од-
ном уровне. Прикрепление
к ребру главной балки.

VSQ8Q-10

NP.84

Фиг. 362. Работа выступа
главной балки на изгиб.

Приварка (что более удобно ввиду огра-
ниченности фронта прикрепления) про-
изводится обычно внахлестку непосред-
ственно или при помощи накладки.

ками.

Иногда ставятся и две накладки, но тогда усложняется монтаж, простота
которого — основа сопряжения.

Выступ главной балки (уголок, кусок двутавра, швеллера или ребро) рас-
считывается как консоль под действием опорного давления балки А. Следо-
вательно сопряжение выступа с главной балкой работает на поперечную-
силу Q = A и момент М = Ае (фиг. 362), где е — расстояние от точки при-
ложения силы А до поверхности стенки главной балки. Точка приложения
силы А принимается при однорядном сопряжении расположенной на верти-
кальной риске заклепок или на линии шва, при многорядном же — в центре
тяжести заклепочного поля или швов.

На момент М = Ае и силу Q = А рассчитывается прикрепление выступа
к стенке главной балки, заклепочное по формулам на стр. 196 и сварное (обычно
2 вертикальных лобовых шва) по формулам на стр. 266.

Указанное сопряжение очень просто и удобно с монтажной точки зрения;,
применяется оно преимущественно при примыкании малых балок.

Если полки балок также перекрываются накладками, называемыми в этом
случае вследствие своей удлиненной формы рыбками, то сопряжение может
воспринять и опорный момент (фиг. 363). Он может возникнуть на средних
опорах нити вспомогательных балок, пересекаемых главными балками, по-
скольку такая нить может рассматриваться как неразрезная. В клепаном со-
пряжении помещение рыбки возможно лишь при не очень малых балках,
ла полках которых размещаются заклепки; так как размещение заклепок на

.полках усложняет конструкцию и не всегда возможно, то применение рыбок
при малых балках при клепочном сопряжении не очень желательно.

При отсутствии конструкции, способной воспринять опорный момент, т. е.
« данном случае при отсутствии рыбок, будет отсутствовать и опорный момент.
Действительно, опорный момент, как всякая статически неопределимая величина,
4сть функция не только силовых воздействий, но и конструкции. В част-
ности для того, чтобы опорный момент нераз-

Фиг. 364. Упругая линия на
опоре неразрезной балки.

резной конструкции мог иметь место в пол-
ной мере, необходимо, чтобы конструкция была
настолько жестка, чтобы опорные точки не
имели просадки, и настолько слитна, чтобы
упругая линия прогиба при переходе из одного
пролета на другой имела общую касательную
(фиг. 364). Если две балки смежных пролетов
стянуты рыбками, работающими на осевые
силы растяжения и сжатия, последнее требование

ожет считаться выполненным, так как в этом случае деформации надопорной
части, зависящие от деформаций рыбок, будут того же порядка, что дефор-
мации крайних фибр балки в пролете, зависящие от таких же осевых сил
растяжения или сжатия. Если же рыбок не имеется, то слитность конструкции
(в клепаных сопряжениях) зависит только от деформации уголков, прикрепляю-
щих вертикальную стенку к главной балке (фиг. 365).

Эти деформации состоят из отгиба уголков, от места постановки заклепки
до обушка и растяжения стержней заклепок (фиг. 366). Если последние незначи*

Фиг. 365. Деформация отгиба уголков
в сопряжении балок.

Фиг. 366. Отгиб уголков в сопряжении
балок.

тельны, то первые, наоборот, очень значительны, так как деформации от изгиба
во много раз превосходят деформации от осевых сил. Вследствие этого
в этом месте происходит излом упругой линии, а вместе с тем уменьшение
опорного момента. К тому же в этом месте вследствие отсутствия поясов
момент инерции балок оказывается резко ослабленным, что также уменьшает
опорный момент, так как в статически неопределимых системах изгибающие
моменты распределяются в соответствии с моментами инерции (в соответствии
314
с жесткостью) сечений. Поэтому при такой конструкции опорный момент
практически можно принять равным нулю. Из изложенного мы видим, что
конструкция сооружения будет тем более податлива, а опорный момент тем
меньше, чем прикрепляющие уголки будут тоньше и имеют заклепки, более
удаленные от обушка (большую риску). Поэтому применение тонких уголков
и большой риски приближает работу конструкции к расчетным предположе-

ниям, но резко перенапрягает сопряжение.

В сварных сопряжениях при сварке одних вертикальных стенок податливость
сопряжения невелика, и здесь действует только одна причина для уменьшения
опорного момента, а именно уменьшение сечения балки.

Поэтому в таких сопряжениях некоторый опорный момент должен суще-
ствовать, и при отсутствии (рыбок и при расчете на одну поперечную силу
(опорное давление Д) подобные сопряжения должны испытывать некоторые

фиг. 367. Сопряжение балок
в одном уровне при помощи
выруба полок.

перенапряжения, что делает их нежела-
тельными; в данном случае более на-
дежно и определенно по своей работе
свободное примыкание балок в одном
уровне, рассмотренное на фиг. 372.

Рассчитываются и конструируются
рыбки при прокатных балках точно
так же, как при составных; расчет и
конструирование их указаны ниже на
фиг. 373.

б) Второй прием сопряже-
ния состоит в том, что во вспомога-

Фиг. 368. Выруб полки балки.

тельной балке вырубается верхняя полка, которой мешает пояс главной балки
(фиг. 367); стенка вспомогательной балки обрезывается по расстоянию в свету
между стенками главной балки с допусками (в клепаных балках) на каждую
сторону приблизительно 5 мм. В балках клепаных к стенке вспомогательной
балки для соединения ее со стенкой главной балки приклепываются уголки,
которые с вспомогательной балкой составляют одну монтажную единицу, так
что монтажная клепка сопряжения происходит у главной балки.

Величины вырубов при сопряжении прокатных балок трестом Стальмост
нормированы. При сопряжении двутавровых балок ширину вырубов можно
считать равной а = -^- — 5 мм (фиг. 368), при сопряжении же швел-
леров а = В—10 мм. Глубина выруба берется (5-е-10 мм)

в зависимости от калибра балки. Здесь В— ширина полки главной балки,
t—толщина полки, R — радиус выкружки главной балки.

Уголки сопряжения выдвигаются за обрезанный торец вспомогательной
балки таким образом, чтобы длина вспомогательной балки между наружными
кромками уголков была на 2 мм короче расстояния между стенками главной
балки (фиг. 367). Это необходимо для введения вспомогательных балок между
главными (фиг. 369).

Для возможности разворота вспомогательной балки между главными необ-
ходимо, чтобы расстояние между осями главной балки В'.

где BQ — длина монтажной
рина. Можно считать, что

единицы вспомогательной балки, Ьдсп — ее

ши-

мм-\-Ъгл,

Получающийся зазор в 1 мм на сторону погашается отгибом уголков
при клепке. Таким образом здесь требуется значительно более точная работа.
При коротких балках (приблизительно 1,5 м) для возможности разворота
вспомогательной балки при заводке между главными балками (фиг. 369)

B>VBo *66‘сп ~<Гей

В“ *&еп

-толщ глобн балки

Фиг. 369.

требуются и большие зазоры; они,
очевидно, зависят от ширины при-
крепляющих уголкОЁ; для того чтобы
зазоры держать в должных пределах
(1—1,5 мм на сторону), здесь следует

Фиг. 370. Сварное сопряжение
в одном уровне без рыбок.

брать маленькие прикрепляющие уголки, желательно не более 80 мм в пло-
скости, перпендикулярной балке.

В сварном решении стенка вспомогательной балки непосредственно при-
мыкает к стенке и приваривается к ней (фиг. 370), для чего она обрезывается
с допуском 1 — 2 мм на сторону, так как при больших допусках и зазорах
сварка получается менее удовлетворительной. Таким образом здесь требуется
точная резка балки.

Для удобства монтажа балка при этом ставится на небольшой столик
из уголка йли плитки, приваренной к главной балке, и прихватывается к нему
двумя закрепами (фиг. 370); несколькими закрепами необходимо перед при-
варкой прихватить и стенку балки.

Сопряжение это рассчитывается точно так же, как и предыдущие, т. е.
без учета опорного момента.

В клепаном сопряжении обычно считается, что заклепки прикрепления
уголков к стенке вспомогательной балки работают только на поперечную
силу, разную опорному давлению балки, т. е., учитывая резкое изменение
рабочего момента инерции балки в этом сечении вследствие выпадания полок,
предполагают здесь шарнир (очень часто в этом сечении вырезывается не
только верхняя, но и нижняя полка, что бывает необходимо в том случае,
когда уголки укрепления главной балки идут по всей ее высоте).
Число заклепок прикрепления при этом увеличивается на 20—40°/о.

Заклепки прикрепления уголков к главной балке рассчитываются по фор-
мулам стр. 196 на восприятие поперечной силы Q = A и момента М = Ае,
где е — средняя риска уголка прикрепления.

Если полученное по этому расчету число заклепок не помещается на про-
тяжении вспомогательной балки, то их можно разместить по всей высоте
главной балки, но при этом необходимо увеличить жесткость прикрепляющего
уголка устройством уширения балки путем помещения небольшой консоли
(фиг. 371).

В промышленных конструкциях, работающих преимущественно на постоян-
ную нагрузку, достаточно распространен (особенно в сварной форме) прин-
цип свободного примыкания в одном уровне, что особенно
выгодно в том случае, когда вспомогательная балка значительно меньше главной
(фиг. 372).

Тогда вспомогательная балка кладется на небольшие консольки (их легко
вырезают из обрезков двутавра), которые привариваются или приклепываются
к главной балке и через которые передается вся поперечная сила. Точной
резки вспомогательных балок при этом не требуется.

Фиг. 371. Клепаное сопряжение Фиг. 372. Свободное сопряжение в одном
в одном уровне со столиком. уровне.

Стенки вспомогательной балки прихватываются к главной помощью не-
большого коротыша, не передающего усилий, а только предохраняющего балку
от опрокидывания.

Консоль рассчитывается на изгибающий момент М.= Ае и следовательно
должна иметь в корне момент сопротивления:

WZZ' — — —

Прикрепление рассчитывается согласно формулам на стр. 196 и 266 на
момент М = Ае и поперечную силу Q = A.

Если высота главной и вспомогательной балок одинакова (фиг. 373),
то достаточно удобно сопряжение помощью рыбок — верхней и нижней.
В этом случае сопряжение сможет воспринять опорный момент и следова-
тельно должно быть рассчитано на него. Ввиду неопределенности работы нити
вспомогательных балок как неразрезной конструкции опорный момент прини-
мается условно, как было указано выше, в 0,6 момента разрезной балки
в середине пролета;

7И =0.6Л4
on • раар

(12)
Принимаем, что момент этот воспринимается только рыбками. Тогда
усилие в рыбке:

Моп

°»6Л1

’ раар

(13)

где h6—высота балки.
Площадь рыбки:

[«)*

(14)

7нетто
Р

Верхняя рыбка

Фиг. 373. Сопряжение в одном уровне при помощи рыбок.

Прикрепление клепаное; число заклепок:

т> N.~ ’
4
Сварное. Нижняя рыбка; суммарная рабочая длина флангов швов:

У/ 5

*• 0,7Лш[/]и 1

(15)

(16)

где hw—высота шва; верхние швы — комбинированное соединение прорезью
и фланговые косые швы. Суммарная рабочая длина:

УI = S

фл 0,7/Ц/]св ’

Вертикальная сила А передается уголками по вертикальной стенке глав-
ной балки.
Число заклепок для прикрепления уголков к стенке главной балки

в клепаном соединении:

= J4_ =А

Число же заклепок по вертикальной стенке вспомогательной балки:

Д А

Na~ [п]^8

(18)

При сварном присоединении аналогично длина фланговых швов (сум-
марная по обе стороны стенки):

2/<^= 0,7йш[/]м ' (19>

При неодинаковой высоте балок сопря-
жение рыбками выходит громоздким и мало-
целесообразным.

В этом случае одну из рыбок (ниж-
нюю) целесообразно заменить консолькой-
столиком (фиг. 374).

Попрежнем} м -жно считать, что опор-
ный момент 7ИОЯ воспринимается парой сил S,
из коих одна передается на верхнюю рыбку,
а вторая на столик:

44 0,641

S=-^== — --pa3p-. (20)

he h6

Вертикальное давление А вспомогатель-
ной балки передается на главную по всему
протяжению как балки, так и столика. Мож-
но считать, что оно передается пропорцио-

Фиг. 374. Сопряжение рыбкой к
столиком.

нально числу прикрепляющих заклепок или

длине прикрепляющих швов. Если полное число заклепок, прикрепляющих
балку, т, причем из них тб находится на протяжении стенки балки и тст—
на протяжении столика, го давление, передающееся на столик:

А =А
ст т

(21>

Аналогично распределяется давление при наличии сварных швов:

(22)

где — рабочая длина швов на протяжении столика, — суммарная
рабочая длина швов, служащих для прикрепления стенки балки и столика.
Для передачи усилия 5 на столик в скреплении его с балкой необхо-

димо в клепаной конструкции иметь число заклепок:

"*= лГ

— [И

4 1 !<
s сварной—рабочую длину фланговых швов;

• <24>

Столик под действием сил 5 и Аетп работает на изгиб.

Момент изгиба столика:

Мст=—& + Аете, (25)

где z—расстояние от точки приложения силы S до центра тяжести закле-
почного поля или швов, прикрепляющих столик к стенке главной балки,
д е — расстояние от точки приложения силы Аст до стенки главной балки;
его можно принять равным половине длины выступа столика bcmt т. е.

е — ^еп

2 ’

На момент Мст и силу Дсгп работает сопряжение столика с главной
балкой и рассчитывается при клепаном сопряжении по формулам на стр. 196,
а при сварном — по формулам на стр. 266.

В сварном сопряжении столик иногда опирается на нижний горизон-
тал главной балки (фиг. 374); швы этого упора в работе столика при же-
лании можно учесть, что может существенно уменьшить момент 7ИСЯ,, который
в этом случае выразится:

Ж = — Sz 4- А е— А' е'
ст * ст ст 9

(26)

Фиг. 375. Пониженное сопряжение балок.

где А'— усилие, передающееся столиком на горизонтал (пропорциональное
длине швов прикрепления к горизонталу), е'— плечо силы Д^; лучше же
этого учета не производить, так
как фактически вследствие боль-
шой податливости горизонтала по
сравнению со стенкой сила Д^
будет очень мала.

3. Аналогично конструи-
руется и рассчитывается понижен-
ное сопряжение (фиг. 375—378).

В клепаной форме оно обыч-
но применяется путем прикрепле-
ния одной вертикальной стенки
двумя объемлющими ее короты-
шами (фиг. 375). Учитывая воз-
можность отгиба уголков и из-
лома упругой линии нити вспо-
могательных балок, сопряжение это
рассчитывают как шарнирное с
передачей одной вертикальной
силы Д, т. е. по приему, указан-
полки ба-лок вырубаются для воз-

можности большего развития прикрепляющих коротышей (фиг. 376).

Постановка рыбок здесь неудобна (требуется прорез стенки главной
балки). Вместо них иногда ставятся горизонтальные коротыши, объемлющие
балку сверху и снизу (фиг. 377). Однако эти уголки усложняют монтаж; как
чести монтажной единицы вспомогательной балки (будучи приклепаны к ней
предварительно) они ее уширяют и тем самым затрудняют ее разворот при

на стр. 314. Очень часто при этом
постановке между главными балками; будучи же приклепаны к главной балке
и составляя часть ее как монтажной единицы, они требуют крайне тяжелой
монтажной клепки на полках вспомогательной балки; к тому же их работа
как рыбок вследствие возможного отгиба уголков достаточно несовершенна.
Поэтому лучше их и не ставить.

Фиг. 376. Пониженное сопряжение балок t вырубкой

полок.

В сварке в пониженных сопряжениях кро-
ме устройства свободного сопряжения сбоку
(фиг. 372) широко применяется глухое сопря-
жение путем обварки вспомогательной балки по
своему контуру к стенке главной (фиг. 378). Оно
требует достаточно точной резки вспомога-

тельной балки (с допуском до 2 мм на сто-
рону) и хорошо в первую очередь как заводское сопряжение; при монтажной

же обварке по контуру неизбежно появляются потолочные швы. Для

возможности разворота и здесь оставляется попуск на сторону не менее
1 мм. Тогда лучше сопряжение при помощи столиков, указанное далее

(фиг. 379).

Если главная балка является средней опо-
рой нити вспомогательных балок, подобное глухое
сопряжение работает на опорный момент 7ИОП и
опорное давление А.

Для развития более мощного сопряжения
устраивают столики или уширения вспомогатель-
ной балки, которые распространяют фронт ее
прикрепления на всю высоту главной балки.
В клепаной форме этот тип применяется преиму-
щественно при сопряжении больших составных ба-
лок; в сварке же он дает очень компактное и
удобное решение (фиг. 379) и при сопряжении
прокатных балок. Расчет вполне аналогичен рас-
смотренному выше сопряжению при одиночном

Фиг. 377. Пониженное со
пряжение балок с укрепле-
нием коротышами.

нижнем столике.

Усилие, передающееся от опорного момента на выступы:

5—
Вертикальное давление распределяется пропорционально длинам или
площадям швов, прикрепляющим вспомогательную балку к главной.

Таким образом, если 16—рабочая длина прикрепляющих швов по стенке
вспомогательной балки, Zfl в — по верхнему выступу, 1Н в — по нижнему и

—суммарная длина швов, то усилие Авв передающееся на верхний
выступ:

на нижний

(28)

Каждый выступ работает на момент:

= —(29)

где z — плечо силы S относительно
центра прикрепляющих шво^и е—
плечо силы Аь, которое можнэ
принять равным половине длины
выступа.

Фиг. 379. Понижеиное сопряжение при помощи
выступов (столика).

Фиг. 378. Глухое сопряжение балок
при помощи сварки.

Выступ прикрепляется к главной балке не только швами по ее верти-
кальной стенке, но также обычно по ее горизонталу и по полкам вспомога-
тельной балки, примыкающим к стенке главной.

Если горизонтальные швы целесообразно не учитывать при распреде-
лении силы А, то они всецело могут быть включены в значение момента
сопротивления швов выступа его при работе на изгиб от момента 7И6,
что может существенно улучшить работу прикрепления. Таким образом ти-
пичным случаем размещения швов выступа при работе на изгиб будут:
а) вертикальные швы по стенке главной балки, б) горизонтальные швы по
полкам вспомогательной балки и в) горизонтальные швы прикрепления выступа
к горизонталу главной балки (для удобства расчета на фиг. 379 повернутые
на 90°).

Длина выступа определяется длиной прикрепления его к полкам вспо-
могательной балки. Требуемая площадка прикрепления для восприятия силы S:

Р™р__ $

W ~ Исе ’
Площадь эта размещается по длине выступа и по полкам балки у при-
мыкания их со стенкой главной балки.

Если последнюю определяемую длиною полок площадь обозначим че-
рез то наименьшая площадь швов по длине выступа:

=Fmp___Fn

ш ш ш’

(31)

откуда, задавшись толщиной, можно определить длину швов по выступу,

а следовательно и длину самого выступа.

4. Конструктив-
ное оформление со-
пряжений прокатных
балок достаточно опре-
деленно нормировано
как за границей, так
постепенно и у нас.
Трестом Гипросталь-
мост в основу кон-
структивного оформле-
ния клепаных сопря-
жений положены сле-
дующие принципы
(фиг. 380):

1. Стандартный
шаг заклепок по вер-

Фиг. 380. Стандартное размещение заклепок сопряжений
балок по практике Гипростальмоста.

тикали 70 мм, отвечающий как заклепке диаметром 20 мм, так и диамет-
ром 23 мм.

2. Расстояние от края прикрепляющего угол.са до первой заклепки
40 мм.

3. Применение в качестве уголков прикрепления однорядных уголков
90 X 90, позволяющих в обеих полках ставить заклепки в одном уровне,

а в двухрядных уголках только рядового, нешахматного размещения заклепок
(калибр 100 X 150 «ли 150 X 150) с расстоянием между рядами 60 см.

Фиг. 381. Стандартное размещение заклепок сопряжений балок
по практике Промстройпроекта.

4. Стандартная риска по главной балке по горизонтали в 120 мм.

5. Первая заклепка прикрепления ставится по риске двутавра или швел-
лера вспомогательной балки.

Пром строй проект руководится аналогичными принципами, но допускает
шаг 60 мм и расстояние от края прикрепляющего уголка до первой заклепки
35 мм\ применение в качестве двухрядного уголка с рядовым размещением
заклепок уголка 130X 90 с расстоянием между рядами 55 мм (фиг. 381).

5. Фактическая работа сопряжений балочных клеток гражданских
конструкций изучена весьма мало; более опытный материал имеется по мо-
стовым балочным клеткам; последние однако значительно более податливы,
чем клетки гражданских конструкций, подпертые частым размещением колонн.
Поэтому в мостах влияние разгрузки опорным моментом сопряжения должно
сказаться значительно меньше, чем в гражданских конструкциях.

Действительно, в мостах она очень невелика.

При полной загрузке опорные моменты благодаря большой податливости
конструкции получают даже положительные значения; отрицательные же воз-

Фиг. 382. Сравнение податливости различных типов сопряжений балки:

О — теоретическое при полной жесткости; 1 — клепаное на одних уголках; 2—обварен-
ное по контуру; 3—обваренное по контуру с двумя выступами; 4— обваренное по контуру
с рыбкой и столиком (исследов. проф. Патона).

Однако результаты эти не могут непосредственно быть экстраполиро-
ваны на балочные клетки гражданских сооружений. Значения моментов в 0,6
расчетного момента разрезной балки взяты в наших нормах в результате
учета не действительной работы балки под нагрузкой, а учета пластических
деформаций в запасах нити неразрезных балок, которые приводят к анало-
гичным цифрам (стр. 146).

Сравнительное исследование различных сопряжений, произведенное проф.
Патоном, показывает, что клепаное сооружение без рыбок и столиков одними
заклепками на стенках значительно менее жестко, чем все остальные, и резко
отходит от теоретической работы в предположении работы сопряжения не-
разрезным (фиг. 382). Расчет такого сопряжения как разрезного является
обоснованным. Напротив, обварка балки по контуру приводит к ее работе
как неразрезной.

Приварка столиков и рыбок повышает сопротивление, не меняя ха-
рактера работы. Однако в пределах упругой работы все сопряжения несколько
более податливы, чем цельное неразрезное, поэтому волной неразрезанности
ни одно сопряжение не дает. Разрушение при отсутствии рыбок и столиков
в опытах Патона происходило от разрыва растянутых фибр.

Клепаное сопряжение без рыбок оказалось почти вдвое более слабым,
чем сварное.

Приварка столиков привела к тому, что разрушение проивошло не от
сдачи соединения, а от потери устойчивости балки; при одностороннем сто-
лике и рыбке разрушение произошло от разрыва рыбки. Таким образом
в данном случае столики оказались прочнее рыбки, возможно от большей
жесткости сопряжения.

Г. Стыки прокатных балок

Стыки прокатных балок применяются сравнительно редко, так как

длина их (см. сортамент) для практических целей, как правило, вполне доста-

точна,-

В случае необхо-
димости стык осущест-
вляется по одному ре-
зу, проходящему через
вертикальную и гори-
зонтальную полки, т. е.
осуществляется по типу
совмещенных стыков.

При осуществле-
нии стыка в клепаной
форме перекрываются

Фиг. 383. Стык прокатной балки.

или только вертикаль-

ная стенка (фиг. 383), что возможно
моментов, или вертикальная стенка и
Перекрытие полок в прокатных

при сравнительно небольших значениях
горизонтальные полки (фиг. 383).

балках вследствие их узости и непарал-

лельности граней не очень удобно, что и является одной из причин, почему
клепаные стыки прокатных балок применяются сравнительно редко.

Вертикальная стенка перекрывается вертикальными парными накладками,

горизонтальные полки — наружными горизонтальными.

Фиг. 384. Расчет стыка балки.

При перекрытии в стыке как вертикаль-
ной стенки, так и горизонтальных полок рас-
чет стыка можно произвести следующими
приемами*.

а) Определяем напряжение в сечении
стыка, состоящем из двух вертикальных и
двух горизонтальных накладок, для чего пред-
варительно определим момент сопротивления
Wcm этого сечения (фиг. 384).

Если hH — высота вертикальной наклад-
ки, — ее толщина, F? н — площадь гори-
зонтальной накладки и h6—высота балкиэ

то при парных накладках:

. по

^брутто _ н ъ
с”‘ — 3^

'Wv^mQ ввиду большого ослабления заклепками
тельно Of8OUZ^mmo.

Напряжение:

М ' Г 1

п =---------<< Гп|.

jwWmtno k J

W cm

(32)

можно взять приблизи-

(33)

Можно принять, что усилие в рыбке (горизонтальной накладке):

с рнетто
й — п- г.- ,
откуда число заклепок для прикрепления горизонтальной накладки:

(35)

Наибольшее напряжение в вертикальной накладке равняется (фиг. 384):

и следовательно момент, воспринимаемый вертикальными накладками:

(36)

Поперечная <;ила Q в стыке передается только на вертикальные на-
кладки. .

Зная момент 7Ив и поперечную* силу Q, размещаем и рассчитываем
заклепки или сварные швы на вертикальной накладке согласно указаниям
на стр. 196 и 266.

б) Распределяем момент в стыке на две части — одну, воспринимаемую
стенкой балки, и другою, воспринимаемую ее полками.

Из условий слитности работы всего сечения непосредственно вытекает:
Л™ АГ/

= или = (37)

где

Мст — момент, воспринимаемый стенкой,

М6—полный момент балкй в стыке,

1ст — момент инерции стенки,

16— „ „ балки.

Момент, воспринимаемый полками, очевидно, равен:

Мп = М„-Мст. (38)

Момент полок передаем на горизонтальные накладки; тогда усилие
в них:

Мп

S=-^. (39)

Требуемая площадь горизонтальных накладок нетто:

рнетто _ $

* « “ [/2] ’

число заклепок для их прикрепления:

— — = —А__

т^~ Na~

На момент Мст и поперечную силу Q работают вертикальные накладки.

Размещение и расчет заклепок накладок производится согласно указа-
ниям на стр. 194—196.

Рассмотренные приемы расчета стыков совершенно не идентичны. Пер-
еый из них требует значительно большего числа заклепок для перекрытия
вертикальной стенки и облегчает перекрытие полок; учитывая полностью на-
личие двух сравнительно толстых вертикальных накладок, он главную работу
изгиба переводит на вертикалы. Второй же прием не учитывает вовсе изме-
нения сечения балки в стыке и подразумевает, что оно должно быть таким

Фиг. 385. Стык балки заваркою
встык.

%11П11П III ПТПI1J

Фиг. 386. Стык балки заваркою
встык и дополнительными наклад-
ками.

же, как и вне стыка. Он значительно усложняет перекрытие полок. В про-
катных балках выгоднее и точнее первый прием. Количество заклепок на вер-
тикальной стенке получается здесь большим, а стыки, поскольку прокатная
балка низка, длинными. Здесь наиболее рационален расчет вертикального
стыка по третьему приему расчета (стр. 195, гл. VIII, § 6), учитывающему
наличие вертикальной и горизонтальной пары в работе заклепок.

Фиг. 387. Стык балки через про-
кладку.

Верзнъв накладка

Фиг. 388. Стык балки помощью накладок.

Размещение заклепок в стыках и накладках также по воз-
можности стандартизируется.

В тресте Стальмост применяется только рядовое размещение заклепок
с расстоянием между рядами (в вертикальных накладках) 70 мм, что отве-
чает заклепкам d = 20 и d=23 мм, и расстоянием между первыми рядами
в стыке 100 мм, а от края накладки до крайнего ряда 40 мм.

Соответствующие типовые размещения заклепок показаны на фиг. 383.

Сварные стыки делаются сваркой встык, через прокладку или при помощи
накладок, привариваемых лобовыми и фланговыми швами.
Сварка встык при- вертикальном резе (фиг. 385) возможна только при
сравнительно небольших напряжениях, меньших допускаемых напряжений
сварки ([п]св = 900 кг/см2).

При сравнительно толстых полках прокатных балок сварка их встык
затруднительна, ^ очень надежна и требует очень много наплавленного ме-
талла; усиление полок накладками увеличивает прочность (фиг. 386). Кроме
того сварка встык требует точной резки и обработки кромок, что усложняет
производство работ, а потому производится она не часто.

Наклонный рез улучшает прочность стыка; однако он, как всякий на-
клонный стык, менее определенен в своей работе (стр. 235).

Более распространен в прокатных балках стык через прокладку (фиг. 387),
к которой стыкуемые части балки привариваются лобовыми швами. Прочность
такого соединения, судя по опытам проф. Патона, достаточно удовлетвори-
тельна. Незначительна в этом соединении также и затрата металла. В монтаж-
ных стыках, осуществляемых через прокладку, неизбежны потолочные швы,
что очень ухудшает применимость такого соединения как монтажного.

Перекрытие накладками по прочности и удобству в работе
является наилучшим, хотя и требует несколько большей затраты металла.

Вертикальные накладки привариваются лобовыми швами или обвари-
ваются по контуру, горизонтальные же — фланговыми или также по контуру.
В монтажных стыках верхняя накладка прикрепляется прорезью (фиг. 388).

Рассчитываются сварные стыки согласно указаниям на стр. 265 — 269.

Дальнейшие подробности о работе стыков помещены в разделе состав-
ных балок.

Пример 39 (фиг. 389). Рассчитать пониженное сопряжение балочной
клетки двутавра № 28 вспомогательной балки с главной балкой, толщина
стенки которой 8гл=12 мм.

Опорная реакция А = 10 т\ материал — сталь 2; заклепки диаметра
d = 20 мм', дыры проколоты.

Допускаемое напряжение на срез заклепок [/]ср = 950 кг/слг2, на сня-
тие [n]cjK=2050 кг [см2 (табл. 13); на отрыв [п]=840 кг}см2.

Сопротивление заклепки срезу:

nd2 3 14 • 22

W =[Z] .-4- = 950 = 2980 кг\

на смятие при толщине стенки двутавра 8еот=10 мм'.

Л< = 2050 -2- 1 = 4100 кг.

Число заклепок прикрепления двутавра к уголкам:

1,2А 1,2-10 000 о

т = - = —------------ 3,

N 4100

коэфициент 1,2 учитывает небольшой, имеющийся в сопряжении момент.

Уголки берем 90 X 90 X 10, риску согласно нормам Гипростальмоста 55 мм.

Расстояние до оси главной балки е = 55-|-1 + 6 = 62 мм\ момент при-
крепления М = Ае = 10 000 • 6,2 = 62 000 кгсм.

Расставляем заклепки с шагом по вертикали 70 мм:

В прикреплении к главной балке всего 6 заклепок в трех рядах.

Усилие на отрыв в крайних рядах:

лг,——

1 е.

62 000

= 4430 кг.
Напряжение на отрыв:
N, 4430 _ _.л . _

-------= -2~. 3Д-4 = 705 кг1см9 < 840

Напряжение на срез:

t=-----—-75- = —? = 530 кг1см* < 950 кг] см2’,

itd* fried* 1 1

wi ~л~ T"

4 4

п = 0,35п 4- 0,65 К п* + 4/2 = 247 -к 825 =

’ отр 1 ’ г отр 1 ।

= 1072 кг] см* < 1200 кг] см*.

Заклепки размещаем согласно чер-
тежу (фиг. 389).

Пример 40 (фиг. 390). Рассчитать
сопряжение двух балок № 40 при по-
мощи прикрепляющих уголков и рыбок.
Материал — сталь 2, заклепки d = 20 мм\
дыры проколоты, пролет примыкающей
балки 1 — 4 м.

Погонная нагрузка на балку р=
= 6 anlnoz. м.

Опорное давление балки:

Фиг. 389. Сопряжение ^примера 39.

А =

pl ___6-4*
2 “ 2

т.

Опорный момент:

0 6 • 42

Л1оп = 0,6Л4 = = 0,6 = 7,2 тм.

» paap g 8

Фиг. 390. Сопряжение примера 40.

Число заклепок для прикрепления рыбки (заклепки односрезные):

Ч = [ Пер = 950 . = 2980 т;

18 000

2980 “

на каждой рыбке.
Площадь рыбки:

г^нетто

18 000

1200

см*.

Берем площадь:

F*»—_ 20-1 = 20
р

Тогда

F = 20 — 2 • 2 = 16 ел3.
нетто

Число заклепок для прикрепления стенки по срезу:

А 12 000

тст = -jy- = ~2g8Q~«4 односрезных или две двухсрезных.

По смятию при толщине стенки балки 13,5 Л1м:

N'g = [я]сл/8 = 2050 • 2 • 1,35 - 5550 кг,

число заклепок:

12 000

5550

= 2,16^

Берем 4 заклепки с шагом 70 мм и расставляем их согласно фиг. 390.

Пример 41 (фиг. 391).

Рассчитать сопряжение при-
мера 39 в предположении
его сварным.

Применим тип свобод-
ного сопряжения. Опорная
реакция Л = 10 т пере-
дается на нижний столик из
куска двутавра № 28, высо-
той 14 см и длиною 8 см.

Эксцентриситет прило-

Фиг. 391. Сопряжение примера 41. жениясилы А берем 2/3£ст —

=2/3 «8 = 6 см. Момент
Л4 = Ае = 10 000 • 6 = 60 000 кг/см. Приварку делаем тавром по верхней
кромке и ребру столика (фиг. 391). Высота валика 1 см.

Статический момент приварки относительно оси х — х:

5=11 •1-8,5 = 93 см*.

Площадь приварки по (стенке):

Fem=.\ • 11 +2- 12 = 35 см*.

Расстояние до центра тяжести:

5 93

z = -=— = —— = 2,7 см, г'= 8,7 см, z" = 5.3 см.

гtm оо

Момент инерции приварки (по стенке);

(8 73 4- 3 З3)

I = 11 • 5,32+ 2 • 1 - у 4_* ' = 309-4-577 = 886 см*.

О
Момент сопротивления швов сварки:

т 0,7 . 886
--------------------

о, /

= 71

см9,

напряжение в нижней фибре:

п =

М 60 000
— = 845

кг/см2 < 1000 кг/см2.

Напряжение на срез:

А _ 10 000

2 • 0t7hJe. ~ 2-0,7 • 1 • 12

Для устойчивости балка прихваты-
вается по середине высоты планочкой
5X10 см.

= 595 кг} см2 < 720 кг'см2.

Фиг. 393. Сопряжение примера 43.

Фиг. 392. Сопряжение примера 42.

Пример 42 (фиг. 392). Рассчитать сопряжение предыдущего примера
в предположении его глухим.

Пролет балки I = 2,5 м, нагрузка р = 8 т1пог. м.

Момент балки:

р/2 8 • 2,5s

/И = -— =----------------

8 8

= 6,25 тм.

Опорный момент:

Моп = 0,6 • 6,25 = 3,75 тм.

Напряжение в балке у прикрепления:

Моп 375 000

= 491

= 764 кг} см2.
Прикрепляем балку приваркой к стенке, к рыбке и к столику. Высоту

приварки берем 1 см.

Усилие, передающееся на рыбку и столик;

375 000

—-=— = 13 400 кг.

2о

Площадь рыбки:

= 13 400
1200

= 11,2

см2.

Берем Fp = 14 • 1 см.

Длина фланговых швов для прикрепления рыбки-

Берем широкую прорезь длиною 10 см и боковые швы по 5 см, всего
5 4~ 5 + 2 • 10 = 30 см швов.

Столик берем из куска двутавра № 36 (для возможности постановки
двуфланговых швов в соединении нижней полки бочки со столиком); длину
приварки его по вертикали примем 1ш cw = 12 см.

Распределяем вертикальное давление пропорционально длине швов; длина
приварки стенки балки 20 см\ суммарная длина приварки:

2Х=20+12=32 см-

На столик передается усилие:

Аст = = 3,7 т = 3700 кг.

Длина фланговых швов для передачи усилия 5 столику согласно выше-
указанному = 26,6 см. Берем длину столика =15 см.

Приварку столика осуществляем согласно эскизу (фиг. 392). Статиче-
ский момент рбварки (по стенке) относительно средней оси:

5^2-5,5- 1.6,5 —2-4.1 -6,5 = 71—52=19 см*.

Площадь обварки:

FM = 2 • (5,5 12 + 4) = 43 см*\

ге = -^§- = 0,4 СМ',

z, = 7,0 — 0,4 = 6,6 см; г2 = 7,0 + 0,4 = 7,4 см.

Плечо приложения силы 5:

? = г14-5п =6,64-1=7,6.

Момент столика:

Мст = - Sz + Аст^~ = - 13 400.7,6 4- 3700 • 7,5 =
= — 102 000 4- 27 800 = — 74 200 кгсм.
Момент инерции приварки (по стенке):

/„ = 5,5 • 2 • 6,Р + 4 • 2 6,9* + -2(5’68 + 6-4а> =

= 410 -J- 380 -J- 290 = 1080 смК

Момент сопротивления швов:

Напряжение сварки.

74 200

и = —1^2^-= 726 л;г/сл/2^720 кг/см2;

А„п 3700

= -43- = 86 кг}слА.

Равнодействующее напряжение:

/? = /и2 + = /7262 4-862 = 730 лгг/cjw2 > 720 лгг/си2 на 1,4%.

Пример 43 (фиг. 393). Рассчитать сопряжение примера 40 в предпо-
ложении его сварным.

Согласно примеру 40 А = 12 т.

Моп — 1,2 тм\ 5=18 т.

Рыбку понизу привариваем фланговыми швами толщиною 1 с.м:

V"1/ — 5 — 18 000

2-J “ 0,7 • Нш Исо ~0,7 • 1 • 720“ 6 СМ’

с каждой стороны по 18 см.

Рыбку наверху привариваем широкой прорезью длиной 10 см и двумя
косыми швами общей длиной 16 см.

§4. СОСТАВНЫЕ БАЛКИ. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ И РАСЧЕТ БАЛКИ НА ПРОЧНОСТЬ

А. Типы сечений. Область применения

Как указывалось выше, составные балки имеют обычно двутавровое се-
чение, состоящее из вертикальной стенки и двух поясов, приваренных к ней
в сварных балках или соединенных с ней при помощи поясных уголков в кле-
паных (фиг. 394). Лишь в исключительных случаях крайне больших попереч-
ных сил в подкрановых балках или в мостах очень больших пролетов, тре-
бующих чрезмерного развития поясов, ставятся 2 стенки, и балка превра-
щается в коробчатую. Если балка подвержена вредным атмосферным влияниям,
то во избежание ржавления полость внутренней коробки должна быть окра-
шена и доступна для возобновления окраски, что приводит к сечениям, откры-
тым снизу, или к таким, в которых стенки настолько расставлены друг от
друга (более 400—500 мм}, что возможно получить сквозной проход между
ними. Балки, расположенные в закрытых помещениях, иногда имеют и недо-
ступные полости, однако последнее никоим образом не является достоинством
конструкции (фиг. 395).

Пояса балок обычно состоят из горизонтальных листов, укрепленных
поясными уголками (в клепаных балках) или выступающими ребрами (в сварных)
и диафрагмами. В сварных балках для увеличения жесткости и компактности
пояса и взледствие трудности для сварки иметь многолистовой пакет прибе-
гают иногда к фигурным сечениям поясоз, трехгранным, трубчатым, ячейковым
и пр. (фиг. 395). Все же двутавровое сечение господствует до сих пор по
всему фронту составных балок как клепаных, так и сварных.

Область применения сплошных составных балок крайне обширна,
начиная с балочек перекрытий и балочных клеток, где они применяются на-
ряду с прокатными балками, и кончая тяжелыми подкрановыми и мостовыми
балками. Нижний предел применения составных балок ограничивается балками
прокатными. При одинаковых моментах сопротивления составные балки обычно
экономнее прокатных; однако их большая трудоемкость приводит к тому, что
применение их рационально только тогда, когда экономия веса в пользу со-
ставных балок будет не менее 20—15%. Верхний предел применения сплош-
ных балок не изучен: он все время повышается, и сплошные балки завое-
вывают все новые позиции вследствие меньшей своей трудоемкости по сравне-
нию со сквозными фермами, усовершенствований клепки и сварки, облегчаю-

В настоящее время сплошные балки применяются в промышленном стро-
ительстве пролетом до 30—40 м, в мостовом — до 60 м.

Б. Генеральные размеры балок

1. Высота балки. Основной данностью составной балки,
как и прокатной, является высоте балки; она определяется на осно-
вании соображений общей компановки согласно указаниям § 2.

Обычно при первом подходе ва высоту балки принимается высота ее
вертикального листа, немногим меньшая полной высоты балки. Высота верти-
кальной стенки (листа балки) обычно округляется до 1 дм или 5 см.

Прочие основные размеры балки являются производными ее высоты.

Толщина стенки по существу определяется вопросами скалывания по
формуле скалывающих напряжений:

где Q — поперечная сила;

S—статический момент полусечения балки;

/ — момент инерции;

8 — толщина балки,
и 'местной устойчивости стенки согласно указаниям § 6.

Однако скалывающие напряжения в балках обычно невелики и потому
не могут лимитировать стенку. Более существенны вопросы устойчивости. Но
и здесь должным размещением уголков и ребер жесткости сравнительно легко
поправить дело. Поэтому обычно стенки в составных балках берутся по устой-
чивости неравнопрочными с балкой в целом и требуют специального своего
укрепления; сейчас, пока тонкостенные мембранные балки еще не вошли в жизнь,
толщина стенки назначается по общим соображениям практики: для средних
балок обычно приблизительно 11100 высоты, но из соображения возможных
повреждений и ржавления не менее 8—10 мм.

Для более высоких балок это отношение повышается до г/150—^200 и
даже »/2б0.

Возможно здесь пользование и эмпирической формулой:

8 = 7-[-ЗА мм,

где h — высота балки в м, что дает:

при А = 0,5 м 1м 1,5 м 2 м 3 м

8 = 8 мм 10 мм 12 мм 14 мм 16 мм

2. Поясные уголки. Толщину поясных уголков удобно брать одинаковой
с толщиной стенки, так как это облегчает устройство стыков, особенно сов-
мещенных. По существу толщина уголков должна быть согласована с мощ-
ностью и работой пояса, так как должное укрепление и правильность его
работы в первую очередь зависят от уголков. Особенно желательно утолщение
уголков в том случае, когда на пояса передаются значительные сосредоточен-
ные силы, например в продольных балках мостов или в подкрановых балках.
В обычных же балках перекрытий в утолщении уголков нет особой необхо-
димости.

Калибр уголков (ширина его полок) зависит от мощности пояса. При
широких поясах (300—600 мм) уголки должны быть двухрядные для пере-
дачи поясу соответствующих его .мощности усилий. Мощность поясов обычно
увеличивается с пролетом, а следовательно с высотой. Таким образом между
калибром уголка и высотою балки можно дать рабочее соотношение; для
первого приближения можно считать, что:

или по эмпирической формуле

где h — высота в м\

b — калибр (ширина полки) уголка в мм.

Наименьший размер уголка определяется в балках, не имеющих стыков,
возможностью постановки заклепки. При заклепке d = 20 мм размер этот
равен 65 мм, при с? = 23—75 мм.

Наибольший же размер определяется предельными значениями сортамента.

Вообще говоря, в мощных балках калибр уголков выгодно увеличивать,
идя на предельных размерах, так как этим очень упрощается конструкция
мощных поясов.

В балках, имеющих стыки, наименьший калибр определяется возмож-

ностью перекрытия стыка, который в балках производится почти исключи-

тельно уголковыми накладками. Толстые уголки здесь наименее удобны.
В этом случае наименьший уголок при заклепке </=20 мм должен иметь

10’

75 75 75 . Л ' 80

полку и толщину — — —, но не — , при заклепке d = 23 мм полка—---------

о 10 12 о

1,0 Не "12"’ далее 9° и т' д’
Уголки могуг быть равнобокими и неравнобокими (фиг. 396). В послед-
нем случае большими полками они располагаются по направлению поясов
балки. Неравнобокие уголки увеличивают устойчивость балки и более эконо-
мичны; в первую очередь они целесообразны в том случае, когда пояс со-
стоит из одних уголков. Однако наименьшие по размерам уголки 100 X 65
не перекрываются по малым полкам в стыках, точно так же и при d = 23 мм
уголок 120X80 (за исключением 120 X80X 10), что суживает применение
их в балках большой длины.

При' наличии мощных поясов неравнобокие уголки менее целесообразны,
так как прикрепление их к стенке и к поясу неравнопрочно.

3. Горизонтальные листы поясов. Ширина поясов как минимум опре-
деляется шириной поясных уголков. При наличии горизонтальных листов наи-

меньшая ширина пояса равняется ши-
рине поясных уголков, толщине стенки

Фиг. 397. Широкие пакеты балок, с
полнительными рядами заклепок.

Фиг. 398. Широкие пакеты балок с угол-
ком жесткости.

Фиг. 896. Пояса составных балок с рав-
нобокими и неравнобокими уголками.

и ширине двух свесов, обычно приблизительно 10 мм каждый для перекры-
тия уголков и выступающих частей уголковых накладок в стыках уголков.

Сточки зрения устойчивости балки ширину поясов желательно
иметь приблизительно —1/5 высоты балки, но в тех случаях, когда
частое размещение связей делает опасность потери устойчивости не существен-
ной, возможны и меньшие ширины.

Наибольшая ширина пояса диктуется конструктивными условиями раз-
мещения заклепок и условиями равномерного распределения напряжений по
широкому пакету.

Для того чтобы в склепанных пакетах не было раскрытия листов, необхо-
димо, как это было указано в гл. VIII, § 4, чтобы расстояние от края листа до
первого ряда заклепок не превосходило 88, где 8 — толщина листа, или 3,5 н-
-i-4d, где d—диаметр заклепки. Принимая во внимание, что риска отстоит от
края уголка на l,5d, мы видим, что предельная длина выступа листа га угол-
ком без дополнительного ряда заклепок равняется 2-+-2,5d. При больших
выступах один ряд заклепок нужно размещать уже вне уголков на выступе,
но для этого необходимо иметь выступ (фиг. 397) не меньше 3—3,5d. По-
этому выступы от 2-^-3<7, т, е. в 40—70 мм за уголки, не дают правильных
решений и не должны применяться. При больших же выступах размещается
дополнительный окаймляющий ряд заклепок вне уголков. Широкие выступы
для большей своей жесткости иногда подбиваются уголком (фиг. 398).
При широких поясах появляется опасность неодинакового напряженного
состояния пакета при изгибе балки. Действительно, средняя часть пакета
(фиг. 399), на которую непосредственно передаются усилия с вертикальной
стенки, неизбежно должна быть более напряжена, чем крайние. При широких
пакетах разность эта может стать достаточно значительной. Эксперименталь-
ных исследований этого вопроса в достаточном количестве ироизведено не
было и потому дать точный ответ на него не представляется возможным.
Однако совершенно ясно, что неравномерность эта зависит от величины по-
перечных сил, т. е. интенсивности перехода на пояс усилий со стенки; чем
поперечные силы, а следовательно интенсивность перехода больше, тем и не-
равномерность эта должна быть больше. Поэтому в подкрановых балках, в ко-
торых поперечные силы особенно значительны, пакеты должны быть уже, чем

Фиг. 400. Сосредоточение материала поясов у стенки.

Фиг. 399. Распреде-
ление напряжений
ло горизонтально-
му пакету.

Фиг. 401. Нерациональное резко гипертро-
фичное сечение пояса балки.

s балках мостов, особенно под обыкновенную дорогу, где поперечные силы
менее существенны. В мостах под обыкновенную дорогу имеются примеры
ширины пакетов при одиночной стенке до 1 м\ ту же ширину имеют и не-
которые подкрановые балки, что однако никоим образом не может рекомен-
доваться.

Для уменьшения неравномерностей работы пояса желательно возможно
более материала располагать у вертикальной стенки, что приводит к утолще-
ниям стенки у поясов, а иногда даже к устройству двухъярусных поясов
(фиг. 400).

Прием этот распространен в Америке, где существует даже рабочее пра-
вило: около 40°/о материала пояса, включая поясные уголки, располагать
у стенки. Это стремление возможно больше материала мощного пояса при-
близить к стенке, например применяя самые тяжелые уголки и располагая
дополнительные вертикальные листы, по существу правильно.

Толщина пакета пояса лимитируется возможностью проклепки, которая,
как известно, возможна при общей толщине, включая стыковые накладки, не
более 4,5tZ, где d—диаметр заклепки. Желательно не слишком увеличивать
толщину пакета во избежание перенапряжений поясных заклепок, передающих
усилия со стенки на поле, и уменьшения их шага, резко увеличивающего чи-
сло заклепок на 1 т конструкции.

Совершенно нежелательно дополнительные листы размещать с внутрен-
ней стороны пояса на поясных уголках (фиг. 401), так как это очень услож-
няет конструкцию балки.

Таким образом мы видим, что конструкция пояса и невозможность его
рационального должного развития по существу определяют верхний предел
применения сплошных балок. Для уменьшения трудностей в больших балках
желательно в первую очередь форсировать размеры поясных уголков, развивать
утолщения стенок, утолщать горизонтальные листы и т. д.

Фиг. 402. Пояса сварных
балок.

Фиг. 403. Распределение напряжений в сварном пакете.

В сварных балках нет поясных уголков и потому вся площадь их
переводится в площадь горизонтального пакета, который поэтому получает
большие размеры (фиг. 402). Однако большие размеры поясов сварных балок
таят в себе и большие конструктивные трудности, почему можно сказать, что
сварные балки хорошо выходят только при средних мощностях.

При средних и малых мощностях сечение сварных балок состоит из трех
листов — вертикального и двух горизонтальных, ширина коих определяется теми
же соотношениями, как и в клепаных (Ь = а толщина лимити-

руется возможностью проката, который в наших условиях определяется в 30—
40 мм. Ограниченность толщины однолистового пояса сварной балки приво-
дит к большому соблазну увеличения его ширины. Однако необходимо пом-
нить, что в отношении своей ширины с точки зрения возможностей неравно-
мерности работы пояс сварной балки находится в худших условиях, чем пояс
клепаной, так как усилия со стенки передаются на пояс по сварным швам
еще более концентрированно, чем в клепаной балке по поясным заклепкам.

Поэтому ширина поясов сварной балки не должна быть более ширины
поясов клепаной. При недостаточности одного листа в сварной балке прихо-
дится прибегать к многолистовым пакетам (фиг. 402 и 403).

Однако последние выходят, вообще говоря, мало удачными, так как они
могут быть приварены друг к другу только по контуру, что приводит к крайне
неравномерному распределению напряжений между листами, особенно при
сколько-нибудь большой ширине их. Для уменьшения этой неравномернссти
338
в наших нормах предписано при ширине листов, большей 303, сплачивать их
электрозаклепками или прорезями на расстоянии не более 308 друг от друга
по ширине пакета и 208 по длине, что очень усложняет из! отовление пакетов
(фиг. 403). Во избежание последнего часто последующие листы пакета заме-
няются узкими лентами, что однако значительно увеличивает .количество свар-
ных швов и может привести к пережогу первого листа, где у стенки концен-
трируются 4 шва. Поэтому первый лист во всяком случае нужно брать
потолще (фиг. 402).

Таким образом мы видим, что многолистовой сварной пакет никоим
образом не является совершенной конструкцией.

Поэтому в сварных балках неоднократно прибегали к фигурным трех-
гранным или многоячейковым сечениям поясов (фиг. 395), однако и им при-
суши многие недостатки благодаря наличию замкнутых, недоступных полостей.

Наиболее естественным и простым решением пояса в сварных балках
все же является простой толстый однолистовой пакет.

В. Подбор сечения балки

На основании указанных соображений, зная высоту балки и конструкцию
всего сооружения, в которое эта балка входит, мы устанавливаем желательные
прочие ее элементы, т. е. толщину стенки, калибр поясных уголков, размеры
горизонтальных листов, т. е. устанавливаем тот ассортимент материала, из ко-
торого мы хотели бы составить балку. При выборе ассортимента большое зна-
чение имеют также общепроизводственные хозяйственные соображения, как
например наличие калибра уголков и листов в других« конструкциях данного
сооружения, возможность получения данных размеров и т. д.

После выбора ассортимента приступают к самому подбору балки, причем
принятый ассортимент конечно может подвергнуться тем или иным видоизме-
нениям.

Подбор состоит в том, что, составляя балку из ее элементов, размеры
последних определяют таким образом, чтобы удовлетворить требуемому мо-
менту инерции балки, вытекающему из условий ее работы.

Если расчетный (наибольший) изгибающий момент балки равняется Л4,.
то требуемый момент сопротивления ^етт0 (в клепаных балках):

сг”=Д. (о

где [«]—допускаемое напряжение.

Требуемый же момент инерции:

•^lemmo
метто___ тр . zn*.

7 «пр 2 ’ <?’

где h6—высота балки, известная из общей компановки конструкции.

Момент инерции J^mm01 принимая в качестве первого приближения*
ослабление заклепочными отверстиями около 2О°/о:

.брутто 1,20214 h6 zqx,

[«] 2 * 1 7

Это число и является руководящим при подборе.

Балка, как правило, имеет по своей длине переменное сечение пояса,
при этом наименьшее сечение последнего состоит из горизонтального листа
и уголков или только из уголков.
Высота стенки балки, определяемая обычно, как было указано выше, в
целых дециметрах, берется несколько меньше высоты балки, приблизительно
на толщину поясов. Если высота листа менее 2,0 м, стенка делается из цель-
ного листа, в противном случае необходим продольный стык (фиг. 404), так
как получение листов шириною более 2 м представляет большие затруд-
нения.

Если hem— выбранная высота стенки листа и 8ст— ее толщина, уста-
новленная на основании вышеуказанных соображений, то, очевидно (фиг. 405):

, з 8
w ___ пстп °ст

/ст 12 * ' '

Уголки размещаются относительно стенки с некоторым напуском, обычно
в 5 мм для того, чтобы неточности обрезки листа стенки не сказывались на
постановке поясных листов, так что расстояние между наружными кромками
поясных листов получается равным:

Фйг. 404. Продольный стык высоких балок.

Фиг. 405. Подбор сечения
.составной балки.

Калибры и размеры уголков устанавливаются согласно вышеприведенным
соображениям; если /*г — момент инерции уголка относительно центра его
тяжести, Fyz—площадь уголка и ауг— расстояние между центром тяжести
уголка и нейтральной осью, то момент инерции четырех уголков:

^ = 4(^+<V). (5)

Для вычисления 1уг имеются специальные таблицы ^например справочник
Промстройпроекта, Патона и т. д.).

1уг “Ь 4m представляет собою наименьший момент инерции балки; раз-
ность

Д/ = / — (/ 4-/J (6)

tnp х УЪ 1 С77И 4 •

является моментом инерции, который должен быть воспринят поясными ли-
стами балки.

В том случае, когда А/ < 0, поясных листов быть не должно и сечение
балки достаточно из вертикальных листов и уголков.

Если меньшая нуля величина А/ невелика, то подобранное сечение удов-
летворяет требуемому, подбор оказывается достаточно удачным и можно при-
ступить к проверке сечения; если же А/ значительно, то необходимо, если
340
это возможно, уменьшить сечение балки путем уменьшения калибра уголков
или высоты балки. Наконец, если △/ > 0, то необходима постановка листов.
Момент инерции горизонтальных листов, равный 1гор, может быть принят
равным:

Л2 Л2

/ =р . _г0^. = ь
гор гор 2 гпр г°Р 2 *

где Ьгор—ширина горизонтала,

5гСр — его суммарная толщина,
^гор—расстояние между центрами тяжести горизонтален.
Следовательно:

(?)

откуда, зная Ьгор, которое может быть установлено на основании сообра-
жений, указанных выше, определяем толщину пакета Ъгор:

Толщину пакета приводим к стандартным размерам (четным миллимет-
рам) или округляем в зависимости от конструктивных и производственных
соображений и разделяем на число листов, имеющих удобные со всех точек
зрения толщины.

Если &гор незначительно, так что не может быть без больших запасов
заменено наименьшей толщиной листа (обычно 10—12 мм), то приходится
несколько изменить сечение, уменьшив ширину Ьгор или калибр уголков.

Для определения момента инерции листов также имеются таблицы и гра-
фики, указанные в справочниках (Промстрой проекта, Патона и т. д.).

После того, как таким образом подобрано сечение, производится его
проверка.

Расчетным действием по существу является только проверка, которая
и входит в текст расчета. Самый же подбор является процессом предвари-
тельным, в расчет не входящим. Конструктору все равно, каким образом
произведен подбор, лишь бы он был произведен правильно. Проверка состоит
в определении момента инерции подобранного сечения брутто, момента инерции
заклепочных отверстий, далее — момента инерции нетто, момента сопротив-
ления нетто и фактического напряжения в сечении.

Момент инерции заклепочных отверстий определяется по формуле:

(9)

где у — расстояние от центра данной заклепки до нейтральной оси сечения
(фиг. 406). Поскольку /осд обычно определяется до разбивки заклепок и по-
тому величина у точно является неизвестной, то разрешается момент инерции
отверстий в вертикальной стенке принимать равным 18°/0 момента инерции
стенки, а моменты инерции отверстий в поясах брать по действительной
площади.

Таким образом:

/ =0,18 I^ + 'Xbdy2. (10)

осл ’ ст । п •'п* '

где 8П— толщина пояса (включая уголки) и уп—расстояние от центра тя-
жести поясных заклепок до нейтральной оси; сумма берется по числу заклепок
в поясах в одном сечении (расчетном).

Тогда фактические моменты инерции и момент сопротивления будут
равны*

(12)

.нетто__ .брутто _ .

*Ф осл

И
jHemmo
у^нетто ____________________________ ф

ф ~ ч

где h6— полная высота балки, включая горизонтальные листы (фиг. 405);
и наконец напряжение

М /г 1

"= <(»] (13)

™ф

При хорошем подборе запас не должен превосходить 5°/0.

Фиг. 406. Определение
ослабления балки.

Фиг. 407. Сечение балки
примера 44.

Пример 44 (фиг. 407). Подо'брать сечение главной балки примера 37.

Пролет £=10 м; нагрузка р = 9 т/пог. м\ материал — сталь 3; вес
балки можно принять равным #- = 0,25 т/пог. и.

Высота балки на основании соображения § 2 принимается приблизи-
тельно равной 1 M-j-4 см на горизонтальные листы.

Изгибающий момент от нагрузки р:

Яй pL? 9-102

Ж = = —з— = 112 тм;

О о

от собственного веса:

Яй gL? 0,25 -102 о ,
Ж = —=-----------------= 3,1 тм;

* о о

Всего М = 115,1 тм

Требуемый момент сопротивления:

W™m° = А = 11 f Inn00 = 8220 см»;

тР [n] 1 400 ’

момент инерции:

W нетто ,
.нетто___ тр ‘ пб

'тр 2

8220 • 104

-----х----= 427 000 см*
и

1™тто = 1,20 /"*mw0 = 1,20 •427 ООО = 512 000 см*,
тр ’ тр ’

Устанавливаем ассортимент. Толщину вертикального листа
(стенки) берем &ст = 10 MM^-^hc.

Калибр уголков Ъуг^ 100 MM^-^hff.

Уголки берем 100X100X10 как наиболее ходовые; ширину горизон-
h6

дальних листов Ьгор=250 мм^~, которая дает свесы за уголку
250—210

-------= 20 мм на сторону, что является удачным.

Подбираем сечение. Высоту листа стенки h берем 1000 мм.

Тогда момент инерции стенки:

6 . А3

г ___ cm ст

ст ~~ 12

1 • 1003

----—— = 83 000 см*.

Уголки на 5 мм выступают за стенку. В таком случае высота между
наружными кромгами уголков Ап = 1010 мм. Расстояние между центрами тя-
жести уголков и нейтральной осью 0^=505—28 = 477 ммя^АЪ см.

Момент инерции четырех уголков:

1уг = 4 (7Г + Fуг • = 4 076>3 + 19-17 • 482) = 177 000 CMi-

Момент инерции стенки и уголков lcm -f- 1уг = 83 000 -|-177 000 = 260 000 см*.

Момент инерции, приходящийся на горизонтальные листы по фор-
муле (6):

△/ = 16РУтто _ (/ -р / ) =. 512 000 — 260 000 = 252 000 см*,
тр х ст 1 уг'

Расстояние между центрами тяжести горизонталов:

Ьгор= 1010 4-20= 1030 мм. Требуемая толщина листов при их ширине
250 мм по формуле (8):

Берем 2 листа по 10 мм толщиной.

Тогда:

а2 1032

/ = 8г„„ = 25 • 2 . — = 265 000 см*,

гор гор гор 2 2

Проверка сечения. Момент инерции брутто подобранной балки

равен:
I стенки........................................... 83 000 см*

I четырех уголков................. 177 000 ,

I горизонтальных листов............ 265000 ,

брутто = 525 0(Х) см^
Ослабление заклепками. Йо вертикальной стенке принимаем шаг 100 мм,
диаметр заклепки берем 20 мм.

Тогда момент инерции ослабления вертикальной стенки:

/осл = 2 • 1 • 2 (52+ 152 4-2524-352 4-45^) = 16 500 CMi

(18% от стенки составляют 0,18 • 83 000 = 15 000); момент инерции ослаб
ления по поясам:

Г =4.2- 3.512=64 400 см*,
осл

Всего момент инерции ослаблений 16 500 + 64 400 = 78 900 см*.

Фактический момент инерции нетто:

™тто = брутто __ , = 525 000 _ 78 900 = 446 100 4

ф Ф ОСЛ 1

jHemmo 446 100 • 2

----=------ ------= 8500 см\

* h6 105

Напряжение:

у^нгтто

W Ф

Запас по сравнению с напряжением в 1400 кг [см2:

1400—1350

1400

100 = 3,5%, что допустимо.

Подбор сварной балки

Пример 45 (фиг. 408). Предположим, что балка предыдущего примера
должна быть сварной. Берем тип балки из трех листов и ширину горизон-
тальных листов по соображениям, указанным выше, принимаем равной прибли-
зительно 0,25 h6= 25 см.

Подбор балки. Требуемый момент сопротивления1:

М 115100 000 Л

= —- = ——-----------= 8220 см*.

тР [л] 1400

Требуемый момент инерции:
W * h
I = 6 = 8220 • 52 = 427 000 см*.

дар 2

Момент инерции вертикальной стенки балки 7^ = 83 000 см*.

Остается на горизонтальные листы:

△7 = I — I = 427 000 — 83 000 = 344 000 см*,
nip ст

При ширине листов Ьгор = 25 см требуемая толщина листов:

гор

△7-2 344000-2

25-104»

= 2,54 см.

Толщину горизонтального листа принимаем &гор = 26 мм.

1 Ослаблений в сварной балке не имеется.
Проверка сечения.

Момент инерции стенки 1ст.......................................... 83 000 см*

„ „ горизонтальных листов 1гор = 2 • 2,6 • 25 • 51,32..... 342000 „

Всего момент инерции /=.... 425 000 с.и*

Фактический момент сопротивления:

. 425 000

^Ф— 52,6

= 8070 смЬ

Напряжение в сечении:

1 151000 1ЛПС , 9

—-—-—=1425 кг ел^;

8070 ' ’

перенапряжение:

^^^140б^^~~ * ЮО = чт0 допустимо.

Фиг. 408. Сечение бал-
ки примера 45.

Фиг. 409. Балка переменного сечения.

Г. Обрыв горизонтальных листов

Если балка имеет несколько горизонтальных листов, то совершенно не
обязательно, чтобы эти листы тянулись по всей длине балки; в соответствии
с изменением изгибающего момента они могут быть оборваны в тех местах,
где уменьшение изгибающего момента допускает уменьшение сечения балки.

Равным образом и в сварных балках в этих местах более толстый лист
может быть заменен более тонким.

Таким образом мы получаем балку переменного сечения, меняющегося
в соответствии с действующими на балку изгибающими моментами (фиг. 409).

Для определения длины того или иного горизонтального листа или
места обрыва листов балки нужно знать эпюру наибольших изгибающих мо-
ментов. Если нагрузка постоянная интенсивностью р кг] пог. м и балка раз-
резная, то эпюра моментов, как известно, является параболой по уравнению:.

Л4 = -|-х.(/-х),

где х — текущая абсцисса эпюры, I — пролет балки.

При сосредоточенной постоянной нагрузке из нескольких сил, прило-
женных к балке, эпюра моментов является многоугольником с переломами на
ординатах точек приложения сил. Наконец при подвижной нагрузке эпюру
наибольших моментов определяют по линиям влияния для различных сечений
балки и строят для этих значений обертывающую; наибольший момент при
этом, как известно, является смещенным от середины балки на половину рас-
стояния между равнодействующей подвижной системы грузов и ближайшим
к ней грузом и обертывающая эпюра имеет впадину по середине пролога
(фиг. 410).

Имея ординаты эпюры моментов, строим ее соответственно симметрич-
ному сечению балки симметрично по обе стороны от оси абсцисс, откладывая

Фиг. 412. Определение точек обрыва листов
при эпюре в виде ломаной.

Эпюра люменгтюб

Линия влияния

Обертыбающая

। ___ 4 ~а ____j Обертыбающая ।

' 2 эпюра моментов .
WIT

Фиг. 410. Эпюра моментов при под-
вижной нагрузке.

на каждую сторону значение — и деля эти ординаты на [п], превращаем эту
эпюру в эпюру требуемых моментов сопротивления (фиг. 411):

wpcemmo .

W тр

м_1
[«]’

Определив значение w^mm0 для балки без горизонтальных листов
с 1, 2, 3 и т. д. парами листов и проведя прямые, параллельные оси абсцисс,
на значениях соответственных ординат по точкам пересечения этих пря-
мых с эпюрой Wmp определяем те точки, где момент сопротивления данного
сечения балки в точности равняется Wmp и после которых он уже является
недостаточным, меньшим Wmpt и где уже требуется поэтому помещение сле-
дующего листа. Эти точки пересечения, указывающие точки обрыва листов,

1 Для клепаных балок.
чаще всего определяются графически по эпюре W или аналитически, на-
пример при равномерной нагрузке по формуле:

или при эпрре, представляющей собою ломаную (при сосредоточенных гру-
зах) путем * интерполяции на промежутке между точками перелома прямой
эпюры, пересекаемой данной прямою W$.

Если WTmp и суть значения 1FWJ> в указанных точках и если d
есть расстояние по оси абсцисс между этими точками, a W$ — момент со-
противления сечения балки, то расстояние х от точки пересечения до бли-
жайшего меньшего значения Wmp , равного W„ip, очевидно, равняется
(фиг. 412):

пт- w1
nip д

W11 wr1
тр тр

(И)

Точки пересечения определяют теоретические места обрыва листов:
в этих точках новый лист должен уже быть способным принять участие в ра-
боте сечения, так как в точках, следующих за ними, предыдущее (меньшее)

сечение балки оказывается уже
недостаточным. Следовательно
новый лист следует прикрепить
к сечению ранее точки обрыва
и несколько продолжить за нее.
Таким образом действительная;
длина листов должна быть боль-
ше теоретической, т. е. больше,
чем расстояние между точками
обрыва на некоторую величину
прикрепления листа (фиг. 411).
В наших нормах принимается,
что новый лист должен быть

Фиг. 413. Определение фактической длины обры-
ваемого листа балки.

прикреплен таким образом, чтобы он работал хотя бы половиной своего се-
чения.

Следовательно, если F' — площадь горизонтального листа, F' п —

усилие в листе, где п — напряжение у точки обрыва в большем
балки, то число заклепок для прикрепления нового листа:

сечении

(15)

где Мд— усилие, воспринимаемое заклепкой, равное 7Va =[7]ср.

Во всяком случае оно должно быть не менее двух заклепок в
ряду.

Таким образом фактическая длина листа равняется (фиг. 413):

каждом

где:

at — расстояние от крайней заклепки до края листа;

(г—1)а — длина шагов заклепок прикрепления;

а2 — расстояние от точки обрыва до ближайшей заклепки;

1т — теоретическая длина между точками обрыва.
Аналогично разрешается вопрос и при сварке, когда балка имеет пакет
пояса из нескольких листов.

Обварку конца нового листа производят по контуру в первую очередь
фланговыми или косыми швами, так как приварка лобовыми швами, когда
напряжение у точки обрыва в сечении балки больше напряжения на сварку,
ненадежна и потому лучше ее рассматривать в запас (фиг. 414)..

Если считать только на фланговые швы, то длина продолжения листа
за точку обрыва:

где г — длина кратера шва.

Фиг. 414. Обрыв листа сварной балки при многолисто-
вом пакете.

Фиг. 415. Переход более толстого листа к более тонкому
в сварных балках.

Если сварная балка имеет однолистовой пакет и более толстый лист
переходит в более тонкий приваркою встык без каких-либо местных уси-
лений, то переход возможен только в том месте, где напряжение в балке
меньше допускаемого напряжения на сварку «<[«]*, (фиг. 415). Следова-
тельно предельный момент, который в этом случае может быть воспринят се-
чением, будет:

M=W.[n\=Wm [и],
ф Jee тр i J *

откуда требуемый момент сопротивления в этом сечении будет равен:

[«]<,
[«]

х Следовательно точки обрыва (фиг. 416) определяются в этом случае
пересечением с эпюрой Wmp прямых, отвечающих значениям не №ф, а значе-

ниям приведенных моментов:

VT.

Мее w
[«] %*

(18)

Во избежание слишком большого приближения к опорам точек обрыва
или точек перехода от одного сечения к другому и потому невыгодности
балки очень часто в точке перехода производится местное усиление балки

путем наварки утолщений горизонталов
нижение напряжения в точке обрыва
(фиг. 417). Тогда точка перехода от
одного сечения к другому может быть
взята по нормальному напряжению (я];
затем необходимо проверить достаточ-
ность местных утолщений и их про-
тяжение, для чего следует определить
момент сопротивления усиленного сече-
ния, который, очевидно, должен удо-
влетворять условию:

а»)

или вертикалов, компенсирующее по-

фиг. 416. Определение точек перехода от
толстых листов к более тонкому в свар-
ных балках.

где Wyc — момент сопротивления с утолщениями, а — без таковых, и про-
верить балку у конца утолщения.

В сварных балках, имеющих горизонтальные пакеты из одного листа,
толщина горизонталов вследствие достаточно частой градации толщин листов

Фиг. 417. Местное усиление балки в точках перехода
от одного листа к другому.

Фиг. 418. Определение наивы-
годнейшей точки перехода от
одного листа к другому.

может быть крайне разнообразна. Поэтому назначение толщины горизонтала
может быть подчинено дополнительным требованиям наиболее выгодного рас-
пределения материала по длине всего горизонтала в целом. Действительно,
если мы будем передвигать точку обрыва листа (в данном случае, правильнее,
точку перехода от одного листа к другому) вдоль эпюры моментов (фиг 418)
по направлению к опоре, то тем самым мы будем увеличивать протяжение и
объем более толстого листа и уменьшать протяжение и объем более тонкого.
Всегда можно найти такое положение, при котором суммарный объем будет
иметь минимум.

Очевидно, наивыгоднейшее решение получится тогда, когда прибавле-
ние площади одного листа будет компенсироваться убавлением площади
другого.
На эпюре материала это будет случай равенства заштрихованных пло-
щадей (фиг. 418). По этому признаку можно определить положение искомой
точки эпюры проще всего графически, хотя и аналитическое решение не
представляет никакого труда. Очевидно, для этого мы будем иметь равенство:

Ду

Дх

Однако определенная по этому признаку точка обрыва может потребо-
бовать слишком большого различия толщин листов и потому встретить кон-
структивные затруднения.

Наименьшее сечение балки у опор определяется конструктивными сооб-
ражениями. Если клепаная балка находится под действием атмосферных аген-
тов, то обычно первый лист, покрывающий уголки, протягивается по всей ее
длине. В балках, расположенных в закрытых помещениях, уголки можно остав-
лять открытыми.

Д. Дополнительная проверка напряжений в сечениях балки

Опорное сечение балки проверяется на воспринятие
скалывающих напряжений, имеющих в этих сечениях наибольшее
значение. Проверка производится по формуле:

(20)

где:

5 — статический момент брутто полусечения балки на опоре относи-
тельно нейтральной оси;

I—момент инерции брутто;

Ъст— толщина стенки; отношение — равняется плечу внутренней пары

Фиг. 419. Определение
нормальных напряжений
у поясных заклепок.

сечения Ло;

в двутавровых балках:

Ао = -^О,85А_,

так что

Q_________17Q

0,85 hrb ~ hJ> *

9 г ст о ст

(21)

ные напряжения имеют

Обычно скалывающие напряжения в балках
незначительны и потому эта проверка имеет скорее
формальный характер

Кроме касательных напряжений в балках
имеют еще значение главные напряжения, наи-
большие величины которых получаются в сече-
ниях обрыва горизонтальных листов, где нормаль-
наиболыпее значение. Суммарное воздействие каса-

тельных и нормальных напряжений, определяющих главное напряжение, имеет
наибольшее значение в области примыкания стенки к поясу. В клепаных се-
чениях главные напряжения проверяются в уровне поясных заклепок. Вели-

чина главных напряжений, как известно, определяется по формуле:

игл=7+1/(4У+4'2<[">’ (22)
где п — нормальное напряжение в уровне определения главного, т. е. на
уровне поясных заклепок; оно, очевидно, равняется (фиг. 419):

где nmax— наибольшие напряжения в крайней фибре в рассматриваемом сече-
нии, h6—полная высота балки, ev — расстояние между поясными заклеп-
ками, t—касательное напряжение в том же уровне, поясных заклепок, равное:

= QS„
S

(24)

где Zmax— наибольшее касательное напряжение в рассматриваемом сечении;

— статический момент пояса балки относительно нейтральной оси. Напря-
жения п и t или усилия Ж и Q должны быть синхронны, т. е. отвечать

одной и той же одинаково

Фиг. 420. Сечение бал-
ки примера 46.

расположенной внешней нагрузке.

Пример 46 (фиг. 420). Определить места
обрыва листов и произвести дополнительные
проверки прочности балки примеров 37—44..
Пролет /= 10 м\ нагрузка р = 9,25 mjnoz. м.

Фиг. 421. Эпюра требуемых моментов со-
противлений примера 46.

Эпюра моментов балки от заданной нагрузки является параболой, удов-
летворяющей уравнению:

Ж = х (I— х) — х(1 — х) — 4625л: (Z— х) тм = 4625х (Z — х) кгсм,

а эпюра требуемых моментов сопротивления:

X(I— х) = 0,033х(/— х) см?
тр [w] 1400 4 ' ’

[если х и (Z—х) взять в сантиметрах].

Эпюра эта вычерчена на фиг. 421.

Определим различных возможных сечений балки.

Наибольшее сечения с двумя листами равняется 8500 см3

(см. пример 37), w^im0 сечения с одним листом может быть принято:
ц^нетто__________________________ ^нетто __ р нетто t

W&I — Г гор. л П1*
^гор”л° — момент сопротивления нетто одной пары горизонтальных листов
может быть принят:

рнетто___рнетто . »

Wzop. л ггор. л 1 ’

где:

hv — расстояние между центрами тяжести первой (наружной) пары листов.

Следовательно сечения с одним листом:

= 8500 —(25 —2 • 2) • 104 = 8500 — 2180 = 6320 см3

^>^тто сечения без горизонтальных листов:

^mmo s 6320 _ (25 — 2 • 2) • 102 = 6320 — 2140 = 4180 см3.

Следовательно точки обрыва первых (наружных) листов определяются
из уравнения:

6320 = 0,033х(/— х) = 0,033х(1000 —х)

или

191 500 = ЮООх —х2

откуда

х = 500 ± /5002 —191 500 = 500 242 =

742 см

258 „

Точки обрыва вторых листов определяются из уравнения:

4180 = О.ОЗЗх (1000 — х)
или

127000 = ЮООх —х2;

г_______1_____ ( 850 t

х=500±/5002 — 127 000 = 500 =*= 350 = {

( 1OU

Таким образом теоретическая длина верхнего листа равна:
1000 — 2-258 = 484 см.

Длина нижнего листа:

1600 — 2.150 = 700 см.

Для прикрепления каждого из листов необходимое число

заклепок

!по формуле (15):

рнетто г i *
_ _ / гор. л
ttt —- _ _ _

2/V

21 • 1400

2 • 3460

= 4,25;

= • [<Lr= 3,14 -28 • 1100 = 3460 кг;

•берем 6 заклепок, т. е. по 3 заклепки в каждом ряду.

Проверяем напряжения в балке. Скалывающие напряжения на опоре.
Поперечная сила:

Qon = —2—= 46,25 т.

Статический момент S полусечения.

Статический момент стенки:

_ _ Л h . ЮО2 , ___ _

S ._ = 8,_ —= 1 • —-— = 1250 см3.

ст ст 2 4 8

* По ТУ и Н лист прикрепляется на половинное усилие. Напряжение в точке
обрыва в запас берем [л].
Статический момент двух уголков:

Syz = 2Fyz • ауг = 2 - 19,17 (50,5 — 2,8) = 1830 см*.
Статический момент: 5 = Scm Sy — 1250 -|- 1830 = 3080.
Момент инерции опорного сечения:

/„ = 260 000 см*; ^ = ^521 = 84,5 см.
о ovoU

Напряжение:

Q0„S 46 250
'=Hr=w=547

Главные напряжения проверяем в месте обрыва первого листа. Наиболь -
шее нормальное напряжение п в сечении обрыва листа условно прини-
маем [и].

Напряжение на уровне поясной заклепки, где проверяются главные на-
пряжения, на риске 60 мм от края:

1400-44,5 , л

п, =---__ = 1230 кг слА.

50,5

Поперечная сила в сечении обрыва листа (на расстоянии 150 см
от опоры):

Q = Qen— р* 1,50 = 46,25 — 9,25-1,50 = 46,25— 13,90 = 32,35 т.

Скалывающее напряжение у нейтральной оси:

32 350

^“ = “84j7T = 383 KZ,CM^

Скалывающее напряжение на уровне заклепок:

Фиг. 422. Сечение бал-
ки примера 47.

. л Sn 383-1830 , о

* “ 5 ~ 3080 “ 228 Кг^СМ •

Главное напряжение по формуле (22):

Фиг. 423. Эпюра требуемых моментов со-
противления примера 47,

Пгл = 1222. у IJ230 2282 = 615 655 = 127() кг^ < 1400лг^

Проверка по месту второго обрыва всегда благоприятнее.
Пример 47 (фиг. 422). Предположим, что толщина горизонтального
листа сварной балки примера 45 — переменная, а именно: пусть в частях
балки, ближайших к опорам, лист 250 X 26 заменяется листом 250 X 16
с проваркою встык. Требуется определить место возможного перехода.

Момент сопротивления балки с листом 250X 26 1Г^ = 8070 см3 (при-
мер 46).

Момент же сопротивления сечения балки с листом 250X16» равный
1Р р получим, вычитая из момент сопротивления разности толщин гори-
зонтальных листов, а именно:

т = = 8070 — 1 . 25 • 104,2 = 8070 — 2610 = 5460 см3,

Ф* Ф 1 * *

где:

^ = 1052 —2 ^^=^-j = 1042 мм.

Приведенный момент сопротивления по формуле (18):

w- 5460-900

[и] 1400

Точки обрыва (фиг. 423) определяются из уравнения (эпюра моментов
рассматриваемой балки та же, что и в предыдущем примере):

3510 = О,ОЗЗх(1000 —х)
или

106 000= ЮООх — х2,
откуда:

--------------( 879 см

х = 500±]<6002—106 000 =500 ±379 = {

Проверяем опорное сечение на скалывающие' напряжения.
Статический момент полусечения: стенки

5сш=1250 см9 (пример 47).

Статический момент пояса:

5Л = 25 - 1,6-50,8 = 2030.

Всего:

5=3280 см3.

Момент инерции сечения: стенки

Iem = 83 000 сл& (пример 46).

Пояса:

1п = 2 - 25 • 1,6 • 50,8 = 207 000 см*‘

Всего / = Icm + 1п = 83 000 207 000 = 290 000 см*',

=52^ ffzjcjfl.

Ja 88,5 • 1 '

Проверка на главные напряжения не нужна, так как в местах обрыва
листов мы имеем напряжение только 900 кг1см?.
§ 5. РАСЧЕТ И КОНСТРУКЦИЯ СОЕДИНЕНИИ СОСТАВНОЙ БАЛКИ

Соединениями составной балки являются:

а) соединение поясов со стенкой, осуществляемое в клепа-
ных балках поясными заклепками через поясные уголки, а в сварных — поясными

швами;

б) соединения вертикальных и горизонтальных ли-
стов и поясных уголков в случае необходимости из разрыва, т. е.
стыки.

А. Расчет и размещение поясных заклепок

состоящих из отдельных скле-

Фиг. 424. Работа поясных заклепок
и швов.

Соединения поясов со стенкой работают на скалывающие напряжения,
возникающие при изгибе балки и стремящиеся сдвинуть одну фибру балки
относительно другой.

В сплошных сечениях эти напряжения поглощаются внутренними силами
сцепления между частицами; в составных же,
панных между собой частей, они восприни-
маются заклепками или в сварных — пояс-
ными швами. Последние могут быть сплош-
ными по всей длине балки или прерыви-
стыми, т. е. положенными отдельными уча-
стками, называемыми шпонками. Сплош-
ные швы дают лучшую работу балки, и по-
тому к ним нужно стремиться; однако очень
часто они вследствие недостаточности скалы-
вающих усилий получаются настолько тонки-
ми, что их по конструктивным соображениям
приходится утолщать для уменьшения влия-
ния возможных непроваров, т. е. класть лиш-
ний металл (наименьшая толщина шва по на-
шим нормам 4 мм); тогда выгоднее перехо-
дить к прерывистым швам, получающимся
более удобной толщины.

Таким образом в составной двутавро-
вой балке при изгибе возникают усилия,
стремящиеся сдвинуть пояс относительно
стенки. Им сопротивляются заклепки поясных
уголков или швы, соединяющие пояс со стен-
кой (фиг. 424).

Пусть скалывающее напряжение в стенке у заклепки поясного уголка рав-
няется /, тогда скалывающее усилие по ширине 6 стенки будет Т= Й (фиг. 425).
Если считать, что на расстоянии по длине балки между двумя заклепками
напряжение t постоянно, то усилие /8 можно рассматривать как скалывающее
усилие на 1 пог. см по длине фибры балки на данном участке между заклеп-
ками. Поэтому оно называется скалывающей силой на 1 пог. см
длины балки; обозначим ее буквой Г, т. е.

О)

где Q— поперечная сила, Sn — статический момент пояса балки относительно
нейтральной оси (брутто) и I—момент инерции сечения балки (брутто).
Тогда усилие на расстоянии а между заклепками будет равно:

Ta = fia = ^j\a.

(2)
Оно воспринимается одной заклепкой и должно быть меньше сопро-
тивления заклепки смятию или двойному срезу (при очень толстых
стенках).

Сопротивление заклепки на смятие по толщине стенки 8, как известно,
равно:

Фиг. 425. Определение

шага поясных заклепок.

где d — диаметр заклепки, 8 — толщина стенки, [п]см— допускаемое
жение на смятие заклепок.

Следовательно:

напря-

e<-~-QS. ("U-

Здесь t — касательное скалывающее напряжение
на уровне поясных заклепок, равное:

/8 *

(3)

стенки

tibO'io

С другой стороны, усилие Та должно быть меньше
противления выкалыванию стенки между двумя смежными
клепками, т. е.

7a = Z8a<2(a —d)8[/],
так как выкалывание происходит по двум плоскостям.

Отсюда:

со-
за-

£>
Й
В

Фиг. 426. Балки
примера 48.

Формулы (3) и (4) дают предельные расстояния (шаги)
между поясными заклепками.

Пример 48. Определить шаг поясных заклепок двутав-
ровой балки пролетом Z=12 м, работающей под нагруз-

кой р = 6 ml пог. м. Материал — сталь 3; дыры для заклепок проколоты;
диаметр заклепок d = 20 мм\

[я]см = 2400 кг/см*, [/] = 1050 кг 1см2.

Сечение балки состоит из вертикального листа 1100 X Ю, четырех угол- .

ков 100 X ЮО X Ю и двух горизонтальных листов 220 ХЮ (фиг. 426).

Максимальная поперечная сила:

р/_6-12

Qmax 2 2$°

т.

а>. 2t/Ld.

Имеем сечение балки:

F I S

Вертикальный лист 1100 X Ю • • «ИО 111000 1510

4 уголка ЮОХЮОХЮ.......... 77 213000 2020

2 горизонтальных листа 220 ХЮ. 44 138 000 1230

231 462 000 4760

Sn = 2020 4-1230 = 3250 см*.

Скалывающее напряжение на уровне поясных заклепок:

, Q-Sn 36 000-3250 , о

‘ = 462000-1 =253

Предельные расстояния по формулам (3) и (4) будут:

в<——

2 • 2400

253

см\

2[t]d _ 2-1050-2 _oq _
2[t]—t ~ 2- 1050 — 253“ 2’3 CM'

Обычно берется д = 5-н8й, т. е. 10 -s— 15 см.

Иногда при больших поперечных силах для уменьшения клепки шаги
в различных панелях балки берутся разными (фиг. 427), увеличивая их соот-
ветственно уменьшению поперечной силы; но для простоты разметки в раз-

ных панелях шаги должны находиться в простом отношении друг к другу.
Вышеуказанный прием

определения шага заклепок
по усилию на основании
имеющейся силы Q имеет
тот недостаток, что ставит
шаг заклепок в зависимость
от той нагрузки, которая
была принята в расчете.
Между тем балка может быть
перенесена на другое место
и там работать под другой
нагрузкой и выдержать ее
по допускаемым напряже-

Фиг. 247. Учащение шага поясных заклепок в край-
них панелях.

ниям, а заклепки могут не

выдержать. Здесь нет равнопрочности. Поэтому имеет смысл, особенно для
простых балок, заклепки рассчитывать не по действительным усилиям, а по
наибольшим возможным, т. е. таким, какие может выдержать балка.

Наибольшее возможное скалывающее напряжение в фибре у поясных
заклепок должно отвечать наибольшему возможному скалывающему напряже-
нию у нейтральной оси ^отах = [И- Этому напряжению отвечает поперечная

сила, равная:

Q =

^-шах £

где S — статический момент полусечения балки относительно нейтральной
оси.

Следовательно на уровне поясных заклепок

I = Qmax^n _ Г Л 41 . _Г $п_

/8 1*1 5 — И
Подставив Lax вместо t в формулу (3), получим:

Для просверленных дыр:

[n]CJl = 2[n]; [/] = 0,75 [л]

J____। 1 Л 2 . F_^

2 4 Fn-h] 4F”

где Fcw — площадь стенки, Fn— площадь пояса.

Следовательно:
а<-^(1+{;;)-з4,+М* ** (7)

Аналогично, подставляя fmax в формулу (4), будем иметь:

2d —

2[t}d 2dS S„

^2[t]-[t]^ ' 2S—S« 2-| 1

Пример 49. Определим по правилу равнопрочности шаг поясных за-
клепок предыдущего примера.

Диаметр d = 20 мм,
Fcm=\\V см\
Fn = 22 4- 38,5 = 60,5 см*.

По формуле (7):

а 3d (1 4- = 6 • .1,46 « 9 см.

\ 1 242 /

По формуле (8):

1104-242 \ о 352

a>d\ 110 + 121 / — 2 * 231 ~3,° СМ'

Наименьшее расстояние а по условию размещения заклепок:
3d = 6,0 см.

Б. Расчет сварных поясных швов

Совершенно аналогично разрешается вопрос и в сварных балках. Если
пояса сварной балки приварены сплошным швом, что должно рекомендоваться,
то скалывающая сила на 1 пог. см Т = /8, очевидно, должна быть меньше
сопротивления 1 пог. см поясных швов (фиг. 428):

7'=й^2.0,7Аш[/]св.

* Несколько по недостатку, так как Sn<Fn ~.

** Несколько в запас, компенсируя недостаточность величины Sn.
Отсюда требуемая толщина шва:

стр______ QSn

ш 2-0,7[/]м

(9)

В том случае если эта толщина меньше наименьшей допускаемой (рав-
ной 4 мм), то можно перейти к шпоночным швам. Обозначив расстояние
между центрами шпонок через а, рабочую длину шпонки через 1шп (фиг. 429),

очевидно, будем^иметь:

Га = йа<2.О,7Л,„/шп[Лс.,

откуда, задавшись и Л , можно

* 9 ШП w>

слределить требуемое а, а именно:

.2-О,7Лш1т„[(ке

(10)

Фиг. 428. Поясной сплошной шов.

Обычно берут 1шп — 60 мм
(наименьшее 1шп, как известно,
равно 40 мм).

Наибольшее расстояние меж-
ду шпонками в свету (а — бе-
рут 250 мм.

Обычно а берется равным
приблизительно 3/шп.

Точно так же требуемая тол-
щина шва:

стр______________

“ - 2-0,7.

или, принимая а = 3/шя:

min 1^40мм., mai а-1шп— 250мм.

Фиг. 429. Прерывистый поясной шов.

Фиг. 430. Поясной шов примера 50.

281

[flee *

(П)

Шпоночные швы, концентрируя у себя местные напряжения, менее удовле-
творительны с точки зрения динамической нагрузки, чем сплошные. Поэтому
в мостах и подкрановых балках рекомендуется применять сплошные швы.

Пример 50 (фиг. 430). Определить поясные швы балки приме-
ров 45 и 47. Скалывающие напряжения в уровне прикрепления пояса:

/0 2030

t = = 523 • —- = 324 кг1см\

О OZOU

Требуемая толщина шва при приварке сплошным швом по формуле (9):

— 1,4 • 720 — 0,32 “<4

Поэтому переходим к прерывистому шву.

Определим расстояние между шпонками а при толщине шва Аш = 6 мм

и длине шпонки /шя = 60 мм.

По формуле (10):

2 • 0,7 • 0,6 • 6 • 720 ,,

й =-------ГТ324---------= П

см\

расстояние в свету а — 1шп =11 — 6 = 5 см.
В чистоте между кратерами около 4 см.
Определим толщину шва при а = 3/шя.

По формуле (11):

берем Лш=10 мм.

В. Типы стыков

Стыки составных балок в зависимости от производственных условий и
их назначения имеют разнообразную конструкцию.

Они могут быть разбиты на два класса.

1) Стыки, которые приходится устраивать в изделии (например в балке),
выпускаемом с завода в цельном готовом виде, вследствие того, что размеры
употребляющихся при изготовлении изделия элементов меньше размеров самого
изделия. Такие стыки выполняются на заводе и называются заводскими
(фиг. 431). Расстояние между ними и их размещение, очевидно, зависят от
размеров элементов. Размеры эти различны: они указаны в сортаменте (при-
ложение IV). Чем элементы шире и крупнее, тем они обычно короче. По-
этому вертикальные листы в балках обычно более коротки, чем горизон-
тальные листы и уголки, и стыки в вертикальных листах приходится делать
чаще, чем в горизонтальных и уголках. Таким образом заводские стыки
различных элементов в зависимости от длины их располагаются в различных
местах изделия. Такое размещение называется размещением стыков россыпью.
Для заводских стыков, которые выполняются одновременно и изготовлением
изделия, россыпь затруднений не представляет, так как работа по соединению

Фиг. 431. Размещение заводских стыков.

элементов (например поясов со стенкой) все равно происходит по всему
фронту изделия. Однако и при этом все же нужно стремиться к тому, чтобы
элементы, из которых составляется изделие, имели по возможности одинако-
вые стандартные длины, хотя и различные для различных элементов, так ккк
стандартность длины крайне облегчает изготовление, уменьшая число шаблонов.
Это приводит обычно к симметричному размещению стыков относительно се-
редины изделия.

Кроме того заводские стыки выполняются во время изготовления изде-
лия, когда последнее еще не готово, может быть расчленено на части, менее
грузно и потому более подвижно. Таким образом заводские стыки могут тре-
бовать для своего выполнения перемещений или перекантовки изделия и
выполнение их в конструкции не связано с определенным положением изделия
в пространстве.
не может быть выпущено’
вне закона, т. е. на месте

Пример размещения заводских стыков приведен на фиг. 431. Возмож-
ные же и предельные длины элементов указаны в сортаменте, в приложении IV.

2) Стыки, которые приходится устраивать для соединений отдельных
частей изделия вне завода в том случае, когда вследствие грузности изделия,
транспортных условий и других причин изделие
с завода в целом виде. Такие стыки выполняются
монтажа,и потому называются монтажными.

Расстояние между монтажными стыками
определяется размерами отдельных частей изде-
лия, а последние предельным весом их и раз-
мерами, зависящими от условий перевозки.
Условия же перевозки заключаются в том, что
каждая цельная часть изделия должна войти в
габарит перевозочных средств, например в га-
барит подвижного состава; в железнодорожных
перевозках предельная длина ее должна отвечать
длине платформы или сцепа; при автотранспор-
те размеры должны отвечать габаритам машин
и прицепок, вес—грузоподъемности автомаши-
ны и т. д.

Железнодорожный габарит подвижного со-
става имеет ширину 3,85 м и высоту от голов-

ки рельсы 5,25 м (фиг. 432), высоту же пря- Фиг. 432. Габарит ж.-д. состава,
моугольной части 4 м.

Считая уровень платформы на 1,3 м над рельсом, мы имеем полезное
пространство высотой 3,95 м, а в прямоугольном очертании 2,7 м, что позво-
ляет перевозить достаточно крупные изделия. Длина изделия также может

Фиг. 433. Размещение монтажных стыков

быть очень значительна, так как при необходимости всегда его можно пере-
везти на нескольких платформах, а в крайнем случае на специальных транспор-
терах. Наконец при грузоподъемности платформы 17 т вес изделия также
может быть очень значителен.

Таким образом железнодорожный транспорт ставит изделиям сравни-
тельно небольшие стеснения, и перевозка в готовом виде тяжелых конструк-
ций, например мостов, является весьма распространенным явлением. Здесь
вес и размеры отдельных единиц ограничиваются скорее мощностью крановых
приспособлений при сборке. В настоящее время вес монтажных единиц дости-
гает 24 — 30 т, при работе же двумя кранами, например при подъеме под-
крановых балок, можно иметь единицы до 60 — 70 т.

Обычный вес тяжелых монтажных единиц при железнодорожных перевоз-
ках 10—12 т.
При перевозке на автомашинах масштабы резко сокращаются, главным
•образом в отношении веса детали. Поперечное сечение габарита погрузки
автомашин может быть принято 2,3 X 2,5 м, длина единицы при перевозке
прицепной повозкой должна исчисляться около 8 м; вес может достигать 8 т,
правильнее же его ограничивать 5 т, а при грунтовых дорогах 1,5-4-3 т.

Отдельные части конструкции для упрощения монтажа высылаются заво-
дом в виде цельных слитных штук, и монтажные стыки соединяют эти штуки
между собою, концентрируя соединения (стыки) всех элементов конструкции
на сравнительно коротком пространстве. Так как концентрация стыков всех
элементов в одном месте (в монтажном стыке) уменьшает число и протяжен-
ность монтажных соединений, более дорогих, чем заводские, улучшает очер-
тание торца каждой штуки, делая его более гладким и менее повреждаемым,
и наконец облегчает операции при сборке, то требование концентра-
ции стыков есть основное требование для монтажных сты-
ков в противовес стыкам заводским (фиг. 433).

Далее поскольку монтажные стыки выполняются над штуками, уже поста-
вленными при сборке в неизменное положение, постольку и конструкция мон-
тажных стыков должна быть приспособлена к этому неизменному положению
в отличие от стыков заводских, которые могут требовать изменения положе-
ния для своего осуществления. Таким образом основы заводских и монтажных
стыков прямо противоположны.

Г. Заводские стыки клепаных балок

1. Заводские стыки вертикальных листов клепаных балок осущест-
вляются тремя способами: а) стык с неполным перекрытием вертикального
листа (фиг. 434). В этом случае вертикальный лист перекрыт с обеих сторон
накладками только в пределах расстояния, между внутренними кромками
поясных уголков. В пределах же вертикальных полок поясных уголков верти-
кальный лист при этой конструкции стыка остается неперекрытым, вследствие
чего поясные уголки нагружены дополнительной работой в качестве накладок
для наиболее напряженных при изгибе частей вертикального листа. Стык этот
возможен только в качестве заводского в местах с небольшими напряжениями.

б) В стыке, изображенном на фиг. 434, б, указанное выше перенапряже-
ние поясных уголков предупреждается дополнительными накладками, перекры-
вающими части вертикального листа, не перекрытые основными накладками.
•Стык этот возможен также только в качестве заводского.

в) В стыке по фиг. 434, в применены широкие дополнительные накладки,
перекрывающие швы между поясными уголками и основными накладками.
Такой стык отличается большой мощностью. Осуществление его возможно
при одинаковой толщине полок уголков и основных накладок^ так как в про-
тивном случае дополнительные накладки не будут плотно прилегать к основ-
ной конструкции.

В крайнем случае разница между толщинами уголков и основных накла-
док должна быть не менее 4 ш, чтобы можно было положить прокладки.

Стык этот также является заводским, его преимущество — слитная работа
накладок.

Заклепки в стыках располагаются: в шахматном порядке (фиг. 434, а и б),
в обыкновенном рядовом (фиг. 434, в), иногда с расстояниями между горизон-
тальными рядами, увеличивающимися по мере приближения рядов заклепок
к нейтральной оси (фиг. 435). Расположение заклепок по фиг. 434, в и осо-
бенно по фиг. 435 более целесообразно, ибо в этих случаях момент сопро-
тивления заклепок увеличивается.

На тех же фигурах указаны необходимые расстояния между заклепками.
Вертикальное расстояние между заклепками в составных балках следует назна-
362
чить не менее 4d, так как в противном случае чрезмерно ослабляется сечение
вертикального листа.

2. Стык поясных уголков может быть выполнен или по фиг. 436, а при
помощи двух полосовых накладок или по фиг. 436, б при помощи уголковой

Ф
Ф
Ф'

Ф Ф Ф ф1^ф
ф- Ф ф- ф^-ф

Ф -ф- ф* Ф

Ф
Ф

Ф
Ф
Ф
Ф’
Ф
Ф

ФФ Ф
Фф Ф
ФФ_Ф
Фф~ф~
ФФ Ф
Ф Ф' "ф"

Ф Фф
Ф Фф
Ф_ФФ
ф-фф
Ф ФФ
Ф ФФ

накладки. Для возможности выполнения стыка по фиг. 436, б необходимо
предварительно закруглить обушок уголка-накладки. Недостаток стыка с по-
лосовыми накладками заключается в более сильном ослаблении накладок
заклепочными отверстиями, а именно в этом случае вычитаются два отвер-
стия, так как накладка состоит из двух самостоятельных частей, которые
могут разобраться одна независимо от другой >. Преимущество — отсутствие
строжки обушка в уголковой накладке.

3. Стыки поясных листов в клепаных балках применяются в простей-

ших видах, а именно:

а) При одном листе стык перекрывается накладкой такого же сечения,
как и стыкаемый лист (фиг. 437).

б) На фиг. 438 указан так называемый расширенный совмещен-
ный стык двух поясных листов. Здесь нижний лист перекрыт непосред-
ственно лежащей на нем накладкой (на фиг. 438 накладка заштрихована).
К этой накладке с обеих сторон примыкают впритык верхние листы, оба стыка
которых перекрываются общей накладкой.

Фиг. 437. Перекрытие стыка одиноч-
ного горизонтала.

Особенность стыка — наличие при трех
стыках двух накладок, причем каждый
стык перекрыт непосредственно, а не че-
рез промежуточный элемент, как это имеет
место в менее рациональном простом сту-
пенчатом стыке (фиг. 439); однако рас-
ширенный стык требует больше места для
стыковой клепки.

в) На фиг. 439 два поясных листа (два стыка) перекрыты одной наклад-
кой. Такой стык называется ступенчатым. В нем стык нижнего листа
перекрыт накладкой не непо-
средственно, а через лежащий
на нем верхний лист. В этом
случае в верхнем листе по-
лучаются перенапряжения, а

накладка в части, перекры-

вающей стык нижнего листа, Фиг. 438. Расширенный стык горизонтального на-
работает слабее, так как кета*

заклепки, работая через один

промежуточный элемент (верхний лист), передают на нее меньше усилия. Это
обстоятельство учитывается ТУ и Н, предписывающими увеличение числа за-

гп-2 т т

Фиг. 439. Ступенчатый стык горизонтального пакета.

клепок в прикреплении самого нижнего элемента, т. е. в левой части стыка
(фиг. 439), на где г—число промежуточных элементов, но не менее, чем на
одну заклепку в каждом ряду; на фиг. 439 имеется один промежуточный эле-
мент, вследствие чего в каждом ряду нужно поставить одну дополнительную
заклепку.

Д. Монтажные стыки клепаных балок

1. Совмещенный (универсальный) стык является типичным случаем мон-
тажного стыка.

1 За последнее время в поясных уголках часто берут за ослабление также два
отверстия, располагая заклепки для простоты наметки одинаково в обеих полках.
Идеальным монтажным стыком является такой, при котором стыки всех
элементов располагаются в одном сечении, так что торец каждой штуки полу-
чается совершенно гладким.

Вообще говоря, такой стык всегда возможен, хотя иногда связан с допол-
нительной затратой материала.

Наиболеее простой универсальный стык получается тогда, когда сече-
ние состоит из однолистовых пакетов. Тогда каждый пакет соединяется или

перекрывается непосредственно, независимо
от другого. Такой случай представляет свар-
ная балка из трех листов.

Если же в пакете кроме основных име-
ются еще дополнительные элементы, напри-
мер поясные уголки в вертикальном пакете
двутавровой балки, то дополнительные эле-
менты для пропуска перекрытия основного
элемента прерываются и затем перекрываются
поверх перекрытия основного элемента, т. е.
стык конструируется по типу расширенного.
Так, в совмещенном стыке вертикального па-
кета балки поясные уголки прерываются для
пропуска накладок вертикального листа, ко-
торые проходят непосредственно по обе

Фиг. 440. Совмещенный стык вер-
тикального пакета.

Фиг. 441. Совмещенный стык вертикального
и горизонтального пакетов балки и элементы
стыка:

/ — вертикал (стенка); 2 — поясные уголки; 3— вертикальные накладки; 4 —уголковые накладки; 5— го-
ризонтальные прокладки (внутренние накладки); 6—1-й лист горизонтала; 7—2-й лист горизонтала;

8 — наружная накладка горизонтала.

стороны стенки в плоскости уголков и потому должны иметь толщину, рав-
ную толщине уголков. Уголки затем перекрываются уголковыми накладками,
проходящими поверх накладок вертикального листа (фиг. 440).

Нетрудно видеть, что торец пакета при этом оказывается совершенно
гладким.

Горизонтальный пакет из двух листов в совмещенном стыке также легко
перекрывается в одном сечении, если пакет доступен и сверху и снизу. Тогда
каждый лист перекрывается своей накладкой.
При совмещенном стыке вертикального пакета горизонтальный пакет
двутавровой балки может быть доступен с внутренней стороны пакета, так
как в этом случае над уголковой накладкой на протяжении вертикальных
накладок остается прозор в плоскости горизонтальных полок уголков, куда
может быть всунута внутренняя накладка горизонтального пакета.

В таком случае возможно сделать стык в одном сечении и горизонталь-
ного и вертикального пакетов (фиг. 441). Для этого необходимо только,,
чтобы длина прозора, а следовательно и ширина вертикальной накладки были
достаточны для размещения накладки горизонтального листа, и желательно,
чтобы толщина горизонтального листа была не больше толщины уголка,
чтобы горизонтальная накладка в полости горизонтальной полки уголка могла
возместить этот лист

Фиг. 442. Совмещенный стык балки с
расширенным стыком горизонтала.

Фиг. 443. Монтажный стык совмещенный
вертикала и ступенчатый горизонтала.

Если последнее оказывается неудобным и горизонтальный пакет с вну-
тренней стороны остается недоступным, то совмещенный стык горизонталь-
ного пакета может быть сделан в виде расширенного стыка. Для этой пели
в плоскости внутреннего листа, если пакет недоступен с внутренней стороны,
(фиг. 442), или третьего листа, если пакет доступен (фйг. 442) и первый и
второй листы могут иметь стыки в одном сечении, ставится накЛадка, а вто-
рой или соответственно третий лист перекрываются поверх накладки как
дополнительные листы. Если имеется четвертый лист, то та же операция может
быть произведена и с ним и т. д.

Нетрудно видеть, что и в этом случае торец не будет иметь выступаю-
щих частей и будет гладким. Однако такое решение требует, как указывалось,
более монтажной клепки, которая распространяется на обе стороны стыка.

2. Ступенчатый стык. Для уменьшения клепки горизонтальный пакет
можно перекрыть ступенчатым стыком, сконцентрированным около стыка вер-
тикала (фиг. 443). Для угГрощения сборки, а именно для того, чтобы последу-
ющую часть балки можно было поставить рядом с предыдущей простым вертикаль-
ным перемещением нового элемента без каких-либо горизонтальных передвижек
и засовываний, необходимо, чтобы ступенька стыков в нижнем поясе принад-
366
лежала предыдущему по ходу сборки элементу и находилась со стороны после-
дующего элемента, а в верхнем поясе принадлежала последующему и могла
покрыть предыдущий элемент. Таким
образом ступенька стыка должна —I

быть расположена по диагонали. То- — ।

рец штуки будет иметь при этом т

выступ — предыдущий элемент внизу,
а последующий — наверху.

Перекрестные стыки (фиг. 444),
в которых один элемент нужно всо-
вывать^ между другими, как монтаж- Фиг. 444. Перекрестный стык горизонтала.
ные стыки не применяются. При
малых напряжениях в качестве
монтажного стыка могут при-
меняться и стыки по фиг. 445
с неполным перекрытием верти-
кала и перекрытием уголков
уголковыми накладками.

Наконец возможно стык
уголка расположить ступенчато
по отношению к стыку верти-
кала и воспользоваться угол-
ковыми накладками для пере-
крытия верхних частей вертика-
ла (фиг. 446). Тогда полное пе-
рекрытие вертикала получается
уголками, но стык получается более длинный.

Е. Стыки сварных балок

Существенная разница меж-
ду сварными и клепаными балка-
ми, влияющая на конструкцию

Фиг. 445. Совмещенный стык с неполным пере-
крытием вертикала.

при помещении только узкой накладки между

Фиг. 446. Ступенчатый монтажный стык.

Фиг. 447. Совмещенный стык завар-
кою встык.

стыка вертикальной стенки, заключается в отсутствии в сварных балках по-
ясных уголков, являющихся обязательной принадлежностью балок клепаных.
При отсутствии поясных уголков вертикальный лист балки свободен во
•всю высоту, вследствие чего является возможным применение несложных
сопряжений этого листа. Практикой выработаны следующие типы сопряжений.

Фиг. 448. Стык при помощи накладок.

1)Сопряжение встык (фиг. 447). Допускаемое напряжение на изгиб

для сварнаго металла ниже, чем для прокатного, поэтому соединения встык

следует помещать в частях балки с
пониженными напряжениями. Такие
стыки весьма распространены.

2) Стык с двухсторон-
ними накладками (фиг. 448),
привариваемыми к вертикальному ли-?
сту лобовыми (торцовыми) швами.
При назначении ширины накладок
следует иметь в виду возможность
разрыва узких накладок от темпера-
турных напряжений, вызванных на-

фиг. 450. Соединение вер-
тикала с ребром заваркою
встык.

гревом металла при наложении торцевых швов. По этой причине не рекомен-
дуется применение накладок уже 10 см или 5 8, где о — толщина накладки.

Односторонние накладки вследствие эксцентричности приварки можно
применять только для усиления сопряжений первого типа, сопряжения встык,
т. е. в качестве комбинированного стыка (фиг. 448) с пониженными напря-
жениями (см. стр. 259).

3) Сопряжение втавр (фиг. 449). При этом сопряжении торцы
вертикальных листов привариваются к сквозному ребру жесткости (проклад-
ному листу). Приварка обычно производится лобовыми швами по всему кон-
туру вертикальной стенки, так как более экономное соединение встык (фиг. 450)
вследствие односторонней раззенковки не вполне доступно для тщательной
заварки.

4) Соединение с двухсторонними накладками, привари-
ваемыми фланговыми швами, для возможности чего накладки дела-
ются из ряда отдельных кусков (кусковые накладки). Иногда кусковые накладки
обвариваются и по контуру.

Преимуществом этого типа стыка является определенная работа фланговых
швов (фиг. 451).

Фиг. 451. Стык с кусковыми накладками.

5) Комбинированное сопряжение встык, усиленное в
крайних частях вертикальной стенки, где имеется наибольшее напряжение,
кусковыми накладками (фиг. 452), благодаря чему подобный стык
может быть сконструирован равномощным с нормальным сечением балки.

Фиг. 452. Комбинированный стык с кусковыми накладками.

Сравнивая эти типы соединений между собой, мы видим, что по затрате
металла наиболее экономными из них являются 1, 3 и 5. Но типы 1 и 5
требуют довольно дорогой операции обработки кромок и точной резки, так
как не допускают наличия значительных зазоров в стыках, за исключением
2 — 3 мм* которые в сварке проходят безболезненно. Сопряжения же наклад-
ками не требуют точной резки, допускают зазоры в стыках в обычных раз-
мерах и удобны для монтажа, так как позволяют устройство отверстий для
монтажных болтов.
При перекрытии накладками, приваренными фланговыми швами (тип 4),
наложение крайних фланговых швов на монтаже, когда горизонтали уже поста-
влены, крайне затруднительно, так как последние мешают правильному поло-
жению электродержателя при сварке (фиг. 453).

Поэтому перекрытия лобовыми швами встречаются чаще. При перекрытии
фланговыми швами в крайних кусковых накладках можно поставить прорез
с обваркой тонким нерабочим швом по контуру (во избежание отставания
накладок), что несколько облегчает положение (фиг. 454). Столь же удобны
ромбические накладки. Они
имеют преимущество более
спокойной работы накладок
(см. гл. IX, стр. 236).

По своей работе наи-
менее надежным, повидимо-
му, является прикрепление
втавр, наиболее же надежно
перекрытие встык с куско-
выми накладками при усло-
вии возможности хорошего
их провара, однако доста-

Фиг. 453. Заварка кусковой накладки у горизонтала. точной надежностью обла-
дают и прочие типы.

Стыки горизонталов делаются встык или при помощи накладок.
Соединение встык однолистовых горизонталов вследствие меньшего допу-

скаемого напряжения на сварку понижает прочность горизонтала и потому
может быть произведено только в сечениях с пониженными напряжениями.

Фиг. 454. Прикрепление ку-
сковой накладки прорезью.

Для погашения этого обстоятельства употребляют соединение при помощи
косого или клинового разрез! листов (фиг. 455), что конечно усложняет про-
изводство раблт (особенно клиновый разрез). Судя по опытам, это несколько
улучшает положение, однако не настолько определенно, чтобы им пользо-
ваться совершенно надежно (более подробно об этом см. в § 5 и 6, гл. IX).

Соединение накладками производится лобовыми и фланговыми швами
или обваркой по контуру. Многолистовые пакеты перекрываются расширен-
ными или ступенчатыми стыками, которые чаще всего соединяются фланго-
выми швами, причем заварка листов непосредственно встык часто не произво-
дится, чтобы не обрабатывать кромок и не быть связанным точной резкой
(фиг. 456).
Как указывалось (стр. 338), последовательные листы многолистового пакета
работают очень неравномерно, тем более эта неравномерность имеет место
в стыках: в нижнем листе, получающем усилие со стенки; более напряжена
середина листа, остальные же листы получают усилие с фланговых швов, т. е.
с контура, а поэтому в них, наоборот, средняя часть листа не напряжена. По

Фиг. 456. Стык многолистового сварного пакета.

опытам Института сооружений неравномерности работы листов ступенчатых
стыков достигают исключительного развития и, завися от крайних индиви-
дуальных обстоятельств качества и последовательности накладки швов, пол-

Фип 457. Распределение напряжений в листах
сварного пакета.

ностью нарушают картину нормального распределения напряжений (фиг. 457).
Заварка торцов в стыке умеряет явление и потому очень полезна. Однако и
при заварке торцов неравномерности работы листов остаются, что впрочем

Фиг. 458. Заводской стык го-
ризонталов.

Фиг. 459. Совмещенный мон-
тажный стык сварной балки.

справедливо для любого места многолистового сварного пакета и, как указы-
валось, является основной причиной неудачности таковых пакетов.

Заводские стыки горизонталов делаются обычно симметричными
по верхнему и нижнему горизонталям балки, а следовательно во избежание
потолочной сварки требуют перекантовки балки (фиг. 458).
Монтажные стыки должны быть сконструированы так, чтобы отсут-
ствовала потолочная сварка, обварка вертикала не мешала стыкам горизонталов,
чтобы имелись достаточная свобода и удобство манипуляций с балкой и воз-
можность нужного прижатия накладок к листам перед сваркой.

Типичным примером является стык с перекрытием вертикала наклад-
ками с лобовыми швами, допускающий наличие переменного зазора в стыке
и следовательно не требующий точной резки и пригонки, что очень важно
на монтаже, а горизонталов (однол и стовых) накладками, причем нижний гори-
зонтал во избежание потолочной сварки перекрывается накладками сверху
в виде двух полос по обе стороны вертикала (фиг. 459) или пропускается
сквозь вертикал. Накладки прикрепляются лобовым швом и прорезью (фиг. 460).
Горизонталы при этом очень завариваются встык. Фланговые швы менее

желательны, так как они
уменьшают ширину на-
кладки, и заварка нижнего
горизонтала затрудни-
тельна со стороны верти-
кала балки.

Весьма удобна не-
которая сдвижка стыков
горизонтала по отноше-
нию к стыку вертикала,
а именно расположение
их по обе стороны сты-
ка вертикала, что дает
удобный столик для рас-
положения во время мон-
тажа нового элемента
балки (фиг. 460).

Перед сваркой на-
кладки вертикалов обжи-
мают обычно монтаж-
ными болтами (крайне по-
лезными и для сборки),
а накладки горизонта-

лов— струбцинами. Иногда накладки вертикалов во избежание лишней опера-
ции по изготовлении отверстий вместо болтов также обжимаются специ-
альными струбцинами.

Ж. Расчет стыков

Расчет соединений стыка производится по приемам § 6, гл. VIII и § 7, гл. IX.

Стык каждого элемента балки, а именно: вертикального листа,
уголков, горизонтальных листов — обычно рассчитывается отдельно, хотя при
расчете совмещенных стыков вполне возможен и прием совместного расчета
стыка всей балки в целом.

Изгибающий момент распределяется между элементами балки пропор-
ционально моментам инерции рассматриваемого элемента и всей балки, попе-
, / X

речная же сила пропорциональна плечам внутренних пар (отношениям —), однако

чаще считается, что поперечная сила передается полностью на стенку.

Таким образом изгибающий момент в стыке стенки:

УИя» = ^-у1> (12)
где:

Mff — внешний момент в сечении стыка;

/ст — момент инерции стенки;

—момент инерции всей балки.

Поперечная же сила Qcm — Q. (13)

Определение числа заклепок или расчет швов стыка вертикальной
стенки производится в зависимости от конструкции стыка согласно указа-
ниям стр. 193—197 и 265 — 267 на момент Мет и поперечную силу Q.

Фиг. 461. Определение среднего напряжения уголка.

Поясные уголки рассчитываются на осевую силу, равную произве-
дению из площади уголка на напряжение пуг в уровне его центра тяжести
(фиг. 461). Если наибольшее напряжение балки в сечении у стыка:

п =

ТО

= (14)

пб

где:

hyi—расстояние между центрами тяжести поясных уголков;

h_— высота балки.

Следовательно усилие поясного уголка:

S = Fwmmon . (15)

уг уг уг' 4 '

Если число заклепок в стыке уголка /п, то усилие на одну заклепку:

(16)
т

К этому усилию прибавляется еще усилие от действия скалывающих сил
при работе заклепок на прикрепление пояса к стенке (как поясной заклепки
вне стыка). Езди шаг поясных заклепок а, то это усилие равно:

(17)
где t—скалывающее напряжение в уровне поясной заклепки.

* Усилие Т делится пополам, так как оно передается на два среза заклепки.
Суммарное напряжение:

5>+^<4=^W.f-

(18)

Наконец если на уголки действует еще вертикальная сила, например
давление катка на подкрановой балке, то учитывается и оно, и заклепка рас-
считывается на равнодействующую усилий. Подробнее об этом в гл. XI.

Листы горизонталов рассчитываются на осевую силу, равную
произведению площади горизонтала на напряжение в уровне горизонтала:

= (19)

Для верхнего горизонтала пгор может быть принято равным nmax — наи-
большему напряжению балки в сечении стыка.

Если горизонтал однолистовой и перекрывается накладкой, то, очевидно,
число заклепок:

рнетто
_____ г0Р г°Р (
гор__ft •

где сопротивление заклепки срезу:

Фиг. .462. Перекрытие стыка горизонталов на- itd2

кладками различной площади. А/в = -^— [Иср-

При сварном соединении высота лобового шва:

^гор ^гор

Г (21)

где Ьн — ширина накладки. При обварке фланговыми и лобовыми швами:

где —суммарная длина швов.

При двухлистовом пакете из одинаковых листов, имеющем совмещенный
стык и перекрытом с двух сторон одинаковыми и равными листам наклад-
ками, формулы, очевидно, остаются теми же.

Если же листы перекрыты неодинаковыми накладками, что часто имеет
место, когда одна сторона пакета недостаточно доступна (например внутрен-
няя сторона пакета стыка по фиг. 441), прежде всего необходимо положить
такие накладки, чтобы суммарная их площадь была не меньше площади
листов, ибо в противном случае стык будет иметь перенапряжение (фиг. 462).

В соответствии с этим:

у-/* °«<1. (23)

где —сумма площадей нетто пояса, листов горизонтала и уголков вне
стыка, 2^ст—сУ“ма площадей листов уголков и накладок в стыке.

Коэфициент а назовем коэфициентом стыка.

Несколько более точно коэфициент а можно получить как отношение:

дН-=а<1’

б. ст

где —момент сопротивления балки вне стыка;

ст —момент сопротивления балки в стыке.
Коэфициенты а, вычисленные по площадям или моментам сопротивления,
довольно близки друг к другу.

Если п — напряжение в балке около стыка равняется

П=К’

то напряжение в стыке будет ап.

Следовательно усилие в наружной накладке:

е ______г^нетто

« О.ПГ,

внутренней:

о ______„„ г^нетто

5вн.н = аПЛн.н <

где ап^— напряжение в уровне внутренней накладки.

Число заклепок для прикрепления
наружной накладки:

(24)

Фиг. 463. Определение момента верти-
кальных накладок стыка.

внутренней:

твн.н

F нетто
вн.н

(25)

Зная напряжение в стыке, можем
определить и момент, воспринимаемый

вертикальными накладками. Если пн — напряжение на верхней и нижней
кромке этих накладок и если hH— высота этих накладок, то момент, воспри-
нимаемый двумя накладками (фиг. 463):

Л4=28 • — . — . — h

« 2 2 3 1

(26)

где — толшина накладки. На этот момент проверяются заклепки или швы

накладок.

При устройстве расширенного стыка (фиг. 438) усилие каждого листа
горизонтала, равное SiOp^F^imont передается на свою накладку непосред-
ственно, соответственно с чем на это усилие работают заклепки или швы пе-
редачи. Очевидно, число заклепок:

с нетто
п, "

m«v N

Суммарная длина фланговых швов:

V/ = Fzop' п

(27)

(28)

To же самое относится и к ступенчатому стыку за исключением его
крайней части, той, где усилие с внутреннего листа переходит на накладку
через ряд промежуточных листов (фиг. 423). В этом случае необходимо, как
указывалось выше, число заклепок увеличивать в каждом ряду на величину

где г—число промежуточных листов.
3
Для сварного соединения такого правила не существует. Однако жела-
тельно и здесь длину фланговых швов увеличить на 33°/О.

Пример 51 (фиг. 464). Предположим, что в балке примеров 37, 44 и
46 по условиям транспорта необходимо устроить монтажный стык по сере-
дине пролета. Диаметр заклепки d = 20 мм\ дыры просверлены. Изгибающий
момент в сечении стыка М= 115,1 тм, поперечная сила Q = 0.

Стык сконструируем совмещенный, т. е. стыки вертикала и горизонталов
разместим в одном сечении. Вертикал перекрываем двумя накладками толщи-
ною 8м=10 мм, высотой Лк=1000 мм\ горизонтал тремя накладками —

двумя по внутреннему краю горизонтала по обе стороны вертикала разме-
рами 100 X 10 каждая и по наружному размером 250 X 12.

Фиг. 64 Стык примера 51.

Суммарная площадь накладок

2 FK = 2 • 10,0 • 1,0 + 25,0 • 1,2 = 20 -Ь 30 = 50 см*

равна площади горизонтала:

р = 2 • 25 • 1,0 = 50 см*.

I прием. Рассчитываем стык каждого элемента отдельно.

а) Стык вертикала. Момент, передающийся на вертикал (на стенку)
по формуле (12):

^ = ^•^ = 45,1.^1=18,2^.

Размещаем ряды заклепок по вертикали: один ряд по риске поясных
уголков, на расстоянии 60 — 5 = 55 см от края листа и накладок. Расстояние
между крайними рядами ^ = 100—11=89 сл.

Шаги заклепок по вертикали берем:

14,5; 15; 15; 15; 15; 14,5 см-,
по горизонтали шаг берем 100 мм.
Тогда расстояние между рядами по вертикали:

е2 = 60 см\ е3 = 30 см.

Ввиду того что накладка имеет прямоугольное очертание, довольно
узкое по фасаду балки, вертикальными составляющими работы заклепок на
изгибающий момент пренебрегаем, учитывая только горизонтальные (§ 6
гл. VII).

Наибольшее усилие на крайний ряд заклепок:

о 1820-89 162 000 162 000

о, — 1--—------------------—---------------------— — — 1 3 tit.

2^ 892 + 602 4- 302 79214-3600 4-900 12 421

Усилие на одну заклепку на смятие (d = 20 мм, дыры просверлены):

Мв = (& [П]сл = 2 • 1 • 2800 = 5600 кг\
число заклепок в первом ряду:

. 13>° Q

х-«3 заклепкам.

5,о

Усилие во втором ряду:

число заклепок во втором ряду:

, 8,8

л2 = g- « 2 заклепкам.

б) Стык уголков. Напряжение на уровне центра тяжести уголков
по формуле (14):

nma - А 1350.(101 — 5,6)

=--------105--------'=1225

Площадь уголка:

рнетто = 19д7__15.2 • 1 = 16,17 СМ2

(ослабление 1,5 дыры, считая по зигзагу).

Усилие уголка по формуле (15):

Syi = F^mmo - пуг = 16,17 - 1225= 19,8 т.

Добавочное усилие от скалывания при работе на прикрепление пояса

7д = 0,
так как

Q = 0.

Число заклепок для прикрепления уголка:

19,8

тЧ‘ = N = ЗД5 ~6 мклеп,<ам-
в) Стык горизонтала. Среднее напряжение горизонтала:
«max • 1350.103

V = = —1о^- = 1325 кг^.

Коэфициент стыка а по формуле (23):
(50 — 2.6)4- 16,17 • 2
° = (50-2-4)4-16,17.2 = ’ •

Усилие по внутренней накладке:

°' /СТ* =1325 • (1° — 2) = Ю,6 т.
oW. п сОр 6Н, Н х х »

Число заклепок по формуле (25):

Sbh * 10>6

т.н.н=---дГ----335 =3 заклепкам.

Усилие по наружной накладке:

•S' н = а • П F^"° = 1325 (25 — 4) = 27,8 т.
ri, п cVp т». W \ z /

Число заклепок по формуле (24):
« 27,8

тн.н-----Л^~=М5=8 заклепкам-

Конструкция стыка указана на фиг. 464.

II прием. Рассчитываем стык всех элементов совместно. Определяем
сечение балки в плоскости стыка.

Момент инерции двух вертикальных
накладок 100X10 ........... 83000-2= 166 000 см*

Момент инерции четырех уголков . 4 [ 176 -f-19,17 (49,5— 2,8)2] = 167 500 ,

Момент инерции четырех внутрен-
них накладок............... 4-10 - 502= 100 000 ,

Момент инерции двух наружных
накладок................... 2-25-532= 140500 ,

Всего сечения в стыке 1^РУтто = 574 000 см

Момент инерции ослаблений возьмем несколько в запас 78 000 (при-
мер 44).

Тогда:

= 574 000 — 78 000 = 496 000 сл*;

= -96°510- = 9280 ел».

с™ 53,5

Коэфициент стыка:

WK 8500
а =____£_ =------= 09

Wem 9280 и’У*

Наибольшее напряжение в стыке:

_ М
«max wnem
Wcm

И 510 000

9280

= 1240 кг/см2.
Напряжение на кромках вертикальной накладки (фиг. 464):

п“ = ~ = 1160 KZlcjfi*

н 53,5 '

Момент, воспринимаемый двумя накладками вертикала:

«А* 1 • 1002

М = -~п =-----------5--- 1160 = 38,6 тм,

3 н 3

что более чем вдвое больше момента по первому приему.

[Если бы мы произвели распределение моментов по элементам стыка по
формуле;

<m =--7--

или в данном случае для накладок:

лл 115,1.166000

М«~ 5740J000 -33,21 тМ>

то получили бы также вдвое больше момента, чем по первому приему.]

Причина расхождения состоит в том, что в стыке главная масса мате-
риала располагается у вертикалов и потому воспринимает основную долю
момента, что первым приемом не учитывается.

Соответственно с большим значением момента для прикрепления накла-
док требуется очень много заклепок.

Определим число заклепок в крайнем ряду накладки.

Напряжение в уровне крайнего ряда:

1160-89 о

Wj =---——= 1030 кг} см2.

Соответственно с размещением заклепок по вертикали (фиг. 464) про-
тяжение накладок, которое передается на крайний ряд, может быть принято
равным:

. _ . 14,5 ,. _

а = 4,5-|—^- = 11,7 см.

Усилие:

= aSWi = 11,7 • 2 • 1030 = 24 т
(от двух накладок).

Допускаемое усилие на смятие заклепки по толщине вертикала при
d=20 мм; Na = dbji[n]CM = 2 • 1 • 2800 = 5600 кг.

Число заклепок в крайнем ряду:

ЛЛ 24,1 , о е

-ту- = —-z- = 4,3 « 5 заклепкам

2Ve 5,6

(фиг. 465).

Ш прием. Проверим тот же стык по третьему приему (стр. 195), учи-
тывая вертикальные составляющие работы заклепок.

Тогда усилие в наиболее напряженной заклепке (фиг. 465);

Л, _

1 ’
где х и у— координаты заклепок относительно центра заклепочного поля:

2 = 7 • 2 (102 + 202) = 7000;

2 (Л2 + У2) = 31 050 4- 7000 = 38 050;

етах = У^+у2 = /44,52-1-202 = 48,8 см;

---= —6---°0- • 48,8 = 4950 кг < 5600 кг.

Здесь 38,6 тм— момент, передающийся на накладки.
Усилие в наружной накладке горизонтала:

„=«»„• - 1240.21 = 26 000 кг.

Число заклепок прикрепления:

26 000

3450 =7,5’

берем 8 заклепок.

Усилие во внутренней накладке горизонтала:

8вч« = =1160-8 = 9280 к?

Число заклепок:

Ssh « 9280

Gn- ™ _ П у.

ЛА, 3450

берем 3 заклепки.

Усилие в уюлке:

е „ рнетто,
S„, = VtK

п • h... !240 • 46,7

““ * =-----сЪ „ = 1080 кг[см\

h R3.K 1

Зуг = 1080 • 16,17 = 17 450 кг;

число заклепок:

= 17 450
тУг~ 3450

= 5,1;

берем 6 заклепок.

Мы видим, что

приемы расчета стыков между собою совершенно

не идентичны, а именно:

Второй прием, учитывая усиление балки накладками ц вертикальных
плоскостях, где заклепки не могут быть использованы, требует значительно
большего числа заклепок, чем другие приемы.

Прием этот основан на принципе равномерного распределения напряже-
ний по сечению, т. е. на слитности работы всех элементов. Первый прием допу-
скает работу элементов стыка с различными законами распределения напря-
жений и в частности вертикальные накладки при нем оказываются недона-
пряженными; он более экономен, применяется чаще, но менее строг.
Пример 52 (фиг. 466). Рассчитать стык сварной балки (примера 45—
47—50).

Стык вертикалов перекрываем двумя накладками, приваренными лобо-
выми швами; горизонталь! перекрываем накладками, приваренными по контуру

на верхнем поясе и прорезью на
нижнем.

Момент, передающийся на
вертикал (на стенку) (пример 45):

1ст 115 100-83 000

’ "77 = 425 000 =

= 22,5 тм.

Высоту накладки берем
hH = 96 см.

Фиг. 466. Стык примера 52.

Фиг. 465. Размещение заклепок
при расчете стыка примера 51 по
II и III приемам.

Толщина шва:

Мст - 6 6 • 2 250 000 13 500 000

2 - 0,7/£ [п]св “ 2 • 0,7 • 96 • 900 ~ 11600 000

берем 1,2 см.

Усилие в горизонтале:

$еор = н Ргор = 1400 • 2,6 - 25 = 91 000 кг.

Ширину накладки берем 21 см. Толщина:

s 2,6 - 25

8. = —2i-----= 3>1 см<

берем 3,2 см.
Суммаряая длина швов при ^ = 23 см\

S S„p _ 91000

“ 0,7Иет 0,7 • 2,4 • 720 ~ 76 СМ'

Из них лобовых швов 21 см.

Следовательно длина полунакладки должна быть равна:

76 — 21 мс
----2--= 27,5 сл«28 см.

Для перекрытия нижнего горизонтала возьмем две полосы шириною
17 см и толщиной 2,6 см с узкой прорезью шириной 2,5 см.

Ширина полосы:

4“””“ _17 _ {(2,5+ 2 • ) = 12 см.

Площадь накладок:

F«emfno = 2.12'2 6 = б2 см^

что близко площади горизонтала, равной 2,6 • 25 = 65 слР.

Длину прорези берем 26 см.

Vcvume., воспринимаемое двумя прорезями:

S = 2 • 2,5 • 26 • 720 = 93 000 > 91 000 = Sgop.

Проверяем корневое сечение каждой полосы накладки.

На каждую полосу передается четверть усилия горизонтала или

^- = 22,75 т.

Сечение внутренней более узкой полосы:

F = 6,125 • 2,6 = 15,9

22 750

п = 15 9 ~= *430 кг/смР^ 1400 кг[см2 приблизительно на 2°/0.

3. Опытные данные о прочности различных типов стыков

Исследование составных балок показывает, что заклепочные стыки,
сконструированные по одному из указанных приемов, являются вполне надеж*
ными местами, и выход из работы как клепаных, так и других балок про*
исходит обычно от потери общей или местной устойчивости элементов балки
(обычно устойчивости верхнего пояса), а не от разрушения стыков.

Если балку укрепить настолько, что явления потери устойчивости для
нее не будут страшны, то разрушение происходит от смятий в точках при-
ложения нагрузки и более редко от среза заклепок поясов, причем последйее
происходит как в стыке, так и вне стыка (фиг. 467). Происходит это потому,
что стык обычно значительно жестче и имеет запасы площади и момента
сопротивления по сравнению с нормальным сечением, и затем вся средняя
часть вертикала, малоработающая и помогающая более напряженным частям
балки, перекрытая всегда с большими запасами двумя накладками, является
в стыке наиболее укрепленной. Клепаные стыки, как всякие клепаные соеди-
нения, являются мягкими соединениями, которые после предела пропорцио-
нальности, у них сравнительно низкого, имеют очень длительную стадию
пластической работы с ярко выраженным пределом текучести и без стадии
самоупрочнения (фиг. 382 и 468).

Пластичность эта есть основная гарантия надежности работы стыков.

Стыки сварных балок по своей прочности неодинаковы. Исследования
акад. Патона показывают, что шов встык приблизительно на 25°/0 менее
прочен, чем клепаный, и на ЗО°/о, чем само сечение балки, что вполне оправ-
дывается меньшим сопротивлением сварки на растяжение. Косой стык благо-
даря размещению сварки горизонталов в разных плоскостях оказался несколько
более прочным и более пластичным.

Стык, перекрытый накладками с лобовыми швами по вертикалу и только
сваренный встык по горизонталам, несмотря на отсутствие накладок на гори-
зонталах, оказался той же прочности, что и клепаный, что должно быть
объяснено поддержкой усиленного вертикала.

Наконец стыки с дополнительными накладками на горизонталах, зава-
ренных встык, оказались равными по прочности с клепаным стыком несмотря

Фиг. 467. Разрушение балки от
потериустойчивости пояса.

Фиг. 468. Сравнение жесткости кле₽
паной и сварной балки (по исслед.
проф. Патона).

на то, что стыки вертикалов были заварены только встык и имели расчетные
перенапряжения. Таким образом прочное перекрытие горизонталов
разгружает вертикалы, не давая образоваться трещинам, пока не раз-
рушится горизонтал.

Сравнительные значения прочности стыков даны в табл. 30.

Таблица 80

Относительная прочность по временному со- противлению клепаного стыка 1,00 0,73 0,74 0,93 1,08 1,00
Относительная прочность по сравнению с це- лым сечением 0,93 0,67 0,68 0,86 0,98 0,93
Балки со сварными стыками все оказались значительно жестче
клепаных (фиг. 468) и предел текучести у сварных балок оказался повы-
шенным. Область пластических деформаций у них меньше, чем в клепаных,
но все же достаточно значительна. Особенно значительны пластические де-
формации у балок, горизонталы которых перекрыты накладками. Тогда удли-
нение последних характеризует поведение стыка; сварка стыка, связанная
с накладкой, также становится более пластичной совершенно аналогично по-
ведению бетона, армированного железом.

Прочность сварных стыков зависит также от порядка
наложения сварных швов вследствие развивающихся от этого усадоч-

ных напряжений. Усадочные на-
пряжения, а следовательно и по-
рядок сварки в первую очередь
сказываются на пластичности по-
ведения балки, на уменьшении
удлинения и на понижении пре-
дела текучести и временного со-
противления.

Акад. Патоном были иссле-
дованы 4 типа стыков, сваренных
в следующем порядке: А—1) стык
стенки, 2) стык горизонталов и

Фиг. 469. Поведение балок, сваренных различ- 3) стенки с поясом; Б 1) стенка

ными способами (см. табл. 31). с поясом, 2) стык горизонталов

и 3) стык стенки. Последний по-
рядок сварки неправилен и должен избегаться (фиг. 469).

Результаты исследования показаны в табл. 31.

Таблица 31

1 1 1 11 1 III 1 IV
Тип стыка 1 1 1 ’ [ 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 !
Порядок сварки А Б А Б А Б А Б
Понижение предела текучести 1 0,83 1 0,92 1 0,88 1 0,97
Понижение временного со- Г противления ) 1 0,93 0,79 1 0,78 1 0,90 1 0,90
Понижение прогиба при пре- деле текучести - — 1 0,89 1 0,90 1 0,86

Из исследованных стыков стыки I и II были монтажными (стык верти-
кала и горизонталов), а III и IV заводскими (один вертикал). В монтажных
стыках на месте сборки нельзя полностью следовать порядку А, так как
горйзонтал уже будет сварен с вертикалом, но во всяком случае сначала
нужно сваривать стык стенки, а затем горизонталов.
Можно отметить, что в заводских стыках III и IV вследствие меньшего
количества стыков влияние порядка сварки сказывается слабее, чем в сты-
ках I и II.

Параллельное исследование указанных типов стыков дало возможность
выяснить влияние накладок на увеличение прочности стыка: выясняется, что
усиление нижнего стыка горизонтала накладкой повышает прочность на 11%,
а постановка кусковых накладок — на 34% по сравнению с обычным со-
пряжением встык.

5 6. ПРОВЕРКА УСТОЙЧИВОСТИ СОСТАВНОЙ БАЛКИ

А. Проверка общей устойчивости

Составные балки, точно так же как балки прокатные, как имеющие
'моменты инерции, резко различные по обеим главным осям, остаются при
деформации плоскими лишь до известных пределов напряжений; при напря-
жениях, больших этого предела, называемого критическим напряжением устой-
чивости, балка принимает неплоскую форму равновесия, выпучивается и
теряет несущую способность (фиг. 352). Таким образом критическое напря-
жение является таким же пределом несущей способности, как предел теку-
чести, и в том случае, когда критическое напряжение ниже предела текучести,
коэфициенты запаса должны быть отсчитаны по отношению к нему.

Балка является тем более устойчивой и критическое напряжение в ней
тем выше, чем больше ее сопротивление выгибу в поперечном направлении
по сравнению с сопротивлением в вертикальной плоскости, т. е. чем больше
/

отношение -у- и чем больше отношение высоты балки к пролету. По исследо-
ваниям проф. Тимошенко критическое напряжение изгиба выражено фср-
;мулой:

(1)

где С есть некоторый коэфициент, зависящий от вида нагрузки, места ее
приложения (нагрузка сосредоточенная, сплошная, приложенная к верхнему или
«ижнему поясу и т. д.) и геометрических размеров балки.

По исследованиям проф. Тимошенко коэфициент С может быть вычи-
слен как функция квадратного корня из отношения жесткости балки при
изгибе в поперечном направлении к жесткости ее при кручении и отношения
высоты балки к пролету. Это отношение проф. Тимошенко называет коэфи-
щиентом 7.

По Тимошенко коэфициент С может быть представлен в виде:

С =

к ’

(2)

где л — также переменный коэфициент, а

О)

Здесь G — модуль поперечной упругости;

/Ар— момент инерции при кручении.

Последний для сечений, состоящих из прямоугольных элементов, и
в частности для оалок двутаврового сечения по исследованиям Прандтля может
быть определен по формуле:

/ _-y

где b — ширина (или высота) прямоугольного элемента сечения, 8 — его тол-
щина и а — коэфициент, зависящий от типа сечения; для двутавров он равен
1,3, для швеллеров 1,12. Таким образом для двутаврового сечения, изобра-
женного на фиг. 470:

4т = + 2628’) = -V • (1о° • 1’4-2 • 25 • 2S) = 217 см*.

Для вычисления 1кр иногда употребляют более приближенное выражение
Сен-Венана:

д2=20’

где

/ -

w 40(4+/!,)

F—площадь сечения.

(5)

Фиг. 470.

8г$0 ,
. ,4

Подставляя из формул (2) и (3) значение С в формулу (1), мы видим»
что Rkp может быть представлено в виде:

Значения С в функции отношения —t по формуле (3) равного:

7 ~ И Е1у • h ’

(6)

(3')

даны на прилагаемом графике фиг. 471.

Работа проф. Тимошенко касается упругих деформаций балки, т. е. пред-
полагает, что Rkp ниже предела упругости. В том же случае, когда крити-
ческое напряжение выше предела упругости и балка перед выпучиванием
начинает работать пластически, выводы, построенные в предположении упругой
работы и постоянного модуля Е, окажутся неправильными и дадут повышен-
ные значения Rkp, так как на самом деле величина Е здесь будет переменной,
и меньшей модуля упругости Е упругой деформации. Можно считать, что
действительные напряжения будут во столько раз меньше, во сколько
модуль пластической деформации будет меньше нормального модуля.
Модуль пластических деформаций изучен при явлении продольного
изгиба. На этом основании можно построить переходный график между кри-
тическими напряжениями, вычисленными по графику фиг. 471, и действитель-
ными критическими напряжениями в том случае, если »они больше предела
упругости (фиг. 472).

Напряжения, допускаемые в конструкции, должны быть меньше крити-
ческих в отношении нормального запаса:

[«и=-Г’ (7)

где $ — коэфициент запаса.
Когда Rhp выше предела те-
кучести, оно не имеет пра-
ктического интереса,так как
в этом случае оно конструк-
цию не лимитирует. Поэтому
имеет смысл определить пре-
дельный пролет или правиль-

нее отношение—, при ко-
fl

тором равнялось бы пре-
делу текучести.

Этот пролет может быть

Фиг. 472. Зависимость между действительным кри-
тическим напряжением и вычисленными при посто-
янном Е.

приравнен предельному рас-

стоянию между узлами продольных связей, которые препятствуют перемеще-
нию сечения балки в поперечном направлении.

Расчет этот может быть произведен по формуле (6), где:

У EG = V2- Юб '- 8- 105=12,65- 10,5,

т. е.
ь г_________________________________________ h

RT=rxVlv' • 12>65'10В>

откуда предельное отношение:

I _ а _ 12,65 - IO® k
h~ h ~ RT ' IxV

m a — расстояние между поперечными связями.

Пользуясь коэфициентом k, вычисленным проф. Тимошенко, принимая
по Сен-Венану [формула (5)]:

40(4+/,,)

и принимая коэфициент запаса £ = 3, проф. Нилендер определил предельные
отношения —, которые можно допустить на практике. Очевидно, мы получим:

а 12,65 • IO® 1 к]/1у-Г* Iy

"Г TyX^==A'kTx

(8'
Фиг, 474. График для определения предельных расстояний между связями балки. Нагрузка понизу. Сталь 3.
tiawiBi it it «.it au
И«811ИМШШ^

Фиг. 475. Зависимость между коэфициентами к' и к" графиков 473 и 474.

nniiariinimiii^

III

iiiinniiimmriunnui.44vi?>.4^i^l

!!!! ! k'iMJiuuuik'tk'inniiiiiii

iiiiiiiuuBiiiBiwivB ^uuikU'ik'Bk'it'iBiiiiiMii

Jinn vi 'ii и и it и it in in ii 1K ik’ik'it’it'iniла jiiiaiifliai
!НИ!!!!1!№!Ш1!1Г|И|^ ^^k’l^i^i^i^iH.MJi^i.MiiHuii
!!!!!!!!!!!!H!&UUU1&V 111 iwijiwiuwiwiir—
И!!!!!!!!!!Ш!Ч®ОЛ| hl nuuuuuuuwiMiL___________=___.

HU!!!!!!! llllikSL1!!!11|Л MfiiiNk'ikimunuMiiiiiiiiiiii!

—№ a kwkwsal

Illi

тгпг

lllllilllll
IIIIHBIBBI Bill
llllllllllllllll

iiiiii
lllllll
lllllll
lllllll
I

Ulin HI I

ini

iiii

lll!№

la.iauiiVB пл» iipa Лвилаша utBJBk'iiii
! liviBniiMHiWiViiwiri

.....--"“”i£aaianiriiianiKaiia.wvii.Wk

-------JIIIFIIIirilllillilini 11Ш11Л1Ш 11Л1И1Л1М1к1111111Н|1111

IIIIIIJIIIirilllVIllli’IlIlLlh kini^nnJIkWiniJILnklllllllllllll

----- -1Ш11Ш11Ш11ЛШ1С iwnmn iMHikiiuJikiiiiiiiiiiii
iiini nun iiriimii лиги hinihim iimhkiimiKiiiniiiiii
ijiniiiiiriniriLiHNiiu iwinnii! kiiiMMNniiniiiiiiiii

111111111

H1NIHNII

11111111111ШШШ1ШКИШ

IIIIIIIIIIIIIIIIIIU1IJII1II1II

111Щ11111111ШШШ11

IVIIL1I

IIVI
II
nil

IIIlIIIIIIIIIIILII

IN 111 1111Ш1
III M kINIIlll
JI IK NINIHI

urom mhiHMiiiiiii
hii из wimuNMiiii

11к11к1ГШ11Л1ЛР11?111

liiiiiiiiiiiiiitmiiiiiiwiiai4kwii«iwiHKw?iKUMiMKiKiiai^iHi
или, обозначая

скаемое отношение:

через knt получим допу-

(9)

Результаты вычислений приведены в виде графиков (фиг. 473 и 474),
по которым, зная коэфициенты k' и А77, можно определить отношение .
п

Для облегчения вычисления коэфициента А" составлен график, приве-
ла
ленный на фиг. 475, дающий значения k" в зависимости от kr и —.

* у

Пример 53 (фиг. 476). Проверить общую устойчивость сварной балки
примеров 45, 47 и 50 в предположении, что балка имеет в середине пролета

точку, закрепленную от выпучивания.

Расстояние а в
этом случае равно:

L 10 _

Й=_=-=5Л>

а следовательно

а 5 _

Момент инерции
при скручивании по
Прандтлю по формуле
(4) равен:

Фиг. 476. Балка примера 53.

1 3

1кр = -^(100 •18 + 2-25.2,68) = 424 см*.

Момент инерции при поперечном изгибе относительно вертикальной
оси у:

I, = 10121,+2 ’ ~Т2~9 = 8’3 + 6780 8790

Момент инерции относительно горизонтальной оси х:

4 = 425 000 см* (пример 45).

Отношение:

6790

425 000

= 0,016.

По формуле (3):

1 4, G

К2 4 ’ Е

424
’6790

800000

2100000

• 52 = 0,062 • 0,38 • 25 = 0,59.

Коэфициент С по графику фиг. 454 равен 7,9- 106

По формуле (1) критическое напряжение:

Rlp = c

1у ( h\* 7,9 - 106.0,016

7Г\^J == 25

= 5050 кг/см2.
Так как вычисленное критическое напряжение выше предела текучести»
то оно должно быть исправлено за счет переменности модуля упругости Е.
По графику фиг. 472 имеем при 7?*р = 5050 кг{см2 действительное крити-
ческое напряжение, отвечающее уменьшенному модулю, R^p — 2400 kzJcm2^
Таким образом при указанном расстоянии между связями балка имеет одина-
ковые запасы на устойчивость и на прочность.

Разрешим ту же задачу по графикам инж. Нилендера (фиг. 473), поме-
щенным в ТУ и Н.

Имеем:

425000

6790

= 63.

Площадь сечения:

F= ЮО • 1 +2 • 25 • 2,6 = 230 см2.

=-----—------= 0 97

6790 • /Г+63 ’

По графику фиг. 473 при =63
у

предельное расстояние —, при котором Rkp = RT, равно 5,2 м.

Таким образом при расстоянии между связями 5 м балка имеет доста-
точные запасы на устойчивость.

Если бы мы по каким-либо причинам могли разместить связи только че-
рез 6 м, то балка не имела бы достаточных запасов на,устойчивость

г> а 1 С

В этом случае — = — = 6.

h 6

4г = (+ = 0,062 • 0,38 • 36 = 0,85.

К2 I, Е \ h J

Коэфициент С по графику фиг. 454: С =9,6* 106;

ЪР = С

/ f h\2 9,6 • 106 • 0,016

~.\Z) 36

= 4270 кг/см2.

Действительное напряжение при переменном модуле по графику фиг. 472:
R^p = 2320 кг/см2 < 2400 кг)см2.

Следовательно для получения равных запасов в балке на устойчивость
и прочность необходимо допускаемые напряжения или нагрузки уменьшить
в отношении:

2320 /г*

ъ=-ж=<=°'97-
При разрешении этого вопроса по графикам проф. Нилендера восполь-
зуемся графиком фиг. 354.

В этом случае имеем превышение расстояния между связями над пре-
дельно возможным по равноустойчивости (5,2 т) на

, 6 — 5,2

6,0

В=13>зо/”

что дает по графику фиг. 343 при 1х: 1у = 63, = 0,80.

Таким образом этот график дает менее благоприятные результаты и
расчет в запас прочности.

Б. Проверка местной устойчивости элементов балки

Гонкие элементы балки могут выпучиться и в том случае, когда сама
балка останется прямолинейной и устойчивой. Это явление, называемое поте-
рей местной устойчивости элементов балки, произойдет тогда,
когда напряжение в элементе превзойдет критическое' напряжение, опреде-
ляющее момент перехода элемента из плоской устойчивой формы в неплоскую
неустойчивую стадию равновесия. Напряжение это зависит от природы дей<-

Фиг. 477. Выпучивание пластинки от потери устойчивости
при изгибе от действия нормальных напряжений.

напряжениями в стенке являются: в крайних панели

ствующих на Элемент
силовых воздействий.
При этом элемент вы-
бывает из работы, и
такое напряжение до-
пущено быть не может.

Наибольшее зна-
чение рассматриваемое
явление имеет для вер-
тикальной стенки бал-
ки.

Главенствующими

касательные напряжения и по середине пролета у сжатого пояса — нормальные.

Соответственно с этим потеря устойчивости стенки возможна у опор от
действия скалывающих напряжений, превосходящих критическое, и по сере*
дине пролета от действия нормальных напряжений.

Если предположить (фиг. 477), что стенка представляет собою сравни-
тельно узкую и длинную пластину, опертую по контуру, т. е. предположить,
что стенка не имеет укрепляющих ребер или уголков, и пренебречь жесткостью
поясов, препятствующих выпучиванию стенки, то по исследованиям проф. Ти-
мошенко критическое напряжение, отвечающее работе нормальных напряжений,
выражается:

RKP.H = 4390 (VУ 104 Кг1СЛ (10)

При этом стенка стремится выпучиться по сравнительно коротким вол-
нам, разделенным вертикальными узловыми линиями, с длиной волны а 0,7 k
(фиг. 477).

Напряжение RKp достаточно велико; так, оно достигает предела теку-
чести RT = 2400 кг/см* при

f=0'

0,0074

или ——, что меньше обычных соотношений -г .
135’ h
Таким образом при применении обычной стали в огромном числе слу-
чаев критическое напряжение стенки в середине пролета оказывается выше
предела текучести, и потому стенка нуждается в каком-либо креплении только
в очень тонких балках.

Но при применении стали повышенного качества картина будет другая.
Так, если взять 7^ = 3600 кг [см2, то

Следовательно в этом случае стенка, как правило, будет требовать крепления.

Крепление это производится ребрами или уголками жесткости (фиг. 478).
Для того чтобы оно было действительно, необходимо, чтобы ребра или уголки
пересекали поверхности выпучивания стенки и своей жесткостью мешали
выпучиванию. Для этого они должны быть расположены перпендикулярно
узловым линиям, т. е. в данном случае расположены горизонтально. Однако
такое размещение не привилось главным образом потому, что при приме-

Фиг. 478. Укрепление средней части балки
против выпучивания от действия нормаль-
ных напряжений.

нении обычной стали рассматривае-
мая потеря устойчивости обычно не
является опасной.

В случае же необходимости
такого крепления нужно горизон-
тальные ребра располагать на таком
расстоянии, чтобы пластинка, опер-
тая на 4 жестких канта, не могла
выпучиться от действия нормаль-

них напряжений. По исследованиям Тимошенко для этого достаточно разме-
стить горизонтальное ребро на расстоянии не более 608 от поясного уголка
или от нейтральной оси — не более 75 8.

Расположенные же в этой области (около середины пролета) вертикаль-
ные уголки или ребра жесткости не усиливают устойчивости стенки и потому
они ставятся здесь только из конструктивных соображений прикрепления попе-
речной конструкции.

Критические напряжения в областях стенки около опоры, где главен
ствуют скалывающие напряжения, напротив, сравнительно невелики и имеют
первенствующее значение.

Если предположить стенку в виде опертой по контуру длинной пластинки,
то критическое напряжение при действии скалывающих сил по исследованиям

проф. Тимошенко равняется:
RKp.

= 990

f • 104.

(И)

Если считать (что не вполне правильно), что критические напряжения
при скалывании становятся опасными в том случае, когда они превосходят
0,75 RT = 1800 кг)см2,
6

то предельное значение-^-, при котором можно стенку не укреплять, будет равно:

А = 0,01 -1^ = 0,01- 1,35 = 0,0135 или JL.

8 1/

По нашим нормам крепление требуется тогда, когда — < что отве-

чает критическому напряжению:

RKp = 104 = 2340 кг1см*-
Таким образом почти во всех составных балках, имеющих более тонкие
стенки, последние требуют крепления. При выпучивании от действия скалы-
вающих сил стенка выпучивается по поверхностям, разделенным нисходящими
прямыми, идущими под углом в 45° к оси балки (фиг. 479). Следовательно
наиболее правильное размещение уголков и ребер жесткости для наиболее
эффективного крепления должно быть наклонное, восходящее под углом 45°
(фиг. 480). Однако делается оно редко, так как усложняет разметку балки.

Поэтому уголки и ребра
ставятся обычно верти-
кально; очевидно, и в этом
случае они, пересекая вол-
ну выпучивания, укреп-
ляют стенку. В то же
самое время ими можно
воспользоваться для при-
крепления поперечной
конструкции.

Фиг. 479. Выпучивание пластинки от потери устойчи-

Ребра и уголки жест- вости от действия скалывающих напряжений.,
кости и пояса, разделяя
стенку жесткими контурами на ряд отдельных отсеков, увеличивают устой-
чивость стенки и повышают ее критическое напряжение.

Если а—расстояние между ребрами, то можно считать по проф. Тимо-
шенко, что критическое напряжение:

*«, = (иоо+-^-) (4У10*

(12)

а
где а = — .
h

Очевидно, всегда желательно так располагать уголки или ребра жесткости,
чтобы практическое напряжение от скалывания под нагрузкой не превосходило
критического напряжения R* , деленного на коэфициент запаса.

Фиг. 480. Укрепление стенки балки наклонными уголками жесткости.

При этом вполне возможно ограничиться средним скалывающим напря-
жением / , поскольку здесь оценивается работа всей стенки, а не

* ^ст ^ст

одной какой-либо ее точки.

Таким образом:

t ___ Q _______

ер \mhem е

104.

(13)
Из этого выражения можно определить значение —, т. е. расстояние
л

между уголками или ребрами жесткости, отвечающее данному значению t .
о

При постоянном отношении —, очевидно, должна получиться зависи-
h

мость гиперболического типа. Она помещена на графике (фиг. 481), по кото-

Среднее скалывающее напряжение tcp в т/смг

Фиг. 481. График для определения расстояния между уголками.или ребрами
жесткости.

рому можно определить расстояние между уголками жесткости а в зависи-
8

мости от величин — и t.
h v

Так как уголки жесткости должны отвечать любой работе балки, вполне

уместно исходить при этом не из индивидуального значения tep =

отве-

чающего данной нагрузке, а из наибольшего возможного.
Оно равняется:

л _____ Qmax _ __r/| ^0

^max — gA S^h I J h

где й0 = — — плечо внутренней пары сечения; в двутаврах Ло^0,80 А,

a h

/гаах « 0,80 [/] « 850 кг/см* (для стали 3). Зависимость между — и -у

(14)

откуда

в этом

предположении на основании графика фиг. 481 дана на графике (фиг. 482).

По нашим нормам предельное наи-
большее расстояние между уголками
жесткости в том случае, если они нужны
(при -г- < Д’Ь берется 2 м.
п 00 /
Цифра эта чисто конструктивная
и, вообще говоря, не обоснованная,
правильнее считать ее равной 2А, что
отвечает предельному расстоянию при
~ = 72 при наибольшем возможном
скалывающем напряжении.

Для того чтобы уголки и ребра
жесткости были действительны, они
должны иметь достаточные размеры.
У нас нормировано американское прак-

тическое
меньшая
ребра:

правило, по которому наи-
величина выступа уголка или

4 = 4О+го-

где h—высота стенки в миллиметрах.
Для того чтобы выступ имел доста-
точную устойчивость, толщина ее долж-

на быть 8 > —.

Другая полка уголка жесткости
значения не имеет. Она делается наи-
меньшей, зависящей от размещения
прикрепляющих заклепок.

Фиг. 482. График для определения рас-
стояния между уголками жесткости по
наибольшей возможной поперечной силе.

Когда стенка начинает выпучиваться, то она уже не в состоянии воспри-
нимать сжимающих напряжений и все они передаются на уголки или ребра
жесткости.

Q О

Если tcp = уг — среднее скалывающее напряжение, -у = tcpb = Т средняя

(по высоте стенки) скалывающая сила на 1 пог. см, = tcpba= Передняя
(по высоте стенки) скалывающая сила на протяжении между уголками и реб-
рами жесткости, то на эту силу иногда рассчитывают уголки или ребра как
свободные стойки, работающие на сжатие, и получают некоторое основание
для определения их размеров.

Уголки и ребра всегда располагаются симметрично с двух сторон отно-
сительно стенки (фиг. 480) во избежание скручивания последней при асим-
метричном их размещении, желательно применение неравнобоких уголков с вы-

ступающей широкой полкой.

Достаточность принятого сечения уголка проверяется обычно по указан-
ной выше скалывающей силе Та с учетом не только площади уголков жестко-
сти, но и части вертикальной стенки длиной по 15 S в каждую сторону от
полки уголка (фиг. 483).

Опорные уголки должны быть точно пригнаны к поясам, остальные же
уголки допускается доводить только до соединительной выкружки уголка
у горизонтальной полки. Опорные уголки прове-

Фиг. 483. Проверка уголков

ряются так же, как стойки на восприятие полной
опорной реакции, что очень целесообразно для
должного укрепления опорного сечения балки.

Следует избегать применения уголков жест-
кости, непосредственно прилегающих к вертикаль-
ному листу и высаженных на поясные уголки
(фиг. 480).

Предпочтительнее конструкция с прокладка-

жесткости. ми, позволяющими прикреплять уголки жесткости

к поясным уголкам без изгиба концов их, т. е. без
высадки (на фиг. 480 прокладка заштрихована). Ширина прокладок берется
по крайней мере на 10 мм больше прикладываемой полки уголка.

В смысле затраты металла такая конструкция менее выгодна, но зато

она лишена недостатков, присущих высадкам, а именно затруднительности
выгибания концов уголков и ослабления последних в ответственном месте.

Заклепочный шаг в уголках жесткости назначают в пределах от 7
до 10 d.

Фиг. 484. Укрепление сварной балки ребрами жесткости.

В сварных конструкциях парные уголки жесткости заменяются двухсто-
ронними ребрами жесткости, приваренными как к стенке, так и к поясам балки
(сплошным или шпоночным швом).

В данном случае такое укрепление благодаря отсутствию поясных угол-
ков вполне достижимо и дает крайне желательную связь стенки балки с поя-
сами, особенно при наличии широких горизонтальных листов (фиг. 484). Ми-
нимальная ширина ребер, их толщина и взаимное расположение вдоль пролета
назначаются по приведенным выше данным для уголков жесткости. Проверка
прочности ребер жесткости производится тем же порядком.
Ребра жесткости над опорами и у мест сосредоточенных грузов следует
приваривать непрерывным швом.

Весьма экономна по затрате металла конструкция ребер жесткости, пре-
дусматривающая пропуск сплошного листа через стык вертикальной стенки
балки и таким образом совмещающая стыковое соединение с укреплением
стенки. Однако это соединение как стыковое не очень надежно. При широких
горизонтальных листах и больших сосредоточенных грузах целесообразно-
улучшить работу поясов приваркой консолей (фиг. 485). Консоли ставятся на
расстояниях 50—70 см.

Фиг. 485. Укрепление горизонтальных листов консолями.

Пример 54. Разместить уголки жесткости балки примеров 37, 44, 46

и 51. .у

Имеем Q = 46,25 т (см. пример у^1).

= =462,5 кг^=0,46 4== 10°-

Фиг. 486. Размещение уголков жесткости примера 54.

По графику (фиг. 484) расстояние между уголками жесткости:

4- = 1,7; a=l,7jw.
h

Если считать по наибольшему возможному напряжению (фиг. 482)г

Z = 850 кг 1см2, 4г = 0,8 или а = 0,8 м.

ср * h

Ширина выступа:

4=(4о+4)=(4°+Т)=73^75 мм •
Берем уголки 75X75X8.

Расставляем уголки по условиям удобства размещения поперечной кон-
струкции через 1,43 л/, всего между уголками 7 отсеков (фиг. 486). Вслед-
ствие расположения стыка по середине пролета неудобно иметь четное
число отсеков между уголками, так как тогда уголок набежит на стык.

§ 7. ОПОРНЫЕ ЧАСТИ БАЛОК. ПЛОСКИЕ И ТАНГЕНЦИАЛЬНЫЕ ОПОРЫ.
РАСЧЕТ И КОНСТРУКЦИЯ1.

Все действующие на балку нагрузки передаются через опорные части
на фундаменты (стены, колонны и т. п.). В целях уменьшения размеров фунда-

Фиг. 487. Плоская опора.

ментов, воспринимающих опорные реак-
ции, и фиксации положения и направления
опорных реакций передача последних про-
изводится через специальные опорные ча-
сти.

В балочных конструкциях, как кон-
струкциях, опертых на опорах, должна быть
дана возможность перемещения конструк-
ции относительно опор, вследствие чего
один конец балки закрепляется с опорой
неподвижно, а другой подвижно.

Соответственно этому опорные части
делятся на подвижные и непод-
вижные.

Опорные части, воспринимающие не-
большие реакции, выполняются из чугуна,
для больших давлений те же части отли-

ваются из стали. В последнее время получили также распространение опоры,
склепанные или сваренные из фасонного железа.

Согласно ТУ и Н три основных типа опорных частей, а именно плос-

кие, тангенциальные
чаях: плоские (фиг. 487)
при пролетах балок до
15 м, тангенциальные
(фиг. 488) при пролетах
до 30 м включительно и
катковые (фиг. 489) при
пролетах более 30 м.

Отсюда видно, что
в промышленном строи-
тельстве применение кат-
ковых опор весьма огра-
ничено. Поэтому в даль-
нейшем рассматриваются
только два первых типа
опор.

Тангенциальные опо-
ры более точно фиксируют
положение опорной реак-

и катковые, применяются в следующих слу-

Фиг. 488. Тангенциальная опбра.

ции: катковые кроме того существенно уменьшают трение при перемещении
конца бчлки и тем освобождают балку и опоры от дополнительных воздей-

1 Составлена доц. А. М. Мальцевым.
ствий трения, получающихся при прогибах и изменениях температуры
балки.

В плоских и тангенциальных опорах основной конструкцией является
плита, площадь которой должна быть достаточна для равномерной передачи
на кладку опорного давления, т. е. удовлетворять условию:

Fn.-ab- [я^я

(1)

где а и b — размеры плиты, А — опорное давление и [и]кл— допускаемое на-
пряжение на кладку.

Фиг. 489. Катковая опора.

Фиг. 499. Закрепление балки на неподвижной опоре.

Существенная разница рассматриваемых опор заключается в форм
верхней поверхности плиты, а именно в плоских опорах поверхность плиты
горизонтальна, а в тангенциальных выпукла. При выпуклой поверхности полу-
чается более равномерное давление на кладку, так как конец балки до ее
прогиба и во время прогиба опирается на верхнюю точку выпуклости, а не
на внутреннее ребро плиты, как это имеет место при плоских опорах.
Закрепление одного конца балки (неподвижная опора) осуществляется
двумя способами: шипами диаметром 2—3 см (фиг. 490) или боковыми бор-
тиками с выступами (фиг. 488). Бортики препятствуют поперечному изгибу
балок. При отсутствии бортиков шипы необходимы и в подвижной опоре,

Фиг. 491. Расчет плиты опоры.

причем для возможности перемещения
конца балки в полках последней должны
быть сделаны овальные дыры.

Сдвиг плит по кладке предупреж-
дается или врубкой их в кладку на
глубину 2—3 см или ребром плиты,
расположенным нормально продольной
оси балки. Поломка плиты от неплот-
ного прилегания ее к кладке преду-
преждается тщательной подливкой це-
ментным раствором (иногда подклады-
вают свинцовый лист).

Расчет опорных плит (пло-

ских и выпуклых) производится в предположении равномерной нагрузки их
сопротивлением кладки, равным (фиг. 491):

Фиг. 492. Опорная плита при-
мера 55.

О')

Необходимая толщина плиты определяется по формуле:

£82 М „
П7-------—

“ 6 [„и

где Л4ПЛ — максимальный изгибающий момент, ломающий плиту по оси сим-
метрии, равный:

.. А а

™пл 2*4’
lV'wyl — момент сопротивления плиты шириною b и толщиною 8 (длина
плиты а);

[и]ЛЛ — допускаемое напряжение на материал плиты;

А — опорная реакция балки с учетом в случае необходимости дина-
мического коэфициента.

Пример 56 (фиг. 492). Опорная реакция балки при самом невыгодном
случае эагружения А = 13,0 т.

К опорным концам балки прикреплены-снизу потайными заклепками опор-
ные листы шириною с = 22,5 см. Допускаемое давление на кладку [rt]h7t =
= 9 кг 1см- (кирпич на известковом растворе).

Определить толщину чугунной подушки при условии отношения длины
а 3

подушки к ее ширине — = — .

Необходимая опорная площадь подушки:

F = al = А- = 13 о00 = 1444 слА
»л 9

С другой стороны:
3 3

F = b ' — Ь = — №= 1444 см2,
«л 2 2 •

откуда ширина подушки:

см,

длина подушки:

а = — b = 46,5 см.

Толщина подушки по средней линии по формуле (2):

= 0,0433

= 6,0 см.

Толщина подушки по краям:

□

80 = —8 = 4,5 см.

Ширина бортиков:

с = 1,5 см.

§ 8. ПРОГОНЫ И БАЛКИ, РАБОТАЮЩИЕ НА КОСОЙ ИЗГИБ

А. Общие сведения о расчете балок на косой изгиб

В ряде конструкций плоскость действия внешних сил не совпадает с
плоскостью главной оси инерции балки, отчего последняя работает на косой
изгиб. Примером таких балок могут служить прогоны кровель, располагаемых
на наклонных плоскостях стропильных ферм (фиг. 493), ригеля некоторых
гидротехнических конструкций, ригеля каркасов и т. д.
Основной формулой расчета балки, работающей на косой изгиб, является
формула напряжения:

« = —(1)

где /Ид. и Му — моменты внешних сил в плоскостях главных осей инерции, Wx
и Wy — соответствующие этим осям моменты сопротивления балки.

Таким образом для определения напряжения п нужно знать моменты
и Му.

Для определения их разлагаем внешние силы по направлениям осей х
и у. При этом обычно пренебрегают небольшим эксцентриситетом и скручи-
вающим моментом, получающимся в том случае, когда внешние силы не при-
ложены к центру сечения балки (фиг. 494), и считают все силы приложен-
ными в центре балки. Если мы назовем плоскостью х плоскость большей
оси инерции и плоскостью у — плоскость меньшей оси и если ось у со-
ставляет с вертикалью угол а, а внешняя сила Р составляет с вертикалью
угол р, то составляющие силы Р по

Фиг. 493. Работа прогона Фиг. 494. Работа балки на косой

кровли. изгиб.

Зная Рх и Pyt определяем Мх и Myt рассчитывая балку в плоскостях
X и у.

Для подбора сечений формулу (1) рационально представить в следую-

щем виде:

или, обозначив:

получим;

Му w.
м. w,

(2)

(3)

(4)

Таким образом балку, работающую на косой изгиб, можно подбирать
как простую балку, но не по моменту Мх, а по приведенному моменту
МД1 +*)).

Коэфициентом приведения (1 -|— tq) нетрудно задаться; действительно, отно-
ЛГ

шение^ нам известно, поскольку известны составляющие Рх и Ру и мо-
х W

менты Мх и Му',, отношение зависит от сечения балки: оно достаточно
стабильно, особенно для прокатных балок, и указывается в хорошо состав*
ленных таблицах и сортаментах.

Для прокатных двутавров:

^ = 8,5^1°;

для прокатных швеллеров:

Таким образом после того, как выяснен тип балки, число (1при-
близительно известно. Задавшись им и определив Мх (1 -|-т]), подбираем по
формуле (4) сечение балки, после чего определяем точное значение коэфи-
циента т] и в случае необходимости делаем второй пересчет.

Нетрудно видеть, что коэфициент (1 достаточно велик, если только

6-7-10, а для составных балок еще большими. Поэтому работа двутавровых
балок и швеллеров на косой изгиб очень невыгодна и необходимо всячески
стремиться к уменьшению коэфициента ц.

Коэфициент т) зависит от отношения -т-т-, а последнее от угла (Р— а).

*”х

Если угол (р— а) не мал, то sin (р—-а) и Ру получают не малые значения,
ЛГ
а соответственно с этим получают большие значения и .

*™х

Поэтому в первую очередь нужно соответствующим наклоном балки
стремиться к уменьшению этого угла; если последние не во власти конструк-
тора, то момент приходится уменьшать другими мерами.

Наиболее радикальное средство заключается в уменьшении пролета балки
в плоскости у, для чего балки в этой плоскости подпирают, связывают друг
с другом или подвешивают тягами (фиг. 495) или же при жесткой кровле
(например из железобетонных плит) опирают при помощи кровли в разжелобок.
Если пролет балки в плоскости у такими мероприятиями уменьшается
в k раз, то момент Му уменьшается в Л2 раз, т. е. очень значительно, почему
такое решение принимается наиболее часто, как только угол (0 — а) оказы-
вается достаточно большим.

Б. Расчет прогонов, поддерживающих кровли

Если теперь перейти к наиболее частому случаю балок, работающих на
косой изгиб, к прогонам, поддерживающим кровлю, то основными случаями
работы прогона будут следующие:

а) Прогон находится в узле, в котором кровля не имеет перегиба
(фиг. 496). Если расстояние между прогонами по наклону кровли b и если g—
вес кровли на 1 л2 и вес сне-
га рсн, то вертикальная нагруз-
ка прогона кроме его собствен-
ного веса, которым можно прене-
бречь, составляет на 1 пог. м2:

p=(gKp+eCH')i>-

Кроме того на кровлю мо-
жет действовать активное давле-
ние ветра; пусть интенсивность
давления ветра на 1 м2 (учиты-
вающая коэфициент обтекания и
наклон кровли, см. § 3, гл. IV)

Фиг. 496. Расчет прогона находящегося в узле равна тогда нормальное ветро-
без перегиба кровли. 1

вое давление на 1 пог. м про-
гона будет 1Г = рв£. Расскладывая эти силы по осям х и у, получаем соста-
вляющие при угле наклона прогона а:
по оси х\

Рх = ^кр+Рсн)Ьс0за + Р.-Ь> <5>

по оси у:

Pl/ = ^Kp + PcJbsina’ <6)

после чего определяем моменты Мх и Му и рассчитываем прогон.

Фиг. 497. Расчет прогона, находящегося в узле с перегибом кровли. *

б) Если прогон расположен в узле, где кровля имеет перегиб (фиг. 497),
и если справа от узла угол наклона кровли а1У а слева а2, угол на-
клона прогона 04, вес кровли справа gKp и слева gKp (они обычно в этом
406
случае бывают различны), веса снега рсн и р , давления ветра рв и рв и
расстояния между прогонами по наклону кровли и д2, то вертикальное
давление на прогон будет равно:

Р ~Г Рсн) Рсн) 2 ’

давление ветра, нормальное наклону ах:

и нормальное наклону а2:

w"=^-

Раскладывая эти давления по осям х и у, получим:

[(^<р+ Рсн) + (^+ р"еи) СО5а1 + Л.^ + Л,'^ СО5(«2—а,); (7)

Ру = [(4> + Рсн) J + (4> + р'ы) “14-P^sin (“а —«1)- (8)

В. Различные системы прогонов

Прогоны конструируются как разрезные, неразрезные или консольные
балки.

В настоящее время ввиду больших удобств при монтаже более рас-
пространены разрезные прогоны, хотя они и требуют наибольшего количества
металла. Разрезные прогоны представляют собою куски двутавров или швел-

Фиг. 498. Монтаж стропильной фермы.

леров длиною, равной расстоянию между осями соседних стропильных ферм,
и перекрывают каждый пролет между стропильными фермами самостоятельно.
Монтаж стропильных ферм производится последовательно (фиг. 498): сначала
ставится краном и укрепляется оттяжками торцевая ферма; затем ставится
вторая и тут же соединяется с торцевой прогонами и связями, образуя с нею
жесткий блок. Очень часто такой блок, соединенный прогонами и связями,
ставится сразу. Затем ставится третья ферма и тут же подхватывается прого-
нами к поставленному блоку, сразу закрепляясь совершенно устойчиво. Таким
образом при разрезных прогонах каждая последующая ферма сразу прикреп-
ляется к предыдущей, что при других системах прогонов невозможно. При не-
разрезных и консольных прогонах стропильные фермы должны дольше оста-
ваться на оттяжках до их закрепления прогонами после установки всех
поддерживающих прогоны ферм, что ненадежно и представляет главную опас-
ность монтажа стропил.

При разрезных прогонах, очевидно:

М -PS и
м-~ 8 , мя=—,

где I — расстояние между стропилами. Если момент велик, то пролет
прогона, как указывалось выше, уменьшается в плоскости у—у путем под-
вески прогонов при помощи тяг к стропильным фермам в коньке (фиг. 495)-
Если расстояние между тягами X, то момент Му принимается равным:

Чаще всего X = — . Тогда
О

р р

' » 8£2’

момент М :

где k = — = 3.

Фиг. 499. Эпюры моментов неразрезных прогонов.

Неразрезные прогоны рассчитываются обычно с учетом пластич-
ности работы материала прогона, т. е. согласно указаниям § 10, гл. VI.

Тогда в средних пролетах (фиг. 499):

в крайних:

» » рР

Таким образом неразрезные прогоны наиболее экономны; однако они
наименее удобны в работе при монтаже. Наконец экономичность неразрезных
прогонов часто нельзя использовать, так как слишком- малые прогоны трудно
прикрепить к стропильным фермам и они получаются слишком гибкими.
Поэтому неразрезные прогоны применяются редко.

Консольные прогоны даются обычно в статически определимой
форме, с двумя шарнирами через пролет или с одним шарниром в каждом
408
Фиг. 500. Схема и эпюра моментов консольных прогонов.

Фиг. 502. Типы шарниров прогонов: болтовой н сту-
пенчатый.
(кроме крайнего) пролете (фиг. 501). Соответствующим размещением шарни-
ров всегда можно добиться того, чтобы в средних пролетах момент на опоре
равнялся моменту по середине пролета и был равен:

м =м ==р—.
on lvlcp 16

Для этого необходимо, чтобы длина консоли равнялась 1к 0,15 Z. В
крайнем пролете (в одноконсольной балке) в этом случае будет моИент:

ср 10

Таким образом консольные прогоны столь же выгодны, как неразрез-
ные. Однако они более трудоемки, так как имеют шарниры, которые ложатся
значительным дополнительным расходом на такую простую деталь, как
прогоны.

Одношарнирные прогоны и более удобны в монтаже (фиг. 501).

Шарниры конструируются двух типов: а) не имеющие продольной под-
вижности, обычно болтовые, и б) имеющие продольную подвижность, обычно
•ступенчатые.

При болтовом шарнире к консольной части привариваются или прикле-
пываются две накладки, между которыми просовывается подвесная часть
и укрепляется на болте. Шарниры эти более трудны в сборке.

В ступенчатом шарнире прогон срезается ступенькой, и подвесная часть
кладется на консольную сверху. Для того чтобы она не свалилась, к ней
прикрепляются или привариваются два уха. Если шарнир должен восприни*
мать отрицательные реакции, что имеет место в одношарнирной схеме, и быть
продольно подвижным, то уши прикрепляются к нижней и верхней частям
шарнирно (фиг. 502).

При продольно же неподвижном шарнире уши прикрепляются жестко.
Части шарнира проверяются на срез и изгиб.

Г. Сечения прогонов и способы их прикрепления

Прогоны чаще всего подбираются в виде прокатных швеллеров или

W
двутавров, причем швеллера удобнее двутавров ввиду меньшего значения

"у
и коэфициента ц и более легкого прикрепления к стропилам. Обычно швел-
лера прикрепляются в стропильной ферме помощью небольшого коротыша,
причем здесь очень распространены болтовые соединения (фиг. 503). Часто
швеллер прикрепляется и по горизонтальной полке, что при достаточной ши-
рокой полке не представляет затруднений. Двутавр прикрепляется коротышей
с прокладкой (фиг. 504). Обычные размеры прогонов — швеллера № 18—22.
Пример 56. Рассчитать прогон кровли, имеющей угол наклона а = 25°,
под действием веса кровли gKp = 70 kzJm2 и снега рсн = 100 кг]м2 проекции
перекрытия; расстояние между прогонами Ь = 2 м. Расстояние между стро-
пильными фермами /=6 м. Материал — сталь 2 (фиг. 505).

Так как угол наклона а < 30°, ветер положительного давления на кровлю
не оказывает.

Имеем для угла а:

sin а = 0,423; cos а = 0,906.

Нагрузка, приходящаяся на 1 пог. м прогона:

Р = (&Р + /’оВ)^ = (70+100)цДё = 375 кг!пог. м.
Раскладываем нагрузку по осям х и у:

рх = р cos а = 375 • 0,906 = 340 кг{пог м\

pv = р sin а = 375 • 0,423 = 160 кг/пог. м.

В плоскости у—у прогон поддерживаем
тягами в третях пролета; k — у = 3.

Тогда напряжение в прогоне по формуле (2)
равно:

Фиг. 503. Прикрепление прогона из швеллера.

Фиг. 504. Прикрепление дву-
таврового прогона.

Фиг. 505. Прогоны кровли примера 56.

Определяем коэфициент тр

Ж» 1\ Af.d + l)
”~W, ‘ V, ' k>) W,

Мх

Ру

Рх

160

= 0,47.
Для швеллерного сечения берем:

i-7-

Wt~

М„ W. 1 1 0,47 • 7

лг? • ¥=°>47• 7• з*= ~------------= °-37‘ 1 +’>“1’37-

Момент:

Требуемое:

IE'*
нетто

Берем № 20;

Р Р 340 • 62

Мх = %- =-----------= 1530 кг1м\

о о

Мх (14-7)) = 1530.1,37 = 2100 кг/м.

_ 7ИЖ(1-Н) _ 210 000

- (л] -

1200

=175

=202 слЗ;

нетто *

1Гд=202

Wy~ 29,4“ 7
ГЛАВА ХП

ОСОБЕННОСТИ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК1

Подкрановые балки служат для поддержания рельсового пути, по кото-
рому передвигаются мостовые краны.

Подкрановые балки укрепляются на основных несущих колоннах цеха.
Высота установки балок определяется в зависимости от требующейся данным
производственным процессом высоты подъема крюка мостового крана.

Схема расположения подкрановых балок и мостовых кранов показана на
фиг. 506.

Фиг. 506. Схема расположения подкрановых балок и кранового моста.

§ 1. НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ НА ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ

Как указывалось в § 5 гл. IV, нагрузки на подкрановые балки сле-
дующие.

А. Вертикальные давления колес мостового крана

Вертикальные давления слагаются из:

а) веса поднимаемого краном груза Qo;

1 Составлена проф. А. Н. Гениевым.
б) веса крановой тележки Qm;

в) собственного веса мостового крана Qm = g*LOt где gH —
вес 1 пог. м мостового крана, Lo — пролет мостового крана, равный расстоя-
нию между осями подкрановых балок.

Наибольшее вертикальное давление Р определяется для случая пре-
дельного возможного приближения крюка крана к лицу (внутренней грани)
колонны.

Как видно из фиг. 507, наибольшее вертикальное давление каждого ко-
леса мостового крана на подкрановую балку будет равно:

Р= [«?.+<?„) (Хо—-2- 4- О,5^£о] V”

(1)

Здесь а — предельное расстояние крюка крана до оси подкрановой балки
n'Q — число колес мосгового крана с одной стороны. Во многих случаях при

Фиг. 507. Определение давления кранового моста на подкрановую балку.

расчетах подкрановых балок наибольшие статические давления Р колес кранов
задаются техническими условиями проектирования.

Вес крановой тележки Qm и собственный вес мостового крана QM —
= gMLQ зависят от тоннажа крана Qo и пролета его Lot а также от типа дан-
ного крана (например кран сборочный, литейный, разливочный и т. д.).

Оптические давления колес наиболее употребительных мостовых кранов
и их основные размеры даны в таблицах, помещенных в приложении И.

При проходе мостовых кранов по рельсам подкрановых балок неизбежны
вертикальные удары колес крана о рельсы, что увеличивает фактическое
давление колеса. Величина указанной динамической добавки по ТУ проекти-
рования металлических конструкций установлена, как указано в главе IV,
равной 0,1Р. Динамическое давление колес крана будем обозначать
в дальнейшем Рккр\ таким образом Рккр=1ДР> где Р—статическое давле-
ние колеса крана.

Б. Горизонтальные нагрузки

а) Поперечные горизонтальные нагрузки. При движении
крановой тележки по рельсам мостового крана в моменты необходимых оста-
новок тележки производится торможение колес тележки, отчего появляются
414
Фиг. 503. Поперечное торможение крана.

торым тележка имеет 4 колеса, из них

тормозные силы. Силы торможения Тяоя (фиг. 508), приложенные к головкам
рельсов мостового крана, ребордами колес последнего передаются на рельсы
подкрановых балок и воспринимаются верхними поясами подкрановых балок.

Силы торможения Т таким образом являются поперечными по отно-
шению к направлению подкрановых балок. Они появляются только у тех
колес крановой тележки, у которых имеются тормозные колодки. Таким
образом:

(2)
"о

где/—коэфициент трения при торможении, п — число тормозных колес,
п0—число всех колес тележки.

На величину коэфициента / влияет скорость перемещения крановой те-
лежки, а также и время остановки ее при торможении.

Чем больше скорость движения
зок времени t от начала торможе-.
иия до остановки, тем выше должен
приниматься коэфициент /.

По ТУ проектирования метал-
лических конструкций коэфициент /
принимается равным 0,1.

Указанное тормозное усилие
Тпоп предается ребордами колес мо-
стового крана на подкрановые бал-
ки. расположенные по обоим парал-
лельным рядам колонн. Если боко-
вые жесткости этих балок одинаковы,
то все усилие распределится поровну
между левыми и правыми балками
кранового пути, и тогда боковое
давление одной реборды колеса бу-
дет равно:

(3)
по

где «0—число колес мостовых кра-
нов на одной их стороне.

При данных по фиг. 506, по i
2 тормозных:

Ли» - (Со + <?„) "/= 4 Wo + С„) • 2 ; 0,1 = 1 «2, + Q„) =

= O,O5(Qo + Q„) = 5% от «?„ + «„).

Полагая, что это усилие распределяется поровну между левыми балками
АВ и правыми балками CD кранового пути, получим боковое давление на одну
балку равным:

I Тпоп = Wo + QJ = 0.025 (<20+ Q„) = 2,5°/0 от «?„+<?„).

Горизонтальное давление, передаваемое одной ребордой, при четырех
колесах на каждой стороне кранового моста равно:

О.бТ 0,025 (Qn -4- Q )

Л-.КР = =---------~~~ = 0>006 (Q0 + Q™) = 0>б0/° 0Т (Q0 + Q

nt 4
Боковая жесткость подкрановых балок по ряду конструктивных причин
может быть неодинакова.

В таком случае поперечное тормозное усилие Т распределится между
балками ряда АВ и балками ряда CD (фиг. 506) пропорционально их боко-
вым жесткостям. Как учитывать величину боковой жесткости балок, будет
указано ниже.

б) Продольные горизонтальные нагрузки. При движении
мостового крана по рельсовым путям подкрановых балок в моменты тормо-
жения колес крана возникают горизонтальные инерционные силы,
приложенные к головкам рельсов подкрановых балок. Эги силы, направленные
параллельно продольной оси подкрановых балок, передаются верхним поясам
балок. Расчетная величина продольного тормозного усилия равна:

^=/•4 2р. (4)

"о

Здесь ЕР—расчетное вертикальное давление колес одной стороны крана;
f—коэфициент трения при торможении, принимаемый по ТУ проекти-
рования равным 0,1;

п0—число колес с одной стороны мостового крана;

п' — число тормозных колес на этой стороне.

В. Расчетные комбинации нагрузок, действующих на подкрановые
балки

Подкрановые балки подвергаются часто одновременному действию не
скольких мостовых кранов.

Однако практически одновременное совпадение наибольших вертикаль-
ных давлений от всех кранов, могущих воздействовать на балки, а также по-
перечных и продольных торможений всех кранов может быть лишь случайным
явлением; поэтому при расчетах подкрановых балок следует различать основ-
ные силы, действующие на балки, и случайные силы, возникающие лишь в от-
дельных случаях. Согласно ТУ проектирования металлических конструкций
за основные силы принимаются следующие комбинации нагрузок:

I комбинация, а) Вертикальная нагрузка от колес мостовых кранов,
причем при определении наибольшего воздействия кранов таковое опреде-
ляется не более, чем от двух кранов из числа могущих воздействовать на
рассчитываемую конструкцию, б) одновременно с нагрузкой по пункту „а“ —
торможение тележки с грузом (поперечное торможение) не более, чем двух
кранов из числа могущих воздействовать на балку.

II комбинация. Нагрузка по п. „а“ плюс торможение нагруженных
мостовых кранов (продольное торможение) числом не более двух из общего
числа кранов, могущих действовать на балку.

Ш комбинация. Нагрузка по п. „аи плюс совпадение продольного
и поперечного торможения одного крана с продольным или поперечным тор-
можением другого (одного) крана.

Во всех этих комбинациях, которые являются основными, постоянно
имеющими место при работе крана и отвечающими первому допускаемому
напряжению [п] = 1400 кг] см2 для стали 3 или [л] = 1200 кг/см2 для стали 2,
разрешается учитывать лишь нормальную интенсивность тормозных сил, кото-
рая принимается в 0,5 наибольшей, указанной выше.

Нагрузки на балку сверх указанных выше — в трех возможных комбина-
Фиг. 509. Неоди-
наковое разви-
тие поясов бал-
ки для восприя-
тия тормозных
сил.

Эти силы при-

циях — являются случайными нагрузками и учитываются при втором основном
допускаемом напряжении, [п] = 1700 кг/см* для стали 3 и [п] = 1450 лг/сл;2
для стали 2.

§ 2. ОСНОВЫ КОНСТРУКЦИЙ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК

По роду расположения езды мостовых кранов следует различать под-
крановые балки с ездой поверху и с ездой понизу. Наиболее распространен-
ным является расположение подкрановых рельсов непосредственно на верхнем
поясе балок. В отдельных случаях, когда по специфиче-
ским местным условиям допускается весьма незначительная
строительная высота балок (т. е. расстояние от головки
кранового рельса до низа конструкции подкрановой бал-
ки), принимаются подкрановые балки с ездой понизу.

Последние обычно конструируются в виде сквозной
фермы. В дальнейшем рассматриваются подкрановые балки
только со сплошной стенкой.

Строительная высота подкрановых балок обычно до-
пускается весьма ограниченной и при езде поверху. При
малой высоте сквозные балки при большой вертикальной на-
грузке являются неконструктивными и неэкономичными.

Поэтому в большинстве случаев балки с ездой по-
верху применяются главным образом сплошного двутавро-
вого сечения, каковые и рассматриваются в дальнейшем.

Конструкция подкрановых балок должна предусма-
тривать восприятие как вертикальных сил, так и горизон-
тальных сил торможения.

Силы поперечного и продольного торможения в бал-
ках с ездой поверху воспринимаются верхним поясом балки.

ложены вне центра тяжести верхнего пояса. Силы
поперечного торможения приложены к головкам рель-
сов мостового крана (фиг. 508), а силы продольного
торможения—к головкам рельсов подкрановых балок.
Указаннымэксцентриситетом приложения горизонталь-
ных сил ввиду незначительности его влияния в прак-
тике обычно пренебрегают и считают приложение
указанных сил в центре тяжести верхнего пояса балок.
Горизонтальные силы поперечного торможения
вызывают поперечный изгиб верхнего пояса подкра-
новой балки.

Горизонтальные же силы продольного торможе-
ния совместно с сжимающими усилиями в верхнем
поясе от вертикальной нагрузки вызывают продольный
изгиб верхнего пояса балки.

Кроме того эти силы изгибают и скручивают
все сечение балки. Однако последним очень часто
пренебрегают, но компенсируют тем, что воздействие
тормозных сил распространяют только на сечение

одного верхнего пояса.

Для противодействия указанным силам сечение верхнего пояса подкра-.
новых балок должно обладать достаточной жесткостью в горизонтальной пло-
скости. Придание верхнему поясу жесткости в горизонтальной плоскости
может быть достигнуто либо:

а) путем непосредственного развития верхнего пояса в горизонтальной
плоскости (т. е. пояса балок делаются несимметричными) (фиг. 509);

б) путем устройства особой горизонтальной балки, расположенной вблизи

Фиг. 510. Расположение
тормозной балки.

!•__ Тормозим
балка
центра тяжести верхнего пояса, называемой тормозной балкой, работающей
на действие горизонтальных сил (фиг. 510).

Первое решение, т. е. балки с несимметричными поясами, применяется
в сравнительно ограниченных случаях, а именно в балках преимущественно
небольших пролетов — до 12—15 л, рассчитываемых под нагрузку кранов не-
значительной мощности, примерно до 15 т.

§ 3. СЕЧЕНИЯ ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК СО СПЛОШНОЙ СТЕНКОЙ

А. Размер вертикального листа

Теоретически наивыгоднейшая высота балок, как указано в § 2 гл. X,
определяется соотношением:

Подкрановые балки обычно имеют почти постоянное сечение поясов
(см. ниже); при этом условии коэфициент k получается равным около 1,65
для клепаных балок и около 1,73 для сварных балок.

Практически однако из условия достаточного развития поясов вы-
соту балки приходится снижать, поэтому при определении Атах по указанной
формуле рекомендуется коэфициент k принимать 1, 4. Кроме того при значи-
тельных крановых нагрузках наивыгоднейшую высоту приходится снижать
вследствие:

а) условий габарита зданий, ибо весьма часто по технологическим усло-
виям отметки низа подкрановой балки и головки рельсов задают меньше тре-
буемых по условиям экономичности;

б) условий прокатки листового металла. Наибольшая ширина листов,
прокатываемых на наших заводах, составляет 2,1—2,4 м. Поэтому стремятся
вписаться в указанную высоту. При необходимости же при больших пролетах
иметь ббльшие высоты приходится вертикал балки делить на две части про-
дольным стыком; тогда высота балки может быть повышена до 4,2—4,8 м
(фиг. 511);

в) условий транспортабельности-, балок, т. е. перевозки балок в целом
виде по высоте. Наибольшая высота балок, допускающих перевозку по вы-
соте в целом виде, составляет:

5,5 — 1,25 — 0,20—0,1 = 3,95 м

(здесь 5,5 — высота железнодорожного габарита; 1,25-—высота вагона; 0,20 —
высота турникетного бруса; 0,10 — запас на непредвиденные конструктивные
обстоятельства).

Однако эта высота выходит из габарита состава (фиг. 432). Если счи-
тать это недопустимым, то приходится ее еще снизить на 0,25 м (высота
габарита подвижного состава 5,25 м, а габарита приближения строений 5,5 м).

Следовательно наибольшая высота вертикального листа балок, допускаю-
щих перевозку в целом виде, будет 3,70 — 3,95 м минус толщина двух па-
кетов горизонтальных листов верхнего и нижнего поясов.

Кроме указанных соображений при назначении высоты балки необходимо
учесть следующее.

Крановые нагрузки обычно отличаются весьма значительными единич-
ными давлениями колес. Для передачи указанных давлений на вертикальную
стенку через поясные заклепки поясные уголки должны обладать достаточной
мощностью. Поэтому при подборе сечения, задавшись высотой вертикальной
стенки, окончательное суждение о правильности выбранной высоты можно
иметь лишь после выявления сечений поясов.

Практически высота балок со сплошной стенкой заключается в предела::
( ——----7Г ) в зависимости от интенсивности крановой нагрузки.

5,5 12 j

Достаточность выбранной высоты балки определяется проверкой прогиба.
Максимальная величина прогибов при полной временной и постоянной нагруз-
ках допускается следующая:

1) при ручных кранах — Ь'вооС

2) при электрических кранах с грузоподъемностью до 50 т—
грузоподъемностью свыше 50 т —

Проверка высоты по жесткости может производиться согласно указаниям

§ 2 гл. X.

Б. Толщина стенок

Толщина стенок, как известно, влияет на величину наибольших касатель-
ных напряжений в балке. При небольших крановых нагрузках (краны мощ-
ностью до 75—100 tri) касательные напряжения обычно не достигают сколько-
нибудь больших величин.

При тяжелых же кранах (грузоподъемностью свыше 100 т) поперечные
силы в подкрановых балках достигают весьма значительной величины, а по-
тому толщина стенбк в таких случаях определяется из расчета по допускае-
мому напряжению на скалывание.

Кроме этого в клепаных балках при значительных крановых нагрузках
толщина стенки весьма часто диктуется условиями работы поясных заклепок,
так как при значительных давлениях колес кранов напряжения на смятие часто
превышают допускаемые даже при размещении поясных заклепок с минималь-
ным шагом.

Дабы убедиться в достаточности толщины стенки, следует непосред-
ственно вслед за подбором сечения балки проверить шаг поясных заклепок
(см. ниже). Обычно при нагрузках на колесо свыше 40 т толщина стенки
определяется из расчета на смятие по оси поясных заклепок.

В. Сечение поясов

В клепаных балках простейшее сечение пояса состоит из двух уголков
и горизонтальных листов.

Как было уже указано, крановые нагрузки отличаются весьма значитель-

ными единичными давлениями колес; при тяжелых кранах вертикальные силы
достигают исключительно больших размеров.

Например для разливочных кранов мощностью в 100 т вертикальное
давление колеса около 50 /п; для специальных кранов прессовых цехов давле-
ние одного колеса достигает до 158 т.

При столь значительных вертикальных нагрузках исключительно ответ-
ственной является работа поясных заклепок.

Отсюда вытекает целесообразность применения возможно мощных профилей

поясных уголков за счет ограничения площади горизонтальных листов балки.

Применением больших профилей поясных уголков достигается:

а) возможность тесного размещения на вертикальных полках уголков
заклепок крупного калибра;

б) уменьшение площади горизонтальных листов в целях повышения пло-

„ ~ Q^n

щади уголков снижает величину касательной силы Т = по оси поясных

заклепок (с уменьшением площади горизонтальных листов статический момент
пояса относительно нейтральной оси уменьшается в большей степени, не-
жели момент инерции I всего сечения балки, а потому с уменьшением площади
горизонтальных листов понижается величина касательной силы Г);
в) увеличение площади уголков за счет горизонтальных листов понижает
центр тяжести пояса, чем улучшаются условия работы горизонтальных пояс-

ных заклепок.

В американской практике проектирования подкрановых балок существуют
требования, чтобы:

а) площадь поясных уголков была не менее 0,3—0,4 площади сече-
ния всего пояса и

б) центр тяжести пояса, непосредственно воспринимающего нагрузку,
должен быть расположен не выше верхней кромки вертикального листа.

В подкрановых балках со сплошной
стенкой следует применять как минимум одну
пару горизонтальных листов и как максимум
обычно не более трех пар.

Помимо вышеуказанных соображений
об ограничении площади горизонтальных ли-
стов при назначении сечения пояса следует
учесть, что перекрытие стыков горизонталь-
ных листов при значительном их количестве
(три пары и более) представляет в подкра-
новых балках известные конструктивные за-

Фиг. 512. Усиление пояса постановкой ламелей.

труднения ввиду желательности сохранения постоянства уровня верхнего
пояса балки под рельсом.

Благодаря последнему, т. е. необходимости постоянства уровня рельса,
в подкрановых балках не приходится производить обрыв листов в верхнем
поясе, что конечно делает крайне невыгодным применение многолистового
пакета.

В частном случае при широких листах, выступающих за уголки поясов,
возможна замена широких горизонтальных листов (начиная с мест практиче-
ских обрывов) более узкими подкладками под рельс.

Ввиду фактической невозможности обрывать горизонтальные листы по
верхнему поясу балок становится менее ощутителен вопрос о некотором пере-
расходе материала при ограничении площади горизонтальных листов в целях
повышения площади поясных уголков.

Если по величине изгибающего момента сечение пояса из двух уголков
и горизонтальных листов оказывается недостаточным, то возможно дальнейшее
развитие сечения балки путем добавления узких вертикальных листов (ламе-
лей), как показано на фиг. 512.

Ламели повышают момент сопротивления сечения, но в меньшей степени
нежели горизонтальные листы, ибо они расположены ближе к нейтральной оси.
Фиг. 513. Дополнительные уси-
ления пояса балки.

Фиг. 515. Усиление пояса ла-
мелями и уголками.

Фиг. 514. Размещение уголков же-
сткости и стыковых при нижних
уголках пояса. Коротыши следует
пригнать к поясным уголкам.

Чем шире ламели, тем они менее выгодны,

W
ибо с возрастанием ширины отношение —
г
для ламелей, очевидно, уменьшается.

Обыкновенно ламели выступают на 1 —
2 ряда заклепок ниже вертикальной полки
поясного уголка (фиг. 512).

Устройство ламелей является благопри-
ятным для работы горизонтальных поясных
заклепок, так как ламели, увеличивая тол-
щину стенки балки, повышают сопротивление
горизонтальных поясных заклепок смятию.
При введении в сечение ламелей необходимо
следйть, чтобы толщина склепываемых частей
по оси горизонтальных поясных заклепок
в монтажных стыках была не более устано-
вленных норм.

Необходимо при назначении сечения
балки проверить склепываемую толщину, учи-
тывая толщину стыковых накладок поясных
уголков и перекрытие ламелей.

Дальнейшее развитие сечения возможно
путем добавления к основным поясным угол-
кам еще четырех горизонтальных уголков,
расположенных, как показано на фиг. 513__
Добавляемые уголки по конструктивным соображениям должны быть
одинаковой толщины с основными поясными уголками.

Между основными поясными уголками и добавляемыми должен быть дан
зазор 2&-}~5мм, где 8 — толщина уголка (фиг. 513). Зазор вызывается необ-
ходимостью уложить вертикальные полки уголковых накладок в стыках (фиг. 514).

Применение такого рода добавочных уголков имеет следующий кон-
структивный недостаток: уголки жесткости балок приходится прерывать при
встрече с горизонтальными полками добавляемых уголков. В промежутке же
между горизонтальными полками добавочных уголков и поясных уголков при-
ходится ставить короткие уголки (фиг. 514).

Еще более мощное сечение балки показано на фиг. 515. Здесь к основ-
ным поясным уголкам добавлено четыре добавочных горизонтальных уголка.

§ 4. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ПОДКРАНОВЫХ БАЛОК

При подборе сечений подкрановых балок необходимо учитывать воздей-
ствие на балку как вертикальной, так и горизонтальной нагрузки. Напряже-
ния от горизонтальной нагрузки обычно составляют около 5°/0 напряжений от
вертикальной. Поэтому в целях практического удобства подбор сечений балки
возможно вести по изгибающему моменту — только от вертикальной нагрузки,
снизив допускаемое напряжение на 5°/0 с последующей проверкой напряже-
ний от горизонтальной нагрузки.

А. Расчет прикрепления поясов подкрановых балок к вертикальной
стенке

1. В клепаных балках. Горизонтальные поясные заклепки, прикрепляю-
щие поясные уголки к стенке, должны рассчитываться на действие:

а) горизонтальной сдвигающей силы Г, действующей по оси поясных
заклепок, и

б) вертикального усилия V от непосредственного воздействия колеса
крана Рк.кр на заклепки (местное давление колес) (фиг. 516).
При больших нагрузках на колесо крана напряжения в горизонтальных
поясных заклепках от усилий V достигают значительной величины, а потому,
как правило, должны учитываться.

Пусть X — длина в сантиметрах, на продолжении которой можно допус-
тить, что вертикальное давление одного колеса Рк.кр равномерно распреде-
ляется между горизонтальными заклепками верхнего пояса балки (фиг. 516).
Тогда при шаге поясных заклепок а давление колеса равномерно распреде-
X
лится между числом заклепок: т = — .

Вертикальное усилие, испытываемое одной заклепкой, будет равно:

у___ ^К'Кр___

\\а ~ X

Длина X, на которой возможно считать равномерное распределение да-
вления между заклепками, зависит от диаметра колеса крана размеров и типа
подкранового рельса, толщины пакета горизонтальных листов пояса, а также
от жесткости материала заклепочных соединений. В соответствии с этим прак-
тически длина X назначается в пределах 55—85 см\ в среднем часто длину X
принимают равной 70 см. Согласно ТУ и Н расстояние это берется 60 см.

Таким образом горизонтальные заклепки верхнего пояса балки, непо-
средственно воспринимающего давление колеса, находятся под действием:

а) горизонтальны* усилий, равных, как известно:

и б) вертикальных усилий:

(1)

(2)

Равнодействующая этих усилий (фиг. 516) будет равна:

Приравнивая величину R сопротивлению заклепки двойному срезу или
смятию, получаем два соотношения, определяющие максимально допустимый
шаг заклепок, а именно:

«я а

У,.., 2 Т-М-

______________________

Меньшее из двух указанных значений а является расчетным шагом
поясных заклепок.

Независимо от результатов расчета необходимо из условия плотности
шва, чтобы в сжатом, поясе шаг был не более 8d.
Если при больших усилиях крановых нагрузок шаг а получается слиш-
ком малым, рационально брать большие уголки с двухрядным размещением
заклепок; кроме того возможно часть заклепок для передачи силы Рк,кр поста-
вить на специальных коротышах, подпирающих пояс балки (фиг. 517 и 518). На
длине X ставится не менее одного коротыша, на который передается не более
0.60 усилия Рк.кр. Остальные же 0,40 усилия передаются на поясные уголки
и заклепки (согласно ТУ и Н).

Фиг. 517. Коротыши, укрепляющие верхний пояс балки.

Фиг. 518. Ребра, укрепляющие верхний пояс сварной балки.

В нижнем поясе, не воспринимающем непосредственно давления колес,
поясные заклепки не испытывают вертикальных усилий V, а потому теорети-
чески шаг заклепок по нижнему поясу мог бы быть принят больше шага заклепок
по верхнему поясу. Однако различие шагов по верхнему и нижнему поясам
имело бы некоторые практические неудобства в разметке, в креплении угол-
ков жесткости и в перекрытии стыков. Поэтому шаг поясных заклепок по
верхнему и нижнему поясам балки обычно принимается одинаковым или, если
это возможно, делается равным двойному верхнему.

Шаг вертикальных поясных заклепок (на горизонталах) обычно прини-
мается равным шагу горизонтальных заклепок. Однако вертикальные заклепки
испытывают усилия значительно меньшие, так как для них усилие V = 0, а
кроме того сдвигающая сила Т составляет примерно от 0,5 до 0,8 соответ-
ствующей сдвигающей силы в горизонтальных заклепках. Ввиду этого было
бы возможно располагать вертикальные заклепки с шагом, равным либо 1,5а
либо 2а (а — шаг горизонтальных заклепок), проверив конечно расчетом на-
пряжения в этих заклепках.

Шаг 1,5а конструктивно не всегда удобен, а иногда вовсе неприемлем,

например в местах расположения стыков поясных уголков.

Что же касается шага вертикальных заклепок 2а, то его применение
возможно лишь в том случае, если а 4fZ, ибо в противном случае в отно-
шении вертикальных заклепок не будет выдержана норма максимального
шага 8d.

Разумеется, проверка шага поясных заклепок делается у опор

в местах Qmax.

Весьма часто при тяжелых крановых нагрузках расчетная величина шага

у опоры составляет 3d -ь 3,5d.

Сохранять такой шаг по всей длине балки, в особенности при больших

пролетах, неэкономично, а потому в средней части балки в соответствии с

Зачистить
заподлицо^

Фиг. 519. Пригон-
ка взртикала в
верхнем поясе бал-
ки.

уменьшением Q шаг следует увеличить.

При назначении места перемены шага полезно учи-
тывать, что в стыковых соединениях выгодно применение
малого шага (3, 5-e-4d) ради экономии веса в стыковых
накладках и ради концентрации работ в монтажных сты-
ках. Поэтому, назначая места увеличения шага заклепок
по балке, необходимо учесть места расположения стыков,
в особенности монтажных, дабы избежать излишне частой

сбивки шагов поясных заклепок.

При наличии двух монтажных стыков, симметрично
расположенных относительно опор балки (случай довольно
частый), весьма целесообразно шаг, определенный noQmax,
выдержать от опор до того места, где закончится стыковое
соединение, в средней же части (между стыками) увеличить

шаг, если это позволит расчет.

В связи с ответственной работой горизонтальных поясных заклепок
в подкрановых балках приходится прибегать к следующему конструктивному
мероприятию. Обычно в целях облегчения работ по изготовлению балок реко-
мендуют в клепаных балках не доводить несколько (на 5 мм) верхнюю и

нижнюю кромки вертикального листа до уровня горизонтальных полок пояс-
ных уголков. При значительной же вертикальной нагрузке плотная пригонка
верхней кромки вертикального листа к нижней поверхности горизонтальных
чистое до плотного с ними соприкасания может значительно облегчить работу
горизонтальных поясных заклепок, так как вертикальные давления колес могут

непосредственно восприниматься сопротивлением смятию по площади сопри-
касания верха вертикального листа с нижней поверхностью горизонтальных
листов. Ввиду этого при значительной вертикальной нагрузке, когда единич-
ные давления колес достигают 35 т и более, необходимо требовать осущест-
вления указанной пригонки верха вертикала. Для осуществления этого меро-
приятия при изготовлении конструкции вертикальный лист выпускается .на
4 — 5 мм выше горизонтальных полок поясных уголков, а затем зачищается
так, чтобы после укладки горизонтальных листов было плотное их касание
с верхней кромкой вертикального листа (фиг. 519). В нижнем поясе, не воспри-
нимающем непосредственного давления колес, никакой надобности, разумеется,
в такой пригонке нет, и проще для изготовления балки несколько не дово-
дить нижнюю кромку вертикала до соприкасания с горизонтальными листами,
как это делается в обычных балках.

Учитывать при расчете заклепок, что непосредственное давление колес
крана воспринимается верхней кромкой вертикального листа, не рекомендуется,
так как нельзя быть уверенным, что пригонка будет выполнена тщательно.
2. В сварных балках. Аналогично предыдущему расчету обозначим
через Т горизонтальную сдвигающую силу, действующую на 1 пог. см пояс-
ОД,

ного шва, равную —и через V—вертикальную силу от непосредствен-
ного давления колеса крана, приходящуюся на 1 пог. см длины поясного шва.
По предыдущему:

(6)

где величина X — длина, на протяжении которой возможно считать равномер-
ное распределение давления Рк.кр по длине шва.

В соответствии с большей жесткостью сварных соединений в сравне-
нии с заклепочными длину X для сварных балок принимают несколько мень-
шей, нежели в клепаных балках.

Весьма часто длина X для сварных подкрановых балок назначается
около 50 см. Согласно ТУ и Н она берется в 40 см.

При больших давлениях кранов здесь также весьма целесообразна и
почти неизбежна постановка вертикальных ребер, воспринимающих усилия
Рк.кр (Ф”г- 518)-

Площадь сечения двух поясных швов длиной в 1 см каждый равна
= 2 • 0,7Лш, где Лш — высота шва.

Скалывающие напряжения t в шве будут:

. Т QSn

/=•„ “ /-2.0,7йш • (7>

Нормальные сжимающие напряжения будут:

Наибольшие нормальные напряжения в главных площадках (главные нор-
мальные напряжения):

Подставляя в формулу (9):

Т = V
“2-0,7Лш; 2-0JV

будем иметь:

_ _к_ (10)
"гл~ 4.0,7Лш откуда
0,5 У-)-]/(0,5 V)2_|_ pi МН» Наибольшие скалывающие напряжения: (11)
откуда найдем, что '«=]/ (т)2 + (12)
/(0,5 У)2-|- Г2 (13)
Толщина шва должна быть такой, чтобы и|Пах не превышапо допускае-
мого напряжения сварки на сжатие, т. е. ЮОО/гг/cw2, и /П1ах не превосходило
сопротивления сварки срезанию, т. е. 720 кг] см'2.

Практически, независимо от результатов расчета, учитывая исключительно
ответственную работу горизонтальных поясных швов, следует принимать тол-
щину этих швов не менее 10 мм.

По величине действующих усилий возможно было бы в ряде случаев
поясные швы делать шпоночными, но, принимая во внимание, что при непра-
вильном положении оси подкранового рельса относительно вертикальной оси
балки (фиг. 521) в поясных швах будут возникать дополнительные напря-
жения, в подкрановых балках поясные швы, как правило, делают непрерыв-
ными по всей длине пролета балки, тем более что шпоночные швы неблаго-
приятны с точки зрения динамических нагрузок.

Фиг. 520. Балка
примера 57.

Фиг. 521. Внецентренное давле-
ние колеса крана.

Пример 57 (фиг. 520). Расчет поясного шва. Сечение балки состоит
из вертикального листа 1500 X 12 и одной пары горизонтальных листов 350 X 16.

Qmax = $6 т (у опоры). Давление на каток с учетом коэфициента дина-
мичности = 33 т.

Статический момент площади пояса относительно нейтральной оси:

Sn = 35 • 1,6 - 75,8 = 4240 си2.

Момент инерции относительно нейтральной оси:

/ = 981000 си*.

Горизонтальная сила на 1 пог. см. шва:

QSO 56000-4 240 оло .

= —98Г000—==242 кг1пог-см-

Вертикальная сила:

= 33 О?. — geo Кг J пог. см.
л 50

Из расчета наибольших нормальных напряжений по формуле (11):
_ 0,5 V -f- }Л(0,5У)24-7'2 _

МИсв

0,5 - 660 4- V (0,5 • 660)2 -f- 2422 Л
1,4 • 1000 0,8 1-----------==°’66 СМ-

1 0,8 — коэфициент непровара» принятый ввиду ответственности конструкции.
Из расчета наибольших скалывающих напряжений по формуле (13):

h _l/(0,5V)«+T2_r3302 + 2421 2_

МИ«, — 1,4 • 720 • 0,8

Если учесть некоторую внецентренность положения кранового рельса,
например 10 мм, каковая величина является вполне реальной, то будем иметь
дополнительную нагрузку на поясной шов от внецентренного давления одного
колеса (фиг. 521):

Рк-к? •

где 5—величина дополнительной вертикальной нагрузки на поясной шов;
е — эксцентриситет рельса, равный 1 см,

где о(те — толщина вертикала (стенки).

Предполагая, что hw = 1 см,

1 • 2

^ = 1,2-1--—-=1,87 см;

33 000 •

1787

-- = 17 650 кг.

В таком случае полная вертикальная сила на 1 пог. см шва:

Рк.кр + •$ _ 33 000 + 17 650

X ~ 50

= 1015 кг/пог. см;

Т = 242 кг/пог. см.

Тогда по формуле (И) из расчета наибольших нормальных напряжений:

ь 0,5- 1015+1/(0,5. 1015)2 + 2422 _ _

=---------1,4 • 1000 - 0^ =°’96 СИ;

принято hM = 1 см.

Б. Стыки элементов подкрановых балок, места расположения и
конструкция стыков

При назначении мест расположения стыков необходимо учитывать:

1) предельную длину прокатываемых сортов металла и

2) предельный вес монтажных единиц, обусловливаемый возможностью
погрузки и транспортировки частей балки Ч

Указанные два фактора относятся вообще к различным металлическим
балкам, в том числе и к подкрановым.

Помимо этого в подкрановых балках при выборе мест расположения
стыков необходимо учитывать некоторую затруднительность в перекрытии
стыков горизонтальных листов в поясе, несущем подкрановый рельс.

Применение обычных стыковых накладок для стыков горизонтальных
листов потребует:

а) либо смены профиля рельса на протяжении стыковых накладок
(фиг. 522, а),

б) либо устройства особой прокладки под рельс на всем протяжении
балки (522, в).

1 Наибольший вес таких едини'ц по условиям отправки практически около

10—12 m (данные зав. им. Молотова в Днепропетровске).
Эти мероприятия не могут быть признаны вполне рациональными.

Более же правильными будут следующие два решения:

1) Назначить монтажный стык балки вблизи места обрыва горизонталь-
ных листов, дабы вовсе обойтись без стыковых накладок горизонтальных
листов (фиг. 523).

Например сечение балки имеет две пары горизонтальных листов (фиг. 522.)
Пусть место практического обрыва второго горизонтального листа отстоит от
опоры на расстоянии и пусть длина стыковой полунакладки горизонталь-

Фиг. 522. Затруднение при переходе рельса через стыковые накладки.

Подкладка под подкрано-

к - свес первого гор. листа - не более, 1 метра
1м -длина стыковой полунакладки гориз. листа

Фиг. 523. Назначение стыка нижнего листа у места обрыва верхнего листа.

1г1н (расслютие стыка первого гориз
листа от опорного конца балки)

ного листа будет /я. Назначаем стык первого горизонтального листа в рас-
стоянии {1Х — 1М) от опоры и перекрываем этот стык вторым листом, продол-
жая его к опоре на длину 2/н от места его практического обрыва.

В дальнейшем на протяжении — QlH) от опоры второй горизонталь-
ный лист как таковой уже не требуется. Нужна лишь подкладка под подкра-
новый рельс. Подкладка может иметь ширину (меньше ширины горизонтальных
листов) лишь таковую, какая необходима для прикрепления подкранового рельса.

Теперь остается назначить место стыка вертикального листа.
Стык первого гориз. листа

Второй гор,лйс/у 400-12 п „ . )

'—-------- -------T-y^Tf Первый гор лист \

7^40042 1-3350 и \ Л a .

/ у Накладка для nepekp.J/n.

Место практик. обрыва второго листа

В-

3350

4000

3500 -

400-12

I- 7300

/l 15045046
1--6600

\ l 150-15046
1=3800

1-3350

Вертикалью, лист
240044 1-4000

балка членится ноЗиастр
4м *7м*4м= 15м

Фиг. 524. Балка с размещением стыков у места обрыва горизонтальных листов.

Накладка для перекрытия стыка /листа

—— 1 = 15000---------------------

Ж
ii

X130-9040
' 1-2380~

Прок л 200-16
1-2050

L130-9040
1=2380

400-12 g

Вертикалью лист
2400-14 1'7000

Середина
Этот стык надо расположить так, чтобы он был возможно ближе к стыку
горизонтальных листов и чтобы длина вертикального листа, считая от опоры,
была не слишком малой.

Последнее обстоятельство существенно потому, что места обрывов гори-
зонтальных листов обычно располагаются близко к опорам балки. При перевозке
балки возможно допустить свес пакета горизонтальных листов 6 = 0,8—1,0 л/,
следовательно наибольшее допустимое расстояние между монтажным стыком
вертикального листа и стыком горизонтальных листов также может быть
около 1 м (фиг. 523).

В таком случае наибольшее расстояние монтажного стыка вертикального
листа от торца балки будет (Z.—Zw-|-1^). ^Ри таком решении имеем доста-

2850 1Й7С01 7300 Мооо\ 2850
3350 I 8300 1 3350
3800 .с I 6600 3800
3800 Г W| 6600 3800

4000

3350 | 8300 1 3350

L 15O-75O-7&

| 400'14

7300

-----400‘Ц
-----400-72

Щ Той монтажные

Фиг. 525. Эпюра материала балки фиг. 524.

точно концентрированный монтажный стык всех элементов балки, причем
накладки для перекрытия листов не выступают за уровень верхнего листа
балки Ч Пример подобного решения показан на фиг. 524 и 525. Балка расчле-
нена на три монтажные единицы, удобные для транспортировки.

2) Вышеуказанный способ решает полностью вопрос о стыках в тех
случаях, когда пролет балки сравнительно невелик, и достаточно бывает

Фиг. 526. Перекрытие стыка горизонталов внутренней накладкой.

расчленить балку на три части, делая два монтажных стыка, расположенных
примерно в тоетях пролета.

При пролетах же, превышающих 20 м, обычно подобное решение ока-
зывается недостаточным, так как приходится назначать монтажные стыки и
вне мест обрывов горизонтальных листов.

Для такого стыка, очевидно, нельзя использовать для размещения сты-
ковой накладки горизонтальных листов плоскость обрывающегося горизонталь-
ного листа.

В таком случае для клепаной балки возможно следующее часто практи-
куемое решение. В намеченном для стыка месте устраивается обычный уни-
версальный стык вертикального листа. Зазор, образующийся между горизон-
тальными полками стыковых уголковых накладок поясных уголков и плос-

1 Самостоятельная накладка для перекрытия однрго листа балки необходима
для избежания вилки в горизонтале балки (накладки ставятся на монтаже).
костью пакета горизонтальных листов, используется для расположения накладки,
перекрывающей стык горизонтальных листов (на фиг. 526 ?азор т — п). Дабы
накладка могла быть пропущена по всей ширине пояса, кромка вертикального
листа срезается на глубину, равную толщине накладки, или ставятся две ленты
с двух сторон вертикала. Очевидно (фиг. 526), толщина накладки равна тол-
щине поясного уголка. Длина среза кромки вертикального листа равна потреб
ной длине горизонтальной стыковой накладки.

В обычных же универсальных стыках вертикального листа длина ука-
занного зазора равна ширине стыковой накладки вертикального листа.

В настоящем же случае длина зазора должна быть равна
длине стыковой накладки для перекрытия ступенчатого стыка пакета
горизонтальных листов.

Дабы можно было придать зазору необходимую длину, поясные уголки
прерываются в соответствующем расстоянии от оси универсального стыка.

Образующийся вследствие эт ;о вертикальный зазор между стыковой
накладкой поясного уголка и стенкой вертикала балки заполняется соответ-
ствующей прокладкой (на фиг. 526 прокладка на длине р — q).

Для того чтобы сечение вставляемой и горизонтальный зазор стыковой
накладки горизонтальных листов было достаточно для возмещения площади

(Стык 1-го листа впритык к уголку

Фиг. 527. Обрыв внутревней пары горизонтальвых листов.

сечения стыкуемых листов, необходимо при подборе сечения балки преду-9
смотреть, чтобы толщина поясных уголков была не менее толщины горизон-
тального листа пояса.

Недостатком этой конструкции стыка является большая длина уголковых
накладок, перекрывающих стыки поясных уголков, которая вся ставится на
монтаже.

Для возможной сжатости стыка следует шаги поясных заклепок в пре-
делах стыка назначать минимальными (т. е. 3rf-s-3,5rf).

3) Заслуживает вниманф< еще конструкция монтажного стыка, применяе-
мая в тяжелых клепаных подкрановых балках, имеющих в составе сече-
ния узкие вертикальные листы в пределах поясов (ламели).
Конструкция такого стыка показана на фиг. 527.

Балка пролетом 32 м расчленена на 4 почти равные части. Сечения
поясов состоят из уголков, двух пар горизонтальных листов и ламелей. По
середине балки устроен монтажный стык по типу, описанному выше в п. 2.
На расстояниях около */< пролета от опор даны два симметричных относи-
тельно середины пролета монтажных стыка.

Эти стыки (фиг. 511 и 527) расположены вблизи мест обрывов второй
пары (считая от поясных уголков) горизонтальных листов. Сгьки первой
пары горизонтальных листов перекрыты продолжением листов второй пары.

Ламели доведены до стыковых накладок вертикального листа и далее
оборваны. Благодаря этому возможно устройство здесь стыка поясных угол-
ков внахлестку без уголковых накладок, которые в крайних (левых) частях
балки расположены в плоскости ламелей.
Вследствие стыка внахлестку поясных уголков положение горизонталь-
ных по уклопоясных уголков в крайних часгях балки оказывается выше (на
толщин уголка), нежели в средней части.

Поэтому первая пара горизонтальных листов оказывается впритык к гори-
зонтальным полкам поясных уголков, и обрыв листов осуществлен обрывом
не наружной, а внутренней пары листов. Вследствие этого в крайних частях
балки оказывается конструктивно возможным обойтись одной парой горизон-
тальных листов без каких-
либо подкладок под подкра-
новый рельс.

Описанной конструк-
ции стык достаточно кон-
центрированный и весьма
экономичный.

4) Расчет стыков
элементов подкрано-
вых балок ничем не отли-
чается от расчета стыков
балки вообще. Исключение
составляет лишь учет усилий
от непосредственного давле-
Фиг. 528. Дополнительные усилия в стыке балки от ния колес крана.

колеса крана. При расчете за-

Фнг. 529. Срез заклепки от давления крана и нормальных
усилий стыка.

и 3) от перерезывающей силы:

клепок стыка верти-
кального листа край-
ние горизонтальные за-
клепки (фиг. 528) бу-
дут испытывать уси-
лия:

1) от изгибающе-
го момента в стыке
(стр. 194):

ДГ. —

1 k±e* ’

где k — число закле-
пок в горизонтальном
ряду полустыка;

2) от непосред-
ственного давления ко-
лес крана:

(15)

(16)

где т— число заклепок в полустыке.

Усилием Т можно пренебречь ввиду незначительности его влияния на
напряжение в заклепках.

Нетрудно видеть, что для универсального стыка вертикального листа
усилия Nx и усилия V, приложены в различных сечениях заклепок (фиг. 529),
а именно усилия действуют на сечения заклепок между вертикальными
полками уголков и накладками вертикального листа, поэтому складывать напря-
жения в заклепках от усилий и не следует.

43i
§ 5. УГОЛКИ (РЕБРА) ЖЕСТКОСТИ И ОПОРНЫЕ СТОЙКИ

Правила назначения размеров уголков жесткости и расстояний между
ними в подкрановых балках в основном те же, что и для обычных сплошных
балок (см. гл. X).

Для подкрановых балок необходимо отметить следующие особенности.

Ввиду больших единичных давлений колес мостовых кранов расстояния
межпу уголками или ребрами жесткости следует назначать не более размера
высоты балки в том случае, если определенное по графику расстояние ока-
жется более высоты стенки.

Кроме того, как уже указывалось, в случае поддержания пояса сквоз-
ной тормозной фермы подкосами необходимо увязывать размещение уголков
жесткости с расположением подкосов и узлов тормозной фермь* (вдоль
балки). В целях облегчения работы йоясных заклепок необходимо верхние
торцы уголков жесткости плотно пригонять к горизонтальным полкам пояс-
ных уголков. Взамен* этого в местах соприкасания торца уголка жесткости
с горизонтальной полкой поясного уголка возможно осуществить обварку
(по периметру). Последняя мера менее рациональна ввиду возможности пережога.

Разумеется, нижние торцы уголков жесткости нет никакой надобности
пригонять или приваривать к горизонтальным полкам уголков нижнего пояса.
Здесь уголки жесткости доводятся до начала закругления поясного уголка.

Шаг заклепок, связующих уголки жесткости со стенкой, следует назна-
чать максимальным, а именно 3d.

Опорные стойки подкрановых балок составляются из четырех уголков,
расположенных в виде корыта (фиг. 511). Такое расположение весьма удобно
для взаимной связи между смежными балками помощью болтов.

При очень значительных нагрузках опорные стойки составляются из
шести уголков.

В опорных стойках как верхние, так и нижние торцы уголков необхо-
димо плотно пригонять или приваривать к полкам поясных уголков.

Проектная длина подкрановой балки, считая между наружными полками
опорных стоек, должна быть на 10 —12 мм меньше расстояния между осями
колонн (шага колонны) по той причине, что температура, при которой
ведется изготовление балки, может быть отлична от температуры при мон-
таже. Для компенсации этой температурной игры и следует назначать указан-
ный зазор, заполняемый металлическими прокладками.

§ 6. ТОРМОЗНЫЕ ФЕРМЫ И БАЛКИ

А. Назначение тормозных ферм

Тормозные фермы предназначены для того, чтобы: 1) усиливать попе-
речную жесткость верхнего пояса подкрановых балок для восприятия горизон-
тальных сил поперечного торможения Тпоп подкрановых тележек;

2) усиливать устойчивость верхнего сжатого пояса, учитывая усилия от
продольного торможения кранов Тпр, и

3) быть обслуживающей площадкой для осмотра и ремонта крановых
путей и ходовых частей кранов.

При кранах незначительной мощности для балок небольших пролетов, до
12 м, возможно удовлетворить первые два требования путем соответствующего
развития сечения верхнего пояса балки без устройства специальной тормоз-
ной фермы. Это может быть достигнуто уширением горизонтальных листов
балки и вве е 1ием в сечение верхнего пояса боковых горизонтальных угол-
ков, как это показано на фиг. 530.

Для балок же весьма незначительных пролетов усиление верхнего пояса
в горизонтальной плоскости иногда пракшкуегся путем добавления швеллера
(фиг. 530).
Б. Конструкция тормозных ферм

Тормозные фермы представляют горизонтальную балку с параллельными
поясами: одним поясом является верхний пояс подкрановой балки, а другой
пояс составляется обычно из двух уголков в виде тавра.

Стенка балки может быть либо сплошного сечения либо сквозная.

Опорами тормозной фермы служат колонны здания.

Ширина тормозной фермы должна увязываться с габаритом с опорного
узла мостового крана и шириной е сечения колонны в плоскости тормозной
фермы (фиг. 531).

I J

,500' 10

Фиг. 530. Развитие верхнего
пояса для восприятия тормоз-
ных усилий.

Если подкрановая балка расположена вдоль наружной стены здания, то
ширина тормозной решеткм, вообще говоря, не должна превышать размера
е-\-с. В случае, если между основными колоннами по наружной стене имеются
стойки фахверка, поставленные заподлицо с основными колоннами здания, то
ширина тормозной фермы не может превышать размера e-j-e— е', где — е' —
ширина стойки фахверка.

В некоторых случаях в качестве пояса тормозной фермы используется
соответствующий ригель фахверковой стены здания. При таком устройстве
горизонтальные тормозные усилия передаются фахверку. Подобное устройство
иногда встречает возражения, основанные на том, что воздействие горизон-
тальных тормозных усилий на фахверк может привести к преждевременному
расстройству фахверковых заполнений.
Указанное соображение однако не всегда справедливо. Например наблю-
дения за работой разливочных кранов большой мощности (100 т и более)
показали весьма малое влияние усилий поперечного торможения на фахверк-

При легких кранах с быстродвижущимися тележками усилия попереч-
ного торможения Tvon могут оказать некоторое неблагоприятное влияние на
фахверк в том случае, если на уровне тормозной решетки расположено сте-
кольное заполнение фахверка или легкое заполнение в полкирпича.

Если учитывать изложенное соображение, то ширина тормозных ферм
при расположении балок вдоль наружных стен не должна превышать вели-
чины (с-\-е — 8), где 8 — зазор между поясом тормозной фермы и внутрен-
ним лицом фахверка.

Зазор 8 достаточно иметь 0,05 — 0,1 м. Пример подобного устройства
указан на фиг. 531.

При расположении подкрановых балок по внутреннему ряду колонн
здания в одном уровне для обслуживания кранов в двух смежных отделениях

Фиг. 532. Общая тормозная ферма
смежных подкрановых балок.

Фиг. 533. Сплошная тормозная
балка из рифленого листа.

здания устраивается общая тормозная ферма, связывающая пояса смежных
подкрановых балок.

В этом случае, как видно из фиг. 532, ширина тормозной фермы будет
равна гДе ci и сг—габариты опорных узлов мостовых кранов, а

е — ширина сечения колонны в плоскости тормозной фермы.

В соответствии с указанными двумя случаями расположения подкрано-
вых балок встречающиеся в практике тормозные фермы имеют ширину в пре-
делах от 0,6 до 2,5 м.

В зависимости от ширины тормозной фермы должен решаться вопрос:
сделать ли стенку фермы сплошной или же делать ее сквозной.

При небольшой ширине тормозной фермы (до 1,2 м) наиболее эконо-
мично делать ее со сплошной стенкой. При ширине же более 1,5 м эконо-
мичнее тормозную ферму выполнять сквозной конструкции.

При выборе конструкции тормозной фермы необходимо руководство-
ваться еще условиями эксплоатации ее в качестве смотровой или ремонтной
площадки, требующей устройства сплошного настила.
По технологическим условиям в одних случаях в качестве настила до-
пускаются досчатые деревянные щиты, а в других случаях настил должен
быть металлическим, несгораемым. В последнем случае тормсзные фермы
целесообразнее делать со сплошной стенкой, используя ее в качестве настила
площадки. Конструкция такой фермы показана на фиг. 533.

Стенка сплошной тормозной балки выполняется из рифленого железа
толщиной 5—8 мм. Применение рифленого железа обусловливается тем, что
тормозная ферма используется как смотровая и ремонтная площадка, поверх-
ность которой должна быть удобной для прохода. С верхним поясом под-
крановой балки стенка тормозной фермы соединяется следующим образом:
первый горизонтальный лист пояса балки выпускается на 65 — 70 мм\ на
выпущенный лист укладывается рифленое железо, которое прикрепляется
к горизонтальному листу заклепками диаметра d=17 мм (фиг. 534).

Стенка балки укрепляется уголками жесткости. Уголки жесткости должны
обеспечивать устойчивость стенки и кроме того они являются опорами для
стенки при работе ее на изгиб от вертикальной нагрузки. Вертикальной
нагрузкой на тормозную решетку является сплошное загружение толпой
(интенсивностью 400 лгг/л/2), а кроме того может быть назначена специальная
вертикальная нагрузка, если тормозная ферма используется как ремонтная
площадка. При весьма малых (5 — 8 мм} толщинах стенки балки, что вызы-
вается незначительностью действующих обычно сил на тормозную ферму, отно-
шение высоты к толщине достигает 200, а в некоторых случаях и 250.

В таком случае величина критического напряжения в стенке от дей-
ствия наибольших сжимающих напряжений, возникающих при действии на
ферму горизонтальных тормозных сил, будет (стр. 393):

^.к = «90(1)810*. (1)

Указанная величина RKp н относится к случаю, когда стенка оперта по
контуру. В действительности же стенка достаточно жестко заделана в поясах,
а также имеет упругую заделку по уголкам жесткости. Поэтому в действитель-
ности величина RKp.n будет выше.

При отношении -^-~-200 величина
о

= «90 (А;)’ • 10*= 1098 кг1см\

Допускаемое напряжение можно принять:
R h

[»U------: п₽и т = 200; = 730 кЦс*.

Обычно величина наибольших нормальных напряжений в стенке тормоз-
ной фермы от горизонтальной нагрузки (поперечного торможения) не пре-
восходит 400 кг}см2.

Для проверки устойчивости стенки у опор от действия скалывающих
напряжений пользуемся соотношением:

= 990-10*(4)2. (2)

При
б 1

-г = т—; R*" 250 кг!см2.

h 20и кР-т '

R 8 1

Допускаемое напряжение может быть принято —^^;для
ir 80*80-8; 1-1345

1474

Фиг. 534. Конструкция сплошной тормозной балки.
допускаемое напряжение на скалывание:

RU = 1 2ij«170 w/слД

Практически даже при наиболее тяжелых кранах (например для случая
установки на балке двух кранов мощностью в 200 т) величина /шах в стенке
тормозной решетки не достигает указанной величины 170 кг/см2.

Объясняется это тем, что горизонтальные усилия поперечного торможе-
ния Т, 0_, весьма невелики >. С другой стороны, пояс тормозной фермы, слу-
жащий верхним поясом подкрановой балки, отличается сравнительной мощ-

ностью, ввиду чего плечо внутренней пары сечения тормозной балки— =А0
велико и обычно достигает величины 0,95 hff (высоты балки).

То обстоятельство, что наибольшие скалывающие напряжения в тормоз-
ных фермах незначительны, весьма существенно по той причине, что укре-
пление стенки парными уголками же.ткости невозможно, так как верхняя
плоскость стенки должна представлять гладкую поверхность (как смотровая
или ремонтная площадка). Поэтому возможно укрепление стенки только оди-
ночными уголками — снизу.

Напряжения от вертикальной нагрузки, равномерно распределенной по
тормозной форме, определяются из расчета стенки на изгиб как тонкой пла-
стинки с защемленными по контуру кромками.

Наибольший изгибающий момент определится формулой (Тимошенко
«Прикладная теория упругости» § 70):

М = kpa\ (3)

где а — меньший размер пластинки, в данном случае a = hff.

Значение коэфициента k зависит от отношения сторон пластинки.

С увеличением отношения где b — другой размер пластинки, уве-

личивается и коэфициент kt а следовательно и величина М

Значения коэфициента k'.

Д = 1,00; 1,25; 1,50; 1,75; 2,00

k = 0,0513; 0,0665; 0,0757; 0,0817; 0,0829

При расстоянии b между уголками жесткости, равном ширине листа тор-
мозной фермы, т. е. -^-=1, и при нагрузке q = 400 д;г/лг2 = 0,04 кг] см2
(от толпы) наибольшее напряжение в стенке будем иметь равным:

При

4 = 200,
О

п = 0,012 • 2002 = 480 кг/см*

1 ^кспе^и-ентальчые исследования работы конструкции мартеновского цеха
М'кеев кого завода в авгуае 1933 г. полностью подтвердили малое значение усилий

поперечного юрможения при тяжелых крановых нагрузках.
Указанный в формуле (3) изгибающий момент относится к середине,
пролета пластинки. Величина момента в заделке несколько больше момента
посредине. Таким образом фибры с наибольшими напряжениями при изгибе
стенки от горизонтальной и вертикальной нагрузки совпадают.

Расстояния между уголками жесткости при отношениях, близких к 200
следует назначать равными (0,8—1,00) h.

Размер выступающего ребра или уголка жесткости можно определить
по обычной формуле (40 4-480 А).

При разбивке уголков жесткости следует учитывать способ опирания
тормозной фермы в вертикальной плоскости (см. фиг. 533 и стр. 441—442).

На основании приведенных выше данных можно высказать следующие
соображения.

Для тормозных ферм, рассчитываемых на изгиб от горизонтальных сил
поперечного торможения и от вертикальной нагрузки толпы q = 400 кг[м\
можно принимать толщину листов рифленого железа (включая толщину
рифов) при ширине фермы 0,5 — 0,8 м 8 = 5 мм\ при ширине 0,9 — 1,2 м 8 =
= 6 мм\ при ширине 1,25— 1,50 м 8 = 8 мм.

В. Тормозные фермы со сквозной стенкой

Тормозные фермы имеют обычно решетку треугольную с дополнитель-
ными стойками как наиболее экономичную.

Направление раскоса опорных панелей в опорном узле примыкает к верх-
нему поясу подкрановой балки (фиг. 535), что делает наиболее конструктив-
ным устройство опорных узлов в местах сопряжения ферм с колоннами.

Фиг. 535. Тормозные фермы.

Ввиду обычно незначительной ширины тормозной фермы для уменьше-
ния числа панелей угол наклона раскосов делают более пологим, нередко
доводя его до 25 — 30°.

Так как при таких углах уширяется конструкция узловых фасонок, то
в целях большей компактности узлов возможно допускать центрировку раско-
сов на крайнюю риску поясного уголка балки.

Внецентренное прикрепление раскоса к верхнему поясу вызывает незна-
чительные дополнительные напряжения в верхнем поясе, однако последние
ввиду сравнительной незначительности усилий тормозной фермы несуще-
ственны.

Пример тормозной фермы, имеющей незначительную ширину, указан
на фиг. 535.

Тормозная ферма часто используется как площадка ремонта или осмотра,
что должно быть учтено при ее конструировании и расчете. В этом случае
пояса фермы работают от вертикальных нагрузок площадки как балки. Опи-
рание поясов и передача опорных реакций в подкрановых балках, .идущих по
наружному ряду колонн, могут производиться путем подвески фермы к фах-
верку стен. При таком устройстве тормозная ферма используется в то же
время как ветровая ферма, даюшая промежуточную точку опоры для стоек
фахверка, благодаря чему облегчается сечение фахверка.

В роакрановых балках, идущих по внутреннему ряду колонн здания,
опирание пояса тормозной фермы весьма часто осуществляется помощью осо-
бых подкосов, верхний конец которых примыкает к соответствующему углу
тормозной фермы, а нижний конец связывается с выступающим ребром верти-
кального уголка жесткости балки (фиг. 533). Такие подкосы достаточно ста-
вить через 2,5 — 3 м. Обычное расстояние между подкосами равно удвоен-
ному расстоянию между уголками (или ребрами жесткости) балки.

Указанное крепление пояса тормозной фермы подкосами, весьма простое
по конструкции, имеет следующий недостаток в применении его к балкам
больших пролетов (20 м и более).

При использовании тормозной фермы как ремонтной или смотровой
площадки вертикальная нагрузка на ферму может достигнуть довольно боль-
шой величины (например ло заданиям Мосгипромеза для балок мартеновского
цеха вертикальная нагрузка 700—1000 лгг/л2), от каковой нагрузки, пере-
дающейся через подкос, происходит выгиб маложесткого в горизонтальной
плоскости пояса.

При большом пролете в нижнем поясе подкрановой балки возможно
возникновение значительных горизонтальных перемещений и добавочных
напряжений. Кроме того балка совместно с тормозной решеткой подвергается
скр^иванию парой Sh (фиг. 531). Поэтому в балках больших пролетов реко-
мендуется не прибегать к креплению пояса тормозной фермы подкосами. Вза-
мен крепления подкосами в этом случае целесообразно устройство специаль-
ной вертикальной фермочки, поддерживающей горизонтальную тормозную
ферму.

Г. Особенности расчета решетчатых тормозных ферм

Так как усилие поперечного торможения крановой тележки Тпоп может
менять свое направление, то все элементы тормозной фермы являются элемен-
тами сжато-вытянутыми, а поэтому расчет их ведется на сжатие.

Кроме осевой сжимающей силы необходимо учитывать также местный
изгиб элементов тормозной фермы от вертикальной нагрузки, если ферма
служит площадкой.

Обязательна проверка элементов тормозной фермы на сосредоточенный
груз (вес человека с инструментом) в 100 кг, приложенный по середине эле-
мента.

Таким образом элементы тормозной решетки проверяются по формуле:

При проверке напряжений в поясе тормозной фермы, поддерживаемом
подкосами, пролет пояса принимается равным расстоянию между подкосами.
Это расстояние обычно колеблется в пределах 2,5 — 3 м.

§ 7. ПОДКРАНОВЫЕ РЕЛЬСЫ, СПОСОБЫ ИХ КРЕПЛЕНИЙ

Необходимая ширина головки рельса подкрановых балок зависит от
величины наибольшего давления колеса мостового крана, а также и от диа-
weipa колес. Полезная ширина головки рельса берется по формуле:
где:

D — диаметр колеса крана;

k — удельное давление на рельсы 40 — 60 кг) см9;

Ртах — наибольшее статическое давление колеса.

Пракгически ширина головки рельса колеблется в пределах 50 -4- 120 мм.
Наиболее распространенным является тип брускового рельса (фиг. 5'6).
Для небольших давлений колес
кранов, а именно до 15 т, возможно
применение обычного железнодорож-
ного рельса (тип 1-а, фиг. 537). При

Фиг. 536. Брусковый рельс. Крепление
американскими хомутами.

Фиг. 537. Подкрановые рельсы.

очень же значительных давлениях колес (выше 50 т) применяется рельс спе-
циального профиля, указанный на фиг. 537. Эти рельсы имеют весьма широкую
подошву (до 200 мм), чем улучшается равномерность распределения давления
колеса по верхнему поясу балки.

Крепление рельса к
поясу подкрановой балки
должно быть устойчивым и обеспе-
чивать возможность рихтовки (вырав-
нивания в плане подкранового пути)^

Приварка по контуру

Фиг. 538. Типовые крепления рельсов.

Среди различных способов крепления заслуживает внимания крепление
рельса помо.нью тяжей (d = 22 -4-25 мм) (фиг. 536). Концы тяжей загнуты
крючками, которые захватычэют свесы горизонтальных листов верхнего пояса.
Другой конец тяжей, имеющий резьбу, входит в горизонтальное отверстие
в стенке рельса.
Тяжи парные, расставленные на 8 — 9 см\ расстояние между каждой
парой тяжей около 70 см. Одновременным подвинчиванием гаек каждой пары
тяжей юзможно делать рихтовку рельса.

Применение этою способа крепления возможно, если высота рельса не
менее 8 — 9 см.

Фиг. 539. Глухое прикрепление рельсов
к балке.

В таком случае приходится верхние

потайными.

Типовые крепления крановых рель-
сов приведе) ы на фиг. 5ё8.

В клепаных балках при размеще-
нии рельса необходимо, чтобы ширина
подошвы помещалась между головками
вертикальных заклепок с достаточным
зазором (приблизительно 15 мм) на
рихтовку.

Иногда при широких размерах
рельса его подошва не умещается между
вертикальными поясными заклепками,
головки вертикальных заклепок делать

С эксплоатационной стороны предпочтительнее не делать глухого сопря-
жения рельсов с поясом балки (фиг. 539).
ОТДЕЛ ЧЕТВЕРТЫЙ

СКВОЗНЫЕ ФЕРМЫ

ГЛАВА XIII

ЛЕГКИЕ СКВОЗНЫЕ ФЕРМЫ

§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ И СИСТЕМЫ ЛЕГКИХ СКВОЗНЫХ ФЕРМ

А. Область применения

Легкими сквозными фермами мы будем называть фермы, стержни кото-
рых имеют сечения из одного, двух, трех, словом небольшого числа элементов,
например двух уголков, двух швеллеров, двух уголков с листом и т. д.

Фиг. 540. Применение легких ферм. Стропильные и подстропиль-
ные фермы.

Таким образом различие между легкими фермами и тяжелыми, излага-
емыми в следующей главе, не принципиальное, а чисто условное, конструк-
тивное. Однако оно рационально, так как методы конструирования легких
и тяжелых ферм различны; достаточно различны также и области применения
тех и других.

Область применения легких сквозных ферм — в первую очередь область
промышленного и гражданского строительства. Основным видом легких ферм
являются стропильные фермы (фиг. 540), поддерживающие кровлю и не
имеющие подвешенных к ним кранов; далее—подстропильные фермы,
перекрывающие пролеты между колоннами цеха и сл^жццие опорами для стро-
пильных ферм (фиг. 540); затем балки перекрытий, например сквозныепрого-
ны, сквозные балки для поддержки междуэтажных перекрытий, куполов резер-
вуаров и т. д.; сквозные фермы легких крановых мостов
(фиг. 48), сквозные фермы эстакад, например для подачи топлива, эстакады
открытых подстанций (фиг. 46,) мачты (фиг. 42, 43), сквозные конструкции
гаражей, аж аров (фиг. 541), навесов, вокзальных перекрытий, всякого рода
связей и т. д.

Таким образом мы видим, что область применения сквозных ферм крайне
обширна. Все это будут конструкции, работающие, как правило, на попереч-
ный изгиб, т. е. конструкции балочные, значительно реже распорные [арочные
(фиг. 541) или висячие]. Сквозные конструкции могут быть конструкциями или
самостоятельными или входящими в объем более сложного комплекса. Так нап-
ример, стропильные фермы вместе с колоннами образуют поперечные рамы цеха;
фермы (ригели) подстанций с колоннами образуют рамы подстанций и т. д. Однако

Фиг. 541. Применение легких ферм. Ферма вокзального покрытия.

воздействие этого комплекса на данную сквозную конструкцию обычно незна-
чительно; это и позволяет изучать их сначала отдельно, а затем уже допол-
нительно учитывать воздействие соседних элементов, входящих в комплекс.
В виде непрерывных рам или арок легкие сквозные конструкции делаются
сравнительно редко (например в перекрытии элингов, вокзальных
перекрытий), что объясняется большой трудностью монтажа этих конструкций;
также сравнительно редко применяются и висячие сквозные конструкции,
а именно в перекрытиях ангаров или крановых висячих мостов больших пролетов.

В настоящей книге мы будем изучать лишь типовые примеры сквозных
ферм. Изучение же перечисленных выше конструкций специального назначе-
ния обычно выносится в специальные курсы или разделы.

Наконец рассматриваемые фермы, как правило, будут плоскими: помимо
их имеется еще большой раздел пространственных сквозных ферм; он также
не рассматривается в настоящей книге главным образом потому, что прост-
ранственные фермы являются уже не элементами конструкций, а цельными
сооружениями.

Б. Системы легких сквозных ферм

Таким образом в настоящем разделе рассматриваются преимущественно
плоские балочные сквозные фермы. Как балочные они мо’ут быть разрез-
ными, неразрезными и консольными (фиг. 542). В огромном боль-

шинстве случаев это будут фермы разрезные, что объясняется теми же обстоя-
тельствами, которые приводят к широкому распространению разрезных сплош-
ных балок и которые указаны в главе X, т. е. большей определенностью
работы, удобствами монтажа, податливостью металлических опор (колонн) и т. д.
Затем самая компановка очень большого числа сооружений приводит к одно-
пролетным, т. е. разрезным, реше-
ниям. Однако во многих много-
пролетных схемах применение ис-
ключительно разрезных решений
может привести к утрировке кон-
струкции и будет неправильным
тем более, что оно всегда невы-
годно по затрате металла. Такими
могут быть фермы двухпролетного
ангара, где на тонкой колонне
должны разместиться две опоры,
фермы двухпролетного перекрытия
мартеновского цеха (фиг. 543) и
многие другие. Вообще никоим
образом не нужно бояться приме-
нять неразрезные фермы; они

должны быть только обоснованы и обоснованы в первую очередь простотой и
слитностью конструкции. Конечно не следует забывать, что неразрезные фермы
сложны в монтаже, требуют более точной работы, накапливают температур-
ные деформации. Все это должно быть взвешено, но применять только раз-

Фиг. 542. Схема разрезных, неразрезных и кон-
сольных сквозных ферм.

Фрг. 543. Перекрытие пролетов стропильной фермой двух пролетного цеха.

резные фермы было бы определенно неправильно. Во многих случаях указан-
ные недостатки неразрезных ферм погашаются тем, что неразрезное решение
дает цельную конструкцию, связывающую все сооружение в одно жесткое
целое; разрезная многопролетная конструкция, напротив, всегда является кон-
струкцией расчлененной. Поэтому во всех тех случаях, когда непрерывная
связь элементов имеет существенное значение, например в поперечной раме
мартеновского цеха, вследствие значительных горизонтальных ударов кра-
новой нагрузки неразрезные схемы особенно предпочтительны (фиг. 543) и
разрезные решения (например фиг. 4) несравненно менее рациональны.
Консольные схемы всегда сложнее разрезных, так как они имеют допол-
нительные шарнирные сечения, разрешаемые конструктивно достаточно
тяжело. Поэтому они должны применяться лишь тогда, когда являются суще-

Фиг. 544. Консольная схема длинных эстакад.

ственно необходимыми и могут дать существенный эффект. Главное преиму-
щество консольных решений — уменьшение веса и вообще воздействий посто-
янных нагрузок вследствие разгрузки междуопорной части консолями. Опор-

Фиг. 545. Консольная схема перекрытия склада, определяемая чере-
дованием фонарей.

ный момент от загрузки консолей, как известно, уменьшает положительные
моменты в пролете, а потому уменьшает и усилья в стержнях ферм. В тяже-
лых фермах это обстоятельство (уменьшение веса) имеет существенное значе-
ние; в легких же вопросы веса вообще не играют большой роли. Поэтому
консольные фермы в легких конструкциях могут быть эффективны лишь тогда,
450
когда их полезная нагрузка является распространенной по всей длине фермы,
является постоянной, т. е. не может быть снята, что случается сравнительно
редко. С точки зрения жесткости или слитности работы консольные фермы
не имеют никакого преимущества по сравнению с разрезными, а с кон**
структивной они, как указывалось, сложнее. По сравнению с неразрезными
фермами они имеют преимущество большей определенности работы
и меньших значений температурных перемещений, которые в неразрезных
фермах накапливаются по всей длине конструкции, а в консольных только
на протяжении от шарнира до шарнира, ибо в шарнирах может быть устро-
ена продольная подвижность. Поэтому в длинных сооружениях, например
в длинных неразрезных эстакадах, может быть полезно помещение шарни-
ров и превращение их в консольную схему (фиг. 544), но при этом необхо-
димо учесть, не является ли усложнение конструкции от помещения шарниров
слишком большим бременем для нее; очень часто, например в промышленных
цехах, во избежание применения шарниров и членения конструкции на части
идут на очень длинные температурные блоки и значительные температурные
напряжения тем более, что последние по новейшим воззрениям на этот- во-
прос для прочности сооружения не являются решающими.

Таким образом консольные схемы являются довольно редкими решениями,
и шарниров нужно ставить поменьше.

Консольные схемы можно ставить тогда, когда применение их непосредст-
венно вытекает из членения сооружения, например чередования фонарей
(фиг. 545) и т. д.

Итак, основной балочной формой сквозной конструкции является разрезная
и неплохой в многопролетной схеме неразрезная, если она упрощает решение
задачи.

В. Эволюция стропильных ферм

Основным типом легкой сквозной фермы является стропильная ферма
(фиг. 540). Последняя имеет большое разнообразие форм, вытекающее как

Фиг. 546. Стропильная деревянная ферма XVI столетия. Перекрытие „Зо-
лотого зала“ в Аугсбурге.

из того, что стропильная ферма является первейшей металлической конструк-
цией, имеющей за собой большой пройденный путь развития, так и потому, что
очертания и конструкция элементов, поддерживаемых стропильной фермой,
именно кровель и фонарей, также отличаются исключительным разнообразием.

В основе стропильных ферм лежат деревян н ые фермы, причем конечно
не современные, а фермы начала XIX века, основанные на применении бру-
счатого леса и плотницкой работы.

Деревянные фермы того времени перекрывали не очень большие и под-
держивали темные маловодонепроницаемые, а потому высокие кровли. Поэтому,
а также ввиду трудности устройства перегиба в очертании брусчатой фермы

Фиг. 547. Стропильная деревянная ферма начала XIX столетия. Перекрытие манежа
в Москве.

основной тип таких ферм был треугольным (фиг. 546 и 547). Пролеты, пере-
водимые с дерева на металл, были конечно не самые малые; это были такие
пролеты, при которых простейшее деревянное решение стропил было уже
натрудиительно, что и являлось причиной отказа от дерева и перехода на металл;
здесь явчялось необходимостью членить ферму на панели, размещать стойки
и раскосы. Все это было в дереве и все это перешло на металл. Основной

Фиг. 548. Смешанная дерево-металлическая стропильная ферма системы Гау.

побудительной причиной перехода на металл была трудность устройства
деревянных сопряжений, работающих на растяжение, поэтому первые фермы
были смешанные, дерево-металлические, где металлом были заменены
только растянутые стержни (фиг. 548*. Очень скоро дерево в этих фермах
было заменено чугуном и появились чугун но-желез ные фермы, вполне
удовлетворяющие всем требованиям и просуществовавшие потому очень долго.
Как смешанные фермы из двух материалов, из коих один работает на сжатие,
а другой на растяжение^ точно так же как дерево-железные, они сохранили
все формы последних ферм, но крайне упростили соединения, сделали их очень
удобными путем устройства болтовых узлов, бывших очень долгое время
типовым решением для стропильных ферм (фиг. 549). В это время уже выра-
ботались все типы треугольных решеток ферм как простых, так и сложных
(Полонсо), причем все они построены по принципу удобства сопряжений
и удобства примыкания сжатых деревянных или чугунных частей, с одной сто-
роны, и растянутых железных — с другой.

Фермы эти в соответствии с типом промышленных зданий, бывших, как
правило, каменными, ставились на каменную стену, несли лишь темную кровлю
и имели малое развитие фонарей.
Г. Эволюция очертаний современных стропильных ферм

Переход на металлические здания и сопряжения стропильной фермы и колонны
в одну раму цеха, а также широкое развитие фонарей в современных произ-

Фиг. 551. Сопряжение притупленной (трапецоидальной) фермы с колоннами
в раму цеха.

водствах были основными стимулами для дальнейшего развития стропильных
ферм. Треугольная ферма как часть рамы была конечно наихудшим типом

фермы, дававшей наихудшее сопряжение с колоннами, наихудшим типом рамы
с двумя шарнирами в верхних узлах (фиг. 550). Требование жесткого сопря-

Фиг. 553. Очертание фермы при односто-
роннем фонаре.

нов, дали возможность от высоких
уменьшая тем самым их площадь и сто.

$кенняг выгодного и для колонны,
приводило к притуплению треуголь-
ных ферм и переходу на трапецеи-
дальное очертание (фиг. 532 и 551).
С другой стороны, усовершенствова-
ния типа и материала кровель, кото-
рые делались все более и более
водонепроницаемыми, а следователь-
но и не требующими больших укло-
кровель переходить к более низким,
имость. Благодаря этому и фермы ста-
Фиг. 554. Простейшее очертание фермы при сложных формах фонарей.

Фиг. 555. Фермы с параллельными поясами для поддержания фонарей.

Фиг. 556. Полигональное очертание ферм.
новипись более простыми, близкими к очертанию с параллельными поясами.
На.онец резкое и крайне разнообразное очертание фонарей привело к тому,
что за фонарями, так сказать, фермы не могли угнаться. Если небольшой
фонарь на коньке фермы в ближайшем прошлом довольно хорошо увязывался
с самой фермой (фиг. 552), но не чугунно-железной, а чисто железной, что
было одной из основных причин перехода на чисто железные фермы, если
ферма с высоким треугольным фонарем для увеличения света или с односкосым
шедом (фиг. 553) уже приводила к достаточно уродливым решениям при
желании связать фонарь с фермой в одно целое, то применение двухсторон-
него шеда-понда, прямо противоестественного по своему очертанию для фермы,
делало возможным только одно решение — бросить фонарь, заменить его
какой угодно надстройкой и ферму конструировать так, как это необходимо
только для нее самой (фиг. 554). Таким образом диференциация (отделение
фермы от фонаря) есть третий мотив современной стропильной фермы, кото-
рая потеряла все свои особенности и сделалась самой обычной поддерживаю-
щей конструкцией сквозной балки, для простоты изготовляемой очень часто
с параллельными поясами (фиг. 555). Конечно в некоторых частных случаях
возможны и прежние треугольные очертания ферм, которые не являются
вымершими, но применять их нужно только тогда, когда в этом имеется
существенная необходимость. Крутые кровли имеют преимущество перед поло-
гими в том отношении, что на них не залеживается снеговой покров, а при
уклоне в 45° он не задерживается вовсе. В некоторых случаях, когда кровля
должна быть по условиям производства обязательно металлическая, например
в литейных дворах, это имеет существенное значение, так как существенно
влияет и на расстояние между прогонами, на которых листы кровли прикреп-
лены (фиг. 550). В металлических кровлях уклон имеет и то значение, что
предохраняет кровлю от ржавления вследствие более быстрого стекания воды.
Поэтому горячие цеха могут иметь высокие кровли и фермы треугольного
очертания в том случае, если применение металлической кровли будет признано
целесообразным.

Таким образом в настоящее время типовым случаем стропильной фермы
является ферма со слабо вспарушенным трапецеидальным очертанием или
с параллельными поясами, поддерживающими различного типа фонари. В неко-
торых частных случаях возможны фермы и треугольного очертания. Всякого
рода более сложные очертания — полигональные, серповидные, тем более
очертания со входящими углами — в настоящее время в стропильных фермах
не применяются.

Д. Очертания легких ферм прочих типов

Фермы мостового типа для мостов обыкновенных и крановых и эстакад
не имеют внешних стеснений для своего очертания и поэтому могут констру-
ироваться так, как это для них выгоднее всего. С теоретической точки зре-
ния наиболее выгодным очертанием для разрезной балки является полигональ-
ное очертание, отвечающее эпюре моментов (фиг. 556). Однако оно более
сложно с производственной точки зрения и в малых фермах, каковыми явля-
ются рассматриваемые здесь легкие фермы, теоретические весовые преиму-
щества обычно не окупаются производственными усложнениями; поэтому здесь
более распространены фермы с параллельными поясами, которые в первых пане-
лях для уменьшения высоты опорных стоек и улучшения габаритных условий
часто срезаются на угол (фиг. 557). Для неразрезных балок фермы с парал-
лельными поясами наиболее целесообразны и с теоретической точки зрения,
так как они наиболее просто и достаточно близко объемлют сложную эпюру
моментов неразрезной балки, имеющую три примерно одинаковых максимума:
на опорах и по середине пролета (фиг. 558). То же самое остается справед-
456
ливым и для междуопорных частей двухконсольных ферм. Что же касается
очертания консольных ферм на протяжении консолей, то здесь рационально

и просто сделать срез на угол и дать простое треугольное очертание консоли
(фиг. 559 и 544). Таким образом в легких фермах главенствуют фермы с па-
раллельными или прямолинейными поясами.

Подстропильные фермы по са-

мому существу своему являются
фермами с параллельными поясами
и только иногда, а именно в тех
случаях, когда фермы эти одно-
временно выполняют функции про-
дольных вертикальных связей,

очертание их меняется путем по-
вышения высоты у опор (фиг. 560).
Это повышение конечно имеет
смысл только в неразрезной цепи
подстропильных ферм, но и там
оно определяется не учетом опор-
ных моментов, а только лучшим
раскреплением колонны в про-
дольном направлении и часто не
оправдывается полученными ре-
зультатами.

Легкие балки перекрытий и
подстанций в настоящее время
обычно делаются сварными прут-
кового типа, в которых решетка,
а иногда и пояса состоят из

Фиг. 057. Очертадае. легкой мостогой| фермы.

Фиг. 558. Эпюры моментов и очертание фермы.

легко изгибаемого прута арматурного железа (см. § 8, стр. 538). Фермы эти
сравнительно легко могут иметь полигональные очертания, однако удобства
изготовлении и работы приводят и здесь к широкому использованию очер-

Наконец мачты

таний с параллельными поясами.

Фиг. 559. Очертания консольных ферм.

электропередач и ра-
диоустановок, также
обширный раздел лег-
ких ферм, конструиру-
ются в настоящее вре-
мя такими, чтобы очер-
тания их по возмож-

Фиг. 560. Очертание подстропильных ферм с повы-
шенной высотой у опор.

ности не имели пере-
гибов, а были прямо-
линейны (фиг. 561)..
Комбинации этих пря-
молинейных элемен-
тов (обычно простран-
ственного типа) могут
быть крайне разнооб-
разны.

Таким образом мы видим, что прямолинейное очертание
является первым и, можно сказать, основным приемом кон-
струирования легких ферм. Оно имеет за собой две предпосылки.
Во-первых, отсутствие перегибов, т. е. кузнечной работы, которая является
работой не столько сложной по существу, сколько связанной с большими
накладными расходами, нарушающей благодаря введению специального
процесса правильную последовательность изготовления; кроме того
кузнечная работа является работой неточной, усложняющей разметку,
приводящей к несовпадению заклепочных отверстий и т. д., поэтому она
всячески избегается. Во-вторых, фермы с параллельными поясами стандартны
по длинам каждой категории стержня, поясов, стоек, раскосов, что очень
упрощает изготовление, более просты по конструкции и размерам узлов.

Фиг. 561. Мачта электропередачи.

более просты во всех своих деталях. Все это особенно важно в фермах, изго-
товляемых в большом количестве экземпляров по одному образцу, каковыми
являются легкие фермы, почему эти предпосылки особенно важны именно
для них.
Е. Общая характеристика работы сквозных ферм

Сквозные фермы рассчитываются как стержневые системы с идеальными
шарнирными сопряжениями, в которых все стержни работают только на осевые
усилия, т. е. на сжатие или на растяжение. Фактически же фермы имеют
жесткие узлы на заклепках или на сварке, благодаря чему углы между сопря-
жениями в узлах при деформации фермы не могут изменяться, и стержни,
чтобы следовать общей деформации фермы наряду с работой на растяжение
и сжатие, должны изгибаться (фиг. 562). Поэтому в стержнях ферм появ-
ляются напряжения от изгиба, которые принадлежат к разряду дополни-
тельных напряжений и называются напряжениями от жесткости узлов. Напря-
жения эти являются дополнительными потому, что они не опасны для проч-
ности сопряжения, не нужны для поддержания равновесия ферм. Максимум,
что они могут сделать, когда суммарное напряжение основное и дополни-
тельнее достигнет предела текучести, выключиться из работы и сделать узел

Фиг. 562. Деформация ферм благодаря жесткости узлов.

подвижным; тогда в узле появится шарнир, т. е. он станет работать так, как
мы его рассчитываем. Поэтому дополнительные напряжения нашим расчетом
не учитываются теоретически. При полной жесткости узлов они очень сильно
зависят от системы ферм и соотношений размеров стержня. Чем система

проще, тем они меньше; поэтому в простых системах — раскосных, треугольных
без дополнительных стоек и полураскосных — они невелики (фиг. 563);

в системах же составных—шпренгельных, многорешетчатых и многораскосных —
они значительно больше. Фактически вследствие того, что заклепочные соеди-
нения и сварка несколько сдают при изгибе узлов, различие между системами
не столь значительно, но все же существует. Гораздо ярче зависимость
дополнительных сопряжений от соотношений размеров стержня; чем стержень
по фасаду фермы выше, чем меньше отношение длины стержня к его
п

высоте или — длины стержня к расстоянию от крайней фибры до нейтраль-

ной оси, тем дополнительные напряжения больше, так как тем труднее стержню
изогнуться для того, чтобы отвечать прогибу фермы. При малых отношениях,
I 1

а именно при отношениях — или -г- <10, дополнительные напряжения
е h

резко растут, и такие соотношения нашими нормами запрещены. При малых
соотношениях-4- фермы перерастают в комбинированные системы, состоящие
п
из жесткой балки, к которой прикреплена решетка (стойки и раскосы)
(фиг. 564), и требуют соответствующего расчета. Хотя и здесь напря-
жения от жесткости поясов сохраняют существо дополнительных, но они

Фиг. 563. Опытные значения дополнительных напряжений от
жесткости узлов.

превращаются в напряжения высоко статически неопределимой системы, каковой
является подобная ферма, и здесь неучет их связан с вопросом о возможности
неучета дополнительных связей статически неопределимой системы, о чем гово-
рится в главе VI. Поскольку
р- _ " - ' ~ ' -” | - такой неучет не практи-

куется, здесь требуется рас-
, ЯЬг сматривать систему как ста-

Фиг. 564. Переход сквозной фермы в шпренгельную.

Фиг. 565. Узлы при правильной и неправильной
центрации осей стержней.

ферм, и только это обстоятельство позволяет

тически неопределимую и со-
ответственно с этим опреде-
лять моменты в узлах.

Напряжения от жест-
кости узлов следует отли-
чать от напряжений, полу-
чаемых от неправильной цен-
трации стержней (фиг. 565).
В фермах все стержни дол-
жны быть строго центриро-
ваны на центр узла, отвечаю-
. щий геометрической схеме
ферму рассчитывать как стер-

жневую и не учитывать дополнительные напряжения, так как только при
наличии общей точки пересечения осей последние, выключаясь при достиже-
нии предела текучести, превращают систему в стержневую, т. е,. такую, кото-
рая отвечает нашему расчету.

При отсутствии центрации стержней ферма превращается при выклю-
чении дополнительных напряжений в рамную систему, поддерживаемую момен-
тами от неполной центрации стержней, почему моменты от эксцентриситетов
являются уже основными усилиями, необходимыми для поддержания равно-
весия фермы и ее прочности. Это доказывается и фактической работой фермы.
Фермы с неправильной центрацией оказываются и менее жесткими и менее
прочными, что непосредственно доказано рядом опытов, произведенных
в 1932 г. Институтом сооружений (фиг. 566); между тем дополнительные
напряжения от жесткости узлов не влияют на общие деформации и прогибы
ферм. От неправильной центрации сильно страдают сами стержни, так как
в них появляются от эксцентриситетов моменты, напряжения от которых приба-
вляются к напряжениям от осевых сил. Поэтому вопросы центрации являются
основными в конструировании ферм. Хотя в наших нормах для легких ферм допу-
скаются некоторые отступления от правильной центрации для упрощения изго-

Фиг. 566. Прогибы и сдвиги в узлах ферм при правиль- Фиг. 567. Прогибы

ной и неправильной центрации узлов ферм (по исследов. ферм прицикличе-

Института сооружений): 1) клепаная, центрированная не- ских нагрузках,
правильно (по рискам); 2) клепаная, центриров. правильно;

3) сварная, центрированная неправильно (по серединам
стержней); 4) сварная, центрированная правильно.

товления (например центрации по рискам, см. § 6), однако эти отступления ве-
дут к понижению прочности и жесткости ферм и по существу нежелательны.

В соответствии go сложностью' своей структуры и сочленений и факти-
ческой своей высокой статической неопределимостью распределение напряжений
в сквозных фермах довольно сильно отступает от теоретического. Как пра-
вило, фактические напряжения оказываются меньше теоретических, что может
быть объяснено как жесткостью узлов и потому затратой известной доли
внешней энергии на их деформирование, так и тем обстоятельством, что наши
сооружения представляют собой обычно пространственные комплексы, оказы-
вающие взаимную поддержку перегруженным элементам. В среднем факти-
ческие осевые напряжения в пределах упругой работы на 20—15% меньше
теоретических. Прогибы (общие деформации) также отступают от теорети-
ческого закона. Основное различие состоит в том, что прогибы сравнительно
рано отступают от прямолинейного закона даже при таких нагрузках, при
которых фактические основные напряжения ниже предела упругости. Объяс-
няется это сдачей соединений ферм. Вообще же диаграмма прогиб.а фермы
(фиг. 567) походит на диаграмму работы заклепочного соединения (фиг. 198),
имея особенно при первых загружениях раннее появление пластических дефор-
маций и развитие гистерезисных петель, уменьшающихся при повторных
нагрузках. Постепенное повышение нагрузки поднимает предел пластических
деформаций и увеличивает область упругой работы фермы аналогично работе
заклепочного соединения и металла.
§ 2. ТИПЫ И ГЕНЕРАЛЬНЫЕ РАЗМЕРЫ ЛЕГКИХ ФЕРМ

А. Особенности работы ферм трапецеидальных очертаний

Основным очертанием легких ферм является очертание с параллельными
поясами и трапецеидальное со слабо вспарушенными поясами (фиг. 568).

Из статики сооружений известно, что эти очертания отличаются сле-

дующими особенностями в работе

Фиг. 568. Очертания легких ферм
трапецеидального типа.

жш

Фиг. 569. Трапецеидальное очертание,
как объемляющее эпюру моментов.

стержней (в разрезных фермах):

1. Усилия в поясах у них уве-
личиваются по мере приближе-
ния к середине фермы. Наибольшее
усилие в средних панелях, наименьшее в
крайних, так как очертание поясов объ-
емлет, т. е. проходит вне очертания пара-
болы эпюры моментов (фиг. 569).

2. Усилия в раскосах умень-
шаю тс я по мере приближения
к середине фермы. Наибольшее уси-
лие в крайних панелях, наименьшее в се-
редине, так как точка Риттера (точка пе-
ресечения направления поясов) находится
вне пролета фермы (фиг. 570).

3. При равномерно распределенной
нагрузке раскосы, нижним концом своим
направленные к середине (так называемые
нисходящие раскос ы), вытянуты,
а раскосы, направленные верхним кон-
цом с^оим к середине, называемые
восходящими, сжаты. В раскос-
ных решетках, имеющих раскосы
только одного направления (фиг. 571),
стойки, отвечающие нисходя-

щим раскосам, сжаты, а стойки, отвечающие восходящим
раскосам, вытянуты; указанное является следствием того, что середина
пролета является в дан-
ном случае точкой макси-
мума момгнта, которая
отделяет область положи-
тельных поперечных сил *'
от области отрицательных,

и вытянутыми раскосами фиг> 570 Точка Риттера трапецеидального очертания,
будут те, моменты кото-

рых вокруг точки Риттера противоположны моменту поперечной силы. При
нагрузке же неравномерно распределенной нисходящими вытянутыми раско-
сами будут те, которые направлены в сторону максимума момента, который
в этом случае с середины пролета может быть смещен.

Так как раскосы длиннее стоек, а в металлических фермах сжатые
стержни вследствие явления продольного изгиба выгоднее иметь более корот-
кими, то раскосные решетки в металлических фермах рас-
сматриваемого очертания всегда делаются с нисходящими
раскосами, а не с восходящими.

Неодинаковость усилий в поясах в разных панелях является недостатком
данного очертания, с которым приходится мириться.

В легких ф рмах, в стержнях которых усилия вообще малы, а потому
сечения подбираются по конструктивным соображениям, это обстоятельство
неособенно существенно, так как там обычно подбор поясов производите»
по наибольшему усилию. Более важно то обстоятельство, что усилия в рас-
косах и стойках уменьшаются к середине пролета, а длина их вследствие
увеличения высоты увеличивается. Поэтому длинные и слабые сжатые стержни
в средних панелях приходится подбирать вследствие явления продольного
изгиба весьма невыгодно с небольшими напряжениями, а иногда даже, когда
гибкость этих стержней превосходит допускаемую, по предельной гибкости.
Это обстоятельство увеличивает вес металла по сравнению с тем, который
является теоретически нужным для восприятия усилия. Количество дополни-
тельного веса по сравнению с теоретически нужным определяется конструк-
тивным коэфициентом, представляющим собой отношение действительного
веса к теоретически нужному.

В стропильных фермах он очень велик, нередко достигая величины 3,
так что вес действительной стропильной фермы в три раза превосходит
тот, который нужен для зосприятия ее усилий, что конечно очень невыгодно.

Фиг. 571. Работа раскосов ферм трапецеидального очертания.

Главная1 причина высокого конструктивного коэфициента — малые усили7
в слабых стержнях, которые приходится подбирать с запасом, и большая
длина слабых сжатых стернсней. И то и другое улучшаются при уменьшении
высоты, что заставляет высоту стропильных ферм не делать очень большой.

Б. Высота ферм

1. Наазыгоднейшая высота по весу. Теоретически чем высота фермы
больше, тем до известных пределов меньше ее вес. Это получается потому,
что с увеличением высоты уменьшается вес основных стержней поясов, усилия
в которых выражаются формулой:

<’>

где М—изгибающий момент, a h — высота фермы. Правда, при этом увели-
чивается вес решетки, так как с высотой фермы увеличивается длина раскосов
и стоек, но при небольших высотах это обстоятельство не может компенси-
ровать экономии веса от уменьшения поясов.
Таким образом вес ф?рмы может быть разбит на части:

1. Вес поясов, который может быть принят равным частному от деления
усилия в поясе на допускаемое напряжение (что дает теоретическую площадь),
умноженному на длину поясов, и удельный вес (что дает теоретический вес)
и конструктивный коэфициент поясов (что дает действительный вес), так что
вес двух поясов:

°" = 2 2 ДО = 2 2 1п^п'

где 1п — длина стержня пояса, равная, вообще говоря, длине панели;

7 —удельный вес стали и ф„— конструктивный коэфициент пояса.

2. Вес решетки, который равен частному от деления усилия в стержне
решетки:

где а — угол наклона элемента решетки с вертикалью на допускаемое напря-
жение и умноженному на длину стержня, удельный вес и конструктивный
коэфициент решетки, т. е.:

°' = 2 ДО = 2 cos а [я] W*’

где $ — конструктивный коэфициент решетки.

Поскольку длина стержня решетки 1р равна , то:

°* = 2 cos* а ДО

Таким образом вес фермы:

°* = 2 2 'лдо“/«Тт'п + 2c6s2a(n]1f^’

Поскольку мы имеем две функции, из коих одна с изменением высоты фермы h
уменьшается, а другая увеличивается, то должна существовать такая высота А,
при которой сумма функций, т. е. вес фермы, была бы наименьшей. Это
будет наивыгоднейшая высота по весу. Если считать, что кроме h
все остальные величины, входящие в формулу (5), от h не зависят, то фор-
мула (5) может быть записана так:

o0=v+c'4 (6)

где С и —постоянные числа. Взяв первую производную по h и приравняв
ее нулю:
dG, С

—-ет+с" = °. (7)

oh h2 1 7

получим; ________

, (8)

__2_ ф
cos2 a р

Из уравнения (7) видно, что при Aenm:

-^ = С'Л, (9)

т. е. вес поясов равен весу решетки.
Таким образом, если бы все величины, входящие в значения С и С",
от h не зависели, то наивыгоднейшая высота по весу должна бы установиться
тогда, когда уменьшающийся вес поясов сравняется с весом решетки, и, под-
нимая высоту до этого момента, мы выигрывали бы в весе.

На самом же деле от h зависят многие величины, входящие в и С*.
Как было уже указано, прежде всего от h зависят конструктивные коэфи-
циенты ф, причем с возрастанием высоты они увеличиваются; особен-
но увеличиваются коэфициенты раскосов. Коэфициенты эти должны умень-
шать влияние веса поясов и увеличивать влияние возрастания веса решетки,
вследствие чего наивыгоднейшая высота должна установиться раньше, чем
это следует по указанной формуле.

Далее, с увеличением высоты фермы, если число панелей ее остается
постоянным, что обычно имеет место, уменьшается угол наклона раскосов
с вертикалью а; от этого cos а увеличивается, а второй член формулы умень-
шается, что увеличивает высоту и что в некоторой степени не вполне
компенсирует влияние первого. Дать точную формулу наивыгоднейшей высоты
крайне трудно вследствие сложности закона конструктивного коэфициента,
который в стропильных фермах как раз наиболее вариантен; можно только
указать, что она значительно меньше теоретической по указанной формуле (8).

2. Зависимость высоты от числа панелей. Наконец нетрудно видеть,
что второй член формулы (5) прямо пропорционален числу стержней решетки,
так как сумма в нем берется по числу стержней; чем число это больше,
а вместе с тем и больше число панелей, тем более и сумма второго члена.
Между тем сумма первого члена мало зависит от числа панелей, так как
с увеличением числа стержней и панелей уменьшаются длина панели и длина
стержня пояса. Сумма длин стержней поясов всегда равна длине фермы,
т. е. ее пролету. Таким образом наивыгоднейшая высота очень сильно зави-
сит от числа панелей; чем число их больше, тем наивыгоднейшая высота
меньше. Эта зависимость наиболее яркая.

Зависимость наивыгоднейшей высоты от числа панелей дана многими
авторами. Так например, можно указать на простую формулу Мелана

h__ 1 Г 14-0,7m

L ту 3

(10)

или на формулы автора настоящей книги9.

Для ферм с параллельными поясами и треугольной решеткой:

с раскосной решеткой:.

h _ 1 л*(2/»4“3).

~L~'m\f 3(«4-2) ’

для треугольных ферм:

(11)

(12)

(13)

где т — число панелей и L—длина фермы.

1 Формула выведена; в предположении конструктивного коэфициента пояса
фя = 1.10 и решетки фр = 2.

2 Формулы выведены в предположении ф = 1 и отвечают наивыгоднейшей теоре-
тической высоте. Практические высоты при учете конструктивного коэфициента
должны быть меньше процентов на 40.
В стропильных фермах число панелей обычно достаточно значительно,
так как величина панели стеснена конструкцией кровли, расстоянием между
прогонами, помещаемыми в узлах ферм, которое не может быть очень велико.
Расстояние между прогонами достаточно стабильно и равняется 2 — 2,5 м.
Таким образом мы видим, что число панелей стропильных ферм обычных
пролетов 20-г-30 м получается около 10-н16; как следует по указанным
формулам, это число требует сравнительно небольшой наивыгоднейшей высоты,
равной Ve-^-Ve L-

Делать ферму выше наивыгоднейшей высоты совершенно неправильно, так
как мы проигрываем в весе и ухудшаем конструкцию и без надобности уве-
личиваем объем перекрываемого помещения. Наивыгоднейшая высота есть
абсолютно наибольшая. Мы видим, что в обычных (трапецеидальных) стро-
пильных фермах эта наибольшая высота не так уж велика.

3. Зависимость высоты от прогиба фермы. Высоту фермы можно взять
и меньше наивыгоднейшей. Обычно при этом мы мало проигрываем в весе,
выигрывая на конструкции и объеме помещения, и здесь вполне возможны
отступления на 20—30°/о. Предел уменьшения дает жесткость. Абсолютная
наименьшая высота фермы есть та, которая лимитируется условиями прогиба.

В стропильных фермах и других конструкциях, работающих на стати-
ческую нагрузку, величина прогиба не имеет большого значения, а если она
ограничивается нашими нормами, то только потому, что она может характе-
ризовать жесткость всей конструкции в целом, например рамы цеха, ригелем
которой служит стропильная ферма и которая испытывает воздействие кра-
новой нагрузки. Для ферм же, работающих на временную нагрузку, например
для ферм крановых мостов и эстакад, прогиб является основной величиной,
так как он характеризует все законы колебаний и восприятия временной
нагрузки. По нашим нормам сквозные фермы должны иметь прогиб 1/ю00 про-
лета, что определяет абсолютную наименьшую высоту фермы.

Прогиб сквозной фермы можно определить по формуле Мора:

ао

где 5—усилие от внешней нагрузки, под действием которой определяется
прогиб, в каком-либо стержне, — такое же усилие от силы, равной еди-
нице, приложенной в точке определения прогиба, I—длина стержня, F— его
площадь и Е— модуль упругости. Суммирование берется по всем стержням
фермы. Величина прогиба достаточно точно определяется также по формулам
инж. Качурина, не требующим производства суммирования.

По этим формулам прогиб ферм с треугольной решеткой:

/=[ 14-(tg«4-ctg<x) (1,61 —0,33 (15)

с раскосной:

/= [1 +(‘g« + ctga) • J>38] (1.61-0,33 А., (16)

где:

а —угол наклона раскосов к горизонтальному поясу фермы;

Ло —высота фермы на опоре;

Н — высота по середине пролета;

f0 —прогиб балки пролетом L при £/=1;

1ер — приведенный момент инерции фермы, равный:

Г == [f®-|-FW] —,
L1 п । я] 4 >
Fn —площадь поясов.
Формулы эти дают расхождение по сравнению с формулой Мора до 4%,
$

Отношение -= в формуле Мора равняется напряжению в стержне, рав-

ному

; Sj — усилие в каком-либо стержне от силы, равной единице,

приложенной в точке определения прогиба, равняется ординате т] линии влия-
ния данного стержня в точке определения прогиба.

Разделив все стержни на стержни поясов и стержни решетки, получим?

.__у у

Е Е 1

(17)

где первая сумма относится к поясам, а вторая к раскоса^;

h ’

где L — пролет фермы, А — некоторый коэфициент, от h независимый (напр:>
мер для стержня по середине пролета А = 1/4, если прогиб определяется для
середины фермы), h — высота фермы: = = sjn g * где &— анало-

гичный коэфициент.

Таким образом по Мору:

(17,)

откуда ясно,- что величина прогиба фермы состоит из двух частей, из коих
первая зависит от деформации поясов и при увеличении высоты фермы умень-

шается, а вторая зависит от де-
формации решетки и при увели-
чении высоты фермы увеличивает-
ся. В соответствии с этим долж-
на существовать и такая высота
фермы, при которой прогиб будет
наименьшим, т. е. наивыгод-
нейшая высота по проги-
бу (фиг. 572). Таким образом в
сквозных фермах в отличие от
сплошных балок при увеличении
высоты прогиб будет уменьшаться
только до известного предела, от-
вечающего наивыгоднейшей высо-
те по прогибу, а затем снова уве-
личиваться. Наивыгоднейшая высо-
та по прогибу близка наивыгодней-
шей высоте по весу. У всякого ми-
нимума функция обычно меняется
мало, поэтому, приближаясь к пре-
делам, близким наивыгоднейшим

Фиг. 572. Зависимость прогиба ферм от ее
высоты.

высотам по весу и по прогибу, мы, увели-

чивая высоту, мало выигрываем и в весе и в жесткости. Таким образом та-
кие высоты дают мало преимуществ и брать в сквозных фермах слишком
большую высоту, отвечающую этим пределам, нерационально.

В пределах между наибольшей наивыгоднейшей высотой и наименьшей,
определяемой требованиями прогиба, назначают практическую высоту, исходя
из общей компановки сооружения. Для легких ферм рассматриваемых очертаний
обычное соотношение между высотой и пролетом 1/8-ч-1/ю> которое часто
доводят неправильно до г/6 и даже 1/Б.

В подстропильных фермах, имеющих малое число панелей, высота может
быть большая, в стропильных меньшая, хотя часто делают наоборот.

В. Решетка ферм

1. Типы решеток. Решетка в легких фермах применяется преимущест-
венно простая треугольная или раскосная, а иногда шпренгельная (фиг. 573).
Полураскосные решетки (фиг. 574) почти не применяются, как имеющие очень
большое число узлов (3 по вертикали) и очень трудоемкие, точно так же как
двухрешетчатые, многорешетчатые и многораскосные (фиг. 574 6t в и г), ко-
торые очень неудобны также потому, что требуют пересечения раскосов, что
в легких фермах конструируется с трудом. Затем эти фермы невыгодны и тем,

Фиг. 575. Безраскосная решет-
ка стропильной фермы.

Фиг. 573. Про-
стые решетки,
употребляемые
в легких фер-
мах.

«да
«рю

Фиг. 574. Слож-
ные решетки,
не употребляе-
мые в легких
фермах^

Фиг. 576. Срав-
нение треуголь-
ной и раскосной
решетки.

что и без того слабую решетку легких ферм они делят на части и таким образом
еще ухудшают ее конструктивное оформление. Вполне вероятно и уже име-
ются йримеры, что в сварных легких стропильных фермах, работающих на
небольшую поперечную силу, будет рациональна безраскосная решетка
(фиг. 575).

2. Сравнение треугольной и раскосной решеток. Сравнение треугольной
и раскосной решеток (фиг. 576) определенно показывает, что простая тре-
угольная решетка без дополнительных стоек и подвесок должна быть выгоднее
раскосной, так как суммарные длины стержней треугольной решетки меньше
суммарной длины раскосной (фиг. 576), что обычно покрывает то обстоя-
тельство, что в треугольной решетке неизбежно имеются восходящие раскосы,
а в раскосных — только нисходящие. Особенно выгодны треугольные решетки
по сравнению с раскосными в том случае, когда угол наклона раскосов в обеих
решетках одинаков и панель треугольной решетки вдвое более панели рас-
косной (фиг. 577), что может иметь место, когда ферма допускает развитие
панели (например поддерживает не кровлю, а надстройку в виде фонаря Понда
и т. п.) (фиг. 554 и 555). Но если даже панель обеих ферм будет одинакова
(фиг. 576), то треугольная решетка в сравнении с раскосной все же имеет
преимущество в отношении длины раскосов и стоек (фиг. 578), и, повидимому,
и в весовом отношении, по крайней мере в сварных фермах. При невозмож-
ности устройства большой панели для сжатого пояса, работающего в этом
случае невыгодно на продольный изгиб и поддерживающего прогоны, большая
панель разделяется промежуточной стойкой (фиг. 573,6). Вес этих стоек, явля-
ющийся дополнительным обременением треугольной решетки, все же не унич-
тожает весовых преимуществ этой системы как в сварном, так и клепаном
решениях. Поэтому треугольная с дополнительными стойками система яв-
ляется наиболее распространенной и наиболее удобной. Ее преимуществом
в клепаном оформлении являются малое число узлов, простота и стандарт-

ность узловых уширений, которые в раскосной системе по-
лучаются менее экономичными, и меньший вес. В сварной
же ферме малое число узловых уширений (фасонок) вслед-
ствие меньших размеров их имеет меньшее значение; здесь
очень часто можно вовсе обойтись и без узловых уши-
рений; в этом случае при отсутствии уширений примыка?
ние трех стержней в нижних узлах треугольной системы со»
стойками вследствие недостатка места может встретить за-
труднения. Наличие в раскосной системе примыкания только
двух стержней, из коих один перпендикулярен поясу, дает
ей в сварной ферме известное конструктивное преимуще-
ство, а поэтому и интерес к раскосным системам снова
возрос. Однако все же нет оснований считать, чтобы даже
в сварке раскосные системы были выгоднее треугольной
решетки со стойками; скорее сварка возбуждает интерес

Фиг. 577. Сравне-
ние треугольной и
раскосной решет-
ки при одинаковом
угле наклона рас-
коса.

к треугольной системе без стоек при уменьшении длины,
панели (фиг. 576). Система эта была исследована для сварных ферм ЦНИПС
и оказалась крайне благоприятной и в конструктивном и в весовом отно-

шениях.

Весовой эффект системы
о пределяется весовой хара-
ктеристикой этой системы
(глава IV). Но к сожалению
характеристик легких ферм
вычислено весьма мало, что
отчасти объясняется тем, что

о - * вопрос веса в легких фермах

Фиг. 578. Изменение суммарной длины раскосов не очень существенен; по не-
прн передвижении точки а от с до d. полным исследованиям, про-

изведенным ЦНИПС, весовая
характеристика ферм с треугольной решеткой и с дополнительными сгойкамй
при поясах, близких к параллельным, равняется приблизительно 4,5, раскосной
приблизительно 4,6 и треугольной без стоек приблизительно 4,3. '

Мы видим, что они отличаются друг от друга очень мало.

Г. Панель фермы

Если панель фермы не связана какими-либо внешними условиями (напри-
мер в стропильных фермах панель должна быть 2 -н 3 м для того, чтобы кон-
струкция кровли была не слишком тяжела), то она может быть назначена
в соответствии с работой фермы и получением наименьшего ее веса. Что
должна существовать наивыгоднейшая панель по весу, следует из того, что
с увеличением длины панели и уменьшением числа их уменьшается суммарная
длина решетки, но вместе с этим увеличивается длина каждого стержня, т. е.
ухудшается работа его на продольный изгиб, если стержень сжат, и умень-
шается наклон его к горизонту, отчего увеличивается усилие в наклонных
элементах, равное 5 = -^—, где а — угол наклона раскоса к горизонтальному
поясу фермы.
Так как мы имеем здесь два фактора, действующих в противоположном
направлении, то должны быть и такие их соотношения, когда воздействие их
будет минимальным. Нетрудно видеть, что наивыгоднейшая панель раскосной
решетки будет больше, чем в треугольной, так как в раскосной системе только
одна категория стержней, а именно нисходящие раскосы увеличивают свои
усилия при увеличении панели и требуют для экономии металла ее уменьшения;
в треугольной же при увеличении панели увеличивают свои усилия и сечения
и нисходящие и восходящие раскосы и при том восходящие как сжатые уве-
личивают сечения крайне интенсивно. Поэтому ясно, что в треугольной решетке
воздействие факторов, требующих уменьшения панели, значительно сильнее,
чем в раскосной, и потому наивыгоднейшая панель треугольной решетки должна
быть меньше. По сделанным подсчетам наивыгоднейшая панель для треугольной
решетки получается при угле наклона раскосов приблизительно 45°, в раскосной же
при угле наклона раскосов к горизонту приблизительно 35°, т. е. когда панель
в 1,4 раза больше высоты фермы.

Таким образом раскосная решетка требует продолговатой панели, что
также является ее недостатком, так как в балочных фермах из-за условия при-
ложения нагрузки (которая в ферме прикладывается только в узлах) редко
оказывается возможным столь редкое размещение грузов. Примером, где такое
размещение возможно и следовательно где раскосные решетки удобны, явля-
ются подстропильные фермы.

Таким образом наивыгоднейшая панель, определяемая указанным
углом а, зависит от высоты фермы: чем ферма выше, тем должна
быть больше и панель. Конечно при высоких фермах эта панель очень
часто оказывается слишком большой, не отвечающей условиям размещения
нагрузки. Так например, в стропильных фермах, как указывалось выше, панель
из-за условия устройства кровли и расположения прогонов должна быть
порядка 2 — 3 л, что отвечает при принятии угла а, равного приблизительно
45°, высоте фермы в 2 — 3 м. Конечно далеко не всегда такая высота доста-
точна и выгодна; при большей же высоте от наивыгоднейшей панели при-
ходится отступать, и это отступление может быть произведено достаточно
широко без большого ущерба для всей фермы. Однако угол наклона больше
60° по условиям прикрепления является уже неудобным, особенно в клепаных
фермах. В этом случае возможно переходить к составной решетке, устраивая
панель фермы больше той, которая нужна по условиям размещения грузов,
и деля ее на части устройством дополнительных стоек (фиг. 573,6) и шпренгелей
(фиг. 573,а). Поэтому составные шпренгельные системы решеток в легких фер-
мах достаточно распространены. Не нужно все же забывать, что устройство
шпренгелей значительно усложняет ферму. Ферма получается более трудоемкой,
слабые элементы шпренгеля подбираются с большим запасом, и ферма может
получиться более тяжелой, так как вес шпренгеля может уравновесить выгоду
от применения большой, близкой к наивыгоднейшей панели. Поэтому в легких
фермах к шпренгельным системам нужно подходить с осторожностью. В свар-
ных фермах простота соединений делает шансы шпренгельных систем несколько
большими; тут они могут получить большое распространение.

Д. Безраскосные фермы

В легких фермах, как указывалось выше, при применении сварки удачным
решением может быть и безраскосная система (фиг. 575). Возможность при-
менения безраскосной системы основана на сравнительно небольших попереч-
ных силах, на которые работают очень многие виды легких конструкций, как
например стропильные фермы, ригели открытых подстанций и т. д. Ригели
открытых подстанций, имеющие небольшую высоту, могут конструироваться
как безраскосные системы на планках; стропильные же фермы должны иметь
жесткие стойки. Жесткие пояса безраскосных ферм, которые легко могут рабо-
тать и на местный изгиб, делают величину панели безраскосной фермы менее

связанной с расстоянием между прогонами кровли, которое, как указывалось

выше, приходится полагать в 2—
2,5 м> что может дать дополни-
тельный экономический эффект пу-
тем некоторого увеличения панели
в средних частях пролета фермы,
где поперечные силы ничтожны.

Вообще величина панели и
применимость безраскосных ферм
зависят от величины поперечной
силы, вернее, от того дополнитель-
ного момента, который возбуж-
дается в стойках и поясах попе-

речными силами, проявляющимися
в нулевых точках стержней. Вслед-
ствие жесткости узлов стержни
безраскосной системы при дефор-
мации изгибаются по 5-образ-
ным кривым, отчего в панелях по-
являются точки перегиба, где мо-
менты равны нулю (ибо в этих точ-
ках радиус кривизны равен беско-
нечности).

Если систему разрезать по
нулевым точкам поясов (фиг. 579),
то горизонтальная составляющая
продольной силы в поясах, оче-
видно, будет равна:

(18)

Эгиора основных моментаб

Фиг. 579. Расчет безраскосной фермы.

где Мк—изгибающий момент в плоскости нулевых точек, a h — высота фермы
(расстояние между нулевыми точками в плоскости разреза фермы).

Поперечная сила:

«=<?.+<?„. (19)

где Qe и QH — поперечные силы в верхнем и нижнем поясах ферм.

Если ферма симметрична относительно горизонтальной оси по очертанию
и сечениям, то деформация нижней и верхней частей должна быть одинакова,
так как нет никакой причины для противного.

Тогда:

Q. (20>

что по существу разрешает задачу.

Дополнительные моменты в поясах в этом случае будут равны:

Л1,=<2к.е, (21)

где QK —поперечная сила в каком-либо поясе, е —расстояние точки опреде-
ления момента от нулевой точки.
Поперечная сила в стойке будет равна:

4~ Фак gg__-

h h ’

(22)

.. h

где S/W*— сумма моментов в поясе справа и слева от узла, —--------половина

высоты стойки, так как в силу симметричности деформации верхней и нижней
частей нулевая точка в стойке должна быть на ее середине.

Нулевая точка получается по середине высот стоек и в том случае, когда
ферма и несимметрична (фиг. 580), но моменты инерции поясов в каждой

панели относятся друг к другу как

длины стержней, т. е.:

Фиг. 580. Безраскосная ферма
с непараллельсыми поясами.

1“

где 7® и /* — длины верхнего и ниж-

него поясов в рассматриваемой панели.
Точно также:

О =0

Продольная сила в стойке:

(23)

где Р—давление нагрузки на узел (если вся нагрузка приложена к верхним
узлам),
или:

Р Д-р

Л^=_£^_±, (24)

если нагрузка приложена к верхним и нижним узлам.

Если пояса работают еще и на местный изгиб от нагрузки, приложенной
вне узлов, то к указанным силам и моментам прибавляются моменты поясов
как защемленных балок, работающих на местную нагрузку вне узлов. Таким
образом весь вопрос сводится к определению положения нулевой точки в по-
ясах. В качестве первого приближения можно считать, что она находится по
середине панели. Для ферм с параллельными поясами это достаточно точно
для крайних панелей, где воздействие моментов Мк наибольшее, если только
нагрузка приложена достаточно равномерно, и совершенно неточно для сред-
них панелей, но там воздействие моментов Мк ничтожно и это неважно

Моменты инерции стоек также оказывают влияние на положение нулевой
точки в поясах; если стойки резко различны по своим моментам инерции, то
можно принять, что расстояние от нулевой точки до узлов в какой-либо па-
нели пропорционально моментам инерции стоек, т. е.

е 1лев

лев ст

”Р 'ст

где /—моменты инерции левой или правой стойки, е — соответствующие рас-
стояния. Во избежшие ошибок в определении положения нулевой точки поясов
рекомендуется определять их расчетом всей системы.

При пре; положениях, указанных выше, система при п панелях п раз
статически не» пределима. Она разрешается различными способами, из которых
можно рекомендовать способ четырех моментов, изложенный у Ульянинского

2 2
„Расчеты рам", у Блейха „Теория и расчет железных мостов" и в большин-
стве учебников строительной механики.-

В общем же виде, когда указанные условия (симметричность фермы или

отношение — = — ) не соблюдены, система 3 п раз неопределима.

1Н Г J

к к г

Тогда для решения ее можно рекомендовать способы Гаусса, Андре и др.
(см. например курс проф. Рабиновича „Основы новейших методов расчета
рамных систем").

Е. Особенности работы стропильных ферм треугольного очертания

Фермы треугольного очертания (фиг. 581) в статическом отношении, т. е.
в отношении работы своих элементов, прямо противоположны слабо вспару-

шенным фермам трапецеидального
очертания. Основной особенностью
этих ферм является, во-первых, то,
что у них точка Риттера для раско-

Фиг. 581. Фермы треугольного очертания.

сов, в данном случае точка пересе-

чения направления поясов, совмепе-
на с опорной точкой фермы и, во-вто-

рых, то, что наклонная прямая верх-

него пояса пересекает эпюру изгибающих моментов (параболу), совмещенную
своей вершиной с вершиной фермы, по ее середине, а не объемлет ее, как

Фиг. 582. Треугольные очертания, как пересекающие
эпюру моментов.

в фермах трапецеидаль-
ных (фиг. 582).

Вследствие послед-
него обстоятельства в тре-
угольной ферме выраже-
М
ние —т— по середине про-

лета меньше выражения

М.

у опор, ибо высота ферм при приближении к опорам уменьшается
быстрее, чем ординаты параболы эпюры моментов. Поэтому в таких фермах

наибольшие усилия в поясах получаются у опор, а наименьшие в середине про-
лета, т. е. обратно, чем в обычных трапецеидальных фермах. Далее, поскольку

точка Риттера раскссо) совпадает
с опорой ферм (фиг. 583), в выра-
жении момента вокруг этой точки,
из которого определяется усилие рас-
косов (фиг. 570):

— Аа-f- ЪР. bi + Dr= 0

S Pj Ь, (25) фиг ggg. Определение усилий в раскосах
г ’ треугольной фермы.

пропадает первый член Ла, ибо для треугольных ферм (фиг. 583) а равно нулю,
и выражение (25) переходит в:

откуда

^Pib

(26>

отсюда получаются следствия, а именно:
В треугольных фермах: 1) усилие раскоса D тем больше, чем больше
выражение S b.t а последнее тем больше, чем больше узлов находится между
определяемым раскосом и опорой. Следовательно усилия в раскосах
и стойках в средних панелях больше, чем в крайних, т. е. об-
ратно фермам трапецеидальным; 2) поскольку первый ббльший член числи-
теля выражения (25) в выражении (26) равен нулю, то следовательно и знак
усилия раскоса D по выражению (25) противоположен знаку усилия D по
выражению (26), т. е. знаки усилий в раскосах треугольных ферм обратны
знакам усилий раскосов ферм трапецоидальных; в треугольных фермах
восходящие раскосы вытянуты, а не сжаты, а нисходящие
сжаты, а не вытянуты.

Увеличение усилий в поясных стержнях у опор представляет некоторое
•конструктивное неудобство треугольной фермы, ибо конструкция опорного
.узла от этого усложняется; однако неудобство это небольшое, так как изме-
нение усилий в поясах треугольных ферм, вообще говоря, незначительно; уве-
личение усилий в раскосах средних панелей — конструктивное достоинство для
-сжатых раскосов и стоек, так как оно уменьшает влияние продольного изгиба,
ибо при малых усилиях сечения этих стержней подбираются не по предель-
ному напряжению, а по предельной гибкости; вместе с тем оно — недоста-
ток для вытянутых и вообще для веса фермы, так как более длинные раскосы
•оказываются более мощными и тяжелыми. Одно уравновешивает другое, и
s общем с конструктивной точки зрения треугольные фермы оказываются
достаточно удобными.

Ж. Фермы под высокие кровли с притупленными опорами
(с короткими опорными стойками)

Фиг. 584. Очертание с притупленной стойкой.

.Различие усилий в поясах разных панелей приводит к тому, что сечение
пояса приходится подбирать с запасом, поскольку пояс подбирается по наиболь-
шему усилию и делается одного сечения. То же самое имеет место и в тра-
пецеидальном типе ферм, только
там усилия у опор меньше уси-
лий по середине пролета. Очевид-
но, всегда можно подобрать та-
кую высоту опорной стойки, при
которой усилие в поясе крайней
панели (у опоры) будет равнять-
ся усилию пояса в середине про-
лета. Такое решение будет очень
выгодно с точки зрения подбора

к экономии металла. Для этого достаточно удовлетворить равенству:

М _
h ~ ’

(27)

где М и Aft — моменты вокруг точек Риттера для стержней верхнего пояса
средней и крайней панелей, h — высота фермы и А, — высота правой стойки
крайней панели (фиг. 584). Подставляя в равенство (27) соответствующие зна-
чения моментов, получим:

РР__РаЬ

8А ~ 2АХ
или

P(md)* __ Pd(m — l)d

8h ~ 2АХ ’

где т — число панелей, d—длина панели,
или

ma m—-1

4/Г~ hx *

откуда

(28)

Мы видим, что высота hit а тем более и высота h0 на опоре получа-
44
ются небольшие; так например, если взять /п=12, то ht = h*
при т= 16, = Л •-^^^0,25Л, т. е. ферма должна быть притупленной

(фиг. 585). 256

Уклон кровель при таких соотношениях получается большой, и ферма
такого типа наряду с фермами треугольного очертания принадлежит к фермам
с высокими кровлями. Чтобы не делать коротких опорных стоек, иногда кон-
структивно неудобных, первую панель нижнего пояса уничтожают и делают
его с перегибом (фиг. 586), что на работе фермы конечно совершенно не
отзывается.

Высота фермы с высокими кровлями обычно назначается самой кровлей.
В этих случаях, как указывалось выше,, очень часто для облегчения кровли

угол наклона ее дается в 45°, чтобы кровли не работали на снеговую нагрузку,
что дает высоту ферм равной половине пролета. При металлических кровлях
весьма распространены уклоны в 20 — 25°, соответствующая высота фермы при
этом >/4—*/Б пролета. С точки зрения работы фермы все эти высоты чрез-
мерны и больше теоретически наивыгоднейшей высоты.

3. Наивыгоднейшая высота ферм треугольного очертания

Наивыгоднейшая высота фермы треугольного очертания, точно так же
как и трапецоидального, зависит от числа панелей и с увеличением его
уменьшается; поэтому уменьшение числа панелей, повышающее наивыгоднейшую
высоту, выгодно, если высота по внешним условиям должна быть назначена
большой.

Формулы наивыгоднейшей высоты треугольных ферм с учетом законов
конструктивного коэфициента к настоящему времени не выведены, если же
влиянием конструктивного коэфициента пренебречь, то теоретическая наивыгод-
нейшая высота треугольной фермы в функции числа панелей определяется
формулой:

где т — число панелей.

Сравнивая с аналогичной формулой для трапецеидальной фермы или фермы
с параллельными поясами (стр. 465), мы видим, что наивыгоднейшая высота
треугольной фермы более велика и сильнее зависит от числа панелей, чем для
ферм обычных; так, если взять число панелей т = 8,то для треугольной фермы:
4-=Ь5 /-ji—0,45;
для фермы с паралельными поясами по формуле (11):

-J--4

при /л =16 для треугольной фермы: -^- = 1,5}/"=0,33; для фермы
с параллельными поясами:

i/16^35

L ~ 16 " 3-18

Высоты эти являются теоретическими при конструктивном коэфициенте, рав-
ном единице. Практические же высоты должны быть приблизительно на 40%
меньше, т. е. быть для треугольных форм при т = 8:

4 = 0,6 • 0,45 « 0,25 = -4 J
L 4

при т=16, -^-«0,6 • 0,33 = 0,20 = %.

Обычные же высоты треугольных ферм берутся 11ь — % пролёта, если
нет специальных требований, повышающих высоту.

И. Решетки ферм треугольного очертания

Фиг. 58$. Английские фермы с перегибом
нижнего пояса.

Фермы треугольного очертания имеют очень много систем решеток, боль-
шинство из которых имеет историческое значение. Из систем этих могут быть
отмечены:

1. Американская раскосная с нисходящими раскосами (фиг. 587).
Нисходящие раскосы в треугольной ферме сжаты, но они короче стоек
(с правой стороны панели), а пото-
му устройство раскосов нисходящих
правильно. Далее, раскосы эти под-
ходят приблизительно нормально к
верхнему поясу, располагаясь между
поясом и стойкой и внутри широкого
тупого угла, что конструктивно так-
же очень удобно.

Система эта обычно имеет чет-
ное число панелей и средний нижний
узел, в котором сходятся два раскоса
и подвеска. В смешанных фермах
этого типа, т. е. в фермах из двух
материалов, подвески делались из тя-
жей в деревянных фермах на болтах,
а в чугунно-железных—на проушинах
и допускали подтягивание, чему так-
же способствовало их вертикальное
размещение.

2. Английская раскос-,
н а я с восходящими вытянутыми рас-
косами и сжатыми вертикальными
стойками (фиг. 588). Нетрудно видеть, что в английской ферме суммарная
длина раскосов и стоек значительно больше, чем в американской, и сле-
довательно вес ее при равных условиях будет больше.

Большим недостатком английской фермы является и то, что раскосы
в ней находятся между поясом и стойкой в остром углу, что очень усложняет
и удлиняет прикрепление раскоса. Это обстоятельство не имело большого
значения, пока вытянутые раскосы состояли из тяжей на проушинах (фиг. 549);
в современной же конструкции (особенно клепаной) острый подход одного
элемента к другому с точки зрения конструктивного оформления весьма не-
удобен и нежелателен. Таким образом английская ферма в современной
клепаной форме со всех точек зрения хуже американской. В верхнем среднем
узле английской фермы сходятся 4 стержня: 2 раскоса и 2 пояса, и ферма
эта может рассматриваться как состоящая из двух дисков, связанных затяжкой,
каковой является нижний пояс средней панели. Особенно неудобна англий-
ская ферма при большой высоте; для уменьшения последней нижние пояса
в каждом из дисков нередко делали не горизонтальными, а наклонными вспа-
рушенными (фиг. 589), затяжка же в средней панели оставалась горизонтальной,
так что нижнее очертание фермы имело два перегиба. Пока нижние пояса
имели болтовые узлы и состояли из
тяжей на проушинах, эти перегибы
не имели никакого значения. Сейчас..
же они конечно неудобны.

3. Бельгийская ферма

явилась видоизменением американ- Фиг. 590. Бельгийская стропильная ферма,
ской (фиг. 590). В ней сжатые ни-
сходящие раскосы расположены стро-
го перпендикулярно поясу, что было

крайне удобно в чугунных и дере- / \ /

вянных конструкциях, 1 де это сопря-

жение можно было осуществить про- *

стым примыканием. Сопряжение это Фиг« 591. Треугольная ферма с треуголь-
имеет свое преимущество и сейчас ной Решеткой и стойками.

при применении сварки. Другая си-
стема стержней решетки (система вы-
тянутых раскосов) соединяет смеж-
ные точки верхнего и нижнего поя- \/

сов. В частном случае стержни эти '

могут быть и вертикальны, тогда Фиг. 592. Ферма Полонсо.

система превращается в американ-
скую.

Вообще же они наклонны, так что бельгийская система является системой
с треугольной решеткой.

Она имеет все преимущества этой решетки в отношении веса и удобства
сопряжений.

4. Наконец применяется простая треугольная система с до-
полнительными стойками (фиг. 591).

Нетрудно видеть, что по сравнению с американской системой она не
имеет никаких преимуществ, так как восходящие раскосы хотя и вытянуты,
но очень длинны и при крутых кровлях значительно длиннее нисходящих, что
поглощает то обстоятельство, что они вытянуты, а нисходящие сжаты.

Наконец дополнительные стойки в ней сжаты, в американской же системе
стойки вытянуты. Таким образом в треугольных фермах раскосная система
(американская ферма) имеет преимущество по сравнению с простой треуголь-
ной с дополнительными стойками.

5. Главная неприятность треугольных ферм—большие высоты по середине
пролета и соответственно с этим весьма длинные стойки и раскосы в средних
панелях.

Указанного можно избежать, заменив ферму двумя дисками, связанными
затяжкой, первые идеи чего уже имеются в английской ферме.
Фиг, 593. Треугольная ферма со шпренгельной ре-
шеткой.

Фиг. 594. Асимметричная ферма Полонсо.

Диски эти можно развить и сделать их симметричными, так что свя
ферма будет состоять из двух опрокинутых малых треугольных ферм, стянутых
между их вершинами затяжкой (фиг. 592). Такая ферма называется фермой
Полонсо или французской фермой. Она является наиболее совер-
шенной треугольной фермой. Главное преимущество ее состоит в том, что
раскосы и стойки в ней имеют малую длину, так как они заполняют про-
странство лишь малой фермы каждого диска.

Заполнение же в каждом диске может быть любое; чаще всего оно
делается по бельгийской схеме (раскосы перпендикулярны верхнему поясу),
которая может рассматриваться и как опрокинутая американская. Пользуется
распространением и простая треугольная система с дополнительными стойками.
Особенно удобны фермы Полонсо при высоких кровлях.

Ферма Полонсо может рассматриваться и как шпренгельная ферма с тремя
основными панелями. Такое малое число панелей как раз удачно для высоких
ферм. Заполнение же малых ферм, составляющих большую ферму, как всякое
шпренгельное заполнение несет небольшие усилия и подбирается с запасом;
большое число узлов для легких стержней внутри каждого диска также утя-
желяет ферму, что может
(особенно при клепаной
ферме) свести на-нет выгоду
от концентрации усилий в
небольшом числе стержней
основной трехпанельной фер-
мы. Однако в сварной фер-
ме простота соединений и
больший простор подбора
и потому возможность иметь
меньшие запасы делают ве-
совые выгоды фермы По-
лонсо более осязательными.

При большой высоте ферм
вполне возможно иметь за-

тяжку несколько приподня-
той, что уменьшает высоту каждого диска и следовательно объем его запол-
нения (фиг. 550). При большой высоте, а потому значительных размерах ди-
сков при горизонтальном нижнем поясе это может дать экономию, несмотря
на увеличение сечения затяжки и основных элементов фермы. Мера эта также
увеличивает внутренний габарит помещения, что часто может быть выгодным.
Наконец вполне возможны и простые шпренгельные фермы на амери-
канской или английской решетке (фиг. 593), к которым могут быть сведены
и фермы Полонсо при асимметричных дисках (фиг. 594).

Все перечисленные фермы при наличии шпренгельной решетки могут
иметь большую панель нижнего пояса, что является конечно очень соблазни-
тельным. Однако не следует забывать, что как во время монтажа, так и от
воздействия колонн (рамности цеха) в нижнем поясе могут появиться и сжи-
мающие усилия, что на его гибкость налагает известные ограничения.

Поэтому утрировать этот вопрос и делать панель слишком большой не
имеет смысла и неправильно. В наших нормах даны значения предельных
гибкостей для вытянутых стержней (для нижнего пояса Хтах = 200), которые
могут служить здесь некоторым руководством.

В весовом отношении треугольные фермы менее выгодны, чем фермы
с параллельными поясами и вспарушенные, поскольку их теоретические опти-
мальные высоты очень велики. Так как законы веса стропильных ферм мало
изучены, то можно дать здесь только несколько указаний по весовым ха-
рактеристикам треугольных ферм с параллельными поясами.
фермы Полонсо, число

Так, были найдены теоретические характеристики (при конструктивном
коэфициенте, равном единице) для:

панелей /п = 8; ^ = 5; У_ = 2,50;

h * т ’

. т = 6; 4- = 8'. Х_ = 3,80;

h т » •

„ т = 3; ~4 = 6; = 2,67;

п *

„ т = 8;у=8; Хг = 3,20;

. т = 6;4- = 8; X =2,40;

Л л

фермы с параллельными поясами, число панелей т = 8; 4 = 7; У = 1,75.

Л 2

. . . „ „ т=Ю; А=10; Хг=2,20.

, английской „
пив
. пониженной „

Действительные характеристики должны быть приблизительно в 2,5 раза!
больше (<}>»2,5), т. е. иметь значение 8-г-6.

Они все выше характеристик обычных легких ферм, которые, как мы.
видели, колеблются около значения 4,5-i-5.

§ 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СТЕРЖНЯХ ЛЕГКИХ СКВОЗНЫХ ФЕРМ

А. Общие указания о способах расчета ферм

Определение усилий в стержнях легких статически определимых ферм,,
работающих на статическую нагрузку, производится чаще всего способом
построения диаграмм Кремоны, имеющего большие преимущества по сравнению
с другими способами в том случае, когда очертание фермы сложно и число,
панелей велико.

При простом же очертании и при параллельных поясах и малом числе
панелей более удобен способ Риттера, особенно в том случае, когда для
подбора сечений достаточно определить усилия в нескольких стержнях, что
является типичным для самых легких ферм (ригелей подстанций, сквозных
прогонов) или для малопанельных балок (подстропильных ферм). Фермы, рабо-
тающие на временную подвижную нагрузку (эстакады, крановые мосты), рас-
считываются по линиям влияния.

При расчете статически неопределимых ферм для определения усилий'
в основной системе, если последняя статически определима, применяются те же
способы: диаграмма Кремоны для ферм сложного очертания и способ Риттера
для простых ферм. Самое же раскрытие статической неопределимости при
работе ферм на статическую неподвижную нагрузку удобнее всего производить,
методом сил (так как число статически неопределимых параметров в метал-
лических сооружениях редко бывает большим) путем решения обычных кано-
нических уравнений, а при работе на подвижную нагрузку путем применения-
линий влияния, которые с удобством могут быть получены на основании-
теоремы Максвелла. Внутренняя статическая неопределимость системы обычно,
разрешается при помощи какой-либо рабочей гипотезы, так что расчет стати-
чески неопределимой системы чаще всего сводится к выяснению внешних
статически неопределимых параметров, число которых, как сказано выше,,
невелико.
Определение усилий в стержнях ферм, как следует из главы IV, произ-
водится от всех расчетных нагрузок; нагрузки эти разбиваются на два класса:
нагрузки основные, отвечающие допускаемому напряжению 1400 кг [см2 для
стали 3 и 1200 кг [см2 для стали 3 пониженной и стали 2, и нагрузки-основные
и случайные, отвечающие допускаемому напряжению 1700 кг/см2 для стали 3
и 1450 кг [см2 для стали 3 пониженной и стали 2, в соответствии с чем опре-
деление расчетных усилий производится отдельно для каждого указанного

класса.

К основным нагрузкам принадлежат собственный вес, снег и регулярные
воздействия полезной нагрузки; к случайным же—ветер и случайные воздей-
ствия полезной нагрузки. Первые нагрузки имеют значительно большее значение,
чем вторые, почему основным расчетом является первый. Очень часто, даже
почти обычно, он покрывает второй, так как воздействие случайных нагрузок

оказывается настолько малым, что напряжения в стержнях от дополнительных на-

Фиг. 595. Стропильная ферма, рабо-
тающая на нагрузки разной интенси-
вности — на снег и подвеску крана.

грузок оказываются менее 300—250у кг [см2
или менее 22%-ной разницы межд пер-
вым и вторым допускаемыми напряжения-
ми; очевидно, в этом случае решающими
будут основные нагрузки, так как они да-
дут большие площади стержней.

При определении усилий от нагру-
зок последние помимо их геления на основ-
ные и случайные полезно разбивать на не-
сколько категорий, группируя по величи-
не и направлению.

Особенно это полезно при графическом определении усилий диаграммой
Кремоны, что существенно повышает точность и упрощает расчет. Группи-
ровка по величине силовых воздействий объясняется тем, что в противном
случае масштаб больших сил поглощает малые, которые определяются’ и нано-
сятся при построении диаграмм с большими ошибками. Так например, если
стропильная ферма поддерживает кровлю и работает на нагрузку снега и под-
вешенного к фермам кранового пути (фиг, 595), то целесообразно построить
две диаграммы Кремоны: одну для нагрузки от веса ферм, кровли и снега,

которые все по величине примерно одного порядка, и другую для нагрузки
от кранового пути.

Группировка же нагрузок по направлениям рациональна потому, что
диаграмма Кремоны при действии параллельных сил получается простой и
незапутанной. Указания эти справедливы и для других методов определения
усилий.

Б. Определение действующих на ферму нагрузок

Стержневые системы могут работать только при положении нагрузок
в узловых точках, грузы же, приложенные между узлами, должны быть пере-
несены в узлы какой-либо специальной конструкцией, например проезжей
частью в мостовых сооружениях, конструкцией кровли или жесткой конструк-
цией пояса в стропильных фермах и т. д. Для расчета и определения усилий
от силовых воздействий безразлично, приложены ли силы в узлах или вне
узлов, однако очень часто расчет выходит проще, если предварительно все силы
привести к узловым точкам, т. е. определить реакции сил, приложенных вне
узлов, и эти давления вместе с узловыми силами принять за действующую
на сооружение нагрузку.

Ясно, что эта нагрузка будет эквивалентна фактически действующей
нагрузке. Особенно это полезно при расчете усилий по диаграмме Кремоны.

Таким образом первый этап расчета есть, определение узловых нагрузок.
Если интенсивность действующих сплошных нагрузок, каковыми являются
собственный вес фермы, вес кровли и вес снега, соответственно обозначим
через g^ gKp и рт на 1 м* перекрытия и если d есть величина панели по
горизонтали, b—расстояние между фермами и а—угол наклона кровли, то
узловая нагрузка в каждом среднем узле между двумя панелями размером d
будет равна:

к этой нагрузке следует прибавить еще вес прогона Gnp = gnp Ъ, где gnp—
вес прогона на 1 пог. м, так что полная сосредоточенная в каждом среднем
узле сила от вертикальных нагрузок будет равна:

°ч, = °х+ОдР=[^ + (^Йтг!)]"+^Л (2)

Нагрузка же на крайний узел, на который действует только полпанели,
очевидно, выразится формулой:

0-=[^+(^г^)]т+^^ <3>

В некоторых узлах к этим силам прибавляются еще дополнительные силы,
главным образом от воздействия фонарей, которые можно разложить на вер-
тикальные V# и горизонтальные Н$. Силы V# можно также прибавить к силам G,
так как они одного с ними порядка по величине.

Величины g$ определяем по формулам веса ферм, указанным в главе IV.
Хотя сила g$ приложена по всему очертанию фермы, т. е. во всех узлах,
ее обычно прикладывают только к узлам верхнего пояса, где приложены вес
кровли и вес снега, так что вся нагрузка оказывается приложенной только
по узлам верхнего пояса, а нижний остается свободным, что упрощает расчет.

Если же ферма поддерживает еще подвешенный к ней питолок примерно
такого же веса, что кровля и снег, так что в ферме внешней нагрузкой ока-
зываются загруженными все узлы, тогда g$ можно разделить пополам по узлам
верхнего и нижнего поясов, что конечно точнее.

Вес снега р^ определяется на основании данных главы IV в соответствии
с местоположением сооружения.

Наконец вес кровли gKp и потолка определяется или по эскизу, если
расчет кровли входит в расчет сооружения, а если кровля стандартна, что
чаще, то по данным § 4 гл. IV.

Вес прогона gnp определяется расчетом и подбором прогон согласно
указаниям § 8 гл. X и § 8 настоящей главы или по данным § 4 гл. IV.

Аналогичным образом определяются и прочие нагрузки. Так, для опре-
деления крановой нагрузки, подвешенной к ферме, мы имеем, с одной сто-
роны, давление крановой балки, равное g^b, и давление самой тележки или
моста с грузом. Для этой цели нужно тележку или мост расположить невы-
годнейшим образом для получения наибольшего давления, что проще всего
сделать по линиям влияния для опорного давления крановой балки, а на кра-
новом мосту в соответствии с габаритами механизмов невыгоднейшим образом
расположить груз, чтобы он давал наибольшее давление на балку. Для этой
цели нужно его приблизить возможно ближе к балке. Указания по этому
поводу даны в главе XI.

Тогда давление крановой нагрузки будет:

^=^ + 2^, (4)
где т]—ординаты линии влияния опорного давления подкрановой балки на
ферму, D—давление колес моста, определенное согласно указаниям § 1
гл. XI.

Если имеется несколько кранов, то, очевидно, берутся суммарные
воздействия.

Таким же образом определяются нагрузки от наклонных и горизонталь-
ных сил. Наклонными силами являются силы ветра; из ветровых сил, как
указывалось в гл. IV, учитываются только лобовые давления нормальные
скату кровли. Как следует по формуле ветрового воздействия (§ 3, гл. IV),
ветер по нашим нормам оказывается положительным только при очень крутых
кровлях с уклоном более 30*.

Кроме положительной ветровой нагруз-
ки, весьма незначительной, имеется еще отри-
цательная—отсос, по нашим нормам доволь-
но существенный и мало зависящий от на-
клона кровли.

Фиг. 596. Суммирование положи-
тельного давления и отсоса ветра.

Как отрицательная, уменьшающая нор-
мальные силовые воздействия (силы веса) эта
нагрузка обычно за исключением самых
легких ферм в расчет не принимается. Она

может иметь значение лишь с точки зрения возможности отрыва кровли.

Однако при металлических фермах такие перекрытия не применяются.
Чтобы проверить возможность отрыва, нужно определить отрицательные
опорные реакции от действия отсоса ветра.

Далее, отсос может иметь влияние в том случае, когда коробка кровли

имеет задние вертикальные
нюю поверхность сум-
мируется с отсосом на
задней.

Поэтому ветро-
вые воздействия ока-
зываются активными
обычно только на не-
больших участках кро-
вель, боковых торцах,
фонарях и т. п. и их
воздействие почти всег-
да оказывается мень-
ше 22% основных на-
грузок, необходимых
для того, чтобы они
могли повлиять на под-
бор сечений. Поэтому

поверхности (фиг. 596). Тогда давление на перед-

Фиг. 597. Опорные реакции ветровых давлений.

в стропильных фермах ветровые усилия можно не учитывать за исключением
самых крутых кровель с углом наклона более 45°.

Но ветровая нагрузка является существенной для других конструкций,
как ригелей подстанций, опор и т. д.

Если ветер является активной силой, что может иметь место в крутых
кровлях, он, очевидно, может дуть и справа и слева на кровлю.

Несмотря на то, что большинство наших перекрытий симметрично по
своему очертанию и системы симметричны относительно своей середины, они
как балочные фермы несимметричны по отношению к опорным частям (фиг. 597).
С одной стороны, балочная ферма имеет неподвижную опору, воспринимающую
опорную реакцию любого направления, а с другой,—подвижную, восприни-
мающую только вертикальные опорные реакции. Поэтому воздействие ветра
482
справа'и слева даже при симметричных фермах неодинаково и приходится
определять эти воздействия два раза, чтобы получить наибольшие.

Однако при помощи небольшого искусственного приема можно произвести
и одно определение с дополнительным построением, о чем будет указано далее.

Горизонтальными силами могут быть:

а) горизонтальные воздействия конструкции кровли; они настолько малы,
что ими за редким исключением можно пренебречь;

б) горизонтальные воздействия крановой нагрузки, если последняя под-
вешена к фермам, а именно торможение кранов; они определяются согласно
указаниям глав IV и XI;

в) для ригелей подстанций, опор подстанций и электропередач—натя-
жение проводов, устанавливаемое специальными ТУ;

г) для крановых мостов—силы инерции при остановке моста, для ветровых
ферм эстакад, мостов и промзданий—силы ветра, действующие на соответ-
ствующие ветровым фермам поверхности, и т. д.

И здесь, если определение усилий производится построением диаграммы
Кремоны, необходимо определение узловых нагрузок, производящееся анало-
гично вышеуказанному.

В. Основные свойства и порядок построения диаграмм Кремоны

Схема фермы и построенный для нее силовой многоугольник внешних
действующих на ферму сил и усилий, возникающих в стержнях ее (диаграмма

Кремоны) (фиг. 598), как известно, обра-
зуют две полярно-подобные фигуры.

Подобие их состоит в том, что
все линии диаграммы параллельны стерж-
ням и внешним силам фермы, поляр-
ность же в том, что каждой вершине
чертежа фермы соответствует замкну-
тый многоугольник на диаграмме, т. е.
все силы и стержни, пересекающиеся в
каком-нибудь узле фермы, образуют
на диаграмме замкнутый многоугольник
и, обратно, многоугольникам на чер-
теже фермы соответствуют вершины на
диаграмме.

Поэтому, если каждый участок,
ограниченный силами и стержнями или
только стержнями фермы,, называемый
полем, обозначим числом (или буквой)
и соответственно этому каждый стер-
жень или силу двумя числами(или бук-
вами) тех участков, которые он разде-
ляет, и рассмотрим последовательно по-
ля, окружающие какой-нибудь узел, то
на диаграмме числа, обозначающие эти
поля, расположатся в той же последо-
вательности, указывая точки перехода
от одного стержня к другому. Так как
в ферме все усилия и силы, сходя-

Фиг. 598. Диаграмма Кремоны ветровых
усилий на ферму.

щиеся в каком-либо узле, находятся в равновесии, то поэтому на диаграмме
(как на силовом многоугольнике) линии, отвечающие указанным стержням и
силам, образуют замкнутый многоугольник, направление коего определяется
точками, отвечающими полям фермы»
Таким образом каждому полю фермы соответствует точка диаграммы.

Поля могут быть: 1) внешние, ограниченные контурными (поясными)
стержнями и внешними, действующими на ферму силами, например на
фиг. 598 поля 1, 2, 3, 4, 5, 6 и 7. Точки диаграммы, отвечающие этим
полям, очевидно, должны быть на силовом многоугольнике внешних сил (на
фиг. 598 на многоугольнике 1—2—3—4—5—6—7—7), отделяя одну внеш-
нюю силу от другой. Через эти точки должны проходить прямые диаграммы,
отвечающие поясам, т. е. контурным стержням фермы. Линии эти называются
контурными или основными линиями диаграммы (на фиг. 598
линии 7—8, 2—9, 3—10, 4—13, 5—14, 7—14, 7—12, 7—3). Если одно внеш-
нее поле ограничено несколькими контурными стержнями, то все основные
линии, отвечающие этим стержням, проходят через одну точку диаграммы, отве*
чающую общему внешнему полю;

2) внутренние поля первого порядка, примыкающие к тому
или другому контурному стержню (поясу) (например на фиг. 598 поля 8, 9,
10, 12, 13 и 14). Точки, отвечающие этим полям, очевидно, должны лежать
на соответствующих основных линиях. Линии диаграммы, отвечающие стержням,
разделяющим указанные поля (раскосам и стойкам), проходят через эти точки
от одной основной линии до другой;

3) внутренние поля второго порядка, не прилегающие ни
к одному контурному стержню, а только к стержням полей первого порядка
(на фиг. 600 поле 73). Для них остаются в силе указания п. 2 с заменой
контурного стержня стержнем поля первого порядка.

Установление этих законностей очень облегчает построение диаграммы,
которое таким образом приводится к чисто механической работе и позволяет
сразу заметить ошибку, если произошла невязка в диаграмме.

Самый процесс построения диаграммы сводится к следующим
манипуляциям:

1. Установив узловые расчетные нагрузки и опорные реакции от них,
строим силовой многоугольник этих нагрузок в определенном порядке, отвечаю-
щем обходу контура фермы по определенному направлению (хотя бы, как это
выполнено на фиг. 598, по часовой стрелке). Обозначив внешние поля циф-
рами, лучше всего последовательно в том же порядке, отмечаем на силовом
многоугольнике точки, отвечающие этим полям (точки 7, 2, 3, 4, 5, 6 и 7).

2. Через точки, соответствующие внешним полям, проводим прямые,
параллельные контурным стержням фермы, т. е. контурные основные линии
диаграмм (на фиг. 598 линии 7—8, 2—9, 3—10, 4—13, 5—14, 7—14, 7—72
и 7—8). Если одному полю отвечает несколько контурных стержней, то
через точку этого поля пройдут все соответствующие основные линии (по
фиг. 598 через точку 7).

3. Отмечаем цифрами (лучше всего последовательно) внутренние поля
фермы. На диаграмме точки, отвечающие внутренним полям первого порядка,
должны лежать на соответствующих контурных основных линиях. Если внут-
реннее поле прилегает только к двум контурным стержням (это будет случай
крайних внутренних полей) (на фиг. 598 поля 8 и 14), то отвечающая ему
точка диаграммы лежит на пересечении соответствующих контурных линий.

Найдя на диаграмме эту точку и проведя через нее прямую, параллель-
ную стержню, отделяющему указанное внутреннее поде от соседнего, до пе-
ресечения с соответствующей контурной линией, получаем на этой линии точку,
отвечающую этому новому полю.

.Таким образом последовательно проходим всю диаграмму, все точки внут-
ренних полей, причем мы наперед знаем их положение, т. е. мы знаем, на какой
контурной линии они должны быть, что крайне затрудняет ошибки.

Ферму можно пройти последовательно от одного конца до другого в том
случае, если она составлена из тоеугольников, расположенных по одному
484
закону, или если новый закон расположения смыкается с предыдущим только
двумя стержнями.

В противном случае к месту смычки приходится подходить с другого
конца фермы, так как построение диаграммы можно, очевидно, начать с лю-
бого конца, где имеется внутреннее поле, прилегающее к двум внешним.

В последовательном построении диаграммы могут встретиться затрудне-
ния также при наличии прилегающих друг к другу внутренних полей вто-
рого порядка. В таком случае прежде всего нужно определить направление

линий поля первого порядка и на
порядка.

Наконец диаграм-
му нельзя построить
последовательно тогда,
когда ферма состоит
из нескольких дисков,
связанных между собой
стяжкой (ферма Полон-
со).

В этом случае не-
обходимо усилие в
стяжке определитьпред-
варительно хотя бы
способом Риттера или
графически и при рас-
смотрении данного дис-
ка перенести его в ка-
тегорию внешних сил.

Этот метод ана-
литического определе-
ния усилий в стержнях,
мешающих дальнейше-
му продвижению диа-
граммы, полезен и в
других случаях.

Поясним сказан-
ное на примерах по-
строения нескольких
диаграмм.

Пример 58. По-
строить диаграмму Кре-
моны для фермы, изоб-
раженной на фиг. 599.

них уже разместить точки полей

второго

Так как ферма имеет однообразный закон размещения треугольников, то
она может строиться с одного конца.

Обозначаем внешние поля по ходу часовой стрелки числами 1—15 и
строим многоугольник внешних сил 1—15. Через точки 1—15 силового много-
угольника проводим контурные линии, т. е. линии, параллельные контур-
ным стержням фермы. Намечаем внутренние поля 16—34. Поле 16 прилегает
к полям / и 2, следовательно точка 16 должна лежать на пересечении кон-
турных линий 1 и 2, т. е. совпасть с точкой 1. Поле 17 прилегает к полк 3;
точка 17 должна лежать на контурной линии 3; ее получим, если из точки 16
проведем прямую, параллельную стержню 16—17. Поле 18 прилегает к полю
точка 18 лежит на контурной линии 4\ ее получим, проведя из точки /7 до
пересечения с 4 прямую, параллельную стержню 17—18\ поле 19 прилегает
к полю /; точка 19 лежит на линии 7; ее получим, проведя из точки 18 пря-
Фиг. 600 Диаграмма Кремоны фермы
примера 59.

мую, параллельную стержню 1S—19, и т. д ; проходим всю ферму. На контур-
ной линии 1 находятся точки 1, 16, 19, 22, 25, 28, 31 и 34 полей, прилегаю-
щих к полю /; прочие точки диаграммы находятся на линиях полей верхнего
пояса. Для определения знака усилий в стержнях проходим последовательно
(по часовой стрелке) многоугольники диаграммы, отвечающие какому-либо узлу
фермы, при этом если усилие направлено к узлу, то стержень сжат, если от
узла—стержень вытянут.

Так, для многоугольника, отвечающего третьему узлу верхнего пояса,
имеем последовательно: стержень 18—4—усилие к узлу, стержень сжат; 4—5—
внешняя сила, 5—20 к узлу, сжат; 20—19 от узла, вытянут; 19—18 к узлу, сжат.
Таким образом определяем знаки
всех усилий. На фиг. 599 сжатые стерж-
ни вычерчены жирными линиями, растя-
нутые —тонкими.

Пример 59. Полураскосная
ферма (фиг. 600). Ферма имеет вну-
тренние поля первого и второго поряд-
ков. Так как в ферме имеетЛ 2 смежных
поля второго порядка (22 и 25), то она
неразрешима с одного конца, и диаграм-
му нужно строить с двух концов. Строим
силовой многоугольник внешних сил,
определяем реакции и намечаем внеш-
ние поля 1—11. Через соответствующие
точки силового многоугольника про-
водим контурные линии диаграммы,
отвечающие внешним полям. Намечаем
внутренние поля 12—35 и приступаем к
построению диаграммы. Поле 12 при-
легает к полям 2 и 3, следовательно
точка 12 находится на пересечении кон-
турных лйний 2 и 3, т. е. совпадает с
точкой 3. Поле 13 второго порядка
прилегает к полям 12 и 14 первого по-
рядка, следовательно точка 13 лежит
на пересечении линий полей 12 и 14,
выходящих из точек 12 и 14. Точка 15,
соответствующая полю первого по-
рядка, прилегающего к полю 4, должна
лежать на контурной линии 4\ проводя
вертикальную линию (параллельную
стержню 13—15) из точки 13 до линии

4, получаем точку 15. Точка 17 поля первого порядка, прилегающего к 1
полю, лежит на контурной линии 1. Точка 16 второго порядка, прилегаю-
щего к полям 15 и 17, должна лежать на пересечении линий,, исходящих из
точек 15 и 17, и т. д. Таким образом доходим до поля 22. Перейти на поле
25 нельзя. Необходимо начать диаграмму с другого конца. Так как нагрузка
симметрична, построение диаграммы будет совершенно идентично.

После построения диаграммы определяем знаки усилий, для чего выре-
заем узлы и обходим усилия по замкнутым многоугольникам диаграммы. Так,
вырезав для примера узел 17—13—15—16—17 и обходя соответствующий
многоугольник диаграммы, находим, что стержень 17—13 на диаграмме на-
правлен вверх к узлу, следовательно стержень сжат; 13—15—вверх от узла,
стержень растянут; 15—16— вниз к узлу, сжат; 16—17—вниз от узла, растянут;
на фиг. 600 сжатые стержни обведены жирными линиями.
Пример 60. Шпренгельная ферма (фиг. 601). В ферме этой име-
ются поля второго порядка, из них два смежных, а поэтому диаграмма может
быть разрешена только построением с двух концов.

Намечаем внешние поля 1—13 и строим многоугольник внешних сил 1—13.
Из точек 1—13 проводим линии, параллельные соответствующим контурным
стержням фермы. Намечаем внутренние поля 14—37 и начинаем строить диаграмму.

Поле 14 прилегает к полям / и 2, т. е. точка 14 совпадает с точкой 1.
Поле 15 прилегает к полю 3; точка 15 должна лежать на линии 3. Поле 16
второго порядка прилегает к полям 19 и 77; точка 16 должна лежать на пе-
ресечении прямых /7 и 19. Однако, зная только то, что прямые эти должны
исходить из точек 4 и 7, мы не можем их построить, так как не знаем поло-
жения точек 4 и 7. Для того чтобы можно было построить основную прямую
16—/9, выкидываем в ферме шпренгель, т. е. стержни 16—17 и 17—18. Тогда
мы должны силу 4—5 разложить на соседние узлы и в них получим вместо
силы 3—4 полуторную силу 3—4' и вместо 5—6—силу 4'—6. После уничто-
жения стержней шпренгеля поле 16 будет прилегать к полю 4 и точка 16
получится на пересечении прямых 15—16 и 4'—16, а точка 19, прилегающая
к полю 1,—на линии /; ее получим, проведя из точки 16 прямую, параллель-
ную стержню 16—19. На линии 1 должны также находиться точки 20, 21 и
25. Последовательно находим, что точка 20 совпадает с 19, ибо она должна
находиться на пересечении линии 1 с прямой, проведенной из точки 19, ко-
торая также находится на линии Г, далее точка 21 совпадает с 20 и 19; 25
с 21, а следовательно с 20 и 19. Подвески 19—20, 20—21 и 21—25 суть
нулевые стержни, ибо они не поддерживают никаких сил.

После этого восстанавливаем шпренгель; точка 17 должна лежать на
контурной линии 4; точка 18—на контурной линии 5. Она также должна на-
ходиться на линии 16—19, ибо точка 20 совпадает с 19, а следовательно
линия 18—20 совпадает с линией 18—19. Точка 22 должна находиться на ли-
нии 6'; точка 23—на 7; точка 24, отвечающая внутреннему полю, прилегающему
к полям 23 и 25, должна находиться на пересечении прямых, проведенных
из точки 23 параллельно стержню 23—24 и из точки 25 (19) параллельно
стержню 25—24. Переход на поле 27 возможен приемом уничтожения средних
шпренгелей. Однако к этому полю удобнее подойти с другого конца фермы.

Пример 61. Ферма Полонсо (фиг. 602). Ферма Полонсо состоит
из двух дисков, связанных затяжкой. Для построения диаграммы необхрдимо
прежде всего определить усилие в затяжке. Определим его по способу Рит-
тера, разрезав ферму, у конька; точку Риттера для затяжки будем иметь
в коньке фермы; усилие в затяжке:

где М—момент всех сил слева от разреза вокруг точки конька фермы, hcp—
расстояние от конька до затяжки.

В нашем случае:

hcp = 5 м,
тогда

Л1 = 5Р. 10 —у • 10 —Р(8 + б4-4+2) = 25Р

Z = ^- = 5P.
о

Определив Z, приступаем к построению диаграммы. Намечаем внешние поля
и строим силовой многоугольник, причем известное усилие в затяжке пере-
носим в категорию внешних сил. Таким образом силовой многоугольник бу-
дет 1—2—13—1—22—1 и поле 22 рассматривается как внешнее поле.

Через точки силового многоугольника, отвечающие внешним полям фермы,
проводим контурные линии (в том числе и из точки 22 проводим две прямых,
отвечающих ограничивающим поле 22 главным раскосам фермы). Затем обо-
значаем внутренние поля и проводим построение диаграммы согласно выше-
указанному. Точки полей 14, 15 и 17, прилегающих к полю 1, должны ле-
жать на линии 1; точки 19 и 21, прилегающие к полю 22,—на линии 22;
точки 14, 16, 18, 20, 21—на соответствующих контурных линиях верхнего
пояса.

Г. Определение усилий в стержнях ферм от действия ветра

Диаграмма получается, очевидно, тем сложнее, чем больше внешних сил
и внешних полей. Если же внешних сил и полей мало, то контурные линии
исходят из немногих точек, т. е. сливаются друг с другом, и вид диаграммы
488
очень упрощается. На этом обстоятельстве построен прием определения усилий
при симметричном очертании фермы от действия ветра справа и слева по
одной диаграмме.

Для построения этой диаграммы прежде всего нужно определить опор-
ные реакции от наклонных сил ветра; проще всего их определить графически

Фиг. 604. Диаграмма от сил ветра, действующих справа.

путем разложения равнодействующей ветровых сил на составляющие, прохо-
дящие через опорные точки (фиг. 603).

Если же это разложение оказывается невозможным вследствие того, что
точка пересечения равнодействующей (нормальной к направлению кровли)
с направлением опорных реакций выходит за пределы чертежа, то можно-
произвести следующий искусственный прием (фиг. 603). Протягиваем направ-
ление ската кровли ВК до пересечения с вертикалью, проходящей через
подвижную опору А в точке О, и соединяем точку О с точкой С, точкой
пересечения равнодействующей ветра W с прямой АВ, соединяющей опор-
ные точки фермы. Перпендикуляр, опущенный из опоры В на прямую ОС,
дает направление опорной реакции точки В, как это нетрудно видеть из по-
добия треугольников ВОЕХ и ВОгЕ, и таким образом направление реакции
может быть найдено без разложения равнодействующей W (фиг. 603,а).

•Зная опорные реакции, строим диаграмму от сил ветра, действующего
хотя бы на правую сторону фермы, причем, поскольку силы ветра действуют
только на некоторые точки, диаграмма получается весьма простой (фиг. 604).

Для того чтобы определить усилия от действия ветра слева и восполь-
зоваться той же диаграммой, поворачиваем ферму на 180® (фиг. 605).

Фиг. 605. Воздействие сил ветра слева.

Так как ферма симметрична, то от этого поворота чертеж не меняется;
меняется только наименование стержней на симметрично расположенные; так
например, стержень 13—14 фермы (фиг. 604) будет именоваться теперь стерж-
нем 20—21 (фиг. 605). Кроме того неподвижная опора становится подвижной,
а подвижная неподвижной. Для того чтобы подвижную опору сделать непо-
движной, достаточно к ней приложить внешнюю силу, равную горизонтальной
реакции неподвижной опоры. Если такую же силу, но только обратную по
знаку, приложить к неподвижной опоре, то она освободится и станет подвиж-
ной (фиг. 605).

Таким образом усилие в каком-нибудь стержне от действия ветра, направ-
ленного слева, равняется усилию от действия ветра справа в стержне, симме-
тричном с рассматриваемым, плюс усилие в рассматриваемом стержне от воз-
действия двух парных горизонтальных сил Н, равных горизонтальной реакции
неподвижной опоры и приложенных к опорным точкам фермы.

Построение усилий от этих двух сил Н крайне просто, так как
в этом построении мы имеем только две внешних силы, а потому только два поля.

Поэтому по затрате времени этот прием оказывается очень экономным.

Пример 62. Требуется определить ветровые усилия в стержнях фермы
типа Полонсо, изображенной на фиг. 606.

Так как угол наклона кровли больше 30®, ветер является активным.
Предположим сначала, что ветер действует слева, со стороны подвижной
опоры. Размещаем силы, нумеруем внешние и внутренние поля, строим сило-
вой многоугольник и определяем опорные реакции, разложив равнодействую-
490
щую внешних сил по направлению опорной реакции подвижной опоры и по
направлению на неподвижную опору. Через точки силового многоугольника,
соответствующие внешним полям, проводим контурные линии. Так как пер-
вому полю отвечают три направления нижнего пояса вследствие его излома,
то через точку 1 проводим три линии. Затем начинаем строить линии диа-
граммы, соответствующие внутренним стержням фермы. Так как ферма пред-
ставляет собой два диска, соединенных стяжкой (стержень 1—17), то она
может быть разрешена лишь после того, как будет определено усилие
в стержне 1—17.

Фиг. 606. Диаграмма Кремоны примера 62.

Для определения этого усилия воспользуемся тем, что нагрузка прило-
жена только к одному диску. Этот диск связан с соседним через ключевой
узел и стержень 1—17, а поэтому равнодействующая всех приложенных к нему
сил должна уравновеситься составляющими, проходящими по стержню 1—17 и
через ключевой шарнир. Равнодействующая же всех сил, приложенных к левому
диску (включая и опорную реакцию), очевидно, равна и противоположна
опорной реакции на правой опоре, так как кроме нее сил на правом диске нет.

Продолжая направление стержня 1—17 до этой опорной реакции (точка а)
и разлагая ее по направлениям этого стержня и на ключевой шарнир, полу-
чаем усилие в стержне 1—17. Разложение это на фиг. 606 произведено пунк-
тиром. После этого строим диаграмму, переходя от одной контурной линии
к другой, начиная с поля 9.

Так как усилие в стержне 1—17 уже определено, то теперь по отноше-
нию к дискам его можно рассматривать как внешнюю силу, а поэтому и
поле 17 становится внешним.

Поле 16 прилегает к полям 7 и 17, следовательно точка 16 должна
получиться на пересечении линий 7 и /7, что служит проверкой
Нетрудно видеть, что раскосы и стойки правого диска, к которому не
приложено никаких внешних сил, должны иметь нулевые усилия; следовательно
точка 18 должна совпасть с точкой 25, что является второй проверкой.

После построения диаграммы определяем знаки усилий, обходя контуры
вокруг узлов. Усилия в масштабе 1 см = 1 т выписываем в табл. 32.

Таблица 32

Усилия в стержнях фермы примера 62
Наименова- ние стерж- ней Усилия от ветра слева Усилия от сил Н Усилия от ветра справа
8-9 —7,40 —1,80 - 5,30
4—10 -7,40 -1,80 — 5,30
5-12 -5.80 -1,80 — 5,30
6-15 —5,20 —1,80 - 5,30
7-16 —5,20 —1,80 — 5,30
8—18 -3,50 —1,80 — 7,00
8-1S —3,50 —1,80 — 7,00
8—22 —3,50 —1,80 — 7,60
8-24 —3,50 —1,80 — 9,20
8-25 -3,50 —1,80 — 9,20
9-1 4-5,70 +5,80 + 4,40
11-1 4-4,00 4-5,80 + 4,40
13-1 4-?,20 +5,80 + 4,40
17-1 —1,30 +5,30 + 4,00
21-1 —1,40 +5,30 + 7,50
23—1 —1,40 4-5,30 + 9.30
25-1 — 1,40 +5,30 +11,00
9-10 -1,50 0 0
10-И +1,70 0 0
11-12 -2,20 0 0
12—13 +2,20 0 0
13-14 -3,80 0 0
14—17 +3,70 +1,10 +0,80
14-15 +1,30 0 0
15-16 -1,50 0 0
16-17 +5.00 +1,10 +0,80
17—18 -0,30 4-1,10 4-6,10-
18-19 0 0 -1,50.
19-20 0 0 +1,30
17-20 —0,30 +1,10 +4,80
20-21 0 0 —3,80
21—22 0 0 +2,20
22—23 0 0 —2,20
23-24 0 0 +1,70
24-25 0 0 — 1,50

Для определения усилий ветра справа строим диаграмму от двух сил /7,
равных горизонтальной проекции опорной реакции неподвижной опоры, для
чего проектируем эту реакцию на горизонталь (фиг. 606).

Так как имеются только две силы, то имеются и два внешних поля
1 и II, и диаграмма получается исключительно простой (фиг. 607). Как обычно,
через точки внешних полей проводим контурные линии, причем через точку I
проходят три линии, отвечающие направлениям нижнего пояса, а через точку 11—
две линии, отвечающие направлениям верхнего пояса. Затем переходим к точке Р,
как прилегающей к двум внешним полям. Нетрудно видеть, что усилия
во всех стойках и раскосах за исключением 17—14, 17—16, 17—18, 17—20
равны нулю.

Усилия эти выписываем во вторую графу таблицы.

Для определения в каком-либо стержне усилия от ветра справа нужно
усилие от сил Н прибавить к усилию стержня, симметричного с рассматривае-
мым от ветра слева.

Так например, для определения усилия в стержне 14—17 нужно усилие
в этом стержне от сил Н, равное -f- 1,10, прибавить к усилию ветра слева
в стержне, симметричном с 14—17,ъ именно в стержне 17—20, т. е. усилие
в стержне 14—17 от ветра справа равняется — 0,30= 4-0,80.

Д. Таблица расчетных усилий

Силы ветра обычно настолько ничтожны (ветровые усилия не превы-
шают 20% основных), что для подбора сечений в стропильных фермах доста-
точно построить лишь одну диаграмму от основных вертикальных сил (от
веса фермы, кровли и снега).

Если же к ферме подвешена крановая нагрузка, то необходимо
построить еще две диаграммы: одну от вертикальных воздействий крана и
другую от горизонталь-
ных, т. е. всего три
диаграммы.

При крутых кро-
влях и активном дей-
ствии ветра к диаграм-
ме от вертикальных сил
прибавляются еще диа-
грамма от действия сил
ветра, действующих с
какой-либо стороны, и
диаграмма от парных
горизонтальных сил Н,
приложенных к опор-
ным точкам фермы.

Все указанное от-
носится к свободным

стропильных фермах или на стенах. Если же стропильная ферма составляет
часть рамы, т. е. склепана с колоннами, то добавляется еще воздействие ко-
лонн, от которых также нуг но построить диаграмму Кремоны. Значение этих
воздействий и метод их определения указаны в главе XV.

Результаты построения диаграмм сводятся в таблицы расчетных усилий.

Таблицы эти рационально составить по следующему образцу:
В первых двух графах этой таблицы определяются узловые нагрузки для двух
диаграмм Кремоны: от вертикальных сплошных сил и от действия ветра слева
(при крутых кровлях).

Если же имеются крановые нагрузки, то добавляются еще две графы
для вертикальных и горизонтальных сил крана.

Наконец если ферма составляет часть рамы цеха, то добавляются две
графы воздействий колонн, которые берутся из расчета рамы. Из всех воз-
действий коло'нн выбираются только наибольшие, оказывающие максимальное
влияние на ферму. В однопролетных зданиях таковыми являются воздействие
ветра на стены здания и колонны слева или справа. Словом, число граф
в этом разделе отвечает числу диаграмм.

В следующих графах помещаются усилия, полученные из диаграммы.
Здесь число граф также отвечает числу диаграмм. Нормально мы имеем одну
диаграмму от вертикальных сил и другую при крутых кровлях (от ветра слева
и небольшую третью от сил Н, равных горизонтальной реакции неподвижной
опоры). Соответственно этому в первой графе правой части таблицы даются
усилия от вертикальных сил, во второй от ветра слева, в третьей от сил Н
и в последней от ветра справа, равные сумме усилий от сил Н и усилий
в симметричных стержнях от ветра слева, т. е.

__ с _ | ~&яев

где 5^ — усилие от ветра слева в стержне, симметричном к рассматри-
ваемому.

Наконец последними двумя графами таблицы являются расчетные усилия
при первом и втором допускаемых напряжениях. Если ветровые усилия соста-
вляют меньше 22% от основных (так как [л]п > приблизительно на 22%),
то в первую графу расчетных усилий переписываются усилия от вертикаль-
ных нагрузок; если же ветровые усилия составляют больше 22% от основ-
ных, то во вторую графу переписывается сумма усилий от вертикальной
нагрузки и наивыгоднейшего значения ветровой нагрузки (при ветре справа
или слева).

В том случае, когда ферма кроме перечисленных имеет еще и крановую
нагрузку, то после граф усилий из диаграмм, относящихся к основным
нагрузкам (вертикальным и крановыр), помещается графа суммарных основ-
ных нагрузок; то же самое относится и к случайным (ветровым) нагрузкам,
если кроме действия ветра на кровлю учитывается ветровое воздействие
колонн.

Результирующими же остаются две графы расчетных нагрузок.

При плоской кровле, когда ветер не оказывает воздействия на ферму,
в таблице в соответствии с одной диаграммой Кремоны остается только
одна графа.

Тогда обычно эту таблицу совмещают с таблицей подбора сечений,
которая разобрана в следующем параграфе.

Если наконец ферма консольная, то должно быть учтено то обстоятель-
ство, что снег есть нагрузка временная, которая может быть частично снята,
и потому необязательно, чтобы снег лежал на всем протяжении кровли. Так
как снег, лежащий на консолях, разгружает междуопорную часть, то, оче-
видно, для получения наивыгоднейших результатов нужное при расчете между-
опорной части не учитывать снега на консолях, которого там может и не быть.

В таких случаях уси/ия от снега определяются отдельно и для него
строят две диаграммы Кремоны: одну при загрузке консолей и другую при
загрузке междуопорной части. Соответственно увеличивается и число граф
таблицы.
Аналогично составляется таблица и для других видов ферм (подстро-
пильных, ферм опор электропередач и т. п.), для которых строятся диа-
граммы Кремоны.

Как указывалось, для многих конструкций рациональнее определять уси-
лия способом Риттера.

Ввиду крайней простоты такого определения специальный раздел опре-
деления усилий при этом обычно отсутствует, а усилия определяют и вычи-
сляют непосредственно перед подбором сечений: усилия поясов — по изгибаю-
щему моменту, а раскосов — по поперечной силе.

Способ Риттера обычно применяется для конструкций с параллельными
поясами.

§ 4. ТИПЫ СЕЧЕНИЙ И ПОДБОР СЕЧЕНИИ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ
КЛЕПАНЫХ ФЕРМ

А. Типы сечений поясов

Стержни ферм распадаются на две категории: на стержни поясов
и на стержки решетки, заполнения (стойки и раскосы), в соответствии
с чем сначала рассмотрим пояса, а затем заполнение.

Пояса, как известно, являются контуром или обвязкой фермы. Обвязка
эта тянется по всей длине фермы и к ней в различных узлах прикрепляются

Фиг. 608. Пояс как пересечение двух систем ферм.

раскосы и стойки; к этой же обвязке прикрепляются и связи, необходимые
для соединения плоских ферм между собой, без чего плоская система суще-
ствовать не может, так как сама по себе она является системой неустойчивой.

Таким образом пояс есть линия пересечения двух ферм: одной главной,
обычно вертикальной, и другой фермы связей, обычно горизонтальной
(фиг. 608); кроме того пояс в разных панелях в зависимости от изменения
в нем усилий, передающихся с прикрепленных раскосов, является стержнем
переменного сечения. Эти две особенности. И определяют конструкцию пояса.
Как место пересечения двух взаимно перпендикулярных ферм пояс дол-
жен иметь и две плоскости или полки для удобства их прикрепления. Этому
условию удовлетворяет уголковый профиль (фиг. 609); и действительно, уголок
является простейшим сечением пояса, которое может применяться в самых
легких фермах, например в мачтах и конструкциях подстанций.

Однако он является профилем эксцентричным, всегда работающим
с дополнительным изгибом, так как ось его не совпадает с полками, а потому
он может и применяться только при малых напряжениях.

Фиг. 609. -Уголок как простей-
шее сечение пояса.

Фиг. 610. Крестовое се-
чение пояса.

Эксцентричности можно избежать, если взять два крестообразно
расположенных уголка (фиг. 610). В таком случае получим совер-
шенно центрированное сечение, обладающее большим моментом инерции,
а потому очень удобное для сжатых стержней.

Однако если пояс клепаный, то при таком сечении он требует доста-
точно длинных планок для связи уголков между собой, ибо планки эти
должны захватывать по высоте и ширине сразу оба уголка (фиг. 611). То же

Фиг. 611. Конструкция узлового сопряжения при крестовом поясе.

самое относится и к узловым фасонкам, которые ввиду необходимости связи
уголков между собой должны быть просунуты между ними и в пределах пояса,
и следовательно должны иметь излишне большие без пользы для прикрепления
раскосов размеры (фиг. 611). Кроме того при крестообразном сечении пояса
нельзя поставить в одном и том же узле две фасонки для прикрепления рас-
косов вертикальной и горизонтальной ферм, сопрягающихся в данном поясе,
которые захватили бы сразу оба уголка (фит. 612).

Наконец, что самое главное, пояс этот имеет негладкую верхнюю поверх-
ность и на него нельзя поставить свободно никакой поперечной конструкции
(например прогонов), которая проходила бы свободно над поясом.

Если делать поперечную конструкцию, т. е. прогоны разрезными и ста-
вить их на выступающие горизонтальные полки уголков (фиг. 612), то
нетрудно видеть, что уровень этих полок (в клепаных сечениях) будет различен,
и потому такая постановка неудобна.

Поэтому, несмотря на свои специфические преимущества для сжатых
стержней, сечение это для верхнего пояса фермы во всех тех случаях, когда
на него ставится какая-либо поперечная конструкция, что является наиболее
распространенным случаем в фермах стропильных, подстропильных и др., по
крайней мере в клепаной форме, не применяется.

В нижнем поясе оно также не употребляется, так как там стержни вытя-

нуты и его преимущества работы на
затрате металла оно менее экономно
вследствие большой величины фасонок,
планок и т. д.

Два уголка можно поставить
тавром (фиг. 613, а, б, в); тогда мы

сжатие не нужны, а между тем по

Фиг. 613. Тавровое сечение поясов
ферм.

Фиг. 612. Неудобства размещения
прогонов на крестовом поясе.

получим сечение симметричное и центрированное в вертикальной плоскости и
эксцентричное в горизонтальной; но поскольку основной фермой является
вертикальная, горизонтальная же (ферма связей) имеет второстепенное значе-
ние, это обстоятельство несущественно. Сечение это очень удобно для рас-
положения сверху поперечной конструкции (фиг. 614); оно более рационально
с точки зрения величины и удобства прикрепления фасонок, которые поме-
щаются между уголками и имеют бесполезное для не-
посредственного прикрепления решетки протяжени- —
только в пределах высоты одного уголка, и нако- ( 1

нец оно достаточно выгодно с точки зрения работы ) )

на сжатие, хотя прц,. продольном изгибе в вертиэ (‘ \

кальной плоскости, т. е. в плоскости главной фер- IF1*11*’'

мы, уступает крестообразному. Но в этой плоскости ||

стержень нетрудно укрепить. Таким образом тавровое ]Г

селение из двух уголков является крайне удобным II

и рациональным и, можно сказать, почти единствен- фиг 614 размещение
ным, применяемым в легких фермах до тех преде- поперечной конструкции
лов, пока усилия можно воспринять двумя угол- на тавровом поясе.

ками.

При больших же усилиях два уголка покрывают листом (фиг. 613, г),
л при еще ббльших вставляют вертикал, т. е. вертикальный лист между
уголками (фиг. 613, б). Но такие фермы конструктивно принадлежат к раз-
делу тяжелых.

Вместо двух уголков можно взять два швеллера (фиг. 613, е),
которые представляют сечение, достаточно мощное и хорошо работаю*
щее нл поперечный изгиб, на что как раз уголковые сечения работают
плохо.
Однако сечение это менее устойчиво на продольный изгиб вследствие
меньшей относительной величины полок швеллеров и вследствие того, что
имеет сравнительно много материала (а именно две стенки) сосредоточенным
у вертикальной оси. Поэтому оно и менее выгодно.

Вследствие указанного швеллерное сечение следует применять только
тогда, когда в этом имеется необходимость, в том случае, когда пояс работает
на местный изгиб, т. е. когда прогоны располагаются между узлами, что слу-
чается однако сравнительно редко.

Казалось возможным применение швеллеров в нижнем поясе; однако и
здесь по сравнению с тавровым сечением из двух уголков сечение из двух
швеллеров не имеет никаких преимуществ, а между тем оно имеет меньший радиус
инерции в плоскости у—у; в нижнем же поясе, хотя он и вытянут, иметь
меньшую гибкость в этой плоскости крайне полезно, так как это очень
упрощает манипуляции с фермой при монтаже.

Фиг. 615. Монтаж стропильной фермы.

Таким образом в клепаных легких фермах универсальным
типом сечений является тавровое сечение. Оно возможно
грех видов.

Можно взять сечение из двух неравнобокйх уголков и поместить их
большими полками вертикально (фиг. 613, а). Полученное сечение будет почти
равнопрочно на продольный изгиб в обеих плоскостях. Действительно, как
известно, радиус инерции таврового сечения их двух уголков вокруг горизон-
тальной оси х — х равняется г^^О.З h, а вокруг вертикальной оси у—у
Ь, где Л —высота сечения, а b — его полная ширина (см. приложе-
ние VI). Т iK как в неравнобоком уголке ширина полки Ьут = 2/3 Л, а следо-
вательно 1,5 А, то rx^rv. Таким образом это сечение

является наиболее удачным при работе на продольный изгиб в том случае,
если свободные длины пояса в обеих плоскостях одинаковы, так как тогда
такое сечение будет равнопрочно. В вертикальной плоскости, т. е. в плоско-
сти фермы, свободная длина пояса фиксируется очень определенно панелью,
расстоянием между узлами фермы. В горизонтальной же плоскости, т. е. в пло-
скости связей, свободная длина фиксируется панелью связей, которая часто,
но не всегда, равняется панели фермы, так как в узлах фермы устанавливаются
прогоны, скрепленные с поясом и определяющие свободную длину пояса.
Таким образом, казалось бы, применение указанного сечения в верхнем
поясе фермы вполне уместно. В действительности же свободная длина фермы
в плоскости, ей перпендикулярной, менее определенна. В самом деле, при
сборке, когда ферму устанавливают на место, ее поднимают мачтами и при
этом расчаливают расчалками (фиг. 615), которые конечно фиксируют поло-
жение пояса очень неясно; хотя усилия при этом в ферме получаются незна-

Фиг. 616. Монтаж мачты электропередачи.

чительными, но зато и свободная длина пояса значительно большей—настолько»
что неоднократно при небрежной работе были случаи выгибов поясов от
продольного изгиба во время сборки. Кроме того ферма в плоскости, ей
перпендикулярной, может быть несколько изогнута и в действительности почти
всегда бывает таковой. Это делает реальные опасности в плоскости, перпен-
дикулярной ферме, определенно ббльшими, чем в плоскости самой фермы,
и поэтому установление равных прочностей сечения было бы неправильно.
Таким образом в плоскости, перпендикулярной плоскости фермы, нужно
иметь большую прочность. Этому удовлетворяет сечение из двух равнобоких
углов (фиг. 613, 6)t у которых ширина сечения b^2h, а в соответствии
с этим гу на 5О°/о больше гх.

Конечно за счет увеличения b при подборе сечения приходится не-
сколько уменьшать Л, а так как размер h как меньший есть расчетный раз-
мер для подбора, то это приводит к некоторому увеличению материала
для восприятия данного усилия.

Можно пойти еще дальше и дать тавровое сечение из двух неравно-
боких уголков, поставив их большими полками горизонтально (фиг. 613, в).

Тогда Л==ЗА и что дает возможность считать свободную

Фиг. 617. Размещение связей в плоскости верхнего пояса ферм.

длину вокруг оси у—у вдвое больше, чем свободную длину в плоскости
фермы.

Такой прием практикуется во многих проектных организациях и дает
большую свободу при монтаже и конструировании, но требует очень много
лишнего материала вследствие того, что расчетный размер сечения, его вы
сота, равная теперь меньшей полке, очень незначительна.

Однако сечение это вполне уместно в том случае, когда помещение
прогонов или их закрепление в каждом узле оказывается невозможным, что
случается довольно часто под фонарями или когда панель связей равняется
удвоенной панели ферм, что также практикуется достаточно часто и дает
свободную длину !су = 2/ог. Таким образом типовым сечением сжа-
того пояса является сечение из двух равнобоких уголков
или из двух неравнобйСих уголков большими полками горизонтально.

500
В случае большой осторожности и вероятия небрежности работы при
монтаже или неравенства свободных длин в обеих плоскостях необходимо се-
чение из двух неравнобоких уголков с горизонтально расположенными полками.

Наконец в том случае, когда свободная длина в обеих плоскостях точно
фиксирована (например в башнях или крановых мостах, которые ставятся
на место вместе со связями как пространственные брусья) (фиг. 616), воз-
можны и рациональны сечения из двух неравнобоких уголков, расположен-
ными большими полками вертикально.

Для нижнего пояса как стержня вытянутого важна только площадь
сечения, направление же полок уголков безразлично.

Однако если мы и здесь возьмем неравнобокие уголки и поместим их
большими полками по горизонтали, то при этом, ничего не проигрывая, мы
получаем большую жесткость пояса в поперечном направлении, с конструктив-
ной точки зрения очень выгодную, так как этим уменьшаются опасность
погнутий и опасность выпучивания, если бы нижний пояс случайно оказался
сжатым.

А такое положение возможно при монтаже, когда ферму поднимают
мачтой и она свешивается двумя консолями (фиг. 615). Кроме того по ниж-
нему поясу фермы, когда она, будучи связанной с колоннами, составляет раму,
передаются сжимающие усилия от ветра и сжимающие рамные воздействия
самих колонн.

Так как по нижнему поясу фермы связей часто не делают, ограничи-
ваясь завязкой верхнего пояса и поперечными связями (фиг. 617), то сво-
бодная длина нижнего пояса в поперечном направлении оказывается крайне
большой, а вместе с тем очень большой получается его гибкость, которая
может превзойти предельную (для вытянутых поясов равная 200). Тогда
в некоторых узлах нижние пояса стягиваются стяжками, идущими к связям,
окаймляющим контур здания (фиг. 30 и др.)

Поэтому применение в нижнем поясе неравнобоких уголков, располо-
женных большими полками по горизонтали, очень полезно и должно практи-
коваться.

Таким образом типовым сечением нижнего растянутого
пояса легкой фермы являются два неравнобоких уголка,
расположенных большими полками по горизонтали.

Б. Общие указания для подбора сечений поясов

Усилия в поясных стержнях разных панелей различны. В соответствии
с этим должны быть различны и площади сечений этих стержней, но различие

это не должно мешать

тому, чтобы пояс по всей
длине своей составлял
один цельный стержень.
Из последнего вытекают
следующие требования:
1) тип сечения во всех
панелях должен бытьоди-
наков; 2) ось стержня во
всех панелях должна со-
впадать с геометрической

Фиг. 618. Размещение верхней кромки пояса фермы на
одном уровне.

1 |z7

Та2 76сь~сёчёнйя Г

осью пояса (с поясной ли-

нией сетки фермы, по которой производится определение усилий); 3) для тех
поясов, которые несут на себе поперечную конструкцию (например прогоны),
верхняя кромка пояса должна находиться на одном уровне (постоянном рас-
стоянии от геометрической оси) (фиг. 618), так как в противном случае
не будет иметь постоянного уровня (уклона) настил кровли. Последние два
требования в общем взаимно противоположны, так как с изменением сечения
обычно меняется и расстояние от верхней кромки сечения до центра тяжести

(фиг. 619).

С точки зрения расположения поперечной конструкции и устройства
стыков крайне важно постоянство уровня верхней или наружной кромки. Это
требование считается основным. Тогда в различных панелях пояса вследствие
различного расстояния от кромки до центра тяжести сечения (фиг. 618) центр
сечения несколько сходит с геометрической оси и фактическая ось стержня

с геометрической не совпадает,
I_____________ отчего сечение работает с неко-

, " ' i ТОРЫМ эксцентриситетом.

________________ИГ- Г------------------Считается допустимым экс-
I-------------------------------------/ ‘\ _। центриситет (расстояние от фак-

/ \ тической оси стержня до геомет-

* рической оси фермы) в 1 см. Этот

Фиг. 619. Несовместность совмещений верхней эксцентриситет очень велик и в
кромки пояса и центра тяжести сечения. легких фермах всегда с избыт-
ком покрывается. Правильнее счи-
тать его функцией высоты и ограничивать 1,5 — 2°/0 высоты.

В легких фермах пояса, состоящие из двух уголков тавром,
разрешается даже центрировать по риске, т. е. ось стержня фермы

совмещать не с центром тяжести пояса, а с риской прикрепляющих заклепок,
что приводит к еще большим эксцентриситетам (фиг. 620). Это делается для
упрощения разметки узлов. Однако такой упрощенный подход является

совершенно неправильным, так как эксцентриситеты очень сильно сказываются
на работе фермы, приводят к изгибам стержней и даже к понижению проч-

ности.

Произведенные Институтом сооружений исследования над фермами
с правильной центрацией (по центрам тяжести) и с неправильной (по рискам)
показали, как это было указано ।

выше (фиг. 516), что в фермах j

с неправильной центрацией
раньше наступают пластиче-
ские деформации и раньше раз-
рушение; они все являются бо-
лее гибкими и менее работо-
способными, причем различие
может достигать до 7°/0. Не-
правильная центрация еще бо-
лее сказывается при работе от-
дельных стержней при изгибе;

по опытам инж. Domen’a изгиб Фиг. 620. Центрирование по рискам уголков.

отдельных стержней от непра-

вильной центрации по рискам может более чем в 10 раз превосходить нор-
мальный изгиб асимметричных профилей (который получается и при правиль-
ной центрации в силу асимметрии стержней).

В легких конструкциях постоянство типа сечения проводится автомати-

чески, так как пояса во всех панелях делаются таврового, крестового или
другого выбранного типа (только уголки должны быть подобраны таким
образом, чтобы эксцентриситет смежных панелей ограничивался указанным
выше пределом); далее, для облегчения стыка желательно, чтобы все уголки
имели одинаковую толщину, ибо тогда возможен наиболее простой стык
уголковой накладкой (фиг. 621). Кроме того необходимо, чтобы ширина
полки была такова, чтобы после установки уголковой накладки можно было
поставить на ней заклепку. Для этого уголок не должен быть толстым; послед-
ние толщины калибра (например 12 мм для уголка 80, 14 мм для уголка
90, 16 мм для уголка 100, см. сортамент) не удовлетворяют указанному
требованию и потому применять их нецелесообразно; однако требование это
не является обязательным, так как возможны стыки и без уголковых накладок.

Стыки, необходимые для перехода от стержня одного сечения к другому,
увеличивают вес фермы и при подборе по усилиям каждой панели должны
были: бы располагаться очень часто, так как панель легких ферм мала. Это
обстоятельство обычно сводит на-нет весовые и конструктивные преимущества
поясов переменного сечения. По-
этому в легких фермах пояс обычно . ,1-t I т I I t —=

по всей его длине делают одного S I * ф 1 ф * Т ф 4 1 ! дт

сечения, отвечающего наиболь- /,— „д _J IF

шему усилию, или в крайнем слу-

чае в крайних панелях, где усилия Фиг. 621. Перекрытие уголка уголковой нак-
очень малы, берут другое сече- ладкой.

ние.руководствуясьуказанными вы-

ше ограничениями (относительно толщины, ширины полки и эксцентриситета).

В. Типы сечений и общие указания для подбора сечений стержней
решетки (раскосов и стоек)

.мающих с двух сторон

Фиг. 622—623. Симме-
тричное и несимметрич-
ное прикрепление раско-
сов к поясу.

Заполнение (раскосы и стойки) легких клепаных ферм соответственно
сечению, допускающему постановку только одной фасонки для прикрепления
(так называемые „одностенчатые' пояса), делается из уголков или швеллеров.
В соответствии с желательностью и необходимостью центрации усилий в плос-
кости фермы сечения берутся парные, из двух уголков или швеллеров, обжи-
фасонки (фиг. 622—623).

Лишь для самых слабых второстепенных эле-
ментов, работающих в большинстве недогрузом, или
в таких фермах, где устройство парных уголков
в раскосах ведет к большим конструктивным услож-
нениям, разрешается применение одиночных уголков,
но с обязательным учетом эксцентриситета и допол-
нительных моментов. Во второстепенных элементах
этот учет может быть сделан понижением допускае-
мого 'напряжения на 25%; в более же ответствен-
ных случаях необходим непосредственный расчет, как
о том сказано ниже (стр. 517).

Парные уголки могут быть равнобокими и не-
равнобокими.

Так как в решетке свободная длина элемента
всегда точно фиксирована узловыми точками и в раз-
ных плоскостях довольно близка друг к другу
(в плоскости фермы она принимается равной 0,8 тео-
ретической длины элемента /о = О,8/да, а в пло-
скости, перпендикулярной ферме, теоретической
> вполне уместно применение равнобоких или нерав-

нобоких уголков, расположенных большими полками в плоскости фермы,
ибо тогда гх^гу. Это упрощает прикрепление и уменьшает эксцентриситет
отдельных ветвей сечения, связанных друг с другом шайбами или планками.
Тип сечения раскосов берется тавровый или крестовый
(фиг. 624). Тавровый тип требует меньше заклепок для прикрепления (так как
они у него двухсрезные), имеет меньшую ширину и потому требует меньшую

длине /0 = /J, то
величину фасонок, треоуег меньше планок и т. д., словом выгоднее. Крестовый
тип применяется только тогда, когда существенно необходимо использовать
лучшую работу его на продольный изгиб. Это будет случай длинных
раскосов или стоек, не укрепленных в плоскости фермы дополнительными
элементами (шпренгелями), т. е. случай сравнительно редкий.

Для растянутых раскосоз предлагается также Z-o бразный тип
(фиг. 625) из двух уголков полками в разные стороны. Тип этот имеет
полную центрацию, в чем его преимущество по сравнению с тавровым
(тавровый тип прикрепляется внецентренно, ибо заклепки нельзя поставить
по оси стержня ввиду близости центра тяжести уголка от полки), но более
сложен в работе, так как он неодинаков с правой и левой стороны. Кроме
того он имеет малый момент инерции относительно наклонной оси —ух и
потому может применяться только в растянутых элементах. Особенно он не-
удобен в том случае, когда уголки не сдвинуты по ширине один относительно
другого (фиг. 625, б), ибо тогда нельзя поставить заклепки на правильной
риске. Последнее неудобство уничтожается сдвижкой уголков, указанной на
фиг. 625, а, не встречающей каких-либо затруднений. Тип этот применяется
редко.

Таким образом основным типом раскосов и стоек также
является тавровый тип из двух неравнобоких или равно-

пг лг Ч~

Фиг. 625. Зетообразные се-
чения раскосов.

Фиг. 624. Типы сечений раскосов лег-
ких ферм.

боких уголков. В растянутых раскосах особенно рекомендуются неравно-
бокие уголки для уменьшения эксцентриситета каждой ветви.

Во второстепенных элементах допускается применение одного (лучше
всего) неравнобокого уголка.

Калибр уголков определяется усилием. Так как стержни раскосов и
стоек мало чем связаны друг с другом, то каждый стержень может подбираться
самостоятельно. Мерой подбора сечений служат допускаемое напряжение и
предельная гибкость стержня, допускаемая по условиям эксплоатации, причем
стержни должны быть подобраны так, чтобы напряжения в них были возможно
ближе к допускаемому, не превосходя его более чем на 5% и во избежание
излишних запасов не отступая от него слишком вниз. Что же кгс1ется пре-
дельной гибкости, то действительная гибкость стержней не должна только
превосходить ее; чем больше отличается фактическая гибкость от предельной
в меньшую сторону, тем конечно лучше, ибо стержни при этом получаются
экономнее и безопаснее.

Предельная гибкость для элементов легких ферм принимается сле-
дующая:

а) для поясов и опорных раскосов сжатых...........120

б) „ прочих элементов ферм сжатых.................150

в) „ элементов связей сжатых......................200

г) „ нерабочих элементов (стяжек, стоек) растянутых . 200
д) , элементов ферм растянутых (кроме поясов) . . . 300
е) „ элементов связей растянутых..................400

Если конструкция подвержена вибрационной нагрузке, то гибкость
растянутых элементов понижается до 200 и 300.
Г. Выбор типа сечений и установление ассортимента подбора

Процесс подбора сечений состоит из следующих манипуляций.

Прежде всего на основании соображений, указанных выше, и общей
компановки конструкции определяется тип сечения.

Вторым этапом является установление ассортимента подбора, т. е. уста-
новление числа и типа уголков, из которых желательно составить ферму.
Для этого по таблице расчетных усилий определяем потребные площади
стержня и по ним уже смотрим, как они согласуются с желательным ассор-
тиментом.

Потребная площадь вытянутого стержня обычно равняется*

^брутто___ 5 z-i \

я» “ [«] а ’ 1 *

где 5—расчетное усилие в стержне, а а — коэфициент ослабления стержня
заклепками, который в качестве первого приближения можно взять равным
а «0,80.

Потребная площадь сжатого стержня, очевидно, равняется:

рбрутто __ S

[«]<?’ ( Г

где ф — коэфициент уменьшения допускаемого напряжения при продольном
изгибе. В качестве первого приближения в легких фермах можно принять для
поясов гибкость -у- = 100 ч- 80; <р <= 0,57 ч- 0,68; для раскосов и стоек.

— = 120 ч-100; <р = 0,45 ч-0,57. Получив таким образом потребные площади
и сравнивая их с сортаментом, решаем следующие вопросы:

1. Какой уголок целесообразно принять за минимальный и какой выбрать,
диаметр заклепок.

Эти вопросы идентичны друг к другу, так как минимальный уголок
зависит от диаметра заклепки, поскольку имеется соотношение, что полка
уголка должна быть равна приблизительно 3d заклепки. Поэтому, выбрав
заклепку 20 мм, выбираем минимальный калибр уголка 60 X 40 X 6; выбрав
заклепку 17 мм, устанавливаем минимальный калибр 50 X 50 и т. д.
По существу этот вопрос является одним из наиболее важных во всем кон-
струировании, так как он определяет запасы в сечениях и в известной степени
форму конструкции. Разрешается он совокупным учетом мощности данной
конструкции и количеством тех запасов, которые устанавливает тот или иной
минимальный сортамент, связью и объемным значением данной конструкции
во всем конструктивном комплексе и т. д.

Как правило, мы стремимся иметь один диаметр заклепок в конструкциях,
но если данная деталь (например подстропильные фермы или сквозные прогоны)
представляет собой достаточно объемную и целостную конструкцию, она
вполне может иметь и свою особую заклепку. Если деталь имеет небольшое
значение и тесно связана со всей конструкцией (например поперечная связь),
то целесообразно дать ей такую же заклепку, как и в основной конструкции.

2. Этим самым устанавливаются и те стержни, которые заведомо опре-
деляются минимальным сортаментом и потому не требуют подбора.

3. Сравнивая требуемые площади поясов и учитывая величину панели
и длины получающихся элементов, устанавливаем, целесообразно ли иметь
различные сечения в разных панелях пояса или лучше иметь одно сечение пояса.
4. Наконец а общих чертах устанавливаем желательные калибры уголков,
причем обращаем внимание на всю конструкцию в целом для того, чтобы
при общем заказе металла число различных калибров не было чрезмерным,
что очень усложняет заказ и изготовление.

Д. Подбор сечений сжатых стержней

Остановимся несколько подробнее на подборе сечений сжатых элементов
ферм и прежде всего на подборехсжатого пояса.

'Основной формулой подбора сжатого стержня является формула:

рбрутто __ S .

”[«]<?'

Так как в этой формуле имеется два связанных между собою неизве-
стных F и <р, то разрешить ее можно только повторными попытками.

Проще всего задаться коэфициентом <р или, что одно и то же, гибкостью
1 zo
стержня Х =—.

Свободная длина сжатого пояса /0 известна; она равняется теоретической
длине между узлами 1т как в плоскости фермы, так в плоскости, ей перпен-
дикулярной. Это обстоятельство, т. е. то, что свободная длина элемента пояса
равняется его теоретической (геометрической) длине между узлами, несмотря
на наличие узловых фасонок, доказывается расчетом устойчивости всей фермы
в целом и объясняется тем, что пояс является обвязкой фермы, удерживаю-
щей, но не удерживаемой заполнением фермы (раскосами и стойками). Пре-
дельная гибкость Хтах, как указывалось, берется 120. При начале подбора
рационально задаться гибкостью Х = 80-^-100.

Тогда в качестве первого приближения требуемый радиус инерции
пояса:

где л^80-н 100.

Между радиусами инерции г и генеральными размерами сечения, его
высотой и шириной существует довольно постоянное соотношение, зависящее
от типа сечения. Довольно точно радиус инерции гх пропорционален высоте
сечения А, так что гх 04 А, где ах — коэфициент пропорциональности. Ана-
логично гу пропорционален ширине сечения b и может быть положен равным
.гу = а2А, где а2— другой коэфициент пропорциональности. Коэфициенты 04 и
а2, зависящие от типа сечения, даны в приложении VI.

В частности для тавровых сечений из двух уголков в среднем /^ = 0,3 А,
а гу = 0,2А.

Как указывалось, обычным сечением верхнего пояса являются два равно-
боких или два неравнобоких, расположенных большими полками горизонтально
уголка. 11ля этих сечений гу обычно больше гхУ почему последний и является
расчетной данностью.

Таким образом имеем:

rmp = rc = ai h = 0,ЗА,

-откуда

А =-^, (4)

тР а, ’
или для таврового сечения

^тр

Г"юр

0,3 ’

Сравнивая hmp с Fmp, равной Fmp =

и данными сортамента, смотрим, под-

ходят ли они друг другу, и устанавливаем уголки, отвечающие требуемой высоте
и площади. Обычно hmp и Fmp не будут соответствовать друг другу, так
как в основу их определёния положены гибкость и коэфициент фь взятые
нами произвольно.

В таком случае мы берем калибр уголка, отвечающий средним h и F,
сближая их между собою. Так, если оказывается, что hmp слишком мало по
сравнению с Fmp, то мы берем большее значение А, но отвечающее все же
значению F , меньшему первоначального F . Это возможно потому, что увеличе-
ние h связано с увеличением г, а последнее с увеличе-
нием ср, т. е. с уменьшением F. Таким образом h и F
изменяются в противоположных направлениях.

При этом при установлении калибра уголка обра-
щаем внимание, что для продольного изгиба наиболее
выгодны уголки самые тонкие. Если в разных панелях
пояса предположены различные сечения, то, устанавли-
вая минимальные калибры пояса, обращаем внимание на
то, чтобы сечения пояса могли стыковаться друг с’ другом
(фиг. 626), т. е. чтобы ширина полки удовлетворяла неравен-
ству ^г_2а > l,5d+4r=l'5rf + -^^ = 2,75d.

2 2

При этом толщина Ьуг должна быть одинакова во

1.5d

D0^Z5d

Поддеркка или to-
барит клепальною
молотка

Фиг. 626. Условия сты-
кования уголка.

всех сечениях.

ляем

Установив калибр уголка, можно его легко проверить; для этого опреде-
I S

r = alfr, гибкость Х = -у-; коэфициент <р и напряжение «= —

Если п близко [л] (разница-|-5% или — 5-2-10%), то подбор удовле-

творителен. Однако очень часто беглая проверка опускается и сечение проверяется

окончательно; для этого определяем площадь уголков, равную F = 2Fyg;
момент инерции относительно оси х: 1х = 2/хг, гх = \ = ~\коэ-

S х

фициент ф и « = — <Дл].

Только окончательная проверка является расчетной манипуляцией,
вписываемой в расчет; ее желательно проводить таблично согласно табл. 34.

Все же остальное является расчетными прикидками, помощью которых
конструктор устанавливает желательное для себя сечение.

Пример 63. Подобрать сечение стержня верхнего пояса при расчетном
усилии 5 = 35 т\ длина стержня /=2,58 м\ («] = 1200 кг)см2.

Берем к =100; ср = 0,57. По формуле (2) F = —=
к т ’ • * F J ’ тР [n] 0,57- 1200

= 51 см2. Свободная длина /0 = /ш = 2,58 м. По формуле (3) гтр = -^- =

258 г 2 58

= -уэд = 2,58 см и наконец по формуле (4) hmp = = 8,6 см. Се-

чение берем из двух равнобоких уголков. Сопоставляя гтр и Fmp и рассматривая
сортамент, видим их несовпадение. Поэтому берем среднее Л =10 см, уголок
010 X 100 X Ю:

F = 2 FVi = 2 • 19,17 = 38,34 см\

Делаем беглую проверку:

гхяьО,ЗА = 3 см\ Х* = А- = ^|? = 86; « = 0,65;

" = = 0,6535Т8°,34 - 1400 > 1200 Кг'С-Л

Фиг. 627. Сечение при-
мера 63.

Берем уголок 100 X 100 X 12:

F = 2 Fyz = 2 • 22,73 = 45,46 см*\
гййЗ; <р = 0,65;

п = £- = 4Д560°А Ze = 1180 < 1200 кг}см-.

Fy 45,46 • 0,65 1

Окончательная проверка:

имеем два уголка 100 X Ю0 X 12; F=2 • 22,73 = 45,46 с,и2;

4 = 21У* = 2 • 206,4 = 412,8

4=/S=3,02: x=S=85’?=0’65:

и = = 1180 < 1200 кг^см*.

45,46 • 0,65

В том случае, когда свободная длина стержня пояса и плоскости, пер-
пендикулярной плоскости фермы, Iov>IQxt что может иметь место, если
прогоны и связи располагаются не в каждом узле фермы, стержень приходится
проверить и в плоскости у—у.

В этом случ. е для должной устойчивости необходимо, чтобы ширина'

^тр ^тр

пояса b > = у— , где гуР = для каковой цели рационально в этом

ctg 0,20 Л

случае брать неравнобокие уголки с большой полкой, расположенной гори-

зонтально.

Если ширина b недостаточна, то подбор приходится производить по
гур согласно вышеуказанному с заменой только гх на г , h на b и коэфи-
циента 04 на коэфициент аа.

При окончательной проверке определяется (фиг. 627):

Г / 8^\21

где 7°— момент инерции уголка относительно оси у0—у0, проходящей через
центр тяжести уголка, z—расстояние от центра до обушка, Гуг — площадь уголка
и Ъф— толщина фаюнки; далее гу=л/ А; гибкость X =—; коэфи-

* z гу

циент и напряжение:

п = -^-=£[и].

Нг,
Процесс окончательной проверки сечения целесообразно вести таблично
хотя бы по следующей форме:

Таблица 34

Стержень шроверяется в плоскостях х и у лишь в том случае, когда длины
Ate и различны.

Работа подбора очень упрощается тем, что для многих типов сечений
составлены таблицы и графики.

Так, имеются таблицы радиусов инерции г тавровых сечений при раз-
личных величинах прозора, т. е. расстояния между уголками сечения; тогда,
/0 о 5 - х

зная гтр = у- и гтр = рфр можно подбирать сечение непосредственно по
радиусу и площади, сближая указанные величины без определения hmp или
Ьтр п0 коэфициентам или а2, и в окончательной проверке может быть
избегнута наиболее трудоемкая часть — определение момента инерции I.

Таблицы эти помещены в курсе Грегора „Железные конструкции", во
многих справочных книжках и других изданиях.

Наконец составлены графики зависимости между величинами двух
уголков тавром и длиной стержня /0.

Тогда, зная = — и свободную длину элемента /0, непосредственно

го графику на пересечении абсциссы, на которой отложено /0, с ордина-
той, на которой отложено значение F<p, получаем на ближайшей кривой зна-
чение требуемого уголка. В этом случае удобно пользоваться табл. 36.

Графики эти помещены в приложении VII. Пользование графиками
нашими нормами разрешается для подбора сечений легких ферм и в качестве
окончательного метода расчета.

Пример 64. Разрешим задачу примера 63 при помощи графика. Имеем
«5 = 35 т\ [и] = 1200 кг[см2, /0 = 2,58 м\

S 35000 „

^ = Й=-ЁГоо- = 29 см '

Берем два равнобоких уголка тавром. По графику приложения VII на
пересечении координат /=2,58 и /7сэ = 29 получаем 2 —][“ 100ХЮ0Х12.
Е. Подбор сечений растянутых стержней

Сечения вытянутых элементов, как было сказано выше, подбираются
по формуле:

рбрутто_______$

тР [и] а’

(О

где а — коэфициент ослабления стержней заклепками, равный приблизи-
тельно 0,85—0,80. После этого по сортаменту устанавливается отвечающая
Fmp действительная площадь уголков, которая после подбора проверяется опре-
делением величины точного вычета заклепок, т. е. величины коэфициента а.

Вычет заклепок, вообще говоря, зависит от способа прикрепления,
а поэтому правильнее его определение производить после конструирования
узлов й стыков.

Однако в проектной практике
отделяется от расчета, а потому рас-
четчик должен дать ослабление до
конструкции.

очень часто работа по конструированию

Фиг. 629. Прикрепление раскоса на ко-
ротыше.

Фиг. 628. Ослабление уголка
пояса по обеим полкам.

При этом в поясах, которые стыкуются по обеим полкам или имеют
ослабления в обеих полках, например в узлах', где в обеих плоскостях распо-
лагаются фасонки главных ферм и связей (фиг. 628), необходимо учесть воз-
можность косого разрыва. Для этого при обычном стыковом шаге (прибли-
зительно 70 мм или 3,5 d) необходимо для каждого равнобокого уголка
брать 1,5 дыры, а для каждого неравнобокого две дыры ослабления. В раско-
сах же, которые прикрепляются по одной полке, можно в каждом уголке
взять ослабление в одну дыру.

Но если число заклепок прикрепления раскоса к фасонке очень велико,
то возможно прикрепление раскосов по обеим полкам при помощи короты-
шей (фиг. 629). Тогда ослабление берется такое же, как в поясах.

Пример 65. Подобрать сечение стержня нижнего пояса при растяги-
вающем усилии 5=45 т\ сталь 2; [п] = 1200 кг/см2. По формуле (1) имеем

s __ 45 000 __ 2

т? [и] а 1200 • 0,85

По сортаменту берем два уголка 100X100X12:

= 2 • 22,73 = 45,46 см*

оруттпо 9 9

Ослабление заклепками принимаем 1,5 дыры на уголок, т. е.
F0<w = 2 . 1,5 = 2 • 1,5 • 2 • 1,2 = 7,2 см*

П =

f = 45,46 — 7,2 = 38,26 см*

1 xemmo 9 9 9 9

Д— = 1175 < 1200 ю1см\

OO.ZO
нетто 9
Подбор вытянутых элементов может быть сведен в следующую таблицу^

Таблица 35'

Таблица подбора сечений растянутых элементов фермы

кость элементов не превосходит предельную.

Очень часто подбор сжатых и вытянутых элементов сводится в следую-
щую упрощенную таблицу, которая является -типовой в большинстве проект-
ных организаций и удобна в том случае, когда подбор сжатых элементов
ведется по графикам.

Таблица 36

Таблица подбора сечений растянутых и сжатых элементов фермы

числа заклепок прикрепления стержня. Количества заклепок получаются непо-
средственно по расчетным усилиям 5 и сопротивлению одной заклепки при-
itd2 '

нятого диаметра Ng = ——[/]с^ при работе на срез и Ng = dZ [и] см при работе
на смятие, а именно по формуле:

« = ^-- (5)
Это количество кладется в основу конструирования узлов.

Кроме того в последней табл. 34 дана графа AS'разности усилий
етоясов. Эта графа необходима для определения числа заклепок прикрепления
узловой фасонки к поясам.

Ж. Подбор сечений по предельной гибкости

В сжатых стержнях подбор лимитируется не только напряжением, но
х предельной гибкостью. Поэтому сжатые стержни приходится иногда под-
бирать по предельной гибкости.

Это будут заведомо слабые элементы (например стойки) или элементы
-очень длинные (например сжатая длинная диагональ связи).

В таком случае, имея свободную длину этого элемента /0, мы определяем
радиус инерции:

и по величине г подбираем сечение.

Если имеются таблицы радиусов инерции сечений, то вопрос разре-
шается сразу.

Если же таблиц нет, то определяем:

(7)

которое и лимитирует калибр уголка.

Окончательная проверка здесь не нужна, так как вопрос напряжения
в данном случае нас не интересует.

3. Подбор сечений стержней решетки и выбор толщины фасонок

Подбор раскосов происходит в общем так же, как и поясов.

Сжатые раскосы имеют две свободные длины: в плоскости фермы
/Ох = 0,8 1т и в плоскости поперек фермы = lmt где 1т — геометрическая
длина между узлами, в соответствии с чем они имеют и две гибкости:
в плоскости фермы:

х _Лж==°»8Ап

х Г<г. Гх

н поперек фермы:

1 __4)»___Ап

«г г ’
у 'у

Следовательно, задавшись гибкостью (для раскосов ее целесообразно
принять равной К = 100-4-120), имеем:

т.р 0,8 Ап. ло\

Г. ---------(8)

^ = ^ = 7 <9>

м соответственно с этим:

(10)
тр

^=t'

(Ч)

В зависимости от типа уголков (равнобокие или неравнобокие) одно из
этих значений будет решающим.

Далее расчет идет, так же как и при подборе пояса, путем выравнива-
ния значений:

[л] Ф

и hmf или Ьтр, смотря по тому, какое из них будет решающим для подбора.
Вытянутые раскосы подбираются совершенно так же, как стержни вы-
тянутого пояса.

Пример 66. Подобрать сечение сжатого раскоса при длине его /=4,2 м
и при усилии S = —33 т\ сталь 2; [л] = 1200 кг/слА.

Задаемся гибкостью К =120; = 0,45:

р______3 - 33000 -6,

[л] <г 1200.0,45 ’

'о. = ° ° '„ = 0,8 4,2 = 3,36; по формуле (8) г”» = = 2,8 см;

'«, = '.. = 4,2; по формуле (9) г™ = ^=||? = 3,5 см;

гУ 28

по формуле (10) Атр= — = ~=9,3 см-

гтр 3 5 ;

по формуле (И) =-^-= ~ = 17,5 см.

Из соотношения b и h видим целесообразность применения равнобоких
углов.

Сравнивая hmp и Fmp, видим их несоответствие с сортаментом; сближая
их, принимаем h— 12; уголок 120 X 120 X 10; F= 46,36 слА.

Делаем беглую проверку гх = 0,3 h = 0,3 • 12 = 3,6 см;

3,36

3,6

= 93; = 0,60; п —

S 33 000

= 1190 кг1см2< 1200 кг/см2.

Ftp 46,36 • 0,6

Окончательная проверка: 4=2/*’ = 2 • 313,5 = 627 см*;

= 3,67сл;).г = ||| = 91:

33 000

’ =0>61: " = 46,36-0,6! ° 1170 Кг1СМ'-

Величина прозора между уголками таврового сечения определяется работой
фасонки; наиболее выгодна такая толщина ее, при которой работа двухсрез-
ных заклепок равнопрочна с работой на смятие, ибо тогда получится наимень-
шее число заклепок.
Приравнивая

nd2

2*„— (»]=ил1

получим:

2АСр nd kcp “к ..
Ьф= kT = 2k~d==i kdi
см * z “ем

где Лср и kCM—коэфициенты перехода от основного напряжения к напряже-

нию

При

заклепок на срез и на
рассверленных дырах:

смятие.

*=^=0,63.

При

проколотых дырах:

0,67к

2 • 1,75

= 0,6.

k =

Вообще наиболее
8^ = 0,6 d, что дает При
= 10 мм.

целесообразная толщина фасонки
d = 20 мм, 8= 12 мм, при rf=17 мм, 8 =

* Ф ’ г ’ Ф

И. Подбор сечений стержней, работающих на внецентренное сжатие

на осевую силу и местный изгиб
(фиг. 630), подбор' сечений про-
изводится по формуле неравномер-
ного сжатия в плоскости изгиба:

S Ж

Fy ' W

Когда элементы] пояса работают

Фиг. 630. Работа пояса на местный изгиб.

где F—площадь пояса и ГГ—его
момент сопротивления.

Двузначная формула усложняет

подбор, а поэтому лучше
зовать ее в однозначную,
вав ядровые моменты.

преобра-
использо-

гт

Действительно, если мы назовем —— = е и вынесем за скобку

W ™

получим:

п =

Отношение —как известно, равняется ядровому расстоянию, т. е. рас-

стоянию от нейтральной оси до крайней точки ядра сечения, которое мы
называли через р. Поэтому:

л =

Обозначим отношение — = р и будем рассматривать его как расстоя-
ние от нейтральной Оси до некоторой точки, которую будем называть приве-
денной ядровой точкой. Поскольку коэфициент ф известен, постольку извест-
но и положение этой точки.

Таким образом:

д _ 5+ е)_ Мядр ЦЗ)

где Мядр — момент силы S вокруг приведенной ядровой точки.
В симметричных сечениях ядровое расстояние:

_ 1Г 2/_ 2Fr* _ 2z*
Р— F = Fh~~ Fh ~~ h '

где г—радиус инерции, h — высота сечения.

Поскольку г =ахЛ, р=2а^А (14)

и может быть определено для разных сечений.

Для несимметричных сечений из двух уголков тавром 1,5 h. Обыч-
ным сечением сжатого пояса, работающего на местный изгиб, является сече-
ние из двух швеллеров: для него р = 0,29 h.

Для двутаврового сечения р^0,40 Л, для таврового сечения из двух
уголков р $5^0,13 Л.

Пояс, работающий на местный изгиб, одновременно должен быть
устойчив и в плоскости поперек фермы, т. е. должен удовлетворять усло-
вию*

п = -р—~ № (15)

По этим двум формулам (13) и (15) и производится подбор стержней,
работающих на внецентренное сжатие.

Кроме этих проверок, которые являются проверками на устойчивость
стержня, последний должен быть проверен на прочность. Проверка эта про-
изводится по формуле:

п =----—------1-------= - Мядр- -. (16)

нетто нетто нетто

Когда <р > 0,90, последняя проверка обычно является решающей.

Таким образом порядок подбора сечений стержней, работающих на мест-
ный изгиб, следующий.

Прежде всего задаемся коэфициентами <р в обеих плоскостях. Целесооб-
разнее задаться коэфициентом в плоскости изгиба <^ = 0,85, соответствую-
щим гибкости X = 50 (при сечении из двух швеллеров).

Затем определяем ряр = — (в соответствии с типом сечения в функции от

М _

высоты сечения Л), расстояние е = -у и ядровой момент = S (р^, е).

Зная Мядр, определяем Wmp-.

МаЯп

W = г / и площадь F =-- ^р,
тр [л] тр Р

которая берется брутто, и подбираем ее по сортаменту.

Подобрав приблизительно сечение, производим беглую проверку по устой-
чивости вне плоскости изгиба, для чего определяем г =—, 1 =
а2 Гу

<pv и напряжение м=—— [«].

После этого производится окончательная проверка, для чего определяются
точно в плоскости изгиба: момент инерции Ixt радиус инерции гх, гибкость \х,
коэфициент ядровое расстояние р, приведенный ядровой момент Мядр
и напряжение в стержне и; вне плоскости изгиба также определяются мо-
мент инерции, радиус инерции, гибкость, коэфициент и напряжение.

Пример 67. Подобрать сечение стержня верхнего пояса фермы, работаю-
щего на усилие 5 = 40 т и момент 2И=2,5 тм. Геометрическая длина
стержня /=2,5 м, сталь 2, [п] = 1200 кг [см2, сечение из двух швеллеров.

Задаемся >. = 50; ? = 0,85; г„„ = -у = ^=5 см; h„r = ^- = =

= 13 см; берем h =14 см; е = -^-= 256666 =6,25 см; р = О,29Л =
о 4U UUU

= 0,29-14 = 4 см; р„, = •£- = = 4,70 см; Р., + « = 4,70-}-

+ 6,25=10,95 см; = .$(?„, + «) = 40 • 10,95 = 438 тсл=4,38 тм;

438 000

Wmp = -= 365 см9 или для одного швеллера IF =183 сл8,
чему соответствует швеллер высотою больше 18 см. Момент сопротивления
lFmp получен по недостатку, так как с увеличением h увеличиваются р и т;
поэтому берем швеллер № 20. Делаем беглую проверку: г = 0,38 h —
250

= 0,38 • 20 = 7,6 см; X = -=-^ = 33; ф = 0,92. Следовательно решающей
7,0

является проверка по прочности. Имеем для двух швеллеров № 20:

IF. =^= 404 см3; IF 0,85 IF. _ = 0,85 • 404 = 343 см3;

брутто * нетто ’ брутто ’ *

67,86 см?; F = 0,85 =0,85-67,86 = 57,5 см*

брутто 9 9 нетто 9 брутто 99 9 9

S . М 40 000 . 250 000 . , 9

и = -р------h ---------= - 57 s- Н- 343 696 + 729 = 1425 кг[см2.

Л нетто Wнетто Ь7’'>___

Перенапряжение больше 10%.

Необходимо взять два швеллера № 22, которые выдержат с избытком.

Проверяем сечение на устойчивость в плоскости, перпендикулярной ферме.
Прозор между швеллерамми 12 мм:

Ip = 2 + F ( * + ^-Г] = 2^207’8 + 38’94 <2»23 + °>6)2) = 42°7»8+

312] = 1040 см*; F = 2 • 38,94 = 77,88 см*
7rli=3’65 см; К=т^=68; ?=0*75;

® F 77,00 о,оо

” = ^------77Л8000,75 = 685 < 1200 Кг1с'А

При большой гибкости стержня (X > 120) расчет по формуле

5 . М

П~ Ff + W
оказывается неверным, так как момент 7И, существенно увеличивая стрелку
стержня (фиг. 631), усиливает опасности продольного изгиба стержня и
влияет на первый член, а поэтому здесь закон независимости действия сил
оказывается неприложимым.

Точный расчет показывает, что влияние момента на силу S возрастает по
мере приближения силы S к критической силе стержня, равной:

_^Е1

**р----

(17)

и может быть выражено дополнительным чле-
ном:

Фиг. 631. Работа стержней на про-
дольный и поперечный изгиб.

△Af =

skp-s

где а — коэфициент, зависящий от эпюры моментов М.

Таким образом напряжение п в этом случае равняется:

(18)

Площадь F и момент сопротивления W берутся нетто, так как здесь учи-
тывается влияние момента М на изгибающие напряжения в стержне, а не на
_ $ его устойчивость.

Ъ—, Коэфициент а по нашим нормам при-

oj Эпюра, М' К

..................Г

е> °'s

Фиг. 632. Коэфициенты а дополнительно-
го члена момента при работе на продоль-
ный и поперечный изгиб.

нимается приближенно: при постоян-
ном моменте (фиг. 632,а; эпюра пря-
моугольник, случай эксцентричного при-
крепления стержня) а =1,25 (точное
4

значение а = —); при сплошной на-

грузке (фиг. 632, б, эпюра парабола,
случай действия собственного веса на
горизонтально расположенный стержень)

а =1,0 (точное значение а = —§-);

при сосредоточенной силе (фиг. 632 ,в,
эпюра треугольник) а = 0,8 (точное

8 ч

значение а = —).

Для подбора подобного стержня
определяем приведенный момент:

4, = ^(i+^s)- <19>

а затем поступаем согласно предыдущему.

Если стержень растянут и работает на поперечный изгиб, то растяжение
уменьшает поперечный изгиб.

В этом случае приведенный момент:

(20)

Пример 68. Подобрать сечение диагонали связей из двух уголков тав-
ром при усилии 5= —6 т; расчетная (свободная) длина стержня /=4,5 м\
связь прикреплена по горизонтальной полке с эксцентриситетом и работает
еще на собственный вес, материал сталь 2; допускаемое напряжение [и] =
= 1200 кг} см2 (фиг. 633).

Сначала с некоторым запасом подбираем сечение связи без учета допол-
нительных моментов. Возьмем и» 1000 кг{см* и задаемся гибкостью К =150;
у = 0,32.

_ „ 6000 о / 450 „

Тогда Fmp — l00() Q 32 — 18,7 см ; rmp— — lg() — 3 см\

Фиг. 633. Диагональ связей примера 68.

Сближая Fmp и hmpt берем два уголка 100X65ХЮ; F=15,59.2 =
= 31,18 cjw2; г =0,3-10 = 3 см\

К= 3^=150; ф = 0,32.

Напряжение п = —-=60° кг] см*.

01,10 * U,OZ

Запас полезен ввиду наличия до-
полнительных моментов.

При уголках 100X65X10 эксцен-
триситет прикрепления z = 3,37 см
(фиг. 634).

Л ~ Момент от эксцентриситета:

Фиг. 634. Эксцентриситет прикрепления связи

примера 68. 2Ив = 6000 • 3,37 = 20 200 кгсм.

Момент от собственного веса при g=24,5 кг[пог.м:

24,5 • 4 52

Ма =------- —-— = 62 кгм = 6200 кгсм.

Эйлерова сила

ъ*Е1 _ 10.2000 000.93,0-2

= 18 350 кг\

I* 4502

S 6000

-------—__________________—, п 4Q
Skp — S 18 350 — 6000_____’ '

Приведенный момент от эксцентриситета по формуле (19):

=20 200 (1 4-1,25 • 0,49) = 32 500 кгсм-

От собственного веса:

М*р = 6200 (1 +1,0 • 0.49) = 9200 кгсм;

Мпр = М°р 4- М*р = 32 500 4- 9200 = 4170 кгсм.
Момент инерции сечения:

4 = 2- 154,3 = 308,6 см\ F = 31,18 сж2;

'.“/Sb3’14"'’ x-=w=143; ’.=0’34-

Момент сопротивления:

IF= — = gi g 8

z 3,37 ’

Напряжение п = “F = 5$5 + 455 = 1010 кг/см?.

31,1о • 0.34 У1,О

Проверяем в плоскости у—у:

rv = 0,2s = 0,2 • 13 = 2,6 см- \v = 15? = 173 < 200; = 0,25.

Напряжение п = — = 770 кг/см2,

31,1 о • U,2O

§ 5. ТИПЫ СЕЧЕНИЙ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ СВАРНЫХ
ФЕРМ

А. Типы сечений

это ооъясняется тем, что по молодости сварных

Фиг. 635. Типы сечений легких сварных ферм.

Типы сечений стержней легких сварных ферм отличаются большим разно-
образием. Может быть
здесь не закончился
еще период исканий.

Применяемые до на-
стоящего и в настоя-
щее время типы могут
быть разбиты на сле-
дующие основные клас-
сы сечений: 1) тавро-
вые, 2) крестовые, 3)
трубчатые, 4) П - об-
разные (коробчатые).

1. Тавровые сече-
ния в сварной ферме
отличаются теми же
свойствами, что и в кле-
паной, а именно удоб-
ством размещения на
них поперечной кон-

струкции (прогонов), большой экономичностью, достаточными удобствами при-
крепления элементов как главной, так и горизонтальной ферм (фермы связей).

Они могут быть даны в следующих вариациях:

а) В виде большого прокатного тавра (фиг. 635, а и фиг. 149),
цельного профиля. Таких профилей в нашем сортаменте пока нет, но они
предположены в новом сортаменте и описаны в главе VII. Применение таких
сечений в ферме делает ее наименее трудоемкой и весьма экономной в ме-
талле, хотя представляет некоторые трудности в образовании узлов, как о
том будет сказано дальше в § 7. Соотношение полок и высота стойки в этих
профилях таковы, что они равнопрочны в двух плоскостях, вследствие чего
они наиболее целесообразны в том случае, когда свободные длины в обеих
плоскостях одинаковы и строго фиксированы.
Примыкание решетки к поясам здесь возможно как внахлестку с обеих
•сторон вертикальной полки (для чего последняя имеет параллельные грани)
(фиг. 636), так и впритык в плоскости стенки (фиг. 643). Для первого при-
мыкания при более мощной решетке на ширине вертикала имеется мало
места; второе же при наших способах сварки признается, хотя и недостаточно
правильно, менее надежным.

б) При отсутствии цельных тавров возможна сварка их из двух лис-
тов (фиг. 635,6). Этот тип сечения в настоящее время является крайне рас-

Фиг. 636. Примыкание решетки к тавровому сечению
внахлестку.

пространенным, что должно, повидимому, быть объяснено близостью его
к тавровому типу клепаных ферм.

Главнейшие его недостатки производственные. Тип этот очень трудоемок,

фиг. 637. Пояс из двух листов. Постановка диафрагм.

между собой, которое производится обычно тонкими сквозными или прерыви-
стыми швами (последние в фермах, находящихся в закрытых помещениях,
возражений не вызывают), если прерывистые швы выходят дешевле тонких
сплошных; наконец он при сварке подвержен короблениям. Для уменьше-
ния последних приходится к вертикалам сначала приваривать на некоторых
расстояниях (1,5—2 м) треугольные консоли (диафрагмы) и затем уже гори-
зонтал, прихватив его предварительно небольшим количеством металла и кон-
сольками (фиг. 637). Все это очень увеличивает трудоемкость изготовления
пояса.

Сама сварка при этом требует большой осторожности и искусственных
приемов (обратноступенчатый способ, работа двумя сварщиками и т. д.).
Вообще это сечение является составным, а в этом его основной недоста-
ток в применении к легким фермам, где в первую очередь используются бо-
лее простые в изготовлении прокатные профили.

Как составное сечение оно не имеет резко фиксированных размеров и мо-
жет иметь их такими, какие необходимы для конструкции без больших за-
пасов.

Однако и здесь встречается ряд затруднений; вкратце они могут быть
характеризованы тем, что сечение это является для легких ферм слишком
емким, т. е. усилия легких ферм для него слишком малы.

Действительно, для того чтобы выгоды таврового сечения были пол-
ностью использованы, желательно, чтобы вертикал был настолько высок,
чтобы к нему возможно было прикрепить решетку фланговыми швами без
уширений (фиг. 638).

С другой стороны, высокий вертикал для того, чтобы быть устойчивым,
должен быть и достаточно толст (8 716 ширины выступа, в данном слу-

чае вертикала).

Что же касается горизонтала, то для того, чтобы иметь достаточные
запасы против выпучивания пояса в плоскости поперек фермы, он также

Фиг. 638. Прикрепление решетки к тав-
ровому поясу без уширения.

Фиг. 639. Прикрепление решетки к тав-
ровому поясу при помощи узлового
уширения.

должен быть достаточно широк (Ъ = 2Л), а вместе с тем и толст, во всяком
случае не тоньше вертикала ширины выступа горизонтала).

В результате удовлетворения всем перечисленным требованиям площадь
сечения может получиться слишком большой.

Приходится конечно уменьшать вертикал, так как ширина горизонтала
существенно необходима для устойчивости пояса; тогда для получения доста-
точной площади прикрепления мощных раскосов приходится приваривать
к вертикалу местные уширения, аналогичные фасонкам (фиг. 639 и 737);
металла на это требуется очень мало, но трудоемкость сильно возрастает.

В остальном конечно эти составные сечения обладают всеми преимуще-
ствами тавровых сечений (удобствами помещения прогонов, размещения го-
ризонтальных ферм и т. д.).

в) Для уменьшения трудоемкости составных и при отсутствии прокат-
ных тавров последние можно изготовить, разрезав двутавр на две
части (фиг. 635,д', что достаточно просто, и за границей для поясов та-
кие сечения применяются довольно часто. Основное их преимущество (не
считая простоты разрезги)—достаточный фронт прикрепления раскосов по
высокому вертикалу; зато ширина горизонтала этого сечения мала, а потому
оно малоустойчиво в плсскости поперек ферм и малоэкономно; затем и про-
цесс разрезки, хотя он м очень прост, не всегда является удачным.
Вследствие наличия внутри двутавра значительных напряжений (полу-
чающихся вследствие неравномерности остывания двутавра) половины двутавра
после разрезки часто резко выгибаются от воздействия этих напряжений,
активизированных разрезкою, и сечение становится негодным (фиг. 640).

Таким образом это решение, вообще говоря, не является удачным.

г) Наконец возможно составление таврового пояса из двух уголков
точно так же, как в клепаных фермах (фиг. 635, г).

Тогда все сопряжения с раскосами производятся на фасонках, к кото-
рым раскосы не приклепываются, а привариваются, чем и ограничивается раз-
личие между сварными и клепаными фермами (фиг. 641).

Решение это требует дополнительной нарезки фасонок и их приварки
к поясам и потому более трудоемко, хотя последнее умеряется достаточной
простотой и привычностью конструкции, отсутствием треугольных диафрагм,

Фиг. 640. Раскрытие двутавра при его
разрезке.

Фиг. 641. Узел сварной фермы при поясах из
двух уголков.

Фиг. 642. Сечения
раскосов сварных
ферм содностенча-
тыми поясами.

необходимых в тавровом поясе из двух листов; затем оно требует дополни-
тельного металла на фасонки, что опять-таки несколько умеряется тем, что
длина раскосов благодаря наличию фасонок может быть сделана меньше.

Вследствие того что сварные соединения очень компактны, система эта
также дает экономию металла по сравнению с клепаными фермами, хотя не-
сколько меньшую, чем другие решения, но все же вполне сравнимую с осталь-
ными типами.

В остальном она сохраняет все удобства клепаных сечений.

Система эта, с одной стороны, может рассматриваться как путь наи-
меньшего сопротивления в сварке, отказ от самостоятельных исканий, но,
с другой стороны, поскольку она выдерживает конкуренцию с другими систе-
мами, должна рассматриваться как вполне приемлемая и возможная.

Раскосы и стойкие одностенчатых фермах с тавровыми
поясами делаются таврового и уголкового, а иногда швеллерного и двутав-
рового сечений (фиг. .642).

Тавровые сечения располагаются стенкой тавра в плоскости стенки по-
ясов и привариваются к ней встык, полки же тавров прорезью объемлют
стенку пояса (фиг. 643).
Получается сопряжение, крайне экономное по затрате металла и доста-
точно надежное, особенно в сжатых раскосах. В вытянутых же приходится
компенсировать недостаток напряжения в стенке (которое не может быть вы-
ше напряжения сварки вследствие наличия соединения встык) постановкою
накладок (фиг. 643). В прокатных сечениях косая вырезка стенки несколько
затруднительна, что является недостатком этого решения.

В остальном же оно вполне удачно.

Раскосы из двух уголков, как и в клепаных фермах, делаются тавро-
вого типа (фиг. 642,6); они объемлют с двух сторон стенку пояса и при-
вариваются к ней фланговыми швами. Главным недостатком этой конструкции
является ограниченность места прикрепления раскосов к стенке пояса, осо-
бенно ощутимая, когда к поясу примы-
кают три стержня; для компенсации этого
приходится в узлах ставить уширения
(фиг. 639 и 641).

В остальном же этот тип сечения
наиболее прост, а потому применяется
наиболее часто.

Уголки и тавры с односторонним
прикреплением к поясу вследствие эксцен-
тричности прикрепления применяются край-
не редко; иногда, как и в клепаных фер-

мах, такое примыкание применяется для вспомогательных стержней при пони-
женных на 25°/0 напряжениях, для стержней перекрестных ферм при специаль-
ном учете эксцентричности прикрепления (см. § 4) и т. д.

Двутавровые или швеллерные раскосы применяются лишь в исключи-
тельных случаях, когда нужно иметь раскосы или стойки очень большой
жесткости. Тогда они ставятся поперек ферм и стенки их прорезью сое-

Фиг. 644. Применение двутавровых раскосов при тавровом поясе.

диняются со стенкой пояса, полки же накладками или непосредственно под-
хватываются к горизонталу пояса (фиг. 644).

Таким образом в тавровых одностенчатых легких сварных фермах типо-
вым сечением поясов является тавровое из двух листов или (при наличии
фасонок) тавровое из двух уголков; типовым же сечением раскосов является
сечение из двух уголков тавром, тавр прокатный или тавр из двух листов.

2. Крестовые сечения в сварной ферме получаются удачнее, чем в кле-
паной. Здесь два уголка свариваются друг с другом обушками таким образом,
что получается правильный центрированный крест (фиг. 635, д), причем про-
падают всякие прокладки для связи уголков между собою, необходимые
в клепаном решении. Сопряжение крестового пояса с элементами решетки
главной фермы происходит так же, как и в тавровых поясах, а именно пу-
тем приварки раскосов внахлестку или впритык к вертикальной полке пояс-
ного уголка (фиг. 645).

Расположение поперечной конструкции на крестовом поясе также воз-
можно на выступающих горизонтальных полках уголков, расположенных в од-
ном уровне, конечно при условии, что поперечная конструкция от фермы до
фермы является разрезной (фиг. 646)

Фиг. 645. Применение крестового сечения. Конструкция мачты.

Таким образом в конструктивном отношении крестовое сечение не пред-
ставляет каких-либо затруднений, но и не дает преимуществ по сравнению

Фиг. 646. Размещение поперечной кон-
струкции на крестовом поясе.

с тавровым типом.

Поэтому применение крестового
пояса возможно (особенно при боль-
ших панелях фермы), когда может
быть использован большой момент
инерции крестового сечения или ког-
да пояс работает на большие сжи-
мающие силы.

Это типичный случай башни или
мачты, и здесь применение крестового
сечения в сварной ферме еще более ра-
ционально, чем в клепаной (фиг. 645).

Фиг. 647. Узел фермы с трубчатыми сечениями. Примыкание
стержней впритык.

3. Трубчатые сечения являются особенностью сварных ферм. Делаются
они обычно из двух профилей уголков или швеллеров (фиг. 640, е, ж, з, и)
с вертикальными и горизонтальными гранями, что облегчает прикрепление ре-
шетки, которое можно производить либо впритык к горизонтальной внутрен-
ней грани (фиг. 647) либо внахлестку по обеим вертикальным граням (фиг. 648).

В последнем случае решетка должна быть двухстенчатой, так что кон-
струкция фермы с трубчатыми поясами является переходной между конструк-
цией одностенчатых и двустенчатых ферм.

Фиг. 648. Узел фермы с трубчатыми сечениями. Примыкание вытянутых раскосов
внахлестку.

Фиг. 649. Сравнение трубчатого и тав-
рового сечения.

Основной недостаток трубчатого сечения — недоступность внутренней
полости для осмотра и окраски.

При введении трубчатых сечений в первые годы появления сварки пред-
полагалось, что этот недостаток может быть уравновешен хорошей работой
труб на продольный изгиб и полученной
экономией металла.

Однако это справедливо далеко не
для всех сечений труб. Наиболее удоб-
ная в конструктивном отношении труба с
горизонтальными и вертикальными граня-
ми в плоскости поперек ферм как раз
менее устойчива, чем тавровый пояс, так
как имеет ширину, близкую к ширине
полки одного уголка, а в тавровом поясе

она равняется удвоенной ширине' (фиг. 649). Поэтому такие сечения ока-
зались неэкономными. Они не вполне удачны и с точки зрения своих сопря-
жений, которые хотя и просты, но менее надежны.

Раскосы и стойки таких ферм, обычно конструируемых также трубча-
того сечения, подходят к поясам впритык и обвариваются по контуру лобо-
вым швом (фиг. 647), что, судя по опытам, менее надежно, чем нормальное
прикрепление внахлестку фланговыми швами.

Для осуществления же последнего на вертикальной грани трубчатого
сечения пояса обычно не имеется достаточно места, так как трубчатое сече-
ние имеет две вертикальных стенки, которые уже по одному тому не могут
быть велики.
Радиусы инерции такого сечения приблизительно равны гх = 0,35 h
и гу — 0,35 b, а так как размер b трубчатого сечения примерно в два раза
меньше таковых размеров простого таврового сечения из двух листов, то это
дает уменьшение устойчивости в плоскости у—у приблизительно на 15—1О°/о.

Для увеличения устойчивости уголки можно поставить так, чтобы грани
трубы были наклонены под углом в 45° (фиг. 650). В поясах такие сече-
ния требуют обязательных фасонок в узлах, которые должны иметь большое
протяжение внутри пояса, так как поясные уголки должны быть к ним при-
варены по верхней и нижней кромке.

Сечение это по вертикальной и горизонтальной осям имеет большие

моменты инерции, аналогичные моментам инерции крестового сечения, но мо-

менты инерции по на-

клонным плоскостям
остаются почти без из-
менения, а они то как
минимальные и являют-
ся расчетными.

Таким образом
это сечение является
невыгодным. Является
оно неудобным и в от-
ношении постановки
прогонов и прикрепле-
ния связей, для чего
приходится к верхней
Кромке, несколько вы-
ступающей за пояс фа-
сонки, приваривать го-
ризонтальную планку,
.фасонку связей или
платформу для поме-
щения прогона (фиг.
650).

Преимуществом
же этого сечения явля-
ются его полная цен-
трация и меньшие до-
полнительные напряже-
ния.

Фиг. 650. Узел фермы с сечениями из уголков, поставлен- ж Д /

ных на ребро. Укрепление поперечной конструкции. лее мощных ферм (осо-
бенно для поясов, ра-
ботающих на местный изгиб) применяется сечение из двух швелле-
ров, сваренных трубой. Этот тип применяется при сопряжении на
фасонках и без фасонок (фиг. 635, з и и).

В первом случае фасонка пропускается между швеллерами, которые при-
вариваются к ней поверху и понизу. Заполнение главной фермы (раскосы и
стойки) при этом получается одностенчатым, и здесь по сравнению с двух-
стенчатыми раскосами можно немного выиграть на диафрагмах и планках, что

в связи с тем, что сами раскосы получаются здесь меньше, может уравно-
весить лишнюю затрату материала на фасонки.

Во втором же случае конструкция остается той же, как и в трубчатых
фермах из двух уголков с вертикальными гранями.

Наконец возможны фермы из кругл ых труб или полукруглых
сечений (фиг. 635, к).
Эти сечения имеют момент инерции, больший в сравнении с тавровым и

другими сечениями.

Радиус инерции круглого сечения равен приблизительно г =0,35 d,

а так как здесь при равной площади с тавровым сечением из трех листов

диаметр трубы d приблизительно
равен Л, то мы имеем некоторое
превышение устойчивости стержня.
Однако сечение это требует
узловых фасонок.

Иногда трубчатые фермы
круглого сечения конструируются
и без фасонок при устройстве
трубчатых же такого же сечения
раскосов и стоек.

Но решение это требует
крайне сложной выкройки узло-
вых сопряжений и не может ре-
комендоваться как обычное (фиг.

Фиг. 651. Узел фермы из круглых труб.

651).

Раскосы и стойки трубчатых ферм делаются также трубча-

того сечения из двух уголков, швеллеров или круглой трубы (обычно сжатые
элементы) (фиг. 652, а, б и в), которые подходят впритык к трубчатым поя-

Фиг. 652. Сечение раскосов и стоек трубчатых ферм.

сам, или же проектируются в форме двойного уголкового сечения, когда
ферма не имеет фасонки, а раскосы привариваются к наружным граням трубы
(фиг. 652, г), или простого таврового (фиг. 652, е) или трубчатого из угол-

ков, поставленных под углом
45°, если раскосы подходят к
фасонкам (фиг. 652, ж).

Раскосы двойного угол-
кового сечения являются

двухстенчатыми сечениями,
состоящими из двух ветвей
и требующими для своего
прикрепления диафрагм и
планок (фиг. 653).

Простота устройства
диафрагм и планок в свар-

Фиг. 653. Диафрагмы для связи двухстенчатых се-
чений легких ферм.

ной ферме, о чем уже указывалось в главе IX, приводит к тому, что двухстен-
чатые сечения оказываются возможными и в сравнительно легких фермах.

С точки зрения изготовления, возможностей коробления и трудоемкости
трубчатые фермы стоят выше тавровых из двух листов, особенно в том слу-
чае, если они не имеют фасонок, но по затрате металла они им уступают.

Уступают они конечно и с эксплоатационной точки зрения, особенно

в том случае, если находятся в помещениях, где могут подвергнуться воздей-
ствию вредных газов (горячие цеха) или атмосферных агентов.

4. И-образные или коробчатые сечения (фиг. 635, л, лг, н и о)
являются типичными двухстенчатыми сечениями, а особенность сварки заклю-
чается в том, что благодаря простоте своих соединений она ввела двухстенча-
тые сечения в обиход легких ферм.

В простейшей своей ферме пояса коробчатых ферм состоят из двух
неравнобоких уголков, расположенных большими полками вертикально, обра-
щенных друг к другу малыми полками и сваренных по ним закрепами или
сплошным швом (фиг. 635, л и 654).

Сечения эти, очевидно, весьма устойчивы в плоскости поперек фермы;
радиус инерции их гу — 0,4 Л, а так как b в этих сечениях, равное b = 2 Ьу
(двум полкам неравнобоких уголков), близко 1,5 А, то по сравнению с дру-

Фиг. 654. Узел сварной фермы с П-образными поясами.

гими типами этот ра-
диус является одним из
наибольших, что дает
рассматриваемым сече-
ниям большое преиму-
щество с точки зрения
устойчивости.

Далее, сечения
эти имеют четыре по-
верхности прикрепле-
ния раскосов: две на-

ружных и две внутрен-
них .(фиг. 654), что
является большим их

конструктивным преимуществом и позволяет обходиться без фасонок.

Правда, материал, сэкономленный на фасонках, уходит, как правило, на
диафрагмы и планки, необходимые для скрепления ветвей двухстенчатых рас-
косов, но ферма, несмотря на это, все же остается экономной в силу хоро-
шей устойчивости стержней и потому малой потери веса на продольном

изгибе.

В более мощных
фермах, приближаю-;
щихся уже к тяжелым,
хорошее сечение по-
лучается из швеллера
с приваренными к не-
му двумя вертикалами
(фиг. 635, я), дающее
возможность сравни-
тельно легко варьиро-
вать сечение в разных
панелях при сравни-

тельно небольших экс- Фнг. 655. П-образные сечения поясов из швеллера и двух
центриситетах (фиг. вертикалов.

655).

Нижние пояса делаются также из двух уголков, сваренных, как
верхние, с корытом, расположенным вверх или вниз. При уголках, обращен-
ных свободными полками кверху, возможна опасность скопления влаги в ко-

рыте пояса, правда, совершенно несущественная, поскольку между уголками
остается щель, прерываемая закрепами.

Очень часто калибр уголков нижнего пояса получается меньше, чем
верхнего. Тогда уголки первого приходится раздвигать, чтобы получить рас-
стояние между кромками их приблизительно одинаковое с верхним поясом
для возможности приварки раскосов (фиг. 656) (точное совпадение этого рас-
стояния в сварке необязательно, так как уголки раскосов могут быть постав-
лены несколько наклонно, но так, чтобы щель между ними и гранью пояса
не превосходила 1—2 мм, что на прочности соединения не отзывается);
между раздвинутыми уголками необходимо ставить планки, на что идет мини-
мальное количество металла, так как в сварном решении планки могут иметь
ничтожные размеры, но при этом конечно увеличивается трудоемкость.

При уголках нижнего пояса, обращенных свободными полками вниз,
пояс оказывается прикрытым и несколько, но незначительно, упрощается при-
крепление раскосов.

Фиг. 656. Нижний узел фермы с П-образными поясами.

Фиг. 657. Сварная ферма с П-образными поясами; при-
крепление второстепенных стержней.

Раскосы и стойки коробчатых ферм делаются также из
двух уголков. Сжатые раскосы, так же как и пояса, имеют полки уголков,
обращенные внутрь, и такую ширину, чтобы войти внутрь коробки пояса,
т. е. они должны быть уже последнего на две толщины поясного уголка
(фиг. 654 и 657).

Если уголки прива-
рены друг к другу нелси
средственно своими кром-
ками, то сечение можно
рассматривать как сплош-
ное (фиг. 654) и следо-
вательно рассчитывать по
обычной, а не приведен-
ной гибкости, что дает
экономию в металле (см.
§6). В противном случае
приходится ставить план-
ки.

Вытянутые раскосы
делаются из двух уголков
полками наружу. Они
объемлют наружные угол-

ки поясов (фиг. 654). Отдельные ветви их соединяются диафрагмами, но тре-
буют небольшого крепления, будучи вытянутыми.

Обычный тип диафрагмы, который приходится ставить и во всех прочих
сечениях во избежание коробления при сварке,—планка-распорка, расположен-
ная под углом 45е, заменяющая и планку и диафрагму (фиг. 653).

Вспомогательные элементы (стойки) делаются из одиночного уголка, распо-
ложенного под углом 45° к оси фермы, приваренного внизу непосредственно к по-
верхности сжатого раскоса, а наверху к вертикальной диафрагме пояса (фиг. 657).
Этот же гип сечения хорош и для других второстепенных элементов,
например в шпренгельных фермах; возможность простых сопряжений основ-
ных элементов с вспомогательными представляет большое преимущество рас-
сматриваемых типов сечений для шпренгельных ферм по сравнению с одно-
стенчатыми, где для вспомогательных элементов приходится применять пар-
ные уголки или одиночные уголки с эксцентричным прикреплением сбоку.

Соединение раскосов с поясами происходит фланговыми швами; наложе-
ние фланговых швов сопряжения сжатых раскосов, входящих внутрь пояса,
может встретить затруднения, особенно при остром угле подхода раскоса
к поясу.

Этого затруднения можно избежать сваркой отдельных половинок ферм
и затем соединением их по среднему шву между уголками, как о том будет
сказано далее, но во всяком случае эта система по своему изготовлению яв-
ляется одной из более сложных, а потому правильнее применять ее для более
мощных ферм.

5. Общая оценка различных типов сечений. Таким образом мы ви-
дим, что сварка допускает исключительно большое богат-
ство типов сече-
ний легких ферм;
однако все эти типы
имеют свои недостатки.
Можно сказать,
что оптимальное
решение до сих
пор не выявлено.

Если теперь го-
ворить о практическом
применении того или
другого типа, то, пред-
полагая, что больших
прокатных тавров у
нас пока нет и что
исключаются трубча-
тые сечения из круглых
труб вследствие дефи-
цитности цельнотяну-
тых труб и необходи-

мости специальной вальцовки труб из листового железа, можно посоветовать
следующие решения.

В самых легких фермах (траверсы подстанций), работающих обычно
с малым напряжением, возможны пояса из одиночных уголков с приваркою
решетки по их полкам также из одиночных (лучше неравнобоких) уголков.
В более серьезных фермах балочного типа (легких стропильных и подстро-
пильных) наиболее целесообразны сечения из двух уголков при узлах на фа-
сонках, так как в этих фермах вследствие незначительности усилий в поясах
непосредственное прикрепление к поясу представляет обычно затруднения.
Средние стропильные фермы (пролетом приблизительно 25 л«), повидимому,
наиболее рационально конструировать при поясах таврового типа из двух
листов. Однако здесь могут конкурировать и более простые по изготовлению,
но более тяжелые фермы из уголков на фасонках. Наконец большие фермы
пролетом приблизительно 30 м или фермы, расставленные более редко (Ь > 6 л/),
особенно шпренгельные, наилучше конструируются коробчатого типа. При
поясах, работающих на местный изгиб, и при довольно больших нагрузках
целесообразно трубчатое сечение из двух швеллеров или тавровые пояса из
двух листов, к которым кроме того снизу для увеличения момента инерции

Сечение

'ертнеес юясо
«л а 90*90*10

Фиг. 6д8. Усиление верхнего пояса приваркой нижнего ли-
ста при работе на местный изгиб.
между узлами приваривается небольшой листик (фиг. 658). Листик этот при
работе на осевую силу в площадь пояса не входит. Для конструкций башен-
ного типа целесообразно крестовое сечение поясов.

Таким образом исключаются как малорациональные сечение из полови-
нок двутавров, сечение трубчатого типа из двух уголков с фасонками и без
фасонок.

С экономической точки зрения различные типы сварных ферм на при-
мере однородных проектировок были сравнены ЦНИПС.

Они дали следующие результаты:

Таблица 37

Сравнение различных типов сечений сварных ферм с экономической
точки зрения (по данным ЦНИПС)

Тип сечения Пролет в м 1 Вес фермы Констр. коэфи- циент Строит коэфи- циент
Тавровый прокатный 20 1540 1,83 1,04
30 1749 1,01
Тавровый из двух листов 30 1746 — 1,03
„ „ швеллеров 30 1965 — 1,12
Трубчатый уголковый 30 1862 1,01
П-образный из уголков 30 1914 — 1,03
20 1606 2,00 1,06
П-образный из штампованного профиля . . . 20 1541 1,83 1,03
То же для тяжелых ферм
Из двух уголков 30 5959 1,85 1,05
Из штампованного профиля 30 5398 1,68 1,02

Б. Выбор типа и установление ассортимента сечений

Процесс подбора сечений сварных ферм идет по тому же плану, что и
клепаных. И здесь первым и основным вопросом является выбор типа
сечения, который производится на основании указанных выше соображе-
ний, наличия того или иного материала (уголков, листов), оборудования и
места изготовления (завод или мастерская на площадке) и т. д. При изготов-
лении конструкций на площадке следует конечно прибегать к более простым
в смысле изготовления типам, каковыми являются сечения из уголков на фа-
сонках; при изготовлении же на заводе целесообразнее прибегнуть к более
экономному типу с тавровыми сечениями или с коробчатыми поясами. z

Установив на основании этих общих соображений тип сечений и при-
кинув потребные площади (см. §4), выясняем потребный ассортимент
сечений.

В отношении ассортимента сварные сечения легких ферм базируются на
сечения из листов (сварные тавры) и из уголков.

1. Минимальный калибр уголка. Что касается ассортимента сечений
из уголков, то он в общем близок соответствующему ассортименту в клепа-
ных фермах с той лишь разницей, что в сварных фермах вопрос минималь-
ного уголка не является столь острым, так как в них нет лимитирующей
уголок заклепки, и наименьший калибр определяется более общими конструк-
тивными соображениями.
На практике в стропильных и подстропильных фермах не применяются
уголки меньше 45 мм, хотя в самых легких фермах: траверсах, ригелях под-
станций, в траверсах и решетке мачт и в решетчатых прогонах, могут быть
взяты и более мелкие калибры до 35 и даже до 30 мм.

По существу же в сварке уголок лимитируется предельной гибкостью.
Так как в парных уголковых сечениях расчетный радиус инерции г = 0,3 h,
в сечении из одного уголка г= 0,19 h, накошц в крестовом сечении 0,38 Л,
а вообще r = a1h, то минимальный калибр h определяется из равенства:

— = —. или h , ~----------. (1)

Г а1Л 1 а1 \пах

Если мы возьмем Хтах=150 (для сжатых второстепенных элементов
главных ферм), то в таком случае например для таврового сечения:

h ==_______7° = 7о _ Zo .

ш,п at • 150 0,3 • 150 45 ’

при /0 = 3 м минимальный калибр по предельной гибкости:

. 300

Лш1п“ 45 —7 см

и т. д.

2. Наименьшая высота пояса.
приварка раскосов непосредственно к

Фиг. 659. Определение требуемой высоты
вертикала пояса.

В том случае, когда предположена
поясам, т. е. без фасонок (например
в коробчатых фермах), существенной
является высота уголка пояса, на по-
верхность которого должна нало-
житься приварка раскоса. Последняя
обычно производится фланговыми
швами.

Если —усилие в привариваемых
уголках раскоса, то суммарная длина
фланговых швов при равной высоте
их с обеих сторон уголка:

I__________(2)

фА 0,7Atu[t]ce ‘ >

При этом Лш, очевидно, возможна не больше толщины привариваемого
уголка: для малых усилий б-т-8 мм, а для больших 10-е-12 мм.

Из этой длины приблизительно — 1$ идет на более длинный шов

у обушка уголка; следовательно этим швом и определяется наименьшая высота
пояса, равная при сечении раскоса из двух уголков (фиг. 659):

, 2 7фЛ . .

ш|Л = у -ySina + c,

(3)

где с—расстояние от конца уголка раскоса до верхнего пояса; его берут
приблизительно 0,3 Лп; тогда

— (4)

Однако фронт приварки раскоса можно существенно уменьшить доба-
влением лобового шва по торцу уголка или по кромке пояса (фиг. 660). При
532
остром недостатке высоты пояса к этой мере рационально прибегнуть, хотя
при этом не следует забывать, что слишком короткие прикрепления по своей
работе неудачны (см. стр. 239).

Сопоставляя эти отношения с потребными площадями и прикидывая те
уголки и сечения, которые им отвечают, проверяем, насколько конструктивно
целесообразен принятый тип сечения и не требует ли он изменения.

3. Ограничения в установлении ассортимента. Стыки в сварных фер-
мах значительно проще, чем в клепаных, и потому элементы пояса сварных
ферм в различных панелях могут делаться более разнообразных сечений; однако
и здесь, чтобы не увеличивать работы по изготовлению, часто делают пояса
постоянного сечения или же делают только два сечения: в крайних панелях

Фиг. 660. Применение лобовых косых швов для укороче-
ния прикрепления раскосов.

одно, в средних другое,
и очень редко три.

Смежные уголко-
вые сечения пояса в
сварных фермах связа-
ны между собой срав-
нительно очень мало,
так как они могут раз-
личаться не только ши-
риной полки, но и тол-
щиной, что не услож-
няет устройства стыка.

Также могут различаться и толщины уголков верхнего и нижнего поясов
Но во многих случаях калибры поясов раскосов и стоек связаны между собой
определенной зависимостью.

По F-F

Фиг. 661. Соотно-
шения между кали-
брами уголков поя-
са и решетки при
трубчатых сече-
ниях.

Фиг. 662. Примыкание раскосов к трубчатому поясу через про-
кладку.

Это относится в первую очередь к коробчатым и трубчатым сечениям.
Для того чтобы вытянутые раскосы из двух уголков могли обнять наружные
грани верхних и нижних поясов, необходимо (фиг. 655 и 656), чтобы ширина
поясов была одинакова с допуском до 2-^4 мм.

Для коробчатых поясов это требование не очень иоязательно, так как
в нижнем поясе может быть оставлена щель (фиг. 656), в трубчатых же сече-
ниях, где щели не может быть, ©но непосредственно влияет на калибр уголка
Далее, в трубчатых сечениях в растянутых поясах необходимо, чтобы высота
уголкэв была постоянной, ибо при отсутствии этого обстоятельства затруд-
няется перекрытие стыка накладкой (фиг. 647), а так как по тому же самому
постоянной должна быть и ширина, то здесь, переходя от одного сечения
к другому, играть можно только на толщине, калибр же уголков остается
постоянным. Постоянство калибров желательно и в сжатых поясах, но там
это не столь обязательно.

В трубчатых фермах из уголков необходимо также, чтобы ширина труб-
чатых сжатых раскосов была не менее чем на две толщины меньше ширины
пояса, чтобы раскосы эти в месте примыкания их к поясу можно было обва-
рить по контуру (фиг. 648 и 661).

В крайнем случае это может и не быть выдержано, но тогда между рас-
косом и поясом необходимо поместить две прокладки, что сильно увеличивает
количество швов и усложняет конструкцию и ухудшает ее качество (фиг. 662).

Ширина сжатых раскосов в коробчатых фермах должна быть на две тол-
щины меньше ширины пояса, чтобы их можно было всунуть внутрь коробки
последнего (фиг. 654, 656). Требование это, очевидно, фиксирует максималь-
ную величину полок уголков раскосов; при меньших полках, если щель между
уголками при раздвижке их до указанной ширины окажется больше 3 мм,
необходимо ставить планки и рассчитывать раскосы как составные сечения по
приведенной гибкости; при меньшей же щели связь между уголками возможно
осуществить при помощи сварных прихваток и швов, а раскосы могут рас-
сматриваться как сплошные. Все эти обстоятельства учитываются при выясне-
нии ассортимента и устанавливают окончательно целесообразность и выго-
дность принятого типа сечения.

При тавровых поясах из двух листов при установлении ассортимента
листов в сжатых поясах, как указывалось выше, прежде всего должны быть
учтены требуемые для устойчивости наименьшие толщины листа в ширины
выступа. Далее, при уголковых раскосах крайне желательно выяснить при
установлении ассортимента наименьшую высоту вертикала с точки зрения
прикрепления раскосов согласно указаниям фиг. 659 если не самых мощных
раскосов первой панели, где может быть поставлено уширение в узле, то по
крайней мере в прочих панелях, так как делать уширения в каждом узле,
очевидно, очень мешкотно и нежелательно.

С этой точки зрения требуемая высота вертикала, очевидно, выразится
той же формулой:

(4)

где I— длина фланговых швов прикрепления двух уголков раскоса.

С точки зрения достаточной усгойчивости всего стержня желательно,
чтобы ширина горизонтала b — 2h.

При тавровых поясах толщина, ширина и высота сечений в разных пане-
лях могут быть различны, могут быть также различны и толщины верхнего
и нижнего поясов.

Число различных сечений стержней поясов берется и здесь обычно
небольшим — не более 2, редко 3 на ферму, хотя стыки получаются очень
простыми и экономными и увеличение числа их не отражается на утяжелении
конструкции, но конечно увеличивает трудоемкость.

В. Подбор сечений

Сечения сварных ферм настолько различны и сравнительно новы, что
для подбора их не имеется распространенных таблиц и графиков. Поэтому
подбор сечений приходится производить по первому наиболее полному приему,
указанному в § 4, который при расчете сжатых элементов разбивается на три
этапа:
1. Установление размеров сечения на основании сближения,
по первому приближению:
требуемой площади:

F —

[«1Ф

полученных

(5)

и требуемых генеральных размеров сечений:

где гтр — требуемый радиус инерции, полученный в первом приближении по
заданной гибкости К:

г = А

(8)

В сварных легких фермах при различных типах сечений целесообразно
задаваться следующей величиной гибкости:

для поясов при сечении тавровом из двух уголков . . . . X = 100

, „ „ „ „ „ 9 листов .... Х= 80

„ „ , „ „ крестовом.............X = 70

„ „ в „ я трубчатом.............X = 100

„ в „ „ я коробчатом...............Х= 80

Для раскосов соответственно на 20 единиц больше.

Коэфициенты а различных типов сечений указаны в таблице приложе-
ния VI.

2. * Далее производится беглая проверка установленного сечения на осно-
вании сближенных значений F и h (или Ь).

3. Окончательная проверка сечения.

Если пояс имеет несколько различных сечений, то окончательная про-
верка их производится после установления и беглой проверки всех сечений
пояса и согласования их между собой относительно размеров, положения
центра тяжести (см. § 4) и пр.

В коробочных фермах некоторые сжатые раскосы или пояса могут быть
сквозными из двух уголков или швеллеров (ветвей), расположенных на рас-
стоянии друг от друга и связанных планками (фиг. 663). В таком случае при
подборе их необходимо учесть работу ветвей и приведенную гибкость анало-
гично тому, как это делается при подборе сквозных колонн (глава XIV).

Сущность расчета сквозных стержней состоит в том, что в этом случае
вследствие меньшей устойчивости сквозного стержня, состоящего из двух
ветвей, по сравнению со сплошным, коэфициент <р при изгибе в плоскости
планок (поперек ферм) берется меньшим обычного в функции не гибкости
стержня К, а приведенной гибкости Xnp > X.

Эта приведенная гибкость определяется по формуле:

(9)

Здесь Ху — гибкость стержня в плоскости планок как цельного, равная:

(Ю)
где lQy—свободная длина стержня, а гу — радиус инерции вокруг оси у—у,
проходящей через центр тяжести и пересекающей планки (вокруг свобод-
ной оси); Хв— гибкость одной ветви вокруг оси, проходящей через центр
тяжести ветви от планки до планки:

х.=-К (И)

г в

где 10в — свободная длина ветви от планки до планки и гд — радиус инерции
одной ветви относительно соответствующей центральной оси ветви (фиг. 664).'

В плоскости ферм вокруг оси, пересекающей ветви, называемой мате-
риальной осью) расчет производится по коэфициенту <р как для сплошного
сечения, т. е. определяемого гибкостью:

= (12>

Обычно в легких фермах, сквозные стержни которых состоят из двух
уголков, решающей расчетной наибольшей гибкостью является последняя гиб-
кость Хх вокруг материальной оси, почему подбор таких стержней произво-
дится как сплошных согласно указаниям § 4.

После этого стержень проверяется вокруг свободной оси по приведенной
гибкости Х__.
пр

При этом расчете расстояние между планками или диафрагмами можно
определить из того условия, чтобы сечение было равнопрочно в двух плоско-
стях, т. е. чтобы:

= (13)

откуда можно определить гибкость ветви, поскольку гибкость относительно
свободной оси, равная , известна.

Таким образом

Зная Хв, можно определить расстояние между планками ZOe (фиг. 664) по
формуле:

/0. = V.- (15)

Расстояние это проверяется из условия, чтобы гибкость ветви Хв не была
больше гибкости стержня Хх или Ху, так как в противном случае ветвь может
выпучиться раньше стержня. Кроме того по ТУ и Н гибкость должна быть
меньше 40.,

Если расстояние между планками выходит очень малым (при близости
значений Хх и Хпр), то приходится подбирать его по приведенной гибкости Хпр.
Тогда, задавшись приемлемой гибкостью ветви Хв (обычно 25-нЗО), опреде-
ляем приведенную гибкость:

Ktp — V +

и, несколько увеличив сечение, по ней производим подбор обычно в порядке
окончательной проверки сечения.

Таким образом подбор сквозного стержня раскоса или стойки сводится
к следующим манипуляциям:

1) подбор стержня вокруг материальной оси как сплошного,

2) определение гибкости ветви и расстояния между планками,

3) проверка этого расстояния и

4) окончательная проверка сечения.

Далее следует расчет планок. Планки обычно делаются наклонными под
Фиг. 663. Узел сварной фермы при поясах из двух расставленных уголков.

Фиг. 664. Определение приведенной гибкости составного стержня

углом 45°, заменяющими собой и диафрагму и планку. Они рассчитываются
совершенно так же, как это указано в § 6 гл. XIII?

Пример 69. Подобрать сечение стержня верхнего пояса таврового типа
при усилии Sn = — 28 т; длина стержня Zn = 2,85 м, сталь 2, [п] = 1200 kzJcm\
к стержню примыкает под углом а = 45° раскос из двух уголков с усилием
Sp = -|-14 т.

Задаемся гибкостью пояса Хп = 80; <р = 0,68.

Требуемая площадь Fmp = = 34,4 см\

Свободная длина пояса 1п = /0 = 2,85 м.

285
Требуемый радиус инерции г = = 3,56 см.

v ои

г 3 56

Требуемая высота ft =-2£-= «11,9 см.

v (Xj 0,о0

Прикидываем ассортимент. Желательно иметь следовательно

суммарная ширина двух листов должна быть приблизительно ЗА или 36 см.

Тогда требуемая толщина листов 8 = — as 1 см.
v 36

8 1 1

Отношение — = — > , что годится.

h 12 15

Посмотрим, какую нужно иметь высоту вертикала для прикрепления
раскоса.

Длина фланговых швов прикрепления последних:

I 14000 ^28 см

* О.7АшИе. 0,7-1.720 ~ М СМ-

На каждый уголок приблизительно 14 см.

Требуемая минимальная высота пояса по формуле (4): ^-sina =

= 14 • 0,71 = 10 см, что годится.

Принимаем размеры листов: горизонтала 22 X1 = 22

вертикала 12 X 1 = 12

Всего 34 см*

Беглая проверка не нужна, так как она, очевидно, даст прежние результаты.

Окончательная проверка. Определяем положение центра тяжести
относительно середины вертикала (фиг. 665).

Статический момент горизонтала 5=22*6,5=143 см2:

5 143 , о

zc = —= -^- = 4,3 см.
г ОО

Момент инерции сечения:

I. = + 22 (1,7 + 0,5)» = 2 + 364 + 2 +

4- 106 = 474 см*",

'=/4^г=3'72 см-

285

Гибкость Х = —-^ = 77; у = 0,70;

0,7 Z

28,000 „

П = ОЖ34=1185 Кг,СМ -
Пример 70 (фиг. 666). Подобрать сечение сжатого раскоса из двух
уголков с расстоянием между уголками в свету 200 мм. Усилие в раскосе
Sp = 20 m, длина Zp = 4,8 Mt сталь 2, [п] = 1200 кг/см*.

Свободная длина в плоскости фермы:

/0 = 0,8Z= 0,8 • 4,8 = 3,84 м.

Рассчитываем стержень в плоскости фермы (вокруг материальной оси).
Задаемся гибкостью Х = 100; <р = 0,57.

Требуемая площадь Fmp = = 29,3 см*.

Требуемый радиус гх = -^~ = = 3,84 см.

Требуемая высота сечения й = — = ^^ = 12,8 см*.
r О,о

Возьмем два уголка 120 X 80 ХЮ; F = 2-19,13 = 38,26 сл«а; гх = 0,3 • 12 =

= 3,6 см; 1Х = -^ = ^1 = 107; ср = 0,53;

Г» 3,0

$Р _ 20 000
Fcp ~ 38,26 • 0,53

= 985 кг] см?.

Можно показать, что меньший уголок 100X65 X 12 является недостаточным.

Фиг. 665. Сечение пояса
примера 69.

Фиг. 666. Сечение раскоса при-
мера 70.

Определяем расстояние между планками с точки зрения равнопрочности.
Имеем в плоскости, перпендикулярной ферме:

момент инерции /у = 2 [98 +19,1 • (1,95-|- Ю)2] = 2 [98 2730] = 5656 см*;

,/5656
г«—|/ 36,26“ 12,1 СМ'

Гибкость X* = у*- = ууу = 39,7.

Полагая Xnp = XJB= 107, получим из условия равнопрочности гибкость ветви

Хв = / ^пр — ^у = V1072 — 39,72 = 99.

Радиус инерции одного уголка 120 X 80 X Ю:

<98

V Ю,1

2,26 см.

Расстояние между планками:

Zoe = Хв . гв = 99 • 2,26 = 224 см.
Расстояние это очень велико. Принимаем его равным 100 см.

Окончательная проверка:

а) в плоскости I (вокруг свободной оси):

/у = 5656 смь =12,1 см\ Ху = 39,7;

г. = 2,26; /м=100; Х, = ^ = 44;

Х„„ =/ Х£-|-Х* = V39,7*4-44* = 59;

Ч> = 0,80, «=з§^^§о = 654 кг/сЛ

б) в плоскости 1Х_Я (вокруг материальной оси);

/, = 2.275 = 550 ел<; г, = = 3,79;

oO,ZO

x-=s=101! т=0>56:

" = 38 26000°565=934 KtlCMt

ОО,ZU • U,ОО

Расчет стержней на осевую силу и местный изгиб производится согласно
указаниям § 4.

Точно также согласно указаниям § 4 производится расчет стержней на
осевую силу и дополнительный момент (хотя бы от эксцентриситета прикре-
пления или собственного веса).

Таблица подбора составляется так же, как и при подборе клепаных
сечений.

Можно рекомендовать пользоваться подробными табл. 34 и 35 или
сокращенной табл. 36.

В этих же таблицах указывается и длина сварных швов для прикрепле-
ния стержней.

Так как в прикреплении чаще всего применяются фланговые швы, то
в таблицах дается длина фланговых швов. Если в конструкции применяются
другие швы, то конструктор сам переводит фланговые швы на другие (лобо-
вые или встык).

Очевидно, требуемая суммарная длина фланговых швов:
£

/<м= 0,7йшИ„ ' (16)

где S—усилие стержня; hw — толщина шва, которая берется не больше тол-
щины прикрепляемого уголка; хорошо во всей конструкции иметь стандартную
толщину шва.

Чаще всего берут Лш = 8-т-10 мм.

§ 6. УЗЛЫ И КОНСТРУКТИВНОЕ ОФОРМЛЕНИЕ КЛЕПАНЫХ ФЕРМ

А. Общие указания для нанесения контура поясов и раскосов

Узлы легких клепаных ферм делаются исключительно на узловых фа-
сонках, проходящих в прозоре между уголками поясов. Размеры фасонок
определяются числом заклепок прикрепления раскосов.
При конструировании узла прежде всего наносится сетка узла, т. е. оси
элементов, центрированных на центр узла. Затем наносятся контуры стержней
(фиг. 667, 668 и 669).

При тавровых поясах для этой цели от осн пояса откладываются наружу
фермы расстояния z от центра тяжести сечения до его наружной кромки;
если же пояс имеет несколько сечений, то откладывается среднее значение ze9
всех панелей пояса, равное zt9 = где сумма (Е) в числителе распростра-
няется на все число панелей т. Среднее z откладывается для того, чтобы

ки при центрации по осям.

Фиг. 667. Определение размеров фасон- Фиг. 668. Определение размеров фасон-

ки при центрации по рискам.

наружная кромка пояса была параллельна теоретическому очертанию фермы
и не имела скачков и перепадов.

При узле на крутом перегибе пояса параллельность верхней кромки
очертания ферм, очевидно, возможна и при разных расстояниях z в сходя-
щихся стержнях (фиг. 669), так
как от этого только смещается ,—.----

с биссектрисы угла точка пе- 1— —И ----------р<х/.

ресечения наружных кромок, / | 1 /^Х

что несущественно. Поэтому ' ПгХи 'х'Х.

достаточное постоянство z в I ‘ I Х.ДгЧ

первую очередь необходимо для 1 I I '^Х

прямолинейной части пояса, a i f

сумма Ez может браться толь-
ко по панелям прямолинейной | • |~

части. Lfii

Далее, откладывая от на-
ружной кромки высоту сечения Фиг. 669. Центрации стержней при перегибе,
пояса hn, получаем внутреннюю
кромку пояса — его контур. Так как в различных стержнях пояса hn может
быть различна, то внутренняя кромка, очевидно, может иметь перепады.

Стержни раскосов центрируются либо по осям, т. е. геометрическая
ось фермы по раскосу совмещается с линией, проходящей через центр тяжести
сечения раскоса (фиг. 667), либо по рискам, т. е. с геометрической осью
совмещается прямая, проходящая через риску заклепок прикрепления (при
двух рисках с геометрической осью совмещается внутренняя, ближайшая
к обушку риска) (фиг. 668).

Центрация по рискам более удобна для разметки, но связана, как ука-
зывалось выше (фиг. 566), со значительными не учитываемыми напряжениями
от моментов эксцентриситета размещения уголка; эти моменты сказываются
как на работе уголка, так и на работе самой фермы, так что центрация
по рискам никоим образом не является мерой безгрешной; однако она раз-
решена нашими ТУ и как более простая применяется очень широко.
Затем, зная калибры раскосов, намечаем их контуры, откладывая от оси
раскоса в одну сторону расстояние zp раскоса (при центрации по оси)
(фиг. 667) или величину риски а по другую сторону hp— zp или

hp — ер\ наконец, если центрации проведена по оси, проводим риски закле-
пок (фиг. 667 и 668).

Если пояс не имеет в узле перегиба, то уголки стоек и раскосов дово-
дятся до внутренней его кромки с небольшим в 5-е-10 мм зазором и обре-
заются нормальным (перпендикулярным оси) резом. На расстоянии не менее
2 d от обреза располагается первая заклерка прикрепления. Наиболее стан-
дартное расстояние здесь, отвечающее заклепке 20 и 23 мм, берется 45 мм.

Далее, зная число заклепок прикрепления раскосов, которое вычислено
в расчетной таблице, размечаем заклепки по рискам с стыковым шагом а, ко-
торый обычно берется равным 70 мм, что также отвечает заклепке 20 и 23 мм.
Если же уголок большой и прикрепляется по двум рискам в шахматном порядке,
то полушаг заклепок берется таким, чтобы расстояние между заклепками было
бы не менее 3,5 d.

Прибавив 2d ^45 мм от последней заклепки, получаем точки возмож-
ного обреза фасонок (фиг. 667 и 668).

Б. Очертания фасонок

Фиг. 670. Трапецеидальная фасонка.

Очертания фасонок зависят от системы ферм, числа примыкающих
стержней и очертания пояса.

Если пояс не имеет перегиба и решетка треугольная, то наилучшее
очертание, к которому всегда нужно стремиться, прямоугольное (фиг. 667 и 668).

Обычно точки возможного обре-
за фасонок на различных стержнях
получаются различные, т. е. на раз-
ных расстояниях от центра узла, так
как число заклепок прикрепления
сходящихся в узле стержней раз-
лично.

Если эти расстояния не очень
сильно отличаются друг от друга, то
берут наибольшее из них и по нему
проводят прямоугольник фасонки;
он должен касаться круга, описанно-

го из наиболее удаленной заклепки, радиусом г = 2d ^45 мм; затем шаги
заклепок на прочих стержнях перебивают, расставляя их равномерно по длине
стержня с большим шагом на протяжении фасонки (фиг. 668).

Если число заклепок различается очень сильно и прямоугольное очер-
тание фасонки дает слишком много излишнего материала, то возможна
фасонка в виде прямоугольной трапеции (фиг. 670).

Так как в ферме число одинаковых фасонок всегда четное (вследствие
симметрии фермы), то по две фасонки трапецеидального очертания вырезаются
из листа одним косым резом и в этом случае, точно так же как при наре-
зании прямоугольных фасонок, обрезков металла не получается.

Косой рез фасонки должен иметь такой уклон, чтобы к стержню фасонка
подходила под углом 0 не менее 15-s-20° во избежание перенапряжения
материала у прикрепления стержня.

Вместо устройства косой фасонки, которая выглядит несколько некрасиво,
можно более мощный уголок прикрепить коротышом (фиг. 698, 702 и др.) и этим
сократить протяжение заклепок. Коротыши, уменьшая площадь фасонки, несколько
улучшают прикрепление уголка, но работают хорошо только в том случае,
если они соединены с основным уголком избыточным числом заклепок, пред-
отвращающим какой-либо сдвиг коротыша относительно основного уголка;
по нашим нормам необходимо, чтобы число заклепок на вертикальной полке
превосходило число заклепок прикрепления на коротыше на 50%. Так, если
на коротыш переносится две заклепки, то на вертикальной полке должно
их быть не менее трех (фиг. 702).

Для лучшей работы коротыши желательно несколько вытягивать и ста-
вить их в начале прикрепления, а не в хвосте (фиг. 689). С производственной
точки зрения коротыши являются мелкими неприятными деталями, требующими

S/I2 5/7,Sr

Фиг. 671. Определение уси-
лия, передающегося фасон-
кой на пояс.

точной разметки и клепки; при приклепывании коротыша к уголку он как
очень мелкая деталь, которую трудно закрепить, часто сходит с требуемой
плоскости, благодаря чему рубка неправильных заклепок на коротышах ло-
жится большим процентом на стоимость изгото-
вления. Поэтому, чтобы не усложнять производства,
к коротышам целесообразно прибегать пореже.

Если стержни пояса в узле стыка не имеют,
то фасонка должна передать поясу лишь усилия
решетки. В таком случае нетрудно видеть из усло-

вия равновесия узла, что равнодействующая усилий
решетки при отсутствии перегиба пояса в узле рав-
няется разности усилий стержней пояса в смеж-
ных панелях (фиг. 671); на эту разность и рас-
считываются заклепки прикрепления фасонки к

поясу. Очень часто разности эти очень невелики, поэтому число заклепок
прикрепления фасонки к поясу становится обычно по конструктивным со-
ображениям больше требуемого. Одна заклепка помещается в центре узла для

облегчения разметки последнего, а остальные разносятся го обе стороны с
максимальным шагом (фиг. 667 и 668).

В раскосной решетке фасонки получаются обычно более высокими,
но менее широкими. Размещение заклепок и построение фасонки в этом слу-
чае производятся так же, как и при треугольной решетке (фиг. 672).

Фиг. 672. Очертание фасонки раскосной решетки.

При отсутствии перегиба пояса в раскосной решетке стремятся к тра-
пецеидальному или параллелограмному очертанию фасонки, оттягивая ее не-
сколько за стойку (фиг. 672).

Эта оттяжка является существенно важной для правильности работы
фасонки и равномерности передачи усилий от заклепок стойки. Угол оттяжки
делается в 30°.

Таким образом размеры фасонки определяются размещением заклепок.
Для упрощения резки лист фасонки не доводится до обушка поясных уголков
приблизительно на 5 мм, оставляемых на неточность обрезки.

Для производства разметки на фасонках отмечают расстояние от цент-
ральной заклепки до первой заклепки прикрепления раскосов (фиг. 689, 697),
которое назначается обычно в круглых цифрах, а затем уже намечают шаги
заклепок по всем стержням; генеральные размеры фасонки проектировщиком
не фиксируются; они получаются по шагам с установленными припусками
от крайней заклепки до края листа.
В. Стыки ПОЯСОВ

Стыки поясов при отсутствии перегиба в узле делаются вне узла или
в пределах узла.

Вне узла размещаются монтажные стыки; заводские же чаще всего

устраиваются в пределах узла.

Стыки уголков пояса могут быть совмещенными (фиг. 673, а и 673,6)
или ступенчатыми (фиг. 673,в). При совмещенном стыке вне узла

Фиг. 673. Совмещенный и ступенчатый стык таврового
пояса из двух уголков.

Фиг. 674. Перекрытие стыка пояса в центре узла
уголковыми накладками.

уголки перекрываются с
двух сторон уголковыми
накладками, а между угол-
ками помещается проклад-
ка. При этом заклепки
на горизонтальных полках

являются односрезными,
на вертикальных — по су-
ществу четырехсрезными;
однако обычно рабочей
прокладкой здесь прене-
брегают и заклепки счи-
тают двухсрезными.

Число срезов по каж-
дому уголку

т_____

т кер

-f- №

равномерно распределяет-
ся между обеими полками
уголка.

Необходимость об-
работки обушка уголков
накладки заставляет при-
бегать к перекрытию угол-
ков планками (фиг. 673, б).

Тогда ставятся общая
горизонтальная планка и
две вертикальных; неко-
торый недостаток площа-
ди вертикальных планок
компенсируется проклад-
кой между уголками. Та-
кой стык возможен толь-
ко при величине уголков,
больших 90 леи, допуска-
ющих постановку и про-
клепку вертикальной план-
ки.

Ступенчатый стык уголков перекрывается горизонтальной планкой
и средней прокладкой (фиг. 673, в). По затрате материала стык этот лишь
немного экономнее совмещенного, поскольку горизонтальную планку, общую
для двух уголков, приходится по длине назначать на три полунакладки и
иметь в ней лишнюю площадь. Этот стык возможен при любом калибре угол-
ков и не требует уголковых накладок.
Фиг. 675. Перекрытие стыка пояса в
центре узла фасонкой и горизонтальной
планкой.

Стык пояса, расположенный вне узла, т. е. в панели, очевидно, рассчи-
тывается по усилию пояса данной панели, которому отвечает меньшее из
двух стыкуемых сечений.

Стык пояса в узле делается чаще всего в центре узла. Наиболее
безопасно и здесь перекрытие уголков пояса уголковыми накладками
(фиг. 674); однако последнее часто не
делается и уголки пояса тогда перекры-
ваются горизонтальной планкой (кото-
рая может служить и фасонкой горизон-
тальной фермы) и вертикальной фасон-
кой узла (фиг. 675).

Так как вертикальная фасонка
узла работает под действием усилия
пояса резко эксцентрично, то такое пе-
рекрытие не вполне безопасно, несмотря
на большую площадь фасонки. В этом
случае перекрываемое сечение должно

быть подсчитано не только на осевую силу, но и на момент, возникающий
от эксцентриситета приложения силы S. Если площадь горизонтальной планки

Фиг. 676. Расчет фасонки, перекрывающей стык пояса.

Фиг. 677. Фактическое распределение напряжений
в фасонке.

где IF—момент сопротивления фасонки и планки.

и фасонки — F, положе-
ние их общего центра
тяжести на> одится от
обушка уголка на расстоя-
нии z, то момент от эксцен-
тричности действия уси-
лия пояса S:

M = S(z-zyr) (1)
(фиг. 676), где S — боль-
шее из двух соприкасаю-
щихся в узле усилий стер-
жней пояса, zyr — орди-
ната центра тяжести угол-
ка пояса.

Напряжение в стыке:

П F IF’
Расчет этот достаточно примитивен, так как распределение напряжений
в фасонке весьма далеко от линейного закона изгиба и дальние фибры фасо-
нок, особенно широких, в передаче усилия 5 почти не участвуют (фиг. 677).
В горизонтальном направлении напряжения по фасонке распределяются также
резко неравномерно. Ясно, что и в горизонтальной планке будут работать
на передачу усилия S только ближайшей части сечения. Поэтому, несмотря
на наличие фасонки и планки, полки уголков необходимо перекрыть допол-
нительными уголковыми накладками (фиг. 674) или в крайнем случае наклад-

Фиг. 679. Перекрытие стыка пояса на перегибе
гнутыми уголковыми накладками.

Фиг. 678. Перекрытие стыка пояса
горизонтальной и вертикальной план-
ками.

ками по вертикальным полкам (при наличии горизонтальной планки)
(фиг. 678).

При узлах на перегибе пояса (фиг. 679) неизбежен стык
пояса в узле. Размещается он в течке перегиба, при этом стыкуемые

Фиг. 680. Перекрытие стыка пояса на
изгибе планками.

Фиг. 681. Возможность выпучивания горизонталь-
ной планки при большом расстоянии между за-
клепками.

уголки или срезаются на ус (оба или один) по биссектрисе угла или обре-
заются нормальным резом. В последнем случае между уголками остается
пустое пространство, закрытое стыковыми накладками. Наиболее безопасно
перекрытие гнутой уголковой накладки (фиг. 679), но часто, чтобы не гнуть
накладок, vr-олки перекрываются двумя вертикальными накладками и горизон-
тальной планкой (фиг. 680); если уголки обрезаны нормальным резон;, то
расстояние между крайними заклепками планки может стать очень большим;
в сжатом поясе на это обстоятельство следует обратить внимание, так как
при больших расстояниях (порядка 20^-30 8) планка между заклепками
может стать неустойчивой и выпучиться (фиг. 681).

R таком случае нужно уменьшить расстояние между заклепками, срезав
уголок на ус, или обрезать кончики у нормального реза уголков.

Само конструирова-
ние узла производится
так же, как было описано
выше, а именно: по сетке
узла наносятся контуры
стержней, центрируемые L-—’ Д

по рискам или осям, и Ул/

размещаются заклепки ”'х\.

прикрепления; но здесь \\

рациональнее размещение
заклепок начинать со сты- Х<
ка пояса, так как очень _

часто стыковые накладки
(особенно, если они сре- /ОС

зают входящий угол пере- ь-** у /&У яреиеккт

гиба) фиксируют начало '
прикреплений раскосов. ' 'Л.

Очертание фасонки
зависит от конфигурации &/

узла.

Конечно желательно Фиг. 682. Коньковый монтажный узел,

наиболее простое очерта-
ние с наименьшим числом резов; желательно, чтобы в фасонке было две па-
раллельных кромки и по возможности два прямых угла (фиг. 680).

Если в узле имеется монтажный стык, то размеры фасонки должны
быть подогнаны таким образом, чтобы она скреплялась с одним из стержней

пояса несколькими заводски-
ми заклепками вне стыка, и
таким образом фасонка при-
надлежала бы к опреде-
ленной монтажной единице
(фиг. 682).

В соседней монтажной
единице; прилегающей к дан-
ному узлу, пояс и раскосы
присоединяются к фасонке
монтажными заклепками, а
для того, чтобы концы их не
погнулись во время пере-
возки, они поступают на
место сборки связанными

Фиг. 683. Узел примыкания первого раскоса к поясу, временной планкой на бол-

тах.

Таким же образом конструируются коньковые узлы треугольных ферм
(фиг. 682).

Узлы на больших перегибах трапецоидальных ферм
со срезанным опорным углом конструируются со стыком в ус в центре узла
(фиг. 679) или устраиваются по нормальному типу примыкания раскоса
к прясу, так как здесь по существу в первой панели мы имеем восходящий
раскос, а не пояс. Второе решение конечно проще (фиг. 683).
Выбор того или другого решения зависит от расположения прогона или
устройства остекления; если по первому раскосу устраивается световая зона,
что делается довольно часто, то возможны оба приема; при темной же кровле
удобнее первый.

Г. Прикрепление прогонов

Прогоны располагаются в каждом узле
помощью небольшого коротыша, к которому

Фиг. 684. Размещение прогона.

фермы и сопрягаются с ней
швеллер или двутавр прогона
подтягивается обычно бол-
том (фиг. 684).

В коньке, если там
имеются прогоны, то их бе-
рут обычно два, размещают
по одному с каждой сто-
роны конька, связывая меж-
ду собою планками, и таким
образом они образуют одну
пространственную жесткую
конструкцию (фиг. 685).

Реже ставится один
вертикальный прогон (дву-
тавр), при этом, чтобы не

нарушить уровня кровли, его приходится несколько приподнимать на неболь-
шой платформочке (фиг. 686, а). Чаще всего в коньке устраивается кон-
струкция фонаря, которая прикрепляется к ферме за выступающую из пре-
делов пояса узловую фасонку (фиг. 687).

В узле на перегибе у первого восходящего раскоса прогон ставится обычно
на более пологий пояс, поддерживающий темную кровлю, и к нему очень

Фиг. 685. Парный коньковый прогон.

Фиг. 686. Одиночный коньковый
прогон.

часто непосредственно прикрепляются уголки, удерживающие конструкцию
застекления наклонной части кровли (фиг. 680 и 683). В таком случае крайне
важно прогон поставить возможно ближе к ребру перегиба, для чего очень
полезен небольшой выступ пояса за центр узла, т. е. конструкция узла по
второму типу примыкания раскоса к поясу (фиг. 683). Но выступ этот
не должен быть велик, чтобы он не мешал застеклению.

Если же прогон ставится на более наклонной грани фермы, что менее
выгодно для его работы вследствие более значительного его косого изгиба,
548
но иногда необходимо для устройства кровли, то возможен узел только по
первому типу со стыком в ус на перегибе (фиг. 688).

Также необходим этот тип узла, если на ферме устанавливаются два

Фиг. 688. Размещение прогона
на более наклонном стержне
пояса.

Фиг. 687. Фасонка прикрепления фонаря.

Д. Конструкция и расчет прикрепления фермы к колонне

В современных конструкциях фермы большею частью оканчиваются вер-
тикальной стойкой, которой обычно служит колонна или стойка подстро-
пильной фермы.

Тогда сама ферма как монтажная единица и как конструкция заканчи-
вается двумя опорными фасонками, из коих к одной примыкают два стержня,
а к другой — один (фиг. 689).

Типы опорных фасонок зависят от конструкции примыкания к колонне
или подстропильной ферме.

Наиболее простое сопряжение с колонной состоит в прикреплении опор-
ных фасонок парными уголками к боковой грани колонны (фиг. 690). Стержни
фермы при этом центрируются или на ось колонны (угол фермы при этом
обрезается шириной колонны) или на боковую грань колонны (фиг. 692).

Конструирование узла примыкания двух стержней рациональнее начинать
с определения числа и размещения заклепок прикрепления опорных фасонок
к колонне.

Заклепки эти работают на вертикальную и горизонтальную (при дей-
ствии ветра) реакции фермы, на горизонтальные составляющие отпора и
защемления колонны и на момент, получающийся в результате обреза конца
фермы колонной (фиг. 691).

Силовые значения отпора и защемления колонны можно получить
на основании данных главы XV, прочие же величины получаются расчетом
стропильной фермы.

Обычно решающим случаем расчета прикрепления является случай дей-
ствия всех нагрузок, основных и ветровых, хотя целесообразна проверка и
на случай одних основных нагрузок.

Если вертикальная реакция фермы — Л^, то момент, возникающий
вследствие обреза конца фермы:

М = Афс = Нл, (3)
где Нп — горизонтальная составляющая усилия в поясе, с — расстояние
по горизонтали от точки центрирования примыкающих стержней до риски
прикрепления фермы и сг — вертикальное расстояние по риске прикрепления
между осями пояса и раскоса.

Момент силы отпора (воздействия) колонны Нк относительно центра
прикрепления.*

= (4)

90 60 521 3*70-- 3*60* 365

Фиг. 689. Крайняя панель стропильной фермы при примыкании
к колонне.

Усилие в крайней заклепке прикрепления определяется как равнодей-
ствую..^ая воздействий сил Нк и суммы моментов М и усилие это
очевидно, равно:

<5)

гпе т— число заклепок прикрепления, е — расстояния между соответ-
ствующими рядами заклепок, k — число заклепок в одном ряду прикрепления.

При значительных воздействиях очень часто приходится прибегать
к двухрядным или шахматным уголкам.

Размещение заклепок прикрепления дает нам наименьшую высоту фа-
сонки; затем, зная усилия в стержнях и число заклепок прикрепления

КО
их к фасонке, наносим контуры стержней и риски, намечаем обрез уголков
и положение первой заклепки прикрепления и таким образом получаем раз-
меры фасонки (фиг. 691).

В первых раскосах усилия часто весьма значительны и потому здесь
уместно помещение коротыша (фиг. 689).

При определении усилия в поясе к усилию его от работы фермы как
балки следует прибавить усилие от воздействия колонны Нк.

В фасонке, к которой примыкает один стержень, этот стержень с точки
зрения усилий фермы является нулевым.

Однако он работает от воздействия колонны Нк, которое является для
него решающим.

На это воздействие и должно быть рассчитано прикрепление (фиг. 691).

Очевидно, оно работает на силу Нк
и момент от внецентренности прило-
жения силы Нк относительно заклепок

Фиг. 690. Прикрепление стро-
пильной фермы к колонне опор-
ными уголками.

Фиг. 691. Расчет прикрепления
фермы к колонне.

Усилие Nx в наиболее напряженной заклепке этого прикрепления будет
равно:

При центрации на внутреннюю грань колонны или на риску прикрепле-
ния (фиг. 692) моментjM = Афс отсутствует, но при этом колонна получает
дополнительный момент от внецентренности приложения силы Аф, который
входит в общий расчет рамы и в воздействие Нк.

В остальном же расчет и конструирование идут согласно вышеуказан-
ному.

Очевидно, конструкции прикрепления при этом получаются значительно
проще; что же касается работы кЪлонн, то дополнительный момент от силы Аф
сравнительно с другими моментами рамы цеха играет небольшую роль и вос-
принимается без значительных усилий, поэтому второе решение по существу
лучше, чем первое*

Фиг. 693. Связь фермы с колонной
при помощи фасонки.

Фиг. 692. Центрация фермы на
риску прикрепления к колонне.

Прикрепляющие фасонку уголки при колоннах из прокатных номеров и
при гладкой их наружной поверхности удобно приклепывать к фасонке и
монгаж вести на полках, перпендикулярных ферме; при этом для удобства
заведения фермы между колоннами оста-
вляется зазор в 1 мм между поверхно-
стью колонны и уголками. Если же ко-
лонна имеет горизонтальные листы и

фиг. 694. Примыкание треугольной фер* Фиг. 695. Примыкание треуголь-

мы к колонне фасонкой. ной фермы к колонне при по-

мощи столика.

выступающие на поверхности головки заклепок, то удобнее уголки при-
креплять к колонне, фасонку при сборке запускать между уголками и монтаж
делать на полках, прилегающих к ферме.

Вместо указанной конструкции - очень часто, когда ферма начинается
нисходящим раскосом и основным опорным узлом является верхний, фасонка
Фиг. 696. Примыкание треугольной
фермы к колонне при помощи шарнира.

фермы пропускается внутрь между уголками колонны и связывается на концах
со стержнем последней (фиг. 693).

Это сопряжение является довольно типичным случаем сопряжения тре-
угольной фермы с колонной (фиг. 694). Заклепки здесь работают на воздей-
ствия от сил Аф и Нк, момент М = Афс отсутствует, так как в этом случае
с = 0; момент силы Нк, относительно центра заклепочного соединения равный
Мк = H*zt обычно не учитывается.

Наконец треугольная ферма иногда сопрягается с колонной помощью сто-
лика, устраиваемого при помощи коротышей, насаженных на выступающую
фасонку узла и связанных болтами или заклепками по горизонтальным
полкам с полками столика колонны (фиг. 695 и 696).

Вместо этого ферма выступающими нижними коротышами может быть
насажена на выступающий лист (стебель) колонны, что очень удобно для
сборки. Монтаж при этом происходит на
вертикальных полках коротышей. Кон-
струкция эта применяется только в пред-
положении шарнирного соединения колон-
ны с фермой. Заклепки прикрепления
работают на силы Аф и Нк.

Сопряжение треугольных ферм с
колоннами менее жестко и потому ме-
нее рационально для конструкции рамы
цеха и потому употребляется сравни-
тельно редко. Сопряжение с выявлен-
ными шарнирами (фиг. 696) к тому же
и более сложно. Типовым случаем со-
пряжения является сопряжение трапецеи-
дальных ферм по фиг. 689, дающее жесткую
раму. При примыкании фермы к колонне
сбоку (фиг. 689—692) ферма может на-
чаться с восходящего раскоса (фиг. 689)
или с нисходящего. При восходящем рас-
косе нижний опорный узел легко поста-
вить на небольшой коротыш, прикреплен-

ный к колонне, что очень удобно для сборки, и монтаж ведется на заклепках,
соединяющих ферму с колонной; при нисходящих раскосах прикрепляющие
уголки обычно принадлежат к колонне и между ними всовывается лист фасонки
фермы. С точки зрения работы рамы восходящий раскос лучше нисходящего.

Е. Конструкция и расчет сопряжений стропильных ферм с под-
стропильными и опорных узлов

При примыкании фермы к подстропильной ферме воз-
действие колонн отсутствует и заклепки прикрепления работают только на
реакцию Аф. Стойка подстропильной фермы, к которой прикрепляется стро-
пильная, удобнее всего конструируется из двух уголков крестом (фиг. 697),
так как она работает на достаточно большие силы Аф, которые могут быть
и сжимающими (при нижнем узле подстропильной фермы), и так как при
крестовом сечении стойки упрощается сопряжение.

Тогда стропильная ферма подводится своими опорными фасонками сбоку
и приклепывается к выступающим полкам уголков стойки односрезными за-
клепками (фиг. 698).

Получающийся при этом эксцентриситет для подстропильной фермы при
многопролетных перекрытиях парализуется навеской соседней фермы (фиг. 697);
Фиг. 697. Фасад подстропильной фермы. Мощные стойки примыкания стропильных ферм к подстропильным.
крайних же рядах колонн, когда стропильная ферма подвешивается только с од-
ной стороны, устраиваются солидные планки, притягивающие к работе и другой
уголок; стойка работает на дополнительный момент М = Аф с и, изгибаясь
от него, передает поясам подстропильной фермы горизонтальные реакции:

где hon— высота прикрепления стропильной фермы (фиг. 698).

Реакции эти очень малы и воспринимаются стропильной фермой.

Стойки подстропильной фермы должны быть подобраны на осевую силу
и момент по формуле:

J-'4'* С

F + W ’

(7)

что при крестовом сечении ввиду малости момента
затруднений обь чи ) не встречает.

Во избежание экс-

Фиг. 698. Прикрепление
стропильной фермы к под-
стропильной при кресто-
вой стойке.

центриситета опорную
фасонку можно прикле-
пать к подстропильной
ферме, просунув ее меж-
ду уголками стойки по-
следней, и монтаж вести
у прикрепления стержней
стропильной фермы к фа-
сонке (фиг. 699). Однако
это менее удобно как с
точки зрения перевозки,
так и сборки подстро-
пильной фермы и по су-

Фиг. 700. Прикрепление
стропильной фермы к под-
стропильной при тавровых
стойках.

Подстрв^ильн Монтажный
ферма заклепки

Стропильная*
ферма

Фиг. 699. Прикрепление
стропильной фермы к под-
стропильной при крестовой
стойке.Монтаж на фасонках.
Неудобная конструкция.

ществу эксцентричности работы стойки не исключает и потому употребляется
редко.

Возможны также стойки таврового сечения (фиг. 700). К ним опорные фа-
сонки стропильных ферм приклепываются по рискам обоих уголков, т. е.
теоретически без эксцентриситета. Однако это возможно лишь в том случае
когда высота стропильной фермы настолько меньше высоты подстропильной
что прикрепление может быть произведено в пределах стойки, т. е. вне угол-
ков поясов подстропильной фермы.

При указанной конструкции вклепывания стропильной фермы в подстро-
пильную концевые части стропильной фермы делаются ниже подстропильной
так, чтобы пояс последней мог пройти нацело над стропильной фермой, что
конструкцию кровли обычно не затрудняет.

Избежать эксцентриситета работы подстропильной фермы можно, поста-
вив стропильную ферму на подстропильные (фиг. 701 и 702).

Решение это применяется наиболее часто при треугольных стропильных
фермах (фиг. 701), но оно возможно и при фермах трапецеидального очер-
тания (фиг. 702).

Опорный узел треугольной фермы, при помощи которого
ферма опирается на нижерасположенную конструкцию (подстропильную ферму
или стену), состоит из сопряжения двух мощных стержней верхнего и нижнего
поясов, связанных фасонкой. —

Фиг. 702. Размещение стропильной фер-
мы на подстропильной. Стропильные
фермы по торцам должны быть соеди-

Фиг. 701. Размещение стропильной фер-

мы на подстропильной.

нены связями.

Фасонка для упрощения расположения прогонов обрезается на наружной
кромке верхнего пояса (фиг. 703 и 704), который тянется по всей длине
узла. Опорный узел работает на срезание от действия силы Аф и на изгиб
от момента А$с (фиг. 701) и потому должен иметь известную высоту А;
кроме того он должен быть протянут за теоретическую опорную ось фермы,
т. е. центр узла, настолько, чтобы получить достаточную площадку для пе-
редачи усилия опорной плите; величина этой площадки определяется конструк-
цией передачи усилия Аф. Обычно опорная конструкция состоит из двух
коротышей, опирающихся на плиту. Следовательно число заклепок для при*
крепления коротышей должно быть равно:

где 8^— толщина фасонки.

Нет смысла широко развивать длину опорной площадки; обычно она
берется в 200 — 300 мм, соответственно с чем для возможности размещения
числа заклепок т приходится брать неравнобокие двухрядные или шахматные
уголки (фиг. 704).
Разместив заклепки и определив длину площадки, устанавливаем величину
выступа фермы. Затем по сопротивлению на скалывание устанавливаем наи-
меньшую высоту узла по опорной вертикали 1гф.

Ввиду недостаточно жесткого прикрепления уголков пояса и нижних
коротышей для работы на изгиб и скалывание полным сечением целесообраз-
нее проверить на скалывание только одну фасонку.

Фиг. 703. Опорный узел треугольной фермы с горизонтальным нижним поясом.

Определив высоту фасонки определяем обрез ее и размещаем ниж-
ние коротыши.

В опорной вертикали для укрепления фасонки, которая работает с пре-
дельными скалывающими напряжениями, устанавливаем уголок жесткости
(фиг. 701, 703 и 704).

Нижний, пояс протягивается до верхнего пояса или до опорного уголка
и обрезается нормальным резом с требуемым зазором в 5—10 мм. Число
заклепок прикрепления уголков фиксирует высоту фасонки со стороны фермы.
Для ее уменьшения здесь крайне целесообразно прикрепление нижнего пояса
коротышом.

Фасонку желательно выкроить таким образом, чтобы она имела две парал-
лельных грани и наиболее просто могла быть вырезана из листа (фиг. 701, 704).
После окончательного установления размеров фасонки в случае необходимости
несколько перебиваются заклепки прикрепления стержней.

Ферма через опорные коротыши подтягивается болтами к опорной плит-

Фиг. 704. Опорный узел фермы с переги-
бом нижнего пояса.

ке, которая размещается на опоре.

Если ферма опирается на стен-
ку, то она помещается на специаль-
ные опорные части тангенциального
или каткового типа, которые кон-
струируются и рассчитываются так-
же, как это было указано в § 7
главы X.

При таком размещении фермы
для своей устойчивости стягиваются
в плоскости верхних поясов связями
(фиг. 705).

Аналогичные узлы возможны и
у ферм трапецеидального
очертания. Если узел нижний
и к нему примыкают нижний пояс,
восходящий раскос и опорная стой-
ка, то фасонка для возможности
прикрепления опорной стойки всегда

имеет достаточную высоту для восприятия скалывающих усилий и не тре-
буется вытягивания узла книзу, как это делается при острых узлах. Тогда
уголки нижнего пояса, которые протягиваются во всю ширину фасонки, могут
служить и уголками крепления опорной плитки (фиг. 702).

Фиг. 705. Завязка связями верхнего пояса.

Опорная стойка протягивается до горизонтальных полок уголков ниж-
него пояса и следовательно высаживается на эти уголки или под нее поме-
щается прокладка.

Выступ узла за уголки опорной стойки определяется величиной опорной
плитки; обычно за уголком размещается еще одна заклепка по нижнему поясу,
что делает величину выступа равным приблизительно 100-?-200 мм.
Устройство больших выступов (под углом приблизительно 30е) анало-
гично узлам раскосной системы в данном случае неправильно, так как опорная
стойка обычно является дополнительным стержнем фермы, работающим на
небольшие усилия. Сечение опорной стойки обычно определяется конструкцией
заполнения между фермами.

Восходящий раскос подходит к опорной стойке и заклепки его прикре-
пления определяют размеры фасонки, которая чаще всего делается прямоуголь-
ного очертания. Для уменьшения ее размеров возможно использование коро-

тышей при прикреплении восходящего раскоса.

Верхний узел, к которому примыкают два стержня, нисходящий раскос
и верхний пояс опираются на опорную плитку помощью узловой фасонки,

которая для этой цели окаймляется снизу опорными коротышами и укреп-

ляется по опорной вертикали
уголком жесткости (фиг. 706).
По условиям прикрепле-
ния раскоса фасонка эта обычно
имеет высоту, с избытком удо-
влетворяющую условиям скалы-
вания по опорной вертикали.

Фиг. 707. Опорный узел кранового моста.

Фиг. 706. Опирание фермы
верхним узлом.

Однако фасонка, которая по существу своему является выступом, на
котором висит ферма, должна еще быть проверена на изгиб от момента:

М = А .с,
Ф ’

(10)

где с — расстояние от опорной вертикали до середины заклепок прикрепле-
ния нисходящего раскоса к фасонке (фиг. 706); этому моменту сопротивляется
сечение фасонки, состоящее из листа, уголков верхнего пояса и нижних ко-
ротышей, если они имеют достаточную длину для своего прикрепления.

При недостатке сечения усиление возможно путем утолщения стенки
усиления уголков или наклепкой на уголки горизонталов.

Заклепки прикрепления уголков к фасонке должны быть проверены на
восприятие поперечной силы Q = A$.

Следовательно шаг заклепок должен удовлетворить неравенству (стр. 356):

t Аф$* *
где t—скалывающее напряжение стенки в уровне прикрепления заклепок,
равное:

/о

Sn — статический момент окаймляющих уголков фасонки относительно ней-
тральной оси фасонки.

Для уменьшения размеров фасонки также полезно прикрепление нисхо-
дящего раскоса помощью коротышей.

Совершенно такие же узлы имеют и другие фермы балочного типа,
опирающиеся на свои опорные части, в частности фермы крановых мостов
(фиг. 707).

Однако в этих фермах высота опорной фасонки часто диктуется и кон-
структивными соображениями, например размещением распорок, служащих
для связи ферм, размещением колес катания и т. д.

Ж. Прочие узлы

Из прочих узлов могут иметь интерес средние узлы фермы По-
лонсо (фиг. 592, 594 и др.), в которых соединяются три мощных стержня
и обычно примыкают еще несколько второстепенных стержней (фиг. 708,
709 и 710).

Если в узле имеется перегиб нижнего пояса, то стык пояса приходится
делить в центре узла.

Фиг. 708. Узел перегиба нижнего
пояса.

Фиг. 709. Средний узел фермы Полонсо.
Перекрытие уголковыми накладками.

1. Основными стержнями считаются стержни нижнего пояса, которые
перекрываются уголковыми накладками или планками (фиг. 708). В этом слу-
чае полки уголков нижнего пояса необходимо располагать таким образом,
чтобы не нужно было гнуть уголковую накладку более чем на .180°, что
обычно связано с ее повреждением.

2. Основными стержнями считаются пояса диска, которые соединяются,
как в коньковом узле. Затяжка при этом (нижний пояс средней панели) рас-
сматривается как внешний стержень (фиг. 709). Эта схема удачнее с монтаж-
ной точки зрения, если ферма монтируется из двух половинок.

Недостатком решения при малом угле перегиба пояса является слишком
малый угол отхода фасонки от нижней кромки затяжки (фиг. 708), что может
иметь последствием перенапряжения. Во избежание их необходимо в затяжке
уголки иметь тавром вниз (фиг. 709 и 710). С точки зрения соответствия
работе фермы второе решение лучше первого, первое же несколько эконом-
нее по затрате металла.
Вспомогательные одиночные стержни, например стойки стропиль-
ных ферм, примыкают к поясу при помощи небольших фасонок и прикреп-
ляются не менее как двумя заклепками (фиг. 711).

Здесь должно быть обращено существенное внимание на простоту очер-
тания фасонки ввиду массовости их изготовления (фиг. 684). Целесообразно
трапецеидальное очертание, получаемое от листа одним резом (фиг. 684).

Внутренние узлы стропильных ферм по своей конструкции
и очертанию ничем не отличаются от описанных выше.

Узлы подстропильной фермы от-
личаются только более мощными стойками, кото-
рые делаются крестового или таврового сечения и

Фиг. 711. Узел при-
мыкания стойки.

Фиг. 710. Средний -узел фермы Полонсо. Пере-
крытие планками.

~1Г

к которым приклепываются опорные фасонки стропильных ферм, как о том
было сказано выше.

Узлы связей, когда к узлу примыкают распорки и диагонали, ничем
не отличаются от обычных узлов. Ввиду массовости этих узлов только под-
черкивается требование просто-
ты очертания фасонок.

Фиг. 712. Узел примыка-
ния уголка связей.

Фиг. 713. Узел пересечения диагоналей свя-
зей.

Если к узлу примыкает только один стержень, то фасонка делается
уширяющегося очертания для того, чтобы по широкой стороне, примыкающей
к ферме, можно было разметить то же количество заклепок, которое необхо-
димо для прикрепления стержня, и таким образом передать усилие связи на
ферму (фиг. 712).

Контур фасонки должен допускать возможность вырезки ее из листа
двумя резами: угол обрезов зависит от наклона стержней связи по отноше-
нию к поясу. Фасонка должна давать уширение на обе стороны стержня
с углом расхождения не менее 15°.

Наконец внутр енние узлы связей при пересечении диагоналей,
если диагонали находятся в одном уровне и не могут бьпь пересечены без
перерыва, устраиваются по типу ярыбок ",
Одна диагональ проходит нацело, а другая прерывается и замещается
планкой той же площади, уширяющейся к середине. Узкие кончики планки
при вырезе из листа двумя нормальными резами вследствие большой косины
резов обрезываются дополнительно (фиг. 713).

Планки подхватываются к цельной диагонали двумя заклепками.

3. Конструктивное оформление стержней между узлами

В легких фермах конструктивное оформление стержней между узлами
крайне просто (фиг. 697); оно состоит только в размещении шайб или про-
кладок для связи уголков стержней.

Обычно прокладки ставятся на две заклепки в крестовых поясах или
в поясах швеллерного сечения, в тавровых же прокладки заменяются шайбами,
которыми могут служить и куски железа на одну заклепку.

Расстояние между прокладками или шайбами в сжатых стержнях должно
быть не больше 40 г для сжатых и 80 г для вытянутых стержней, где г радиус
инерции стержня. В самых легких фермах (конструкциях подстанций и мачт)
фермы конструируются по типу соединительных решеток колонн.

§ 7. УЗЛЫ И КОНСТРУКТИВНОЕ ОФОРМЛЕНИЕ СВАРНЫХ ФЕРМ

Узлы сварных ферм отличаются крайним разнообразием в соответствии
с разнообразием типов сечений этих ферм.

Фиг. 714. Типы сечения поясов сварных форм с точки зрения
устройства узлов.

Они могут быть разбиты на следующие группы:

1) узлы на узловых фасонках,

2) „ „ местных уширениях,

3) „ без уширений.

Узлы на узловых фасонках применяются для ферм с уголковыми
поясами, трубчатыми из двух уголков с гранями под углом 45° к горизонту,
из полукруглых сечений или из двух швеллеров (фиг. 714, а).

Узлы на местных уширениях применяются при прикреплении
более мощных стержней решетки в фермах с поясами из тавров (прокатных
или сварных), из половины двутавра или крестового сечения (фиг. 714, б).

Узлы без уширений применяются для ферм коробчатых, трубчатых
из двух уголков с вертикальными гранями и для ферм с поясами таврового
или крестового типа при прикреплении менее мощной решетки или для легких
ферм с уголковыми поясами (фиг. 714, а).

А. Узлы на фасонках

При узлах первого типа узловые фасонки, точно такие же как и в
клепаных фермах, помещаются между элементами стержня пояса, который со-
стоит из двух уголков, швеллеров или полукругов, и соединяются с ними
двумя фланговыми швами по внешним контурам стержня (фиг. 641 и 715).
Для этой цели при тавровых поясах фасонка несколько не до одит до
обушка поясных уголков, а верхний шов помещается в прорези меж,;у угол-

ками; при трубч 1тых же
сечениях фасонка i есколь-
ко выдвигается за верх-
нюю кромку поя. а для
возможности наложения
шва (фиг. 716).

Фиг. 715. Узел на узловой фасонке при трубчатых поя- Фиг. 716. Приварка фасон-
сах из двух швеллеров. ки к поясу.

К фасонкам решетка прикрепляется фланговыми
пояса.

швами вне пределов

Фиг. 717. Монтажные стыки сварных ферм на болтах в монтажном узле и в сопря-
жении ферм.

Размеры фасонки диктуются длиною прикрепления раскосов. Схема по-
строения узла остается такой же, как и при клепаных фермах.

Прежде всего по сетке узла наносятся контуры стержней. Центрация
стержней, поскольку не имеется заклепочных рисок, ведется по центрам
тяжести или (что сравнительно очень редко) по средним линиям фасада

стержней.

После нанесения контура пояса и оставления достаточного пространства

на шов приварки пояса к фасонке наносим резы раскосов, и, отложив тре-
буемую величину швов в прикреплениях раскосов, получаем границы фасонки.
При уголковых раскосах таврового типа швы прикрепления на обеих

сторонах уголкт получаются неодинаковыми (для правильной центрации уголка)

Фиг. 718. Заводской стык нижнего пояса.

(стр. 254), что необхо-
димо учесть при раз-
метке фасонки. Фасонка
выкраивается по воз-
можности более просто-
го очертания в соответ-
ствии с указаниями § 6.

Шов прикрепле-
ния фасонки к поясам
передает равнодей-
ствующее усилие ре-
шетки, равное разности
усилий поясов (при
отсутствии перегиба
пояса), и поэтому рабо-

тает на малые силы и
может быть сделан тон-

ким или прерывистым.

В сварных фермах сварные стыки делаются обычно заводскими
или же при невозможности перевозки фермы в целом виде их заваривают
низу на площадке и устанавливают ферму как цельную монтажную единицу.
Типовой стык верхнего пояса

Фиг. 719. Заводской стык через прокладку трубчатого верх-
него пояса из двух швеллеров.

Сварка стыков стержней после подъемки наверху как менее надежная избе-
гается, а монтажные стыки, скрепляемые наверху, делаются только у сопряжений
ферм. Монтажные стыки часто оставляются на болтах или заклепках (фиг. 717).

Заводские стыки поясов, если они необходимы, рациональнее всего
устраивать в узлах с передачей усилия через фасонку, причем для уменьше-
ния эксцентриситета целесообразна подварка к уголкам вертикальных или
горизонтальных планок, обвариваемых фланговыми и лобовыми швами (фиг. 718).
564
Стык, перекрываемый фасонкой и накладкой, рассчиты-
вается так же, как аналогичный стык клепаных конструкций (стр. 545).

Определяем площадь стыка,
равную площади фасонки и на-
кладки, положение его центра тя-
жести и момент сопротивления
стыка.

Затем определяем эксцен-
триситет усилия относительно
центра тяжести и находим напря-
жение п по формуле:

5 . SI
П

В вытянутом стержне коэфи-
циент у, очевидно, равен единице.

Сравнительно редко стык
выносится в панель; главное за-

Фиг. 720. Монтажный стык через прокладку
конькового среднего узла фермы Полонсо.

QSS-

труднение стыха в панели состоит

в относительной трудности сопряжения стержней, поскольку в сварном сече-

нии не имеется заклепочных дыр, через которые можно притянуть стержни друг

Фиг. 72]. Стык, перекрытый накладками.

к другу, а между тем в
узле удобной направляю-
щей стыка является фа-
сонка.

Стыки сжатых
трубчатых стерж-
ней часто делаются че-

рез прокладку; для этого
к торцу каждого стержня обваркой его по контуру привариваются попереч-
ные пластинки, которые затем сжимаются сжимами и обвариваются дру!

Фиг. 722. Конечная -часть сварной фермы. Присоединение к колонне на болтах.
с другом или стятваются монтажными болтами (фиг. 719 и 720). Стык этот
получается неэкономичным с большим количеством наплавленного металла, но
достаточно удобным при сборке.

Лучше перекрытие накладками (фиг. 721); последние при-
вариваются к концу одного из стержней и образуют выступы или вилки,
к которым струбцинками может быть зажат другой стержень и обварен.

Стыки сопряжения ферм с колоннами или между собой
являются неизбежно монтажными, соединяемыми наверху.

В фермах трапецеидального очертания опорные фасонки конструируются
совершенно такого же типа, как и в клепаных фермах, и присоединяются
к колонне или ферме или на болтах, что является наиболее простым и удобным
для сборки соединением, и тогда имеют дыры в фасонке (фиг. 722), или
на приваренных или приклепанных в фасонке планках или уголках с отверстиями;
приклепка к фасонке уголка и монтаж на полках колонны — лучшее решение,

чем приварка планки, так как планку
может при сварке повести, и отверстия
тогда сойдут с требуемого положения.

Фиг. 724. Приварка фермы к вы-
ступу колонны.

Фиг. 723. Приварка фермы к ко-
лонне лобовыми швами.

Болты желательно иметь точеными; тогда расчет такого соединения
ничем не отличается от расчета заклепочного соединения, указанного выше
в § 6 (стр. 549).

Размеры фасонки определяются размещением болтов или заклепок.

Вместо точеных болтов часто ставятся черные болты. Однако такое со-
единение не является надежным, потому что оно работает только трением, т. е.
очень неопределенно, так как сила затяжки болта не поддается сколько-нибудь
удовлетворительному учету.

Поэтому постановка черных болтов возможна только в прикреплениях
второстепенных или очень легких элементов, работающих с заведомым недогрузом.

Вместо сбалчивания возможна конечно и монтажная сварка. Для этой
цели при сопряжении с колонной опорная фасонка, снабженная двумя опорными
коротышами, ставится на столик и подтягивается к нему болтами, а затем
заваривается с полкой колонны двумя лобовыми швами (фиг. 723).

Такое решение требует точной резки и приварки фасонки.

Во избежание точной резки и приварки фасонку можно внахлестку при-
варивать к выступу, уже приваренному к колонне двумя вертикальными швами
(фиг. 724). Тогда фасонку можно предварительно подтянуть монтажными бол-
тами к выступу, что очень удобно для сборки и достаточно приемлемо для
566
производства, ибо подать небольшую фасонку на проколку отверстий сравни-

тельно просто.

Для возможности положить второй шов (ближайший к полке колонны)
расстояние между ним и полкой должно быть не менее 5 — 6 см, что очень
увеличивает величину выступа, который при перевозке колонны может сло-
маться (фиг. 724).

Поэтому выступ этот часто делают наименьшей возможной высоты.

отвечающей только одному наружному шву.

После приварки к нему фасонки накладывают планку, заменяющую вто-
рой выступ, и сваривают ее с фасонкой и колонной (фиг. 725). Возможно
конечно и просовывание фасонки сверху в щель между выступами, прива-

ренными к колонне, если
это допускает общая ком-
пановка конструкции.

Совершенно анало-
гично производится со-
пряжение с подстропиль-
ной фермой. Если стойка
подстропильной фермы
трубчатая, то сопряжение
производится так же, как
было указано выше. Если
же стойка уголковая из
двух уголков тавром или
крестом, приварка произ-
водится наиболее просто
двумя швами к выступаю-
щим полкам уголков (фиг.
726 и 727).

Фиг. 727. Типы сопргже-
ний стропильных ферм с
подстропильными.

Ир

Фиг. 725. Приварка фер-
ьы к колонне при помощи
дополнительной планки.

Фиг. 726. Сопряжение стро-
пильной фермы с подстро-
пильной.

Расчет монтажных швов рационально производить с несколько понижен-
ными (процентов на 10) напряжениями, что установлено новыми нашими нормами.

Силовые воздействия, на которые работают швы, здесь совершенно такие
же, как в соответствующих клепаных сопряжениях, поэтому метод расчета
и проверки остается тем же с заменой только заклепок сварными швами.

Точно также совершенно аналогичны расчетам клепаных ферм проверки
и расчеты опорных узлов ферм.

Опорные углы свободного опирания трапецеидальных ферм отличаются
от соответствующих узлов клепаных ферм только заменой клепки сваркой.

В трубчатых фермах из двух швеллеров нижние опорные
узлы возможно конструировать и по принципу узлов трубчатого сечения
(фиг. 728). Для этого первый восходящий раскос, который по мощности
близок мощности пояса, конструируют также трубчатым из двух швеллеров
и кроме наварки на фасонки сваривают впритык к швеллерам пояса.

Опорная стойка, если она имеется, также приваривается впритык
к швеллеру пояса.
При такой конструкции узел не имеет опорного выступа, который бла-
годаря мощности швеллерного сечения и хорошей его работе на изгиб

Фиг. 728. Нижний опорный узел фер-
мы с трубчатыми сечениями.

Фиг. 729. Нижний опорный узел
С трубчатым верхним поясом и од-,
ностенчатой решеткой.

Фиг. 730. Верхний опорный узел фер-
мы с трубчатыми сечениями.

Фиг. 731. Нижний узел на перегибе пояса
при трубчатых стержнях.

При трубчатом верхнем поясе и одностенчатой решетке сопряжение поя-
сов происходит при помощи ординарной фасонки (фиг. 729).
Верхний опорный узел рациональнее конструировать при первом
нисходящем раскосе трубчатого сечения, который может быть рассматриваем
и как продолжение пояса.

В этом случае нисходящий раскос из двух швеллеров конструируется
той же ширины, что и пояс, и сопрягается с ним двумя наружными накладками,
т. е. конструируется по принципу двухстенчатых ферм.

Накладки привариваются фланговыми швами к ветвям пояса к каждой
ветви отдельно, затем ветви соединяются планками в коробчатый стержень
и между накладками всовывается коробка раскоса, которая приваривается
к накладке наружными швами и прорезями (фиг. 730).

Парные накладки по опорной вертикали стягиваются опорной поперечной
диафрагмой, которая опирается на опорную плитку.

Проверка узлов при этом решении не отличается от обычной.

При указанном решении первый нижний узел, которым нисходящий
раскос соединяется с поясом, получается также трубчатого типа (фиг. 731).
Нисходящий раскос соединяется с нижним поясом парными наружными на-
кладками аналогично только что рассмотренному верхнему узлу; если же нижний

Фиг. 732. Узел на перегибе конструкции
восходящего элемента как раскоса.

Фиг. 733. Узел на перегибе. Конструи-
рование восходящего элемента какТюяса.

пояс уже верхнего пояса и нисходящего раскоса, то его приходится уширять
наваркой прокладок. Восходящий раскос и стойка, как и все прочие раскосы,
крепятся на средних фасонках (фиг. 731).

Узлы на перегибах ничем принципиально не отличаются от обыч-
ных узлов, поскольку стык и в обычных узлах делается в центре узла.

Узлы при резких перегибах скошенных ферм могут кон-
струироваться двух типов: 1) по принципу примыкания раскосов (фиг. 732)
и 2) по принципу перегиба пояса с устройством стыка пбяса в центре узла
и перекрытия его накладками или планками (фиг. 733).

Первое решение проще, а так как фасонки сварных ферм невелики, то
оно не, мешает обычно и конструкции кровли, а поэтому и является более
распространенным (ср. фиг. 679 и 683).

Б. Узлы без фасонок ферм с тавровыми поясами

Узлы фермы с поясами из тавров обычно не имеют уширений, поэтому
они должны иметь высоту вертикалов, достаточную для приварки раскосов
хотя бы средней мощности (см. стр. 532).

Конструирование узла происходит по указанным выше правилам, а именно:
по сетке узла прежде всего наносим контуры стержней, центрируя тавр пояса
по среднему расстоянию z всех панелей (фиг. 734):

z —

ср“ т

(2)

где т— число панелей.
По центру тяжести центрируются также раскосы.

Если раскосы таврового сечения, то вертикалы их стыкуются непосред-
ственно с вертикалами пояса, а горизонталы привариваются к нему в прорез.
Горизонталы в раскосах рациональнее иметь расположенными по нижней их
кромке; тогда в нижних узлах, где кроме раскосов обычно подходит еще
стойка, получается достаточно места для ее приварки (фиг. 735).

Стыки вертикалов пояса и раскосов имеют только односторонний скос
со стороны раскоса, так как производство местного скоса по длинной кромке

Фиг. 734. Центрация фермы с тавровыми поясами.

вертикала пояса весьма затруднительно; поэтому сварка здесь не всегда может
быть качественной, что заставляет для укрепления соединения обращать особое

внимание на приварку горизонтала.

Она обычно производится четырьмя фланговыми швами; в случае же вы-
соких напряжений в раскосе стык вертикала можно усилить накладкой, постав-

ленной со стороны горловины

Фиг. 735. Узел фермы при тавровых поясах и раскосах.

сварки.

Прикрепление растяну-
тых раскосов встык встре-
чает затруднения, так как на-
пряжение у них обычно вы-
ше допускаемых напряжений
на сварку. Поэтому вертикал
растянутых раскосов встык
не сваривается, а перекры-
вается двумя накладками.

Очень часто растянутые
элементы делаются из пар-
ных уголков, которые при-
крепляются к вертикалу пояса
фланговыми швами, что про-
ще и удобнее (фиг. 638).
раскоса является расчетом

Расчет прикрепления сжатого тавра

комбинированного стыка.

Если усилие раскоса Spi площадь раскоса Fp, площадь горизонтала F гор
и напряжение п = [л] св. то усилие горизонтала:

Гр

$гор П Г гор

и длина четырех фланговых швов приварки последнего:

S
у/ _________ мр

фл 0,7Аш[/]'се.

Вертикал сваривается встык; накладка ставится в запас.
В вытянутом раскосе обычно «>[«]с«-

570
Горизонтал его приваривается также по усилию 8гор.

Усилие вертикала Se = nFe.

Площадь накладок

Необходимый периметр швов для приварки накладки по контуру:

$в ____________

2 0,7Лш И/

Фиг. 737. Узел при тавровом поясе на местном
уширении.

Накладки целесообразнее всего ромбические.

Если раскосы подобраны из парных уголков, то конструирование при-
крепления иногда вследствие недостатка места усложняется. Желательно для
простоты обработки иметь у
уголков нормальные резы, одна-
ко очень часто здесь для уси-
ления компактности прикрепле-
ния приходится кончики угол-
ков обрубать (фиг. 660).

Уголки можно протягивать
по вертикалу до соединитель-
ного шва вертикала с горизон-
талом.

Однако обычно они ре-

жутся раньше, так как столь Фиг. 736. Нормальный узел при тавровом поясе и
глубокое протягивание угол- отсутствии уширения,

ков редко можно использовать.

Горизонтальные полки уголков рациональнее иметь по -ерхнему краю
раскосов: этим облегчается конструкция верхних узлов и, как правило, остается
достаточно пространства для подварки стойки в нижних узлах.

Конструирование производится тем же порядком.

Зная усилие в раско-
сах и длину фланговых швов
прикрепления, разносим эти
швы по кромкам уголков
обычно обратно пропорцио-
нально плечам их до центра
тяжести уголка (в уголках на
шов у обушка приходитсяоко-
ло 2/3 длины шва). Затем нано-
сим швы по обушку, начи-
ная от внутренней кромки
вертикала пояса, и получаем
этим наименьшую длину при-
крепления и ближайшую точ-
ку реза.

Из этой точки проводим нормальные резы уголков. Если они сходятся
между собою, то приходится обрубать кончики уголков (фиг. 736). Короткие
швы по другой полке помещаются у края вертикала, а если для них нет места,
они частично заходят за обрезанный кончик (фиг. 660).

При большом протяжении свободной полки короткий шов разбивается
на два участка, располагаемых у конца уголка и кромки вертикала.

Если длинные швы пересекаются между собой или оказываются большими
свободной ширины вертикала (которая может быть принята равной полной
ширине без ЗО-е-20 мм на поясной шов и зазор), то приходится делать
узловое уширение (фиг. 737) или узловую вставку (фиг. 639).

Узловое уширение приваривается к вертикалу встык. Усилия, передаваемые
этим уширением, крайне незначительны, так как они отвечают только той доле
усилий раскосов, которая передается на него через швы на небольшом про-

тяжении уширения.

Стык делается с односторонним скосом и потом защищается для возмож-

Фиг. 737а. Укрепление уширения кусковыми
накладками.

ности перевода раскосов через стык, что является вполне допустимым по незначи-
тельности передаваемых усилий.

Он рассчитывается на срез,
на скалывающую силу, передавае-
мую раскосами на пояса, и на изги-
бающий момент, получающийся
благодаря эксцентричности прило-
жения этой силы по внутренней
кромке пояса относительно цент-
ра тяжести пояса.

Протяжение привариваемого
уширения, которое носит название
„бороды", зависит от длины швов
привариваемых элементов. Ему при-

дается конечно самое простое очертание (фиг. 737). Для большей на-
дежности возможно крайние точки прикрепления уширения к поясу, где должны
появиться наибольшие напряжения, усилить кусковыми накладками (фиг. 737а).
Стыки поясов выносятся всегда в панель. В сжатом поясе наибо-

лее простое и распростра-

ненное решение — соедине-
ние встык с помещением над
горизонталом дополнитель-
ной накладки, приваренной
к одному из стыкуемых
стержней, к которой подве-
шивается перед сваркой дру-
гой стержень стыка (фиг. 737)

При кан- ^ocmu^Sii

товки обварка по контуру накладки

Фиг. 738. Стык нижнего пояса таврового сечения.

и зажимается кондуктором.

В нижнем поясе стыки перекрываются парными накладками по вертикалу
и нижней накладкой по горизонталу. Последняя обваривается по контуру или

фланговыми швами, смотря по тому, какая сторона, внутренняя или наружная,

Фиг. 739. Угол на перегибе на фасонной вставке.

более доступна для
сварки (фиг. 738).

Узлы на пе-
регибе ферм с та-
вровыми из двух листов
поясами рациональнее
всего устраивать на фа-
сонных вставках, для
чего в узле вертикал
пояса прерывается и
заменяется листом фи-
гурного очертания, сле-
дующим за контуром
перегиба (фиг. 739).

С фасонной встав-
кой вертикал соединя-

ется: в сжатом поясе
сваркою встык (фиг. 739), а в вытянутом — нормальным стыком, перекрытым на-
кладками (фиг. 740). Таким образом стыки вертикала имеются по обе стороны
узла. Горизонтал же имеет стык в центре узла, на перегибе, завариваемы »
встык (в сжатом поясе) или перекрытый гнутой по линии перегиба накладкой.
Последняя может служить и ветровой фасонкой.

Устройство стыка вертикала в центре узла (фиг. 741) очень затрудняет
прикрепление раскосов, а потому, если применяется, то только в крайнем
случае в верхнем поясе, когда вертикал сваривается в ус, сваркою встык
и затем зачищается, чтобы стык не мешал приварке раскосов. Однако такие
конструкции вследствие зачистки шва менее надежны.

Фиг. 740. Узел на перегибе нижнего пояса
на фасонной вставке.

Фиг. 741. Узел на перегибе со сты-
ком в ус.

Для укреплении горизонтала и облегчения сварки таврового сечения
горизонтал с вертикалом соединяются треугольными диафрагмами, распола-
гаемыми по длине пояса через 700-^-1000 мм (фиг. 742, 637, 658).

Этой диафрагмой можно воспользоваться для устройства монтажного
стыка верхнего пояса через прокладку (фиг. 720).

Фиг. 742. Легкая сварная ферма. Укрепление тавровых поясов треугольными
диафрагмами.

Для этой цели диафрагма развивается в поперечную прокладку, прива-
риваемую к торцу одного из стержней; к торцу другого стержня привари-
ваются два уголка или поперечная планка. Через отверстия, оставленные
в уголках и поперечной прокладке, вставляются монтажные болты, которыми
стыкуемые стержни стягиваются и затем свариваются. 4

Такие. стыки устраиваются в панелях пояса, а иногда и в узлах, чаще
всего в ключевом (фиг. 743).

Монтажные стыки нижнего пояса перекрываются накладками,
которые образуют вилки, направляющие и облегчающие зажатие стыкуемых
стержней (фиг. 638); делаются они вне узлов. Подобные же стыки возможны
и в верхнем поясе фермы.

Фиг. 743. Стык ключевого узла через прокладку (диафрагму).

Фермы с поясами из прокатных тавров или кусков дву-

тавра не могут иметь фасонных вставок и потому не приспособлены для ферм

По А-А

Фиг. 744. Фигурная резка двутавра для полу-
чения узлового уширения.

с перегибами в узлах. В крайнем
случае возможен узел с перегибом
в ключе фермы со стыком через
прокладку (фиг. 743). В осталь-
ном же узлы этих ферм не отли-
чаются от узлов ферм с поясами
из сварных тавров. Иногда при
поясах из отрезков двутавра про-
изводят фигурную резку верти-
кала, давая ему в крайних пане-
лях большую высоту, чем в сред-
них, благодаря чему можно избе-

жать приварки уширений и использовать меньший по весу двутавр (фиг. 744).
Однако это решение искусственно и нерационально.

Фиг. 745. Опорная фасонка при примыкании к колонке.

Сопряжение стропильных ферм с колоннами произво-
дится помощью фасонной вставки опорного узла по тому же приему, как это
было указано при описании конструкции сопряжений ферм на узловых фасонках.
574
Если сопряжение производится на болтах, то к вставке опорного узла
приклепываются коротыши или же сна вставляется между коротышами ко-
лонны (фиг. 745), или же вставка непосредственно приваривается к колонне
или к специальному выступу колонны (фиг. 723—725). Совершенно так же,
как было описано выше, производится и сопряжение ферм с подстропильной

Фиг. 747. Укрепление опорной фасонки
швеллерами.

фермой (фиг. 726, 727).

Опорные узлы при
свободном опирании так-
же не отличаются от опи-
санных выше (фиг. 729).

Вся разница состоит
в том, что узловую фа-
сонку заменяет фасонная
вставка. Если опорная
стойка имеет тавровое се-
чение, то горизонтал стой-
ки служит ребром жест-
кости фасонки и дово-
дится до полки пояса.

Наконец острые
опорные узлы конструи-
руются на концевой встав-
ке (фиг. 746) или же вер-
тикалы обоих поясов сва-
риваются друг с другом
в ус, что требует мень-
ше сварных швов. В по-

следнем случае при недостаточной высоте опорного узла приходится под-
варивать к нему небольшой столик (фиг. 747). Проверка опорных узлов и
определение их размеров производятся в точности по тем же приемам, ка-
кие были указаны выше при опи-
санииклепаных ферм,

В. Узлы трубчатых и короб'
чатых ферм

Узлы трубчатых ферм с поя-
сами из уголков с вертикальными
гранями или коробчатые сечения
не имеют узловых уширений.

В трубчатых фермах
нисходящие раскосы фланговыми
швами привариваются к наружным

граням поясов, причем их прикреплению не мешает никакой другой элемент ферм,
благодаря чему приварка не встречает никаких затруднений. Восходящие же
раскосы или стойки (в раскосной решетке) привариваются впритык к внутрен-
ним граням поясов, для чего сечение их должно быть уже сечения пояса
(фиг. 648).

Таким образом они проходят в другой плоскости по сравнению с нисхо-
дящими раскосами. Недостаточная надежность сварки впритык является недо-
статком этой системы. Если трубчатый восходящий раскос все же приходится
брать той же ширины, что и пояс, то приварку его приходится делать через
прокладку, позволяющую производить обварку по контуру, что значительно
усложняет конструкцию (фиг. 662). Поэтому такого решения желательно избе-
гать.
Вспомогательные стойки из одного уголка привариваются впритык к верх-
нему поясу и к трубе восходящего раскоса.

Стык поясов делается обычно в панели: сжатый пояс обычно сты-
куется через прокладку (фиг. 719), вытянутый — при помощи обжимающих
накладок (фиг. 647 и 648).

Вообще система эта не приспособлена к устройству перегибов в поясах;
перегиб обыкновенно делается только в ключевом сечении, и верхний пояс

Фиг. 718. Сопряжение трубчатой фермы
с колонной при помощи парных накладок.
Необходимо устройство столика для укре-
пления фермы' на монтаже.

Фиг. 749. Опорный узел трубчатой фер-
мы» Обрезка фасонок неправильна.

здесь стыкуется через прокладку. В данном месте весьма легко устраивается
монтажный стык; для этого каждый торец оканчивается прокладкой, сбалчи-
ваемой с соседней монтажными болтами и затем обвариваемой. К прокладке
приваривается средняя подвеска фермы, если таковая имеется.

Трубчатые фермы не
так приспособлены к со-
пряжению с колон-
нами, как фермы с та-
вровыми поясами.

В случае необходи-
мости сопряжения опор-
ные узлы их покрываются
парными накладками, при-
вариваемыми при помощи
фланговых швов, и на-
кладки эти тем или иным
способом сопрягаются с
колоннами (фиг. 748).

Парность накладок,

а потому значительно большая ширина сопряжения, которой у колонны мо-
жет и не быть, является недостатком системы.

Сопряжение с подстропильными фермами делается чаще
всего путем всовывания опорного узла трубчатой фермы между парными под-
весками подстропильной фермы. К этим подвескам привариваются парные фа-
сонки опорного узла. Устройство парных подвесок утяжеляет подстропильную
ферму, что также является недостатком системы.

Опорные узлы свободного опирания конструируются на
парных опорных фасонках. При нижнем опорном узле опорная стойка делается
трубчатой, швеллерной или двутавровой в зависимости от конструкции запол-
нения между фермами (в плоскости опорных стоек) (фиг. 749).

При верхнем опорном узле и примыкании нисходящего раскоса опорные
фасонки развиваются на высоту, необходимую для работы опорного узла,
и соединяются с опорной плиткой; нисходящие раскосы навариваются снаружи
на фасонки, а потому оказываются шире пояса на две толщины. Для компен-

сации этого в нижнем
узле приходится ста-
вить прокладки (фиг.
750).

Острые опорные
узлы конструируются
аналогично также на
парных фасонках, объ-
емлющих стержни верх-
него и нижнего поясов
(фиг. 727).

Первые верхние и
нижние узлы скошен-
ных трапецеидальных
ферм ввиду трудности
устройства перегибов в
поясе (фиг. 751) кон-
струируются по прин-
ципу обрыва пояса
и примыкания раско-
сов.

К трубчатым фер-
мам принадлежат б е з-

Фиг. 751. Узел перегиба пояса большой трубчатой фермы.

раскосные стро-
пильные фермы, конструкция которых исключительно проста.

Верхний и нижний пояса представляют собой трубу из двух швеллеров
полками внутрь; эту трубу объемлют приваренные к ней стойки из двух
швеллеров полками внаружу (фиг. 752).

Фиг. 752- Узел безраскосной
стропильной фермы.

Фиг. 753. Коньковый узел без-
раскосной фермы.

При необходимости устройства перегиба в поясе стык последнего де-
лается в ус в центре узла и перекрывается парными накладками (фиг. 753).

Стойки навариваются на накладки, в этих узлах они шире на две
толщины.
Швы сопряжения стоек с поясами работают на изгибающий момент
стойки, равной (фиг. 754) M=Tet где е — расстояние от нулевой точки
р

стойки до центра стыка, поперечную силу Т и продольную — , где Р — величина
узловой нагрузки (при приложении нагрузки только к одному поясу).

Если b — расстояние между швами, то усилие в шве от момента М:

II В узлах ферм с П-о бразными

—И у* поясами восходящие раскосы тоже П-об-
разного сечения входят внутрь коробки
Фиг. 754. Расчет швов узла безра- пояса, а нисходящие из двух уголков полками
скосной фермы. наружу объемлют сечение пояса (фиг. 755).

Каждая система раскоса имеет свою по-
верхность сварки и не мешает друг другу, что сокращает требуемую по-
верхность сопряжения, и последнее возможно без уширений даже для довольно
больших усилий раскосов.

Для избежания трудной заварки восходящих 'раскосов внутри коробки
пояса фермы этого типа собирают и сваривают отдельно каждой половиной;
затем приваривают к одной из половинок диафрагмы распорки, расположен-
ные внутри и служащие для связи ветвей поясов и раскосов, и накладывают
одну половинку с приваренными диафрагмами на другую (фиг. 756); наконец

Фиг. 755. Верхний узел фермы с П-образными поясами.

прихватывают диафрагмы к другой половине фермы, связывая их жестко
в одно целое, и заваривают продольный шов в поясах и раскосах или заваривают
планки, стягивающие ветви стержней; если щель между ними более 5 мм, не-
посредственная сварка их невозможна.

Сварку продольного шва во избежание коробления и отскакивания диа-
фрагм ведут с возможной осторожностью обратно ступенчатым способом
и очень часто заменяют рядом прихваток, так как усилия, передаваемые через
продольный шов, ничтожны (не более поперечной силы продольного изгиба,
равной, как известно, 0,015 продольной силы). Метод этот требует точной
разметки каждой половинки ферм, но дает вполне надежную конструкцию»
Вместо этого иногда сваривают каждый П-образный стержень отдельно,
а приварку сжатых раскосов производят внутри коробки пояса, пользуясь,
тем, что глубина коробки незначительна.

Прием этот возможен при раскосной решетке, но весьма сомнителен при
решетке треугольной с острым углом сварки раскоса с поясом.

Фиг. 756. Составление фермы с П-образными поясами
из двух половинок.

Для компенсации трудных внутренних швов по кромке уголков пояса
можно поставить дополнительные лобовые косые швы (фиг. 755).

Узлы П-образных ферм по своей конструкции близки узлам трубчатых
ферм из уголков. Разница заключается лишь в том, что восхолащие рас-

косы и стойки не оканчиваются
у внутренней кромки пояса, а вхо-
дят внутрь коробки. Прикрепле
ние входящих раскосов произво-
дится фланговыми швами, однако
вполне уместно, как указывалось
выше, в дополнение к ним про-
извести приварку косым или ло-
бовым (если подходит стойка)
швом по поверхности соприка-
сания уголка раскоса с кром-
кой пояса.

Фиг. 757. Нижний узел на перегибе пояса
при трубчатых стержнях.

Шов этот может существенно

уменьшить требуемую длину фланговых швов и глубину всовывания и улуч-
шить работу соединения.

Напряжение в шве может быть допущено только [/]св, так как шов этот
вместе с фланговыми швами является комбинированным швом.

В нижних узлах сечение нижнего пояса часто делают полками книзу
и приваривают восходящие раскосы и стойки впритык к поясу (фиг. 757).
Это защищает нижний пояс от зассрения, укорачивает раскосы и стойки
и упрощает сварку. При треугольной же решетке этот способ расположения/
нижнего пояса определенно ухудшает соединение, и потому для этой решетки
он не рекомендуется.

Стыки поясов коробчатых ферм обычно выносят в панель»
Наиболее типичный стык сжатого пояса — через прокладку или непосред-
ственной сваркой встык (фиг. 755), растянутого же— при помощи наружных
объемлющих накладок (фиг. 757). Ввиду эксцентричности размещения швов

желательно помещение у стыков поперечных распорок-диафрагм.

2L 75*75*6

Фиг. 758. Узел на перегибе фермы с П-образ-
ными поясами.

Фиг. 759. Узел на перегибе фермы с П-образ-
ными поясами, прямая резка уголков.

Тип фермы с П-образными
поясами не очень приспособлен к
устройству узлов с перегибом поя-
са; однако в случае необходимости
последние возможны, причем наи-
более простое решение на пар-
ных узловых накладках. Обрезка
подходящих уголков в ус желатель-
на по биссектрисе угла (фиг. 758).

При прямой резке уголков
(фиг. 759) нужно обращать вни-
мание, чтобы расстояние в свету
гнутой планки, перекрывающей
горизонтальные полки уголков,
не было слишком большим и опас-
ным с точки зрения выпучивания
планки при продольном изгибе
(max 158).

Нисходящие раскосы в по-
добных узлах навариваются на на-
кладки и потому получаются шире
на две толщины, что компенси-
руется в соответствующем другом
узле раскоса постановкой про-
кладки.

В ключевых узлах,
где сходятся два растянутых рас-
коса или подвеска, удобно устрой-
ство узла через прокладку, что
особенно целесообразно в клю-
чевых узлах фермы Полонсо, где
часто делается и монтажный узел
(фиг. 760).

Если же узел немонтажный,
то вполне рационально и решение

Фиг. 760. Ключевой монтажный узел фермы „Полонсо".

на накладках.

Нижний мон-
тажный узел хотя бы
той же фермы Полонсо
рационально делать в
узле примыкания затяж-
ки.

Узел этот удобнее
всего осуществить на пар-
ных накладках и па мон-
тажных болтах. Для того
чтобы болтовые отверстия
монтажных болтов не про-
калывать в основных эле-
ментах, затяжка фермы
делается уже нормальной
ширины пояса и к ней
привариваются две планки, через которые проходят болтовые отверстия
(фиг. 761).

Узел с большим перегибом у скошенных концов трапе-
цеидальных ферм конструируется по принципу примыкания раскоса, что

Фиг. 761. Нижний монтажный узел фермы Полонсо.

Фиг. 762. Узел примыкания фермы с П-образными поясами
к колонне.

Д1ет наиболее простое решение (фиг. 663), или по принципу перегиба пояса
(фиг. 758).

Тогда узел конструируется на узловых накладках и наклонный элемент
идеет ту же ширину, что и пояс.

Выбор между тем или другим зависит от типа поперечной конструкции.

В фермах, не несущих специального ограждения по наклонной своей по-
Фиг. 763. Примыкание подвески к поясу двух-
стенчатой фермы.

Фиг. 764. Примыкание стойки и полураскоса
в шпренгельной решетке.

верхности, например остекления,
рациональнее первый тип как бо-
пее простой (например в фермах
крановых мостов).

В стропильных фермах кон-
струкция кровли или остекления
может потребовать применения и
второго типа.

Второго типа может также по-
требовать устройство связей по
обе стороны перегиба, требующих
гнутой накладки поверх пояса
(фиг. 759).

Опорные узлы примы-
кания к колоннам и под-
стропильным фермам кон-
струируются так же, как в труб-
чатых фермах, и имеют те же са-
мые недостатки (фиг. 762).

Точно так же, как в трубча-
тых фермах, конструируются и
опорные узлы свободного опира-
ния (фиг. 750 и др.).

В фермах с П-образными поя-
сами промежуточная ре-
си с-

;тем и систем Полонсо
вполне может иметь одностенчатое
сечение, так что двухстенчатое се-
чение может быть оставлено толь-
ко для главных стержней. Это же
замечание относится и к трубча-
тым фермам.

Стойки рациональнее всего
конструировать из одиночного
уголка, расположенного под углом
45° к оси ферм. Если они встре-
чаются с элементом, имеющим
внутреннюю горизонтальную грань,
то они привариваются к нему
впритык; если же встречаются с
вытянутым двухстенчатым элемен-
том, то привариваются к диафраг-
ме этого элемента (фиг. 763). То
же самое относится и к примыка-
нию промежуточного одиночного
раскоса.

Внутренний узел, в котором
сходятся раскос и стойка, кон-
струируется на одной или двух
диафрагмах, к которым привари-
ваются стойка и раскос, смотря
по направлению раскрытия угол-
ков раскоса и стойки и ширины
пояса (диафрагмы) (фиг. 764).
Равнодействующая воздействий стойки и раскоса направлена всегда по
направлению основного раскоса; она может быть передана поперечной диа-
фрагмой, не расположенной в плоскости основного раскоса (каковой является
вертикальная или наклонная диафрагма), лишь в том случае, когда ширина
основного раскоса лишь немногим больше раскрытия привариваемых уголков,
так как в противном случае она не будет достаточно жесткой; тогда необхо-
димо ее укрепить приваркой ребра, расположенного по направлению основ-
ного раскоса (фиг. 765).

Если раскос и стойка обращены друг к другу обушками, то приходится
каждый стержень помещать на свою диафрагму, что также дает достаточно
простое решение.

§ 8. СКВОЗНЫЕ ПРОГОНЫ

А. Клепаные сквозные прогоны

Сквозные прогоны в клепаной форме употребляются сравнительно редко,
преимущественно в ангаро- и элингостроении и вокзальных перекрытиях при
больших расстояниях между основными арками или рамами. Хотя такие про-
гоны значительно легче сплошных, они вследствие своей очень большой
трудоемкости в конечной калькуляции оказываются невыгодными.

Фиг. 766. Клепаный сквозной прогон.

Тип сквозных клепаных прогонов—легкая фермочка с параллельными по-
ясами обычно трапецоидального очертания (со скошенными .углами) (фиг. 766).
Пояса часто развиваются неодинаково; верхний, работающий на местный из-
гиб от давления кровли, получается сильнее нижнего; панель для уменьше-
ния местного изгиба приходится брать небольшою, хотя все же при малой
высоте прогона очень часто больше высоты фермы. Это обстоятельство делает
удобной раскосную решетку, которая удачна еще и тем, что имеет короткие
сжатые стойки, что существенно важно при малых усилиях в ферме. Сече-
ния поясов обычно состоят из двух уголков (лучше неравнобоких), решетки—
очень часто из одного уголка, нижний пояс также часто делается из одного
уголка; калибр сечений решетки обычно определяется минимальным сорта-
ментом (при заклепке </=17 мм min д = 50 мм).

Устойчивость верхнего пояса определяется скреплениями с кровлей; однако
эффективность этих скреплений, представляющих собою силы трения всех тяже-
лых кровель или сопротивления клямер легких кровель, крайне неопределенна,
если конечно кровли не связаны с прогоном непосредственно, помощью болтов или
шурупов. Поэтому верхний пояс прогона целесообразно рассчитывать как пояс

в сравнительно жесткой упругой среде; свободная длина такого пояса равня-
ется приблизительно х/б длины фермы, на каковую длину и целесообразно

Фиг. 767. Прикрепление сквозного прогона на
наклонной кровле.

рассчитывать верхний пояс.
Сквозные прогоны сравнитель-
но больших пролетов, имея
достаточную жесткость в вер-
тикальной плоскости, имеют
крайне малую жесткость в пло-
скости горизонтальной; поэто-
му они очень плохо работают
на косой изгиб и должны раз-
мещаться строго вертикально,
что при наклонных кровлях
приводит к некоторым услож-
нениям сопряжений с стро-
пильными фермами (фиг. 767).

Горизонтальные составляю-

щие силовых воздействий (вет-
ра) воспринимаются ими весьма неудовлетворительно и требуют устройства
в плоскости кровли связей или тяг и легких поперечных связей. Поэтому
устройство сквозных плоских прогонов при крутых кровлях нерационально.

Б. Прутковые прогоны

Сквозные клепаные прогоны вследствие своей большой трудоемкости при-
менялись редко. Однако применение сварки существенно меняет этот вопрос.

Уже простые решетчатые прогоны из уголковых профилей с простой за-
меной клепки сваркой значительно дешевле и удобнее клепаных благодаря

Фиг. 768. Американский прутковый прогон фирмы .Truscon СОм.

отсутствию отверстий и клепки, как правило, отсутствию фасонок и отсутст-
ствию стержней минимального сортамента. По весу они выходят очень лег-
кими, однако все же они (хотя и проще клепаных) недостаточно просты для
прогонов как массовой конструкции, которая требует подчеркнутости простоты
изготовления, чтобы конкурировать с простым прокатными профилем. Сварка
открывает здесь широкие возможности. Здесь прежде всего должны быть от-
мечены прутковые прогоны, имеющие широкое распространение в Аме-
рике и изготовляемые там специальной фирмой „Truscon С°“ и введенные
у нас Институтом сооружений.
Американский прутковый прогон имеет верхний пояс в виде специального
достаточно мощного прокатного таврового или коробчатого профиля, приспособ-
ленного для удобного размещения лежня для прикрепления настила кровли;
к этому поясу приваривается снизу змея изогнутого арматурного прута рас-

Фиг. 769. Прутковый прогон Института сооружений.

косое; наконец снизу с раскосами приваривается полоса нижнего пояса
(фиг. 768 и 769).

В наших условиях отсутствия специальных профилей верхний пояс удобно
делать из швеллера (фиг. 770) или из двух толстых арматурных прутьев,

при которых также удобно прикрепляется продольный деревянный лежень
(фиг. 771). В этом случае прут раскосов проходит между прутьями верхнего
пояса. Аналогично также из двух прутьев может конструироваться и нижний
пояс (фиг. 771). Наконец вполне возможно устройство верхнего пояса из
двух уголков или швеллеров (фиг. 769 и 770).
Прогоны делаются трапецеидального очертания; для укрепления их на
стропильной ферме прогон заканчивается опорным столиком из куска двутавра
(фиг. 769).

Отношение высоты к пролету для облегчения работы раскосов не берется
очень большим; обычные соотношения около *[1П—1/1Б.

Фиг. 771. Прутковый прогон с верхним поясом из арматурных прутьев.

Раскосы все делаются одного сечения из одного прута. Для уменьшения
работы на продольный изгиб сжатые восходящие раскосы желательно ставить
покруче, а вытянутые—поположе, что приводит к удобному размещению раско-

Фиг. 772. Связи между прутковыми прогонами.

сов, сжатых под 60е, а вытянутых под 30° к горизонту и прямым углом между рас-
косами (фиг. 769). Однако распространен изгиб прута раскосов и под углом
60° для уменьшения панели и облегчения работы верхнего пояса на местный
изгиб. Последнему очень помогает наличие деревянное лежня, который при
расчете местного изгиба может быть учтен. Таким образом в прутковом про-
гоне верхний пояс развит значительно сильнее всех прочих сечений; это при-
ближает прутковый прогон к шпренгельной балке со сложным решетчатым
шпренгелем, и действительно фактическая работа такого прогона приближа-
ется к работе шпренгельной системы.

Расчет прутковых прогонов производится обычно как расчет простой ре-
шетчатой балки; более точный расчет как шпренгельной системы, произведен-
ный Институтом сооружений, показал, что жесткость верхнего пояса приводит
к уменьшению работы раскосов; это вполне подтвердилось опытами, произве-
денными ЦНИПС над прутковыми прогонами. Таким образом раскосы прогона
имеют большие запасы прочности, чем это следует по расчету, что имеет опре-
деленное значение, так как прут сам по себе не является стержнем, особенно
благоприятным для работы на продольный изгиб.

Прутковые прогоны, точно так же как и решетчатые, располагаются обычно
в вертикальной плоскости, так как они имеют малый момент инерции в плос-
кости у—у и плохо работают на косой изгиб. Для усиления своей общей
устойчивости они обычно соединяются поперечными связями (2 на панель)
из проволочных крестов или тяжей (фиг. 772).

Прутковые прогоны были испытаны Институтом сооружений и показали
вполне достаточную прочность и жесткость и потому должны широко реко-
мендоваться. Они примерно на 50% легче прокатных прогонов.

Вес их при обычных нагрузках (приблизительно 200 кг[м2) может быть
задан формулой:

^n₽=1 1 «ФЛ (1)

где /—пролет прогона, или

Snp = 54l кг1^< (2)

где q — нагрузка в т}м2.

Обычная сфера применения прутковых прогрнов — пролеты 7—12 м.

В. Шпренгельные прогоны

Кроме прутковых прогонов в настоящее время при применении сварки
широко употребляются шпренгельные прогоны.

Шпренгельные прогоны представляют собою небольшую балочку из двух
швеллеров или небольшого двутавра, к которой снизу подварена шпренгель-
ная цепь из полосы или маленького таврика (фиг. 773).
Простота конструкции приводит к крайне малой ее трудоемкости, а срав-
нительная легкость к развитию достаточной высоты, которой ничто не мешает,
к малому весу и большой жесткости в вертикальной плоскости.

Шпренгельный прогон является системой однократно статически неопреде-
лимой. За статически неопределимый параметр удобнее всего взять распор
шпренгеля Н.

Пренебрегая небольшим воздействием нормальных сил, распор Н, очевидно,
равен:

и ЖР _ f MPMHdx
^нн у* M2Hdx

(3)

Здесь ZEp — перемещение точки под действием силы Я= 1; 8ЛЯ — пере-

мещение точки приложения силы Н (опорной точки шпренгеля) под действием

Фиг. 774. Номограмма для определения интегралов
J мр мнах и J M2Hdx.

силы 77= 1.

Для определения инте-
гралов:

УMpMRdx и у*M2Hdx
для параболического шпрен-
геля и для сплошной нагруз-
ки р кг{пог. м прогона инж.
Болобаном составлена номо-
грамма, приведенная на фиг.
774.

Зная силу

определяем изгибающий мо-
мент в балке шпренгеля по
формуле:

(4)

где М6—момент разрезной балки пролетом /.

Для непосредственного определения усилия Н инж. Болобаном построена
номограмма, приведенная на фиг. 775.

Изгибающий момент в балке шпренгеля для случая равномерно распреде-
ленной по всему пролету нагрузки при параболическом шпренгеле без учета
воздействия нормальных сил получается равным нулю. Можно считать, что
наибольшее значение момента получается в четверти пролета при загрузке
половины пролета, каковую загрузку и можно положить в основу определения
сечения балки.

Пример 71. Рассчитать шпренгельный прогон пролетом /= 10 м при

высоте шпренгеля А = = 1,25 м под нагрузку р = 625 пог. м, из коих 225

составляют постоянную нагрузку, а 400 полезную (снег).

Определим усилие в шпренгеле по номограмме (фиг. 775).

Для этого проводим прямую со шкалы нагрузки р до шкалы пролета /,
соединяя точки этих шкал 625 и 10. На немой шкале к — 7 на пересечении
этой прямой получаем точку, которую соединяем со шкалой высот, с тонкой
1,25, и протягиваем эту прямую до шкалы усилий Н.

На этой шкале получаем усилие /7=6,3 т. Там же получаем соответ-
ствующую площадь нижнего пояса (шпренгеля) при напряжении [я] =
= 1400 кг/см2, равную 4,5 сл/2.

Если пользоваться номограммой фиг. 774, то для получения значений ин-
тегралов соединяем значение нагрузки р = 625 кг/пог. м на шкале р с зна-
чением пролета / = 10 м.

Фиг. 775. Номограмма для определения силы Н

шпренгеля.

——5,0 -----[---------4-------5.0

-----------1---------I/ ~1О, Ом-

I 0.40*5

Фиг. 776» Загрузка примера 71.

Точку пересечения этой прямой с немою шкалой 7 — 7 соединяем со зна-
чением А = 1,25 шкалы высот шпренгеля и на шкале R получаем значение
интеграла:

У*dx = 50.

Соединяя значение шкалы h =1,25 со шкалой пролетов /==10, получаем
на шкале 5 значение интеграла:

J* M*Rdx = 7$.

Тогда значение усилия Н = у- = т-
Изгибающий момент в балке шпренгеля в четверти пролета от полезной
нагрузки при загруженич половины пролета (фиг. 776) определим по фор-
муле (4), где:

Л ЛП , Е , 7 Е . 9 к

= ° _ 0,40 • 2,5 • 1,25 = 3,75 — 1,25 = 2,50 тм.

Распор Н при загрузке половины пролета и нагрузке 400 кг/пог. м:

„ 6,3 0,400 _

н=^"б^=2т'

Плечо у в четверти пролета j = 0,75 /=0,75- 1,25 = 0,94.

Тогда Мшпр =Мб—Ну= 2,50 — 2 • 0,94 = 2,50 — 1,88 = 0,62 тм.

Полный распор при указанной нагрузке:

О 225

"= «,+«.= 2+6.3- ^25 = 4’2 т-

Считая, что прогон закреплен настилом и потому может выпучиваться
только в плоскости фермы, берем двутавр № 14; г = 1/ ^777 =5,6 см.

у 1о

I 10

Длина панели — = — = 1,67 м'.

6 6

Х = 1^- = 30; 9 = 0,93.

5,6

гт г, 6300 п Л А

Для шпренгеля нужна площадь F = -^^- = 5,2 см*.

Берем тавр 60X30X 6; /7=5,06 слг2;

п= ^2. = 1250 кг/см2.

5,0b

Конструкция шпренгельных прогонов крайне проста; она изо-
бражена на фиг. 773 и не требует дальнейших пояснений.

Для большей своей устойчивости шпренгельные прогоны, точно так же как
и прутковые, растягиваются проволочными связями, которых берут обычно
две на прогон.

Наивыгоднейшая высота шпренгеля получается равной приблизительно */7
пролета; однако обычно применяется высота приблизительно 1[i0 пролета.
При этой высоте вес шпренгельного прогона приблизительно равен весу прут-
кового; имеющиеся в литературе (работа инж. Болобана) данные о крайне
малом весе шпренгельного прогона, повидимому, преувеличены.

Очертание шпренгеля удобнее всего брать по параболе; панель берется
приблизительно 2 м, число стоек рационально брать нечетное, так как это
увеличивает жесткость прогона.
ГЛАВА XIV

ТЯЖЕЛЫЕ СКВОЗНЫЕ ФЕРМЫ1

§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ СИСТЕМЫ И ОЧЕРТАНИЯ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ

А. Область применения

Под тяжелыми сквозными фермами будем подразумевать фермы, имеющие
сложные сечения, выходящие из рамок простых сечений легких ферм.

Очевидно, к подобным сечениям приходится прибегать только в тех слу-
чаях, когда вследствие значительной величины действующих в стержнях фермы

Фиг. 777. Пролетное строение металлического моста.

усилий подобрать сечения в элементарной форме оказывается невозможным и
для образования требуемых сечений становится необходимым составлять их из
различных элементов, связывая последние между собой заклепками или сварны-
ми швами, соединительными решетками, поперечными или продольными ди-
фрагмами или листами. Совершенно очевидно, что при этом получаются услож-
нение и утяжеление конструкции не только за счет мощности сечений стерж-
ней, но и за счет необходимости затраты металла на упомянутые соедини-

1 При изложении этой главы частично использованы материалы, составленные для
рабочей книги ВИСУ по металлическим конструкциям проф. С. А. Ильясевичем.
тельные решетки и диафраг-
мы, а также на образова-
ние более сложных стыков
и более громоздких узло-
вых уширений, почему тя-
желые фермы всегда имеют
и более значительный строи-
тельный коэфициент.

Типичными представите-
лями тяжелых сквозных ме-
таллических ферм являются
прежде всего фермы ме-
таллических мостов
(фиг. 777); усилия в стерж-
нях этих ферм в настоящих
условиях тяжелых мощных
нагрузок достигают весьма
значительных величин. Если
взять например железнодо-
рожный мост пролетом всего
лишь 55м, то усилия в поя-
сах его достигают при нор-
мальной нагрузке свыше
300 т, что конечно пере-
дать элементарным сечением
невозможно.

Наиболее употребитель-
ные схемы сквозных ферм
балочных мостов изображены
ниже на фиг. 778.

Другим распространен-
ным типом сквозных тяже-
лых ферм следует признать
стропильные фермы,
несущие в середине сво-
его пролета крановую
нагрузку.

В качестве такого при-
мера на фиг. 779 приводит-
ся поперечный разрез одного
из заводских цехов Герма-
нии.

Стропильная ферма про-
летом 45 м несет продоль-
ную балочного типа кон-
струкцию, состоящую из
двух параллельных ферм,
связанных между собой по-
перечными крестовыми свя-
зями и по существу пред-
ставляющих собой подкрано-
вые пути для двух кранов
грузоподъемностью каждый
в 75 т. Кроме того к этим
же продольным подкрано-
вым фермам к нижней их части помощью специальной конструкции подвешен
еще поворотный кран грузоподъемностью 15 т, обслуживающий среднюю
часть цеха. Принимая во внимание значительность пролета основных несущих

Фиг. 780. Тяжелая подкрановая балка.

Фиг. 781. Конструкции моста-псрегружателя.

стропильных ферм, а также грузоподъемность кранов, легко себе представить,
что усилия в отдельных стержнях этих ферм должны достигать больших ве-
личин, в соответствии с чем и сечения стержней будут достаточно мощными.
Фиг. 782. Конструкции судостроительной верфи.
Третья область распространения сквозных тяжелых ферм — тяжелые
подкрановые балки, находящие применение в тяжелых цехах, например
в мартеновских цехах металлургических заводов.

Пролеты этих балок доходят в настоящее время почти до 40 м, а крановая
нагрузка—до нагрузки 250-/П кранов (фиг. 780). Если эту крановую нагрузку
привести к равномерно распределенной по всему пролету данной подкрановой
балки, то получится нагрузка величиной 41,6 т-1пог.м балки; между тем для
железнодорожного моста того же пролета £ = 30 м соответствующая самому
тяжелому поезду (по так называемой схеме Н8) равномерно распределенная (экви-
валентная) нагрузка составляет всего лишь 12,1 т{пог.м моста, т. е. оказы-
вается почти в 3,5 раз меньше крановой нагрузки для упомянутой подкрано-
вой балки. Следовательно эти балки значительно тяжелее соответствующего
моста, причем в мосту металл распределяется по крайней мере на 2 фермы,
а в подкрановой балке всегда только на одну ферму, вследствие этого по-
следняя оказывается еще более мощной.

Далее, говоря о сквозных тяжелых фермах, следует указать еще на одну
область их распространения, а именно — конструкции мостовых кра-
нов большой грузоподъемности, мостов-перегружателей.
Пример такого перегружателя, запроектированного для коксовой установки,
изображен на фиг. 781.

Наконец конструкции больших судостроительных элин-
гов, несущие многочисленные краны, необходимые для оборудования судов,
также должны быть причислены к тяжелым фермам (фиг. 782).

Б. Характеристика различных систем тяжелых ферм

Тяжелые фермы применяются для всех видов систем балочных,
арочных и висячих. Однако огромным распространением и здесь поль-
зуются балочные системы по причине их большей универсальности, большей
простоты изготовления и пр.

Арочные же и висячие системы возможны в специальных случаях при
большой надежности грунта, дешевизне стоимости опор, наличии свобод-
ного пространства для помещения мощных опор или необходимости перекры-
тия исключительно больших пролетов, при которых балочные решения являются
уже невыгодными. Эти специальные случаи относятся преимущественно к мосто-
строению, поэтому излагаются в специальных курсах мостов.

К тому же конструкции тяжелых сквозных арок и балок принципиально
одинаковы за исключением некоторых специальных узлов, а потому все рас-
смотренные в настоящей главе конструктивные приемы можно распространить
и на арочные системы, которые в дальнейшем специально рассматриваться
не будут. Что же касается висячих систем, применяемых в крупном мосто-
строении, краностроении и зданиях больших пролетов, то конструкция их
весьма специфична.

Однако специфика висячих систем также в настоящей главе опущена,
она излагается в главе висячих систем специальных курсов мостовых и крано-
вых конструкций.

Балочные системы, в которых применяются тяжелые конструкции,
могут быть разрезными, неразрезными и консольными.

Огромнейшее число балочных систем принадлежит разрезным фермам;
причины этого, как было сказано в главе XII, — большая простота и опреде-
ленность работы, независимость одного пролета от другого и потому большая
простота монтажа, достаточная и хорошая жесткость и т. д.

Консольные системы в тяжелых конструкциях имеют значительно боль-
шее распространение, чем в легких, так как основное преимущество их —
уменьшение собственного веса благодаря наличию отрицательных опорных
моментов и уравновешивания консолями — в тяжелых конструкциях, где вопросы
веса играют особую роль, наиболее существенно.

В то же самое время главный недостаток консольных систем — их меньшая
жесткость — в тяжелых системах имеет меньшее значение, так как прогиб
берется только от временной нагрузки, а окончательное влияние последней
тем меньше, чем больше собственный вес конструкции. Поэтому консольные
системы в тяжелых конструкциях пользуются большим распространениемtи
при этом там, где влияние веса особенно важно: в области больших пролетов,
именно в тяжелых мостах, главным образом под обыкновенную дорогу, и
в широкопролетных кранах.

Неразрезные системы имеют все преимущества консольных систем и
лучшие условия жесткости и эксплоатационные показатели. Поэтому они
должны пользоваться широким распространением в области тяжелых кон-
струкций, и действительно, применение неразрезных ферм, особенно в области
мостов, все расширяется. Недостатками неразрезных ферм являются: некоторая
трудность монтажа как статически неопределимой системы, необходимость
более точного изготовления, чем в простых фермах, и зависимость усилий
от перемещения опор.

Перечисленные совершенно не принципиальные стороны вопроса тормозят
еще развитие этой крайне удачной и выгодной системы.

В. Способы определения усилий в стержнях

Расчет всех описанных выше сквозных ферм может производиться или
путем построения линий влияния (инфлюэнтных линий) для усилий в стерж-
нях фермы и загружения этих линий нагрузкой или путем построения диа-
граммы Кремоны. Первый из этих методов очень удобен и целесообразен при
наличии подвижной, нагрузки (например временная нагрузка ферм мостов,
мостовых кранов или ферм подкрановых балок).

Линии влияния строятся по правилам теории сооружений и представляют
собою графическое изображение данного усилия в стержне как функцию
перемещающегося по пролету (фиг. 783) груза, равного единице. Для того
чтобы получить усилие от данной сплошной равномерно распределенной по
длине пролета нагрузки, необходимо площадь линии влияния помножить
на интенсивность этой нагрузки. Если интенсивность нагрузки q mlnoz. м,
площадь инфлюэнтной линии ш, то усилие

S=q<n. (1)

Для того чтобы получить усилие от ряда сосредоточенных грузов,
необходимо взять сумму из произведений значения каждого груза на соответ-
ствующую ординату линии влияния. Таким образом, если Р—груз в точке I
(фиг. 784), Tjj — соответствующая ему ордината линии влияния и число всех
грузов п, то

S='^lPirll. (2)

Для того чтобы получить наибольшее значение S при подвижных гру-
зах Pif необходимо их расположить в таком месте линии влияния, где соот-
ветствующие ординаты их будут наибольшие; тогда

*$тах = max* (3)

При многоугольных линиях влияния эта расстановка производится рядом
попыток, пока не получится SmaK.
При этом один из тяжелых узлов обязательно должен быть на перегибе
линии влияния.

Для того чтобы усилие S имело максимум, необходимо, чтобы производная

(4)

dS
дх

Фиг. 783. Определение усилий
по линиям влияния.

Фиг. 784. Определение усилия
от сосредоточенных грузов.

Так как = tg а угла наклона линии влияния, то следовательно для Smax
необходимо, чтобы значение

Ptga = 0.

Для этой цели в пря-
молинейной линии влияния
груз, стоящий на перегибе
этой линии (фиг. 785), сна-
чала причисляют к грузам,
стоящим слева от перегиба,
и вычисляют за-

тем причисляют его к гру-
зам, стоящим справа от пере-
гиба, и вычисляют носое
значение (Sptg«]Z7.

Если

Фиг. 785. Определение максимума усилия.

J^Ptga ^0;
yPtgal^O,
Jn

(6)

т. е. если S^tga прошло через нуль, то S имеет максимум.

Второй метод—построение диаграммы Кремона — целесообразен в тех
случаях, когда ферма нагружена в узлах сосредоточенными грузами, не могу-
щими перемещаться вдоль пролета. Подобный характер нагрузки мы имеем
в стропильных фермах. Вычисление усилий по диаграмме Кремона указано
в главе XII.
Г. Эволюция решетки металлических ферм

В тяжелых фермах, так же как и в легких, в настоящее время приме-
няют главным образом простые системы решеток (фиг. 786): треугольная,
очень часто со стойкамй и подвесками, простая раскосная, уже описанная
ния в главе XII, затем полураскосная

Фиг. 786. Решетки тяжелых ферм.

невыгодны, тем более что они

и двухрешетчатая, представляющая со-
бой ту же полураскосную систему, но в ко-
торой раскосы в смежных панелях распола-
гаются в разные стороны. В последних двух
системах поперечная сила разбивается на две
системы раскосов, так что каждый раскос
работает только на половину поперечной
силы. Это может быть выгодно, когда по-
перечная сила очень велика по сравнению
с усилием в поясах; такой случай может
иметь место в консольных фермах, в кото-
рых изгибающие моменты, а следовательно
и усилия в поясах разгружены от работы
консолей, а поперечные силы остаются при-
мерно такими же, как в разрезных балках.
В разрезных же фермах эти системы обычно
имеют очень много узлов; поэтому они при-

меняются редко.

Таким образом основными системами и здесь остаются тре-

угольная и раскосная.

Указанные схемы сквозных тяжелых ферм с сравнительно простой решет-
кой появились не сразу; им предшествовали схемы более сложные.

Фиг. 787. Эволюция решегок балочных ферм.

Вообще наиболее ярко эволюцию схемы сквозной металлической фермы
можно проследить на истории развития мостовой балочной фермы.

В самом начале XIX столетия эти фермы были сплошными; затем
по мере развития пролетов и нагрузки, требовавших возможного уменьшения
веса мостовой балочной фермы, перешли от сплошного заполнения между
поясами к сквозному; однако первые фермы этого сквозного заполнения
по существу довольно мало отличались от сплошных, ибо то было много-
решетчатое заполнение, изображенное на фиг. 787, а и б.
Постепенно многорешетчатость стала уменьшаться, и уже схема фермы
изображенная на фиг. 787, в, называемая многораскосной и являющаяся
следующим этапом в развитии сквозной мостовой фермы, оказывается доста-
точно далекой от фермы со сплошным заполнением. Дальнейшее уменьшение
густоты решетки ферм привело к еще более простым двухраскосной
(фиг. 787, г) и двухрешетчатой (фиг. 787, д) схемам, а затем и к совре-
менным схемам — простой однораскосной (фиг. 787, е) и треугольной
с дополнительными стойками и подвесками (фиг. 787, ж).

Таким образом развитие схемы балочных ферм шло прежде всего
по пути упрощения решетки, уменьшения ее густоты и придания ей макси-
мальной ясности и определенности с точки зрения статической работы под
нагрузкой. Это обстоятельство имело существенное значение для возможности
уменьшения веса ферм, ибо статическая неясность первых по времени реше-
ток заставляла вести грубый приблизительный расчет и предусматривать не-
обходимость оставления соответствующих запасов в допускаемых напряжениях.
Упрощение схемы, приводившее к постепенному уменьшению общего числа
стержней, образующих ферму, соответствовало и принципу концентрации
материала (металла), т. е. принципу, являющемуся также одним из суще-
ственных условий уменьшения веса конструкции.

Кроме того нетрудно себе представить, что такая концентрация металла
в возможно меньшем количестве отдельных элементов приводит и к умень-
шению трудоемкости конструкции, так как позволяет уменьшить количество
узлов, стыков, соединительных решеток и т. д. Совершенно естественно, что
подобное снижение трудоемкости конструкции имеет самое существенное
значение с точки зрения увеличения производительности заводов, изготовляю-
щих конструкции и мосты.

Д. Сравнительная оценка различных простейших схем решеток

Перейдем к сравнительной оценке различных возможных схем решеток
тяжелых скозных ферм.

Наиболее простыми схемами, употребляющимися в настоящее время,
являются схема с треугольной решеткой, с дополнительными стойками и под-
весками и схема с простой однораскосной решеткой. Они изображены
на фиг. 786, а и б. Постановка дополнительных подвесок и стоек вызывается
делением на две части панели между узлами фермы, которая при большой
высоте тяжелых ферм получается слишком большой. Подвески и стойки
в основную решетку фермы не входят и работают только при наличии
нагрузки в панелях, непосредственно к ним прилегающих.

В то же самое время подвески облегчают работу длинного нижнего
пояса, уменьшая его прогиб и напряжения от собственного веса.

Значительно более существенна роль стоек. Прежде всего наличие стоек
устраняет местный изгиб верхнего сжатого пояса; кроме того одновременно
уменьшается в два раза свободная длина пояса при расчете на продольный
изгиб в плоскости фермы. Оба эти фактора имеют самое существенное значе-
ние с точки зрения возможно более экономного подбора сечения верхнего
пояса фермы.

Половина раскосов в ферме, имеющей треугольную с дополнительным^
стойками- и подвесками решетку, работают на сжатие, половина на растяжение,
причем первые, как известно, являются нисходящими к середине пролета фермы,
а вторые восходящими.

Простые однораскосные фермы, изображенные на фиг. 788, б и в,
могут быть сделаны или с нисходящими (тип б) или с восходящими (тип в)
к середине пролета раскосами.
Как указывалось в главе XII, в треугольной решетке суммарная длина
основных стержней заполнения фермы, каковыми являются раскосы, меньше
основных стержней стоек и раскосов однораскосной фермы, что нетрудно
установить прямым сравнением. Вместе с этим и вес заполнения фермы с тре-
угольной решеткой меньше веса раскосной фермы.

Правда, разница веса уменьшается благодаря тому, что треугольная
решетка имеет еще стойки и подвески и одно направление раскосов в ней

сжато; однако, несмотря на это, преимущество веса все же остается на сто-
роне треугольной решетки. Если теперь обратиться к схемам б и в фиг. 788,
то разница между ними заключается в противоположности характера работы
элементов решетки; в схеме б раскосы вытя-

Фиг. 788. Сравнение простых
решеток ферм.

нуты, а стойки сжаты; в схеме же в обрат-
но— раскосы сжаты, а стойки вытянуты.

Так как длина раскосов заметно превы-

шает длину стоек, то вполне естественно при-
знать схему с восходящими раскосами опре-
деленно менее выгодной схемы с раскосами ни-
сходящими.

Таким образом, суммируя результаты про-
изведенного краткого анализа типов фермы,
изображенных на фиг. 788, можно на первом

по экономичности месте поставить ферму, имею-
щую треугольную с дополнительными стойками
и подвесками решетку, на втором — однорас-

косную с вытянутыми (нисходящими к середине пролета) раскосами; однорас-
косная же со сжатыми (восходящими к середине пролета) раскосами вообще

малорациональна.

Е. Очертания тяжелых ферм

Существенен вопрос об очертании ферм. Для ряда конструкций очер-
тание задается внешними условиями, так например, в стропильных фермах —
очертанием кровли.

В других (а таковых в тяжелых конструкциях большинство) габаритные
внешние условия мало стесняют очертание фермы; так например, в мостах
с ездою понизу, где линия проезда расположена по нижнему поясу ферм,

Фиг. 789. Мост с ездою понизу, нестесненность очертания ферм.

очертание ничем не стеснено (фиг. 789). Мало оно стеснено и в мостах
с ездою поверху, в кранах и других конструкциях, где внешние габаритные
условия диктуют только одну данность — строительную высоту, не касаясь
очертания (фиг. 781).

В таком случае очертание может быть задано на основании экономиче-
ских, весовых (количества металла) и производственных (трудоемкость, про-
стота сборки) соотношений.

С точки зрения экономии металла, как уже указывалось в главе XII,
наиболее выгодны очертания приближающихся к эпюре изгибающих моментов,
так как при этом получаются более равномерные усилия в поясах и меньше
тратится металла на узловые соединения.
В разрезных фермах это дает очертание, понижающееся к опорам
от середины пролета, в консольных же и неразрезных фермах, имеющих
несколько максимумов эпюры моментов, — очертания, огибающие эти макси-
мумы (фиг. 790).

Если максимумы будут примерно одного порядка, то выгодно очертание
с параллельными поясами; если опорный момент выше остальных — очертание,
повышающееся к опоре; на протяжении консолей, где моменты резко повы-

шаются от конца консоли к опоре, выгодно трапецоидальное очертание, повы-
шающееся к опоре, и т. д. (фиг. 790).

Снижение высоты сквозной фер-

мы от середины пролета к опоре ведет
к некоторому увеличению усилий поя-
сов в панелях, ближайших к опо-
рам; это является однако рациональ-
ным, так как делает усилия в поясах

Фиг. 790. Очертание балочных
ферм.

Фиг. 791. Параболическое очер-
тание ферм.

более близкими друг к другу и уменьшает количество материала стыков для
перехода от одного сечения к другому, т. е. понижает конструктивный коэ-
фициент поясов; кроме того снижение высоты фермы у опоры уменьшает
длину раскосов, в частности крайних, наиболее мощных, что имеет существен-
ное значение с точки зрения экономии материала и более выгодного их
подбора.

Таким образом в целом ряде случаев полигональное очертание поясов
сквозных балочных ферм приводит к более экономным решениям по сравне-
нию с фермами, имеющими параллельные пояса.

В то же время полигональное очертание пояса, приводящее его к пере-
ломам в нескольких точках, создает усложнение в изготовлении по сравнению
с фермами, имеющими параллельные пояса.

Это имеет существенное значение в конструкциях легких и конструкциях,
имеющих массовое употребление, так как там и небольшое упрощение изго-
товления может дать существенный» эффект. Чем более индивидуально соору-
жение, тем оно свободнее в производственном отношении и тем очертание
может быть более своеобразным. Большие мосты и тяжелые конструкции как
раз являются такими сооружениями; к тому же экономия веса является для
них наиболее существенной, поэтому они могут иметь более слсжные, но
в то же время более экономные очертания. Чем сооружение является более
рядовым, тем очертание должно быть проще. Таким является очертание с па-
раллельными поясами, которое главенствует среди рядовых сооружений средних
и малых пролетов.

Пределом полигональности в разрезных фермах является параболическое
очертание (фиг. 791). Однако оно не является оптимальным, как можно было
бы думать, судя по тому, что оно вполне отвечает эпюре моментов. Дело
в том, что оно отвечает эпюре только от постоянной нагрузки; но тогда оно
превращается в арку, стянутую затяжкой, так как усилия в решетке при
таком очертании от постоянной нагрузки равны нулю и раскосы оказываются
нерабочими (фиг. 791), но если нагрузка непостоянна, выгодность очерта-
ния пропадает, так как оно не отвечает работе поперечных сил, острый
опорный узел оказывается неконструктивным, слабая и знакопеременная ре-

шетка не отвечает мощным
поясам и требует конструк-
тивных запасов и т. д.

Таким образом опти-
мальная схема поли-

Фиг. 792. Полигональное очертание ферм. тонального очертания
есть очертание с при-
тупленными концами, удобное как для работы поясов, так и решетки
(фиг. 792).

Ж. Высота тяжелых ферм

Основной данностью каждого очертания является высота фермы по сере-

дине пролета.

Как уже неоднократно указывалось ранее, наименьшая высота опре-
деляется требованиями жесткости. В тяжелых фермах эти требования менее
остры, чем в легких (за исключением некоторых специальных случаев тяже-
лой нагрузки при малых пролетах, что имеет место в подкрановых балках),
гак как полезная нарузка, от которой фиксируется прогиб, при большом весе
тяжелых ферм имеет меньшее значение; поэтому они могли бы быть ниже,

но этого не делается, потому что это невыгодно с точки зрения веса. Чем
пролет больше, тем больше вес и тем ферма с точки зрения прогиба относи-
тельно может быть ниже. Предельные цифры зависят конечно от интенсивно-

сти полезных нагрузок, т. е. от назначения конструкции. Наименьшая высота
по условиям жесткости определяется расчетом прогиба; в тяжелых фермах
мера жесткости берется 1/750-5-1/1000 в зависимости от назначения кон-

струкции.

Наибольшая высота определяется наивыгоднейшей высотой по весу
и по прогибу, так как и вес и прогиб после своего перехода некоторого
критического предела начинают увеличиваться, как о том указано в главе XII.

Делать высоту больше этой предельной, очевидно, не имеет никакого
смысла. Наивыгоднейшая высота по весу, как указывалось в главе XII, зави-
сит от игры конструктивных коэфициентов и от относительного значения веса
поясов и решетки (см. стр. 465—467).

Чем конструктивные коэфициенты более постоянны, тем наивыгоднейшая
высота по весу будет больше; чем меньше вес решетки, т. е. чем меньше
число панелей, тем наивыгоднейшая высота будет также больше.

Таким образом более мощные сооружения, имеющие более постоянные
конструктивные коэфициенты, имеют и большую наивыгоднейшую высоту. Более
длинные конструкции обычно являются и более мощными; но у них и большее
число панелей. В результате отношение наивыгоднейшей высоты по весу к пролету
сравнительно мало зависит от пролета, а только от назначения, от мощ«
ности сооружения; в железнодорожных мостах оно должно быть больше, чем
в мостах под обыкновенную дорогу, в крановых мостах оно должно быть еще
меньше.

Наивыгоднейшая высота по прогибу тем меньше, чем относительно суще-
ственнее раскосы.

Чем пролет больше, тем больше число панелей и число раскосов; зато
мощность каждого раскоса по сравнению с поясом уменьшается, так как
моменты растут в квадратной зависимости от пролета, а поперечные силы
в первой степени.

В результате отношение наивыгоднейшей высоты по прогибу к пролету
не сильно зависит от пролета, но зато сильно зависит от назначения соору-
жения, от игры поперечных сил и моментов.

Чем поперечные силы существеннее, тем наивыгоднейшая высота по про-
гибу меньше. Поэтому в подкрановых балках она меньше, чем в мостах.

Практические высоты должны лежать ниже наивыгоднейших высот, между
наивыгоднейшими высотами по весу и прогибу и наименьшей по жесткости.
Таким образом они должны в первую очередь зависеть от назначения соору-
жения. Однако этот вопрос еще мало изучен, почему в тяжелых фермах дают
обычно соотношения, близкие соотношению наиболее обследованных мостовых
„ All

конструкций. Средние цифры отношения высоты к пролету — = — -н —.

L о 10

В главе XII (стр. 465) приведены теоретические наибольшие наивыгодней-
шие высоты в функции от числа панелей, которыми с соответствующими ого-
ворками можно пользоваться и для тяжелых ферм.

3. Наивыгоднейшая длина панели

С высотой фермы тесно связана длина панели. В главе XII указывалось,
что для треугольной решетки со стойками и подвесками при наивыгоднейшей
панели угол наклона раскоса близок 45®. Практически он может быть принят
от 45 до 55°. В раскосной решетке наивыгоднейшая панель больше высоты,
так что такой же угол наклона раскоса близок отношению 0,7, что дает угол
наклона в 35°. Практически он может быть принят до 45®, так как очень
большие панели весьма затруднительны в общей компановке сооружения.

Таким образом мы видим, что наивыгоднейшие панели достаточно велики
и сильно растут с увеличением высоты ферм. Между тем безгранично увели-
чивать панель нельзя, так как с увеличением панели усложняется поперечная
конструкция, большей частью связанная с фермами в узлах.

Пример тому мы уже имеем в легких фермах, в стропилах, которые
имеют панель в 2 — 3 м, определяемую конструкцией кровли.

Подобное же явление мы имеем и в тяжелых конструкциях, мостах, кра-
нах, подкрановых балках и т. д. В мостах панель не может быть слишком
большой, так как в противном случае слишком усложнится проезжая часть
и увеличится его вес; в кранах и в подкрановых балках при большой панели
верхние пояса начнут слишком сильно работать на местный изгиб от нахо-
дящихся на них грузов и будут слишком тяжелыми.

И. Шпренгельные системы

В том случае, когда панель главных ферм, определенная высотой и про-
летом конструкции и возможным углом наклона раскоса, окажется в резком
противоречии с возможной панелью поперечной конструкции (в мостах 6 — 8 м\
в кранах и при поясах, работающих на местный изгиб, 3 — 4 м), то прихо-
дится делить ее на части устройством вспомогательной конструкции — шпрен-
гелей, о чем уже упоминалось в главе XII (фиг. 793).

Шпренгеля работают как балочки только при положении нагрузки на
соответствующих им двух панелях пояса, причем конструктивно отдельные
элементы шпренгелей объединяются с теми элементами основной фермы,
с которыми они совпадают; в результате такого конструктивного объединения
стержни ферм, совпадающие со стержнями шпренгелей, будут иметь усилия,
равные алгебраической сумме усилий в основной ферме и в шпренгеле.

Таким образом, если мы будем иметь схему фермы по фиг. 793, а, т.е.
с расположением шпренгелей по верхнему поясу, то усилие в последнем будет
больше, чем в схеме, лишенной шпренгелей, так как усилия в верхнем поясе
и в шпренгеле имеют одинаковый знак — сжатие. С другой стороны, усилия
в раскосах, совпадающих с наклонными стержнями шпренгелей, или умень-
шаются или увеличиваются в зависимости от знака усилия раскоса: если рас-
кос сжат, то усилие в нем уменьшается, если вытянут, то увеличивается,
так как усилие в наклонном стержне шпренгеля всегда будет растягивающим.
При этом совершенно очевидно, что шпренгель скажется на величине усилия
только в той части раскоса основной фермы, которая по длине совпадает
с элементом шпренгеля.

На схеме фиг. 793, а в случае отсутствия нагрузки по нижнему поясу
или в случае расположения ее в нижних узлах основной системы (с треуголь-
ными стойками и подвесками) необязательно продолжение стоек шпренгелей
до нижнего пояса фермы; последнее становится целесообразным лишь в случае
недостаточной жесткости этого пояса на длине полной панели основной фермы.

Применение шпренгелей возможно и при основной ферме, имеющей про*
стую однораскосную решетку; подобная ферма изображена на фиг. 793, б\
здесь ввиду того, что раскосы в основной ферме и наклонные элементы
в шпренгелях вытянуты, усилия в верхних частях всех раскосов будут больше,
чем в нижних.

В разобранных выше двух шпренгельных фермах шпренгеля располо-
жены по верхним поясам, однако вполне возможно их расположение и по
нижним поясам; тогда схемы тех же ферм примут вид, изображенный на
фиг. 793, в и г, причем, как указывалось выше, нижние пояса получат от
шпренгелей добавочные растягивающие усилия, а нижние части раскосов —
добавочные сжимающие усилия. С точки зрения экономичности по затрате
металла расположение шпренгелей понизу или поверху большой роли не иг-
рает. Все же следует иметь в виду, что при верхних шпренгелях мы увеличи-
ваем усилия в верхнем сжатом поясе, что конечно менее выгодно, чем увели-
чение усилий в нижнем вытянутом поясе; но при достаточно тяжелых поясах
при существующих нормах расчета на продольный изгиб коэфициенты <р про-
дольного изгиба оказываются весьма близкими к коэфициентам ослабления
нижнего пояса заклепочными отверстиями, и поэтому отмеченное обстоятель-
ство не может быть существенным. Однако в сварных фермах выгода нижних
шпренгелей окажется в полной силе.

К. Строительный подъем

В заключение настоящего параграфа остановимся на вопросе строитель-
ного подъема ферм. Пояса сквозных тяжелых ферм, как правило, изгото-
вляются не по расчетной геометрической схеме фермы, а с некоторым выги-
бом вверх (фиг. 794). Делается это из тех соображений, чтобы не допустить
провисания фермы под действием постоянной и временной нагрузки. Этот
выгиб поясов фермы при изготовлении и называется строительным
подъемом. В связи с той задачей, которая возлагается на строительный
подъем, величина его в каждом отдельном узле пояса должна определяться
как сумма прогибов от постоянной и временной нагрузки.

Практически величина строительного подъема в узлах фермы может
определяться на основе следующих указаний. Пусть в каком-либо стержне
рассматриваемой фермы полное напряжение (статическое) от постоянной
и временной нагрузки будет л; тогда при теоретической (по геометрической
расчетной схеме) длине этого стержня I и модуле упругости металла Е пол-
ное абсолютное удлинение стержня будет равно:
Совершенно очевидно, что если мы при изготовлении рабочих чертежей
фермы зададим стержням длину не Z, а

(8)

где знак ( + ) относится к сжатым стержням, а знак (—) к вытянутым,
т. е. сделаем сжатые стержни несколько более длинными, а вытянутые — ко-
роткими, то после установки фермы на место при действии постоянной и вре-
менной нагрузки стержни получат как раз такие же деформации и по вели-
чине и по знаку, которые соответственно были учтены при изменении теоре-
тических расчетных длин этих стержней, и в результате ферма при действии
суммы обеих упомянутых нагрузок будет иметь расчетную геометрическую
схему. Следует иметь в виду, что значение дроби при действующих на-
пряжениях п очень невелико; максимальное значение п при действии основных
нагрузок (а строительный подъем назначается именно по основным нагрузкам—

Фиг. 794. Строительный подъем ферм.

Фиг. 793. Шпренгельные си-
стемы ферм.

постоянной и временной вертикальной) для стали 3, как известно, равно
[и] = 1400 кг) см1', следовательно максимальное значение ^- = =

1 J Е 2100 000

«= 0,0007.

Несмотря на это, при достаточно длинных стержнях величина Д/ не очень
мала; так например, при длине стержня I = 8000 мм максимальное изменение
его длины при определении строительного подъема будет:

Д/ = = 0,0007.8000 = 5,6 мм,

что уже представляет вполне заметную величину.

Практически обычно поступают следующим образом: геометрические
длины стержней фермы подсчитывают с точностью до 0,1 мм, с такой |Же
точностью определяют и удлинения Д/, а затем при назначении рабочих за-
водских длин стержней принимают Д/ с таким округлением цифр десятых
долей, при котором заводская длина оказалась бы равной целым миллиметрам,
так как большая точность практически неприемлема. После того как будут
установлены таким образом заводские рабочие длины всех стержней, можно
начать определение строительного подъема узлов фермы, причем задача
может быть решена графически или путем определения прогиба фермы, отве-
чающего заданным удлинениям стержней. Для определения прогиба обычно
пользуются способом Мора. Для этого определяют усилия во всех стержнях
фермы от груза, равного единице и приложенного в том узле и того пояса,
строительный подъем которого рассчитывается; если обозначить для кого-либо
стержня, имеющего номер I, принятое для него при назначении заводской
длины удлинение череч Д/4, а усилие от груза, равного единице и приложен-
ного в рассматриваемом узле данного пояса, через S4, то, как известно, про-
гиб этого узла будет равен:

Л = ~ЁЁГ ~^si (9)

где суммирование распространяется на все стержни фермы. Проделав подоб-
ный расчет по отношению ко всем узлам данного пояса, получим значение
ординат интересующей нас кривой строительного подъема фермы под всеми
узлами (фиг. 795).

Очень часто строительный подъем определяется и проще. Определив
прогиб фермы по середине пролета по формуле*

(10)

задают строительный подъем по какой-либо плавной кривой, имеющей стрелку,
равную прогибу фермы /. Чаще всего берут параболу или круг. Затем вычи-
сляют ординаты этой кривой, если она парабола, по формуле:

У=% (L-x)x-, (11)

если круг, по формуле (полагая начало координат по середине пролета):

> = (12)

и углы наклона каждого стержня при параболе по формуле:

= = (t—2x), (13)

при круге по формуле:

Действительная длина стержня пояса, который располагается по кривой
строительного подъема (обычно берется тот пояс, к которому прилегает
поперечная конструкция), равняется (фиг. 796):

/1 = ^ = /Г1/ 1+‘^а + (15>

так как добавка tg2a крайне мала, то вполне возможно /д принять рав-
ным 1Т, т. е. сделать рабочие длины пояса постоянными и равными расчет-
ным длинам с точностью до миллиметра; это очень облегчает производ-
ство.

Этим самым мы делаем длины панелей по горизонтали не вполне оди-
наковыми, что не имеет никакого значения и может быть в дальнейшем ввиду
малости пренебрегаемо (фиг. 797).
Далее, стойки ферм мы располагаем по биссекторам углов поясов в узлах,
г. е. под углом к вертикали, равным (фиг. 798):

2 ’

где а, и а2 — углы к горизонтали подходящих к узлу поясов и, пренебрегая
деформацией стоек, откладываем по этим направлениям расчетные длины по-

Фиг. 795. Определение кривой строи-
тельного подъема.

Фиг. 796. Рабочаа
и теоретическая
длина пояса.

следних. Они определят ординаты другого пояса, которые, очевидно, будут
отстоять от осей, проходящих через первоначальчое положение основного
пояса, на расстоянии:

(16)

у=УпА-^ет c°s

(17)

(;гак как cos 1),

где 1ет — длина стойки, уп— ордината строительного подъема пояса. Этим мы
определяем координаты другого пояса.

Зная координаты узлов другого пояса, определяем длину его как рас-
стояние между этими координатами и длину раскосов как расстояние между
соответствующими узловыми точками верхнего и нижнего поясов.

Фиг. 797. Назначение рабочей длины, равной теоретической.

При таком подходе мы заменяем расчетную ферму некоторой другой,
ей не вполне эквивалентной, но имеющей в недеформированном виде один
из поясов и стойки, по длине равными расчетным длинам, которые даются
в круглых мерах, что для производства крайне важно. То, что эта ферма
после своей деформации займет не вполне расчетное положение для работы
фермы, ввиду малости отступлений никакого значения не имеет.

Если кривая подъема задана по кругу, то стойки при указанном подходе
располагаются по радиусам; если фермы имеют параллельные пояса, то другой
пояс окажется при этом расположенным также по круговой кривой, концен-
трической с кривой основного пояса.
Все стержни этого пояса будут иметь одну и ту же длину, большую длины
основного пояса (которая принята равной расчетной длине) на величину
фиг. 798):

k = h sin р,

(18)

где h — высота фермы (стоек), р — центральный угол круга (величина постоян-
ная), равный разности углов наклона стоек:

₽=

(19)

Фиг. 798. Определение рабочих длин стержней.

Очевидно, точно так же будут иметь одну и ту же величину все восхо-
дя цие и все нисходящие раскосы.

Это обстоятельство, что при строительном подъеме по кругу в фермах
с параллельными поясами заводские рабочие длины элементов постоянны для
каждой категории стержней, является одним из основных производственных
преимуществ ферм с параллельными поясами, определяющими широкое рас-
пространение этих ферм.
§ 2. ТИПЫ И ГЕНЕРАЛЬНЫЕ РАЗМЕРЫ СЕЧЕНИЙ ПОЯСОВ КЛЕПАНЫХ
ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ

А. Типы сечений поясов

Сечения поясов клепаных тяжелых ферм могут быть одностенчатые
тавровые, состоящие из вертикала, двух уголков и горизонтальных листов,
и двухстенчатые, имеющие два вертикала и две плоскости (стенки) при-
крепления раскосов (фиг. 799, а и б).

Одностенчатые тавровые сечения возможны в фермах .меньших пролетов
и мощности за исключением некоторых специфических случаев (подкрановых
балок), когда они применяются и для мощных ферм.

Основное преимущество этих сечений — наличие только одной средней,
центральной стенки, а потому отсутствие скручивания и неравномерности ра-
боты отдельных ветвей двухстен-
чатых сечений и простота пере-
дачи непосредственно на стенку
центрально расположенных нагру-
зок (это обстоятельство и яв-
ляется причиной широкого при-
менения одностенчатых сечений
в подкрановых балках).

Недостаток их — асиммет-
ричность в вертикальной плоско-
сти, связанная г неравномерно-
стью работы вертикала, и неко-
торая трудность и .неэкономич-
ность развития сечения и узлов.

Типичным двухстенчатым се-
чением является сдвоенное тавро-
вое, называемое коробчатым (фиг.
799, б), состоящее из двух вер-
тикалов, горизонтала и поясных
уголков. В сжатых поясах вертика-
лы укрепляются уголками жестко-

сти длч большей своей устойчивости. Сечение это асимметрично, что является его
основным недостатком с точки зрения работы и трудности конструирования.
Для уменьшения асимметрии развиваются нижние уголки (фиг. 799, в), умень-
шается мощность горизонтала и усиляются вертикальные листы. Усиление в -р-
тикальных листов очень целесообразно с точки зрения работы пояса, так как
усилие с раскосов передается на вертикалы непосредственно, а на юризон-
тал посредственно через вертикал (фиг. 800). Поэтому развитие горизонтала
за счет вертикалов усложняет путь продвижения силовых потоков раскосов
и ведет к перенапряжениям. Таким образом современное коробчатое сечение
имеет мощные вертикальные стенки, менее мощный горизонтальный лист и
солидные нижние уголки (фиг. 799, д). Что же касается верхних уголков,
сопрягающих вертикал с горизонталом, то они могут быть меньшей мощ-
ности, поскольку горизонтал невелик. Вполне возможно сохранение только
двух уголков из четырех. Для простоты склепки удобнее сохранять наружные
уголки.

При меньших сечениях возможно уменьшить горизонтал тем, что рас-
положить его только между стенками, сохранив внутренние уголки ((J иг. 799, е).
Полученное сечение называется двойным зетовым или сечением „шляпой*. Оно
легко может быть сделано вполне симметричным. Недостатком его является
внутренняя клепка уголков.
Далее, горизонтал можно совершенно выкинуть, тогда получаем двойное
швеллерное сечение полками внутрь или наружу (фиг. 799, ж и з). Оно со-
вершенно симметрично, но состоит из двух отдельных ветвей и потому в сжа-
тых элементах должно подбираться по приведенной гибкости Хо (см. стр. 535
и 733), что менее выгодно. Поэтому оно широко применяется только для вытя-
нутых стержней. При полках внутрь (фиг., 799, з) получается гладкая наруж-

ная поверхность, что ча-

Фиг. 800. Схема перехода усилия с раскоса на гори-
зонтал.

сто

конструктивной

точки зрения удобнее, но
при этом затрудняется
клепка полок. Потому
оно возможно только при
довольно широких сече-
ниях.

Наконец возможно
швеллерное сечение, свя-
занное диафрагмой по
середине (фиг. 799, и).
Получается симметричное
сечение, называемое Н-об-
разным. При полной своей
симметрии оно обладает
тем недостатком, что
имеет меньшую поверх-

ность приклепки фасонок, узловых уширений, которая простирается только
на половину высоты вертикала, и потому менее приспособлено к балочным
фермам, имеющим мощные уширения и раскосы. Но при наружной гладкой
поверхности оно вполне уместно. Вторым недостатком этого сечения является

наличие открытого сверху корыта, которое может усилить ржавпение пояса,
если не обращено должное внимание на отвод воды.

Фиг. 801. Сечения поясов тяжелых ферм из прокатных профилей.

Все эти сечения являются составными из листов и уголков лишь по-
стольку, поскольку прокатные элементы вследствие большой мощности сечений
оказываются недостаточными; если же они возможны, то они должны всячески
поощряться, так как применение их очень снижает трудоемкость. Типы таких
сечений указаны на фиг. 801.
Таким образом двухстенчатые сечения могут быть:

1) коробчатыми — они наиболее удобны при сжатых стержнях и при
расположении горизонтала сверху, так как при этом сечение оказывается
защищенным от атмосферных осадков, т. е. для верхних поясов. Коробчатое
сечение для вытянутого нижнего пояса (фиг. 799, г) не имеет никаких преиму-
ществ по сравнению с швеллерным и имеет недостаток в виде открытого
сверху корыта;

2) швеллерными, которые наиболее удобны для вытянутых поясов,
т. е. пижних, так как в этом случае их основной недостаток — наличие двух
отдельных ветвей — оказывается несущественным. Имея широкий сквозной
прозор, они безопасны с точки зрения ржавления;

3) двойными зетообразными, удобными как для верхних, так
и для нижних поясов, дающих закрытые, защищенные от атмосферных влияний
сечения;

4) Н-о браз н ым и, применяемыми главным образом в арочных кон-
струкциях.

Б. Генеральные размеры сечений поясов

Основные генеральные размеры сечения поясов тяжелых сквозных ферм —
высота и ширина. Что касается высоты, то при назначении ее следует иметь
в виду, что при большой высоте сечения поясов увеличивается сопротивле-

Фиг. 802. Комбинированная шпренгельная система, полу- Фиг.803. Генеральные раз*
чающаяся при слишком большой высоте пояса. меры коробчатого пояса.

ние сечения изгибу от жесткости узлов, а вместе с тем и величина допол-
нительных напряжений от них; исходя из этих соображений, высоту сечения
пояса рекомендуется делать не более 1/10 длины панели.

Согласно произведенным исследованиям дополнительные напряжения
резко зависят от высоты (фиг. 563) при отношении — <1/10, увеличивясь при-
мерно по гиперболической законности.

В сильной степени высота сечения зависит от работы пояса на местный
изгиб. При значительном местном изгибе, например в подкрановых балках, боль-
шая высота пояса есть неизбежность (фиг. 780) и здесь очень часто приходится
брать высоту и более панели, но тогда желательно произвести учет допол-
нительных напряжений от жесткости пояса, которые в этом случае из допол-
нительных перерастают в основные, поскольку сама конструкция из простой
фермы превращается в комбинированную систему сплошной балки (пояса)
с прикрепленной к ней решеткой (фиг. 802).

Ширина сечения (расстояние между вертикальными пакетами) пояса
определяется прежде всего производственными условиями, позволяющими вы-
клепку заклепок на вертикальных стенках пояса. Для этой цели необходимо
иметь как минимум 280 мм; при наличии сечений типа з (фиг. 799), т. е.
при уголках, расположенных с внутренних сторон коробки, свободное рас-
стояние между горизонтальными полками уголков для возможности выклепки
заклепок вертикальных пакетов должно быть не менее 140—180 мм.

Второе условие, определяющее ширину сечения пояса, — необходимость
получения примерно одинаковой жесткости (гибкости) его при продольном
изгибе как в плоскости, так и из плоскости фермы.

Если взять например коробчатое сечение (фиг. 803), то для него соот-
ветствующие ра; иусы инерции могут быть определены по. следующим прибли-
женным формулам:

гх = 0,39 Л;

гу = 0,53 b,
где h — высота сечений, а Ъ — его ширина.

Так как свободная длина элемента верхнего пояса при изгибе как в пло-
скости, так и из плоскости ферм принимается одинаковой, равной длине
панели, то условие равенства гибкостей при изгибе в обоих рассматриваемых
направлениях приводит к следующему равенству;

0,39 h = 0,53 b,

откуда получаем:

А=ёА~°>73Л-

Из этих двух генеральных размеров — высоты и ширины — основным
является ширина сечения Ь, так как она более стабильна и определяет собой
конфигурацию всей фермы, ибо все стержни - и пояса, и стой:- и и раскосы —
должны иметь одну ширину, поскольку ветви их должны находиться в одной
плоскости. Она задается производственными условиями, работой стержней
и назначением сооружения. В подкрановых балках и фермах мостов-перегру-
жателей,' по верхнему поясу которых двигается кран, крайне тяжелым вопро-
сом является передача нагрузки, расположенной по оси фермы, на вертикалы;
это условие требует возможно меньшей ширины. Если специальных стесняю-
щих условий нет, то высота и ширина пояса повышаются в соответствии
с мощностью фермы или пролета; для мостовых конструкций они могут быть
определены по формулам:

. г L9 И /

А = £---(ВСМ):

b = h —0,2 L,

(1)

(2)

что дает для пролетов:
£ = 50 м

см\ #^35 см

100 jk

h^.75 см; b^56 см

150 м

100 см; Ь^иЮсм

Формулу эту можно использовать и для прочих конструкций.

§ 3. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ ПОЯСОВ

А. Компановка сечений пояса в разных панелях

Основной особенностью компановки и подбора сечений поясов тяжелых
ферм является то обстоятельство, что стержни поясов, различающиеся в каждой
панели на значительные величины усилив, имгот в каждой панели рпличные
сечения и потому удобный переход от сдного сечения к другом/ при сохра-
612
кегли всех общностей пояса как цельного стержня является основным момен-
том компаноы и и подбора сечений.

Вообще говоря, возможны два принципа компановки сечений.

Первый принцип, наиболее широко распространенный в настоящее
время, может быть назван принципом многолистовых пакетов. По
этому принципу более мощное сечение получается из более слабого путем
наклепки дополнительных листов и потому в мощном сечении элементы состоят
из многолистового пакета (фиг. 804).

Фиг. 804. Сечения поясов, подобранные по принципу мно/олистовых пакетов1.

Второй принцип, который пробивает себе дорогу, с одной сто-
роны, под влиянием примера сварных конструкций, а, с другой, — благодаря
прокату толстых листов, можно назвать принципом однолистовых паке-
тов. В этом случае элементы пояса состоят из одного листа, но в разных
панелях разной величины (фиг. 805).

Фиг. 805. Сечения поясов, подобранные по принципу однолистовых пакетов.

При подборе и компановке сечений конструктор связан рядом общно-
стей; первая из них конечно является общностью типа сечения пояса для всего
сооружения; далее необходимо, чтобы расстояние между стенками в двухстен-
чатых поясах или, вообще говоря, ширина пояса должна быть постоянной; во
всех панелях желательно иметь также постоянной высоту пояса, что является
достаточно неизменным правилом современного конструирования, очень облег-
чающим изго1 явление; если это п**яозможно, то разница высот в смежных
панелях должна быть по возможности небольшая для легкого перехода от
одной высоты к другой, который, как правило, производится на сравнительно
небольшом протяжении узла. Ширина или высота листов устанавливается
в целых сантиметрах. Толщина аналогичных элементов сечения при конструиро*
вании по первому принципу (многолистовых пакетов) во всех панелях должна
быть обязательно одинакова или кратна друг к другу, так как только в этом
случае возможно удобное, без прокладок устройство взаимных стыков этих
элементов. Таким образом во всех панелях должны иметь одинаковую толщину
поясные уголки, первые“листы вертикальной стенки, вторые листы вертикаль-
ной стенки и т. д., первые листы горизонтального пакета, вторые листы
и т. д. Еще лучше, когда в каждом пакете, горизонтальном или вертикальном,
все листы имеют одну и ту же толщину. Толщина листов устанавливается
в целых миллиметрах, по нашему сортаменту — четных.

Число листов в каждом пакете желательно иметь поменьше, так как
этим облегчается и ускоряется изготовление конструкции; таким образом ра-
циональна замена двух тонких листов одним толстым; идеальнейший с точки
зрения изготовления пакет состоит из одного толстого листа, так как тогда
он имеет наименьшее число клепки — лишь по поясным уголкам, что является
переходом ко второму принципу (однолистовых пакетов).

Постоянство толщин и вообще однообразие калибров сортамента (ассор-
тимента) металла также является важным преимуществом конструкции. В каждом
частном случае приходится принимать оптимальное решение балансируя полу-
чающиеся преимущества и недостатки.

Так как пояса представляют собою непрерывную обвязку ферм, то они
располагаются по непрерывной прямой или кривой. Такой кривой является
конечно в первую очередь ось пояса геометрической схемы фермы, с которой
должна быть совмещена ось стержней поясов; в то же время непрерывной
кривой должна быть и наружная кромка вертикальных листов пояса как из
соображений эстетических, так и конструктивных.

Совмещение обоих условий возможно при симметричных сечениях, когда
пояса развивают свою площадь симметрично с обеих сторон своей оси, что
дает возможность сохранить постоянство высоты вертикального листа. Но и
при асимметричных тавровых поясах нужно также стремиться к симметрич-
ному развитию площади пояса, так как только тогда положение центра тя-
жести сечения остается без изменения в разных стержнях пояса, что возможно
при одновременном развитии как горизонтальных, так и вертикальных листов.

Достичь полного постоянства центра тяжести в асимметричных сечениях
весьма трудно; поэтому в тяжелых конструкциях вопрос положения центра
тяжести сечений и эксцентриситетов стержней является значительно более
обостренным, чем в легких. По нормам НКПС для мостов разрешается эксцен-
триситет лишь в 1,5°/0 от высоты сечения; нормы же промышленных кон-
струкций более льготны и допускают эксцентриситет до 1 см.

При больших эксцентриситетах получаемые моменты должны быть учтены
расчетом.

Наконец конструктор связан шириной листов. Ширины листов, входя-
щие в сечение, могут быть равными ширине пакета (основные листы) или
быть меньше (дополнительные листы). При назначении ширин дополнительных
листов необходимо следить, чтобы они могли удобно разместиться (хотя бы
между поясными уголками) с достаточными прозорами на неточность обрезки
(^5 мм с каждой стэроны) и отвечали имеющимся в пакете рискам, кото-
рые, как правило, тянутся однообразными по всей длине пакета (фиг. 804).

Наличие дополнительных листов в сечениях не является преимуществом
подбора, так как требует более частой клепки по окаймляющим дополни-
тельные листы рискам, но обычно является неизбежным. Основные листы
обычно несколько не доводятся до обушков окаймляющих их уголков
на величину от 5 мм до толщины уголка, что облегчает обрезку листов.
Итак, конструктор в подборе сечений поясов связан: 1) типом сечения,
2) шириною сечения, 3) толщиною отдельных элементов сечения, 4) высотою
сечения или по крайней мере пределами изменения высот, 5) эксцентрисите-
тами сечений и 6} шириною листов.

При компановке по второму принципу основной данностью является
толщина листов. Она различна в различных панелях, но различие это должно
допускать возможность устройства простых переходов от одного сечения
к другому (фиг. 805).

Самое лучшее, чтобы толщины эти были кратны друг другу. В про-
тивном случае разность толщин должна допускать устройство прокладок,
которые в тяжелых клепаных конструкциях берутся не меньше 4 мм.

Далее, конструктор связан высотой сечения, которая остается постоян--
ной, толщиной окаймляющих уголков, которая также должна быть постоянна
для возможности перекрытия стыка уголковой накладкой.

Вопрос об эксцентриситете остается при этом таким же, как в первом
случае.

Сравнивая оба принципа компановки, приходится отметить, что второй
принцип несравненно удобнее с производственной точки зрения; он требует
значительно меньше клепки, но возможен для изготовления лишь при доста-
точно мощном оборудовании, которое может обработать толстые листы. Про-
кол здесь невозможен должно быть сверление отверстий. Затем он требует
металла различных толщин и этим усложняет заказ.

По первому принципу трудоемкость изготовления большая, но оно воз-
можно и при менее совершенном оборудовании. Далее, постоянство толщины
листов очень упрощает вопрос с металлом. Вообще можно сказать, что при
втором принципе главные заботы достаются изготовителю металла, при пер-
вом — изготовителю конструкции.

Б. Установление ассортимента

В подборе сечений тяжелых ферм основным вопросом является вопрос
ассортимента сечений. При установлении ассортимента желательно базиро-
ваться на сечениях обоих поясов, а по возможности и всех стержней фермы.

В вопросе ассортимента основным является вопрос о минимальном
ассортименте и минимальных толщинах. Соответственно с зак-
лепкой d = 23 мм, применяемой в тяжелых конструкциях, в стержнях ферм
минимальный уголок берется 75X75X8, а в железнодорожных
мостах даже 80 X 80 X Ю, так как уголок 75 при заклепке 23 плохо сты-
куется. Наименьшая толщина листов берется 8 мм, а в железно-
дорожных мостах—10 мм.

Наименьшая толщина зависит еще от местной устойчивости элемента
стержня; она, очевидно, должна быть такая, чтобы устойчивость листа была
не меньше устойчивости всего стержня, а критическое напряжение не менее
2400 mjcM2, предела текучести и предела наших напряжений.

Вопросы устойчивости листов, подвергнутых осевому сжатию,
рассмотрены в разделе колонн (гл. XIV), откуда можно взять основные соот-
8 8

ношения (фиг. 806: — min выступа—— min листа — — 1/Б0).

НКПС для мостов требует несколько более тяжелых соотношений — для ли-
g

стов и толщин вертикапов — */з5» для горизонталов 114Ъ.

Эти цифры в общем соответствуют результатам обследований местной

1 Прокол возможен при толщинах не более 18 — 22 мм в зависимости от мощ-
ности пресса.
устойчивости различных типов стержней, произведенных проф. Блейхом и
приведенных в главе XIV (стр. 758).

Большое значение имеет установление основной толщины листов, осо-
бенно при компановке сечений по первому принципу. Исходя из равенства
сопротивлений срезу и смятию заклепки d = 23 мм, рационально брать
основную толщину 14 мм. Эта толщина выходит удачной для сечений поя-
сов мощностью в разных панелях 400—700 т. При меньших мощностях
правильно брать 12 мм, при больших —16 и 18 мм. 18 мм есть предельная
толщина, при которой возможен прокол дыр, поэтому итти на большие тол-

щины при конструировании по первому принципу, одной из предпосылок
которого являются упрощение оборудования и прокол дыр, нецелесообразно.

Горизонтал, который в современных сечениях
берется равным толщине листов вертикалов или
лучше на 2 мм толще.

При конструирозании по второму принципу
толщина листов может быть доведена при совре-
менных условиях до 36—40 мм.

состоит из одного листа,

Фиг. 807. Тип сечения ниж-
него пояса.

Фиг. 808. Тип тавро-
вого пояса.

Фиг. 803. Предельные толщины сечений с точки зре-
ния опасности местной устойчивости элементов.

Сле -у ютим вопросом является ассортимент и калибр уголков.
Он 331 исит от типа сечений и толщины элементов.

При толщине 14 мм наилучшим равнобоким уголком является 100 X
X ЮО; для верхних уголков коробчатого пояса в крайнем случае можно
поставить 90 X 90 X 14. При толщине 12 мм — уголок 90 X 90 X 12 и 100 X
X 100X12. Наконец при толщине 10 мм — уголки 80 X 80 X Ю или 90 X 90 X
X Ю. При больших толщинах наиболее удачным является уголок 100 X Ю0Х
X 16. Брать двухрядные уголки в качестве верхних поясных уголков при
малом развитии горизонтала в современных сечениях нецелесообразно, так
как они увеличивают асимметричность сечения.

Нижние уголки рационально делать нсравнобокими большими полками
горизон1ально или двухрядными равнобокими, чтобы оттянуть центр тяжести
книзу. Здесь наиболее упот, ебигельны уголки 100 X 150, 90 X 130 и 80Х 120,
отвечающие верхним уголкам 100, 90 и 80.

В нижних поясах швеллерного сечения окаймляющие уголки обычно
берутся неравнобокие, большими полками вертикально (фиг. 807). Большая
величина выступа ветви швеллера совершенно не нужна для ее жесткости; она
только увеличивает эксцентриситет ветви, ухудшает ее работу и усложняет
676
клепку. Поэтому горизонтально лучше ставить малые полки. Хорошо здесь
повторить калибр нижних уголк<тв верхних поясов.

Наконец тавровые сечения должны иметь в верхнем поясе тол-

стый вертикал, для того чтобы он был устойчив

достаточны

солидные уголки и горизонтальные листы, развитые на ширину, не меньшую
высоты вертикала. Толщина выступающего горизонтала также должна быть
не меньше J/16 ширины выступа. Выступ вертикала под поясными уголками
должен дать возможность поставить хотя бы 2 заклепки для устройства стыка,
что дает его высоту минимально 15—20 см, а полную высоту ~ 25—30 см
(фиг. 808) при толщине х/]5 Л, т. е. при толщине около 16 мм\ далее, при
двух уголках порядка 90 X 90 X 12 и таком же горизонтале, как и вертикал,

в сумме получается площадь, в которую может вписаться хорошее тавровое
сечение величиною около 140 см?\ но такую же площадь может дать и очень
простое коробчатое сечение из двух швеллеров и листа.

Отсюда мы видим, что тавровое сечение не имеет рациональной области

своего применения и встречается очень редко.

Как указывалось, тавровое сечение может получить применение в под-
крановых балках вследствие специфических условий ргботы поясов этих
балок. Там оно должно иметь максимальное развитие своих элементов при

использовании максимального ассортимента, так как по существу это приме-
нение превосходит нормальные возможности таврового сечения (фиг. 780).

В. Порядок подбора сечений поясов

После установления ассортимента подбор сечений, точно так же как
и в легких фермах, начинается с определения потребных члощадей сечений.
Они определяются для вытянутых сечений по формуле:

рбрутто __ S z-ч

тР ~[п]а’ V '

и для сжатых по формуле:

рбрутто $
тР

В обоих случаях коэфициенты «ио могут быть приняты приблизительно
равными 0,80-;-0,85.

Зная площади и определив разности площадей Д/7, которые нужно
прибавить или сбросить для перехода от одного сечения к другому, и уста-
новив тип сечения, начинаем прикидку самих сечений. Ширина сечения b
при этом является уже известной, так как она определяется общими сообра-
жениями, мощ ость о и пролетом фермы. Высоту h берем сначала в функции
b, h= 1,4 b (см. сгр. 612), что дает возможность, зная тип сечения, прики-
нуть его периметр, а зная последний, определить среднюю толщину сече-
ния:

£(Л, Ь)

где через Е(Л, Ь) обозначен периметр. Эта величина может корректировать
принжую высоту.

В дальнейшем нужно установить принцип компановки сечения.
Если сечение компануется по принципу многолистового пакета, то прежде
всего на основании полученных площадей, разности площадей, средней тол-
щины устанавливаются толщина листов и калибр уголков и прикидывается
максимальное сечение, причем обращается особое внимание на те площади,
которые нужно сбросить для получения соседнего сечения (эта данность дается
разностью площадей), и тот остаток, который должен остаться для минималь-
ного сечения.

Очень часто в последнем приходится оставлять запасы. После ряда
попыток окончательно устанавливаем размеры листов и ка-
либры уголков, взвешиваем возможность сокращения числа калибров и
листов и получаемые при этом возможные недонапряжения или перенапря-
жения и, если сечение несимметрично, прикидываем положение центра
тяжести относительно середины вертикальных листов, для того чтобы
убедиться в том, что с точки зрения эксцентриситета вопрос разрешен благо-
получно и что можно считать подбор произведенным.

После этого производится окончательная проверка сечения,
для чего в вытянутых стержнях определяются ослабления, а в сжатых моменты
и радиусы инерции, гибкость и коэфициент или также ослабления, если
сечение подбирается по прочности, а не по устойчивости.

После установления ассортимента при подборе тяжелых поясов можно
сразу перейти к окончательной проверке, так как коэфициент о здесь очень
стабилен, и в том случае, когда он оказывается меньше 0,80—0,85, он-заме-
няется коэфициентом а — вычета заклепок, имеющим как раз эти величины.
По нормам НКПС коэфициент <р вообще не берется выше 0,84, что делает
его постоянным для грузных сечений. При желании или при ненормальных
соотношениях при подборе сжатых стержней после определения генеральных
размеров можно прикинуть радиусы инерции по формулам:

гг = акЛ

Гу = «2^

где коэфициенты а соотношения радиуса инерции и основных размеров;
они даны в приложении VI. На основании их можно определить возможный
коэфициент ?, чтобы убедиться, что здесь не делается большой погрешности.

Пример 72. Предположим, что мы имеем ферму с усилиями 5 в поясах:
верхнем 380; 325; 220 т | при действии основ-
нижнем 350; 300; 206 „ ] ных нагрузок

Материал — сталь 3; напряжение [n] = 1400 kzJcm2. Длина панели 5,2 м.

Прежде всего определяем требуемые площади F^/,n”10; коэфициент
и ослабление заклепками а берем 0,80.

Тогда требуемые площади и разности площадей будут:
верхний пояс:

F- 5 = 5 = 5 •

[п] о 1400*0,80 1120’

нижний пояс:

- S = S S
[я] а 1400-0,80 1120*

Рассматриваемая ферма с точки зрения тяжелых конструкций имеет
сравнительно небольшую мощность, как это видно по значениям усилий.
Поэтому берем ширину, т. е. расстояние между вертикалами, близкую к наи-
меньшей (300 мм), b = 320 мм.

Сечение верхнего пояса берем коробчатое, нижнего — швеллерное.
Значения площадей

Верхний пояс Оз О, ot
Площади F 340 cjw2 290 см 196 см2
Разности площадей . . &F 50 см2 94 см2
Нижний пояс О3 Oi
Площади F 312 слс2 268 см2 184 см2
Разности площадей . . &F 44 см2 84 см2

В нижнем поясе при расстоянии b = 320 мм ширин" прохода между
уголками ветвей, полагая их приблизительно равными 90 мм, будет 320 — 180 =
= 140 мм, что может считаться достаточным для проклепки, но показывает,
что уменьшать это расстояние не стоит, так как и так оно незначительно.

Высоту верхнего пояса в качестве первого приближения можно задать
равной 1,4 Ь\ тогда получим равенство радиусов инерции гх и г . Итак, берем
h 1,4 • 320 = 450 мм.

Так как сечение сравнительно небольшое, возьмем для уголков средний
калибр — 90; тогда периметр сечения верхнего пояса (не считая нижних угол-
ке з) будет равен;

45 • 2-[-32+ 2 • 9 = 904-50= 140 см.

Средняя толщина его:

F = 340

Е(Л, Ь) 140

^2,4 см.

Средняя толщина пакета нижнего пояса при высоте его приблизительно равной
45 см и при отсутствии горизонтала (не считая уголков):

6 = -^- = 3,5 см.

Рассматривая средние толщины и учитывая, что нам нужно подобрать
3 сечения, а следовательно 2 раза снимать площади и потому иметь трехлис-
товый пакет, видим, что нужно взять небольшую толщину листов; берем
наименьшую в 10 мм.

Не следует смущаться тем, что средняя толщина верхнего пояса полу-
чилась 2,4 см, т. е. меньше толщины трехлистового пакета, так как факти-
ческая толщина Еертикалов должна быть больше, ибо горизонтал у нас будет
однолистовый, что должно увеличить толщину вертикала.

Соответственно толщине 10 мм хорошо иметь уголки 80 X 80 X 10.
Переходим к ассортименту верхнего пояса.

Смотрим, удачна ли высота 45 см с точки зрения перехода от одного
сечения к другому. При высоте 45 см высота вертикалов должна быть 44 см,
так как вертикалы на 5 мм не доходят до обушков уголков; площадь двух
листов по 44 X 1 составляет 88 сиг3. Для перехода от первого сечения ко вто-
рому нужно прибавить пчощадь, равную 94 см*. Ясно, что переход возможен
наклепкой лишнего листа. Рассматривая разность площадей второго и третьего
сечений 50 см2, видим, что переход этот должен совершаться наклепкой узкого
дополнительного листа между уголками.

Компануем самое слабое сечение. Оно должно иметь два вертикала —
88 см2; возьмем уголки верхние 80 X 80 X 10, нижние 120 X 80 X Ю; пло-
щадь верхних уголков приблизительно равна 30 слг2; нижних — 38 см2; на
горизонтал остается 196 — (88 + 30-}- 38) = 40 см2.

Длина горизонтала должна быть 32-}-2 • 8-|-2 • 1 = 52 см.

Таким образом 40 см2 мало; но мы можем несколько увеличить сечение,
так как в самом слабом сечении возможны небольшие запасы.

Берем:-

горизонтал

два вертикала

2Д 80X 80 X Ю

2 Д 120 X 80 X Ю

52 X 1 =52 см2

2 X44 = 88 „

2 X 15 = 30 „
.2X19 = 38 „

208 см2

Фиг. 809. Сечение примера 72.

Напряжение:

_ 22000Э

” 203^0^8

= 1325 кг1см2.

Для второго сечения прибавляем 2 вертикала. Тогда
ния будет: ’

208 88 = 296 см2;

площадь его сече-

напряжение:

__ 325 000

П~ 296 • 0,8

= 1370 кг/см2.

Для получения третьего сечения нужно прибавить 2 узких листа (наш-
лепки). Площадь их:

△ Г = 340 — 296 = 44 см2.

Возьмем две нашлепки, чтобы было удобно разместить два ряда закле-
пок 24 X 1 общей площадью 48 см2. Тогда площадь третьего сечения будет:
296-}- 48 = 344 см2;

напряжение:

380 000

344.0,8

1380 кг/см2.
Перейдем к ассортименту нижнего пояса; возьмем окаймляющие уголки
те же, что и в верхнем поясе, — 80 X 80 X 10; в данном случае они как раз
очень удобны. Посмотрим, можно ли составить сечение нижнего пояса из
листов площадью 44 см2, как и в верхнем поясе.

Имеем для самого слабого сечения:

2 вертикала 88 см2

4^80X80X10-^

Как видим, до требуемой площади нехватает 184 —148 = 36 см2, следова-
тельно необходимы две нашлепки по 18 см. Вообще говоря, они малы, так
как на них с трудом разместятся 2 ряда заклепок d=23 мм.

С другой стороны, мы видим, что разность между первым и вторым
сечением 44 см2. Поэтому здесь как раз хорошо использовать нашлепки верх-
него пояса по 24 см2, но тогда нужно уменьшить высоту вертикалов. Наи-
меньшая высота сечения при нашлепке 24 см и уголках 80 будет: Л = 24 4-
4-2-84-2.0,5 = 41 см, следовательно вертикалы нужно иметь по 40 см —
круглая цифра.

Компануем наименьшее сечение нижнего пояса:

2 вептикала 80 см2

4/. 80 X 80 X Ю 60 „
2 нашлепки 48 „

188 см2,
что удачно;

п = 206 000 в 1370 кг[см?'
188-0,8

Для второго сечения прибавляем два вертикала; тогда площадь его:

Г= 188 4-80 = 268 см2;

напряжение:

Для первого сечения прибавляем еще две нашлепки:

площадь 268 4-48 = 316 см2;
напряжение:

« = ЗТО8 = 1385

Чтобы быть вполне уверенным в сечениях, определяем положение центра
тяжести асимметричного коробчатого сечения верхнего пояса. Статический
момент относительно середины вертикалов будет равен:

горизонтала 52 X 1*0 X 23; = 4~ 1200 см2

2Д 8ОХ8ОХЮ; 2X15X20,2=-)- 610 „

2Д 120Х 80 X Ю; 2 X 19 X 21 =— 800 и

4- 1010 см2

положения центра тяжести:
первого сечения:

г* = ТоТ = 4(86 см'
второго:

1010

296

= 3,41

см\

Lz = 1,45 см\

третьего:

1010

344

= 2,94 см\

△ z = 0,47 см,

что отвечает ТУ на металлические конструкции.

Фиг. 810. Сечение Ц примера 72.

Фиг. 811. Ослабление вертикала сечения

Проверим далее возможные радиусы инерции и гибкости, чтобы быть
уверенным в принятых коэфициентах 0,8.

Имеем:

гя = 0,39 h = 0,39 • 45 = 17,6 см\

гу = 0,53 b = 0,53 • 32 = 17 см.

Сечине равнопрочно в двух плоскостях:
гибкость:

X = у = = 30,6; ? = 0,9 3;

так как коэфициент ср больше коэфициента ослабления заклепками а, то сле-
довательно сечение нужно проверять не нс устойчивость, а на прочность.

Таким образом устанавливаем ассортимент для сечений поясов.

Листы 520 X 10, 440 X Ю, 400 X Ю и 240 X Ю и уголки 80 X 80Х Ю
и 120 X 80 X Ю.

Сечения изображены на фиг. 809.

После установления ассортимента и размеров сечений производится их
окончательная проверка.

Так как она совершенно идентично повторяется для каждого стержня,
то в дальнейшем дан пример окончательной проверки сечения только одного
вытянутого и одного сжатого стержня.
Окончательная проверка стержня нижнего пояса.
Сечение пояса (фиг. 810) 2 вертикала 400 X 10;

4 80 X 80 X Ю;

2 нашлепки 24 X 10.

Определяем ослабление стержня.

Пусть в стыке элемента пояса заклепки располагаются по фиг. 810,
причем стык вертикальных стенок пояса перекрывается двумя вертикальными
накладками, а горизонтальные полки уголков — горизонтальными планками.
Примем диаметр заклепок d = 23 мм.

Находим число дыр, входящих в ослабление каждого элемента сечения.

Лист 400 X Ю мм.

По сечению 1—1 (фиг. 811) имеем ослабление в 2 дыры.

По зигзагообразному сечению II—II имеем ослабление в количестве
[см. гл. VIII стр. 205]:

Фиг. 812. Ослабление нашлепки се-
чения Uv

Фиг. 813. Ослабление уголка сече-
яия

d ~

п , 2 • 2,3 —2(р/Г42-|-92 —9)

~2 ‘ 2,3 “

2 • 0,85

= 2 2----—— = 4 — 0,7 = 3,3 дыр

То же самое по табл. 19 (стр. 207):

Дополнительный вычет на 1 зигзаг по таблице 0,65; число зигзагов 2, всего
ослабления 2 + 0,65 • 2 = 3,3 дыры.

Лист 240 X Ю мм.

По сечению /—/ (фиг. 812) имеем ослабление в 2 дыры.

Уголок 80 X 80 X 10 мм.

Ослабление по сечению I — I (фиг. 813)—1 дыра. Ослабление по зиг-
загообразному сечению // — II составляет:.

к ! (Л1 — k)d — г(]/га2-|-е2 — е)
+ d “

, . 2,3 —(/42-]-92—9)

= 1 4--------2 3 ----------- = 1,65 ДЫРЫ*
По табл. 19, как только что было определено:

^=1° 0.46;

е 90

Л = £? = 38-
d 23

дополнительный вычет равняется 0,65, всего 1-|-0,65 = 1,65.

Далее составляем таблицу для определения площади сечения нетто.

Состав селения р 1 брутто (см2) Число дыр ослабл. d = 2,3 см Площадь ослабл. F г нетто (СМ2)
2 вертикала 400 X Ю 80 3,3-2 = 6,6' 15,2 64,8
2 нашлепки 240ХЮ 48 2 • 2 = 4.0 9,2 38,8
4Z 80 X 80XW 60,4 1,65-4 = 6,6 15,2 45,2
188,4 см? 39,6 ела 148,8 см*

Процент ослабления сечения дырами оказался в данном случае равным:
39 6

* - • 100 = 21% вместо 20% принятых.

188,4

Повышенная величина ослабления объясняется тем, что в стыке был
принят очень небольшой шаг (80 мм), что вызвало заметные дополнительные
ослабления в уголках и полном вертикальном листе (400 X 10).

Может быть было бы правильнее шаг в стыке увеличить (например
до 100 мм) и тем самым увеличить сечение пояса за счет некоторого уве-
личения длины стыка, а следовательно и стыковых накладок.

При принятом сечении действительное напряжение для невыгодного
случая действия только основных нагрузок является равным:

206000 „

п = ~ i Го о" = 1385 кг1см2.

148,о

Существующими техническими условиями и нормами на проектирование
.металлических конструкций разрешается допускать расхождения между дей-
ствительным и допускаемым напряжениями в пределах zt 5%.

Однако для тяжелых ответственных конструкций эту норму следует все
же рассматривать как исключительную.

Весь этот точный учет ослаблений отдельных элементов, входящих
в состав сечения, возможен лишь в процессе конструировании, т. е. после
того, когда сечения стержней данной сквозной конструкции уж? подобраны
и стыки сконструированы.

Поэтому обычно вместо учета ослабления по стыкам задаются числом
дыр для ослабления отдельных элементов на основе практических данных,
принимая для равнобоких уголков 1,5 дыры, для неравнобоких уголков: 1,75 — 2
дыры, для вертикальных листов число дыр определяют формулой т = 3

150
дыры, а затем при конструировании стараются не превзойти уже принятых
величин ослаблений.
Окончательная проверка сечения сжатого стержня.

Возьмем для примера стержень Ог верхнего пояса (фиг. 814).

Его сечение: 1 горизонтал............... 520X10

2 уголка.................... 80Х 80ХЮ

2 вертикала.............. 440X10

2 уголка . ........... . 120Х 80X10

Предварительным подбором уже выяснено, что сечение должно прове-
ряться на прочность по площади нетто, так как коэфициент у меньше коэфи-
циента а ослабления заклепками.

Однако в дальнейшем произведена проверка на прочность и на устой-
чивость.

а) Проверка на прочность по площади нетто.

По типу сечения получаем для элементов, входящих в состав сечени-.i
пояса, ослабление в стыках в нижеследующем количестве дыр:

для вертикального листа................... 440ХЮ 4 дыры

„ горизонтального листа ...... 520X10 4 ,

, уголка............................ 80Х 80ХЮ 1 „

..................................120Х 80ХЮ 1 „

(разрыв по косому направлению
места).

Теперь составим таблицу,
имеющую целью определить пло-
щадь сечения нетто и моменты
инерции сечения относительно
осей х — х и у—у.

Момент инерции наиболее
просто находится через момент
инерции /в сечения относительно
оси а — а, соответствующей ниж-
ней грани горизонтального листа,
так как указанному построению
отвечает большинство составлен-
ных таблиц.

По известной формуле:

при сжатии, очевидно, не может иметь

Фиг. 814. Сечение Oi примера 72.

где F—площадь всего сечения, а у0 — расстояние от центра тяжести сече-
ния до нижней грани горизонтального листа. Поэтому в помещаемой ниже
таблице приведен подсчет и момента инерции 1а.

При определении как моментов инерции, так и статических моментов
элементов сечения рекомендуется пользоваться весьма удобными таблицами
инж. Зубова, приведенными в „Таблицах для расчета мостов* Патона.

Состав сечения р брутто (см») Число дыр ослабления Площадь ослабления (4 = 2,3 см) р нетто (СМ») Стат. мом. сечения Sa (см?) Момент инерции 1а см± Момент инерции Zj,y см*
2 вертик. 440ХЮ 88 8 18,4 69,6 1936 56 790 24 000
1 гориз. . 520X10 52 4 9,2 42,8 26 17 11700
22 ~ * * 80Х 80ХЮ 30,2 2 4,6 25,6 70 340 11500
22 120Х 80ХЮ 38,2 2 4,6 33,6 1648 71 ПО 17300
Всего . . 208,4 — 36,8 171,6 3680 128257 = = 128000 64500
Пользуясь данными составленной таблицы, получаем:

_ Sa 3680

Л F = 208,4 “ 17,6 СМ'

(по прибл. подсчету у0 = 22,5— 4,86 = 17,6 см);

1Х = 128 000 — 208,4 • 17,62 = 63 500 см*.

Далее определяем радиусы инерции сечения относительно осей х— х

63 500

208,4 “ 17,4 СМ*

64 500

208,4 “17,5 СМ'

По приближенным формулам эти же радиусы инерции сечения оказы-
ваются равными:

Гх = 0,39 h = 0,39 • 45 = 17,6 см;

г9 = 0,53 b = 0,53.32 = 17,0 см.

Таким образом упомянутые формулы дают достаточно точные результаты.

Расчетная максимальная гибкость рассматриваемого элемента верхнего
пояса получается равной!

Пользуясь таблицей
находим для к = 30:

4, _ 520

х»-7;-Т7л_30-

коэфициентов <р, приведенной в приложении III,

<р = 0,935.

Коэфициент же ослабления сечения заклепочными дырами равен:

Fнетто __ 171,6_____

F6pymmo 208,4“

Таким образом в рассматриваемом нами случае сечение стержня прихо-
дится назначать не ио условию устойчивости стержня, а по условию его
прочности, причем соответствующие напряжения оказываются равными:
при проверке на прочность:

л = - = 1280 кг[см? < 1400 кг/см2;

при проверке на устойчивость:

220 000

П~~ 208,4-0,935

= ИЗО кг!см\

§ 4. ТИПЫ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ РАСКОСОВ КЛЕПАНЫХ ФЕРМ

А. Типы сечений вытянутых раскосов

Водностенчатых фермах вытянутые раскосы, если усилия в них
незначите 1ьны, делаются таврового сечения, как в легких фермах, или
чаще сближенного швеллерного из двух ш вел л еро в, прокат-
ных или при больших усилиях клепаных (фиг. 815, а, б и в).

626
Сечение из четырех уголков швеллерного типа неудачно, так как
требует для соединения уголков планок в плоскости фермы.

Вдвухстенчатых фермах наиболее простым типом сечения вытя-
нутого раскоса следует признать двутавровый тип, изображенный на
фиг. 815, г, причем ось у—у этого сечения совпадает с осью фермы.

Тип этот является и наиболее экономичным, так как имеет только одну
соединительную решетку, связывающую элементы сечения (в данном случае
уголки) в одно целое, причем ширина решетки — минимальная.

Единственными недостатками сечения типа г следует признать: недоста-
точность момента инерции сечения относительно оси х—хи трудность при-
крепления в узлах фермы в тех случаях, когда уголки крупные, так как число
заклепок, требуемых для прикрепления всего уголка, приходится размещать
только на одной его полке.

Фиг. 815. Типы сечений раскосов.

Фиг. 816. Прикрепление крестового се-
чения коротышами.

Так как технические условия на проектирование металлических кон-
струкций в отношении растянутых стержней сквозных ферм требуют предель-
ную гибкость не более 200. то первый недостаток сечения типа г имеет
существенное значение; для увеличения момента инерции ^этого сечения отно-
сительно оси х—х можно выбрать неравнобокие уголки, расположив боль-
шие их полки перпендикулярно оси х — х (фиг. 815, д); это одновременно
может несколько облегчить и прикрепление уголков, если большая полка
позволяет двухрядное расположение заклепок. Более радикальное улучшение
прикрепления уголков получается при переходе от двутаврового типа к двой-
ному крестовому, т. е. к типу, изображенному на фиг. 815, е. Лучшиа
условия для прикрепления в данном случае образуются благодаря возможности
подставить в местах прикрепления к каждому из уголков сечения уголки-коро-
тыши (фиг. 816), но при этом увеличивается число заклепок прикрепления.

При недостаточности только четырех уголков даже большего калибра
для передачи усилия можно тип г усилить постановкой двух листов так, как
показано на фиг. 815, ж\ в результате получается усиленное двутав-
ровое сечение с одиночной соединительной решеткой.

Если концы листов, выступающие из-за полок уголков, достаточно длинны,
то рекомендуется их прикреплять специальным рядом заклепок (фиг. 817).
Трудность прикрепления уголков сечения типа ж остается той же, что
и в типе г, поэтому рациональнее не назначать большого калибра этих угол-
ков за счет увеличения сечения листов.

Все рассмотренные до сих пор типы сечений раскосов характеризуются
наличием только одной соединительной решетки, что несомненно является

одним из достоинств этих типов.

Однако сечения вытянутых раскосов двухстенчатых ферм могут быть
образованы и из ветвей швеллерного типа с двумя соедин и*
тельными решетками. Эти типы изображены на фиг. 815, з, и, к, л и

м, причем типы з и к — из прокатных швеллеров, а остальные — из клепа-
ных. Типы з к и, как нетрудно заметить, имеют более широкую соедини-

тельную решетку и потому несколько менее экономичны по сравнению
с остальными типами, но зато имеют большой момент инерции относительно

оси у—у; последнее обстоятельство не имеет особого значения, а поэтому

Фиг. 817. Прикрепление широкого таврового
сечения.

типы я: и л следует признать
более предпочтительными; при
этом однако следует иметь в виду
необходимость обеспечить тре-
буемое минимальное расстояние
в свету между горизонтальными
полками уголков для возможности
проклепки раскоса, которое долж-
но быть не менее 14—18 см.

Развитие мощности швел-
лерного типа сечения раскоса
может быть достигнуто или уве-
личением калибра уголков или до-
бавлением полных и узких (между
полками уголков) листов (см.
тип м).

Рассмотренные швеллерные
типы раскосов требуют обязатель-

ной постановки кроме соединительных решеток еще поперечных диафрагм, имею-
щих своим назначением лучшее обеспечение совместной работы отдельных ветвей
раскоса и необходимых для изготовления раскоса; наличие таких диафрагм не-

сколько усложняет раскос и увеличивает количество металла.

Из всего изложенного можно вывести заключение о большей рацио-

нальности и экономичности применения для вытянутых раскосов двутавровых
типов сечений с одиночной соединительной решеткой.

Что касается генеральных размеров рассмотренных типов сече-

ний вытянутых раскосов, т. е. высоты и ширины сечения, то высоту, как и
в поясах, не рекомендуется делать выше 1/10 длины раскоса из тех же сообра-
жений необходимости уменьшения дополнительных моментов и напряжений от

жесткости узлов; ширина сечения раскоса зависит исключительно от принятой
ширины соответствующих сечений поясов фермы.

В раскосах швеллерного типа желательно не увеличивать числа верти-
калов, обходясь по возможности одним, так как это обстоятельство крайне
упрощает прикрепление раскосов и конструкцию узла. Поэтому второй вер-
тикал нужно ставить только в случае самой острой необходимости, исчерпав
все прочие средства компановки сечения.

Б. Типы сечений сжатых раскосов

Типы сжатых раскосов менее разнообразны.

В одностенчатых сечениях наиболее обычным типом является
крестовое сечение или сближенное швеллерное из четырех
уголков, лучше неравнобоких, большими полками наружу (фиг.
818, а, б).

Простое швеллерное сечение из двух сближенных швеллеров оказы-
вается слишком гибким и невыгодным. Для усиления жесткости этого сече-
ния вокруг критической оси у —у можно приклепать к нему четыре ребрышка
(фиг. 818, в). Получается сечение хорошей жесткости, но к поясам прикре-

пляется оно с некоторыми затруднениями.

В двухстенчатых фермах доминирующим типом является швел-
лерный из двух прокатных или клепаных швеллеров полками внутрь или
наружу (фиг. 818, г, д, е, ж). При полках внутрь уменьшаются соединитель-
ные решетки и облегчается прикрепление, но зато они требуют достаточной
лирины раскоса для возможности проклепки (прозор между полками швел-
аеоов в 14—18 см, смотря по высоте швеллера).

С точки зрения устойчивости оба типа почти всегда эквивалентны, тая
как решающая гибкость швеллерных раскосов в тяжелых фермах обычно

получается вокруг оси
И здесь для упро-
щения прикрепления
(в клепаных швеллерах)
желательно иметь воз-
можно меньшее число
листов.

В мощных сжа-
тых раскосах целесоо-
бразно Н-образное
сечение (фиг. 818, з),
получаемое из швеллер-
ного путем постановки
средней диафрагмы.

Эта диафрагма

х—х. для которой направление полок безразлично.

Фиг. 818. Тип сечений сжатых раскосов.

превращает сечение в

сплошное, что позволяет производить подбор такого сечения не по приве-
денной (см. § 5 гл. XII), а по нормальной гибкости, что может окупить
постановку диафрагмы.

Крайне редко эту диафрагму в клепаных сечениях можно вводить
в площадь сечения ввиду трудности помещения на полках (швеллерных) до-
статочного числа заклепок для передачи на нее усилия.

В. Установление ассортимента

Сечения раскосов не представляют собой одного цельного стержня и
потому между собою они не так сильно связаны, как сечения поясов, но все
же они связаны некоторыми общностями, с точки зрения которых приходится
подбирать ассортимент металла для раскосов.

Прежде всего они связаны общностью типа, затем общностью ширин
между ветвями, которая устанавливается шириной пояса и типом прикрепле-
ния. Если раскосы не очень мощны (имеют только один вертикал в ветви
толщиной не более 12—14 мм) и могут быть приклепаны внахлестку
к узловым уширениям (что является наиболее простым) (фиг. 819), то
ширина раскосов должна равняться расстоянию между плоскостями нахлестки
в уширении ±2 мм для более свободного всаживания раскоса между или на
плоскости уширений: — 2 мм, если нахлестка внутренняя, и 2 мм, если нахле-
стка наружная. Если мощный раскос может быть подведен к узловому уши-
рению только впритык, то ширина раскоса должна равняться ширине между
узловыми фасон.сами.
Таким образом эта ширина может быть установлена в точности только
после консгруирования узла и вопрос о типе прикрепления раскосов должен
быть в сфере внимания конструктора при их подборе. Однако, как было
уже указано, ширина в редко имеет рабочее значение в швеллерных раско-
сах, так как расчетная гибкость определяется обычно по плоскости х—х, и
потому некоторые изменения ее по окончании подбора происходят без-
болезненно.

Далее, при мощных раскосах, подходящих впритык к фасонкам поясов
(фиг. 820), конструктор связан толщиной вертикалов раскосов; она должна
равняться толщине фасонок поясов.

Наивыгоднейшая толщина фасонки, при которой заклепки работают на
смятие, каковой случай имеет место при прикреплении впритык, равняется
14 мм при J = 23 мм\ отсюда можно сделать вывод, что при толщине верти-
калов менее 14 мм раскосы прикреплять впритык нерационально.

Фиг. 819. Прикрепление раскоса вна- Фиг. 820. Прикрепление раскоса впритык,
хлестку.

Далее, конструктор всегда связан ассортиментом поясов, так как жела-
тельно раскосы делать из того же материала, что и пояса; последнее конечно
относится к клепаным раскосам. Раскосы из прокатных номеров (швеллеров)
выгоднее клепаных и потому должны применяться всегда, когда это воз-
можно. Наконец конструктор связан еще и предельной гибкостью, которая для
сжатых раскосов берется 120, для вытянутых 200.

Г. Подбор сечений

Само установление ассортимента раскосов производится по тем же фор-
мулам, как и поясов. Для вытянутых раскосов требуемая площадь
определяется по формуле:

рбрутто _ S

тр “На’

(1)

где а — коэфициент ослабления; так же как и в поясах а = 0,85-е-0,80.

При этом весьма полезно обратить внимание и на гибкость, которая, как
указывалось, для вытянутых раскосов должна быть не более 200. Для этой
цели по генеральным размерам b и h определяем радиусы инерции г9 и гу по
формулам:

г« = а1Л и rv = azb> (2)

где и а2 — коэфициенты соотношения между генеральными размерами и
радиусами инерции; они указаны в таблице приложения VI.

Свободная длина раскоса в плоскости поперек ферм берется /0 = 1п —
геометрической длине между узлами, в плоскости же ферм 0,8 геометрической
длины /о = О,8 /„; зная свободные длины и радиусы, проверяем гибкость.
Что же касается сжатых раскосов, то они почти всегда подби-
раются по устойчивости и требуемые площади их определяются по формуле:

р брутто___ S

(3)

Коэфициент <р имеет здесь достаточно разнообразные значения и его
следует нащупать, так же как это делалось при подборе стержней легких
ферм и колонн (гл. XII и XIV, стр. 506—514, 748—?62).

Если же раскос сквозной, состоящий из двух ветвей каждая гибкостью
Хр, то в плоскости ферм относительно оси х—х он рассчитывается по
нормальной гибкости:

в плоскости же поперек ферм по приведенной (гл. XII стр. 536):

х„-ух;+х;,

где Ху — гибкость всего стержня как цельного в плоскости, перпендикулярной
ферме вокруг оси у—у (фиг 821). В плоскости фермы, т. е. вокруг оси

х — х, которая обычно явля-
ется расчетной, свободная
длина раскоса, как указы-
валось выше, берется 0,8 тео- •
ретической длины.

Задавшись гибкость^
вокруг оси х—х, которую
полезно брать в пределах
кх = 60 -5- 75, что дает коэ-
фициент <fx = 0,8-4-0,70, по-
лучаем радиус инерции:

rx (4)

и требуемую высоту сечения!

(5)

где 04— коэфициент соотно- Фиг. 821. Свободные длины сжатого раскоса,
шения между гх и А, указан-

ный в таблице приложения VI. Затем, сравнивая h с требуемой по первому
приближению площадью

р .

прикидываем возможность
навливаем более близкие

осуществить полученную высоту и площадь и уста-
значения h и Ft т. е. поступаем так же, как мы

поступали при подборе стержней легких ферм (см. гл. XII § 5) и колонн

(гл. XIV стр. 748, 762).

Выяснив гибкости и размеры стержня и коэфициенты ух, определяем

требуемые площади сжатых раскосов

по которым устанавливаем

ассортимент.

Ширина раскоса, как было сказано выше, определяется типом прикре-
пления и шириною пояса. Поэтому раскос не может быть сделан равнопроч-
ным в обеих плоскостях соответствующим подбором ширины, как то воз-
можно при подборе сквозных колонн; здесь, как и в легких двухстенчатых
фермах (см. гл. XII стр. 636), приходится исходить из заданной ширины.
В известной степени получение равнопрочности возможно подбором гибкости
ветвей раскоса. Для этой цели необходимо, чтобы приведенная гибкость

<6>
откуда

’ (7)

где

__4»____в’8 4». ). _______А»

* гх ахА ’ * * rv а2в-

Из формулы (7) видно, что Хв > 0, когда < 1

или

для швеллерных сечений:

С4 _ 0,38 _

0,8 а2~ 0,8 -0,50 ~
следовательно для того, чтобы было возможным выравнивание гибкостей,
необходимо, чтобы h было меньше Ь.

Если А< ht то раскос неравнопрочен и подбирается только по свобод-
ной оси (по приведенной гибкости); если же b немногим больше А, то решетку
приходится ставить слишком часто и выравнивать гибкости нецелесообразно,
тогда также нужно подбирать по приведенной гибкости. Если признать предел
рациональной гибкости ветви равным 30, то из формулы (6) следует, что для
рациональности выравнивания необходимо, чтобы (для швеллерного сечения):

х. ~ ь <• у 1 v |/ х»

На основании этих соображений, зная высоту А, устанавливаем, необхо-
дим ли подбор по приведенной гибкости.

Если ), то подбор необходим.

При подборе по приведенной гибкости, задавшись гибкостью ветви
X = 30, определяем:

и производим определение размеров по этой гибкости [гибкость нам
известна, так как ширина А известна, а следовательно известен и радиус
гу = а2Ь и гибкость Ху = -^=уИ.

Гд у J

Затем по полученной гибкости \ определяем коэфициент ф и площадь:

[л] f’

которая при заданной ширине Ъ является величиной жесткой.
Величину Fmp удовлетворяем подбором сечения.

Если раскос сплошной (Н-образный или одностенчатый, который по ТУ
металлических конструкций приравнивается к сплошному раскосу) и если по
типу сечения нельзя непосредственно сказать, какая гибкость, \х или Ху,
больше, то подбор обычно производится по гибкости \х, а затем выясняется,
какая гибкость больше. Очевидно, для того чтобы Хв > Хм, необходимо, чтобы

Т>о^ [см- формулу (8)]'

0,8 а26 > atA или

Для Н-образного сечения (фиг. 818, з):

с4 _ 0,32

0,8 а2 “ 0,8 • 0/53

0,75.

В двойном швеллерном одностенчатом сечении:

b
h

0,8 a2

О 38

0^22“2Де(фИГ-818,^

В тавровом сечении (фиг. 815, л):

b
h

0,8 а2~ 0,8 • 0,2

= 1,88.

Пример 73. Предположим, в заданной ферме раскосы имеют следую-
щие усилия: сжатые 5j = 230 т, 53=110 /п, 5Б = 50 т и вытянутые
5а=130 т и 5^ = 70 т.

Длина раскосов 1р = 7,2 м', материал — сталь 3. Раскосы желательно
прикрепить внахлестку между фасонками поясов. Расстояние между фасонками

Фиг. 822. Вариант рас-
коса S2 примера 73.

Фиг. 828. Вариант раскоса $2
примера 73.

в свету 300 мм. В поясах ферм имеются уголки 80 X 80 X 10, 120 X 80 X 10
и листы 450 X 10, 400ХЮ, 240ХЮ, которые желательно использовать
в первую очередь.

Начнем с вытянутых раскосов. Коэфициент ослабления заклеп-
ками а берем 0,80.

Раскос 52. Усилие 130 т.

Требуемая площадь FWJ) = =116 см*.

Очень хорошо использовать два прокатных швеллера № 30 площадью
120 см*', однако швеллеры при 6=300 мм дают слишком небольшой прозор
для проклепа раскосов, равный 300 — 2 • 100= 100 мм (фиг. 822), а потому
это сечение приходится оставить.

Берем сечение двутаврового типа с одной решеткой.

Постараемся использовать уголки 120 X 80 X Ю.

Площадь четырех уголков 120X 80 X 10; F = 4-19 = 76 см*', на
листы остается 116 — 76 = 40 см* или два листа 200 X 10; эти листы при
уголках 120Х&0» расположенных большими полками поперек фермы, малы,
следовательно и это сечение не годится.

Постараемся использовать уголки 80 X 80 X 10.

Площадь четырех уголков 80 X 80 X Ю; F^4 • 15 = 60 слг2; на листы
остается 116 — 60 = 56 си2 или два листа 280 ХЮ. Листы эти для уголков
80 X 80 велики [расстояние от крайней заклепки до края листа (фиг. 823)
равно 140 — 5 — 45 = 110 >8 6], т. е. сечение не годится. Поэтому необхо-
димо ввести новый сортамент уголка.

Возьмем 4 уголка 90 X 90 X Ю. Площадь F«4« 17 = 68 сл2; на
листы остается 116 — 68 = 48 см* или два листа 240 X 10, т. е. как раз те,
какие имеются в поясах; сечение годится.

Но в то же время мы видим, что то же самое сечение можно получить
и из четырех уголков 150ХЮ0Х12, площадь которых F = 28 • 75 • 4 =
= 115 СМ*.

Ясно, что последнее сечение лучше, так как оно требует меньше клепки.

Фиг. 824. Сечение раскоса $а при-
мера 73.

Фиг. 825. Сечение раско-
са примера 73.

С гибкостью этого раскоса, составленного из уголков 150 X100
(фиг. 824), также вполне благополучно:

rv^azb = 0,24 • 31 = 7,4 см;

(опасна именно гибкость X ).

Раскос S±. Усилие 70 т.

„ * 70 000 п

Требуемая площадь Fmf = —QQ /() g- = 62 см*.

Берем 4 уголка 80 X 80 X Ю; F=4 • 15,1 =60,4 см*. Перенапряжения
фактически не будет, так как при однорядных уголках ослабление будет
меньше 20°/0 площади.

Радиус инерции (фиг. 825):

= а2& = 0,21 • 17 = 3,6 см;
гибкость

x»=P’83fi20 = 160<200-

* 0,0

Подбираем сжатые раскосы.

Раскос Sv Усилие 203 т.

Выбираем швеллерный тип раскосов полками внутрь.

По условию прикрепления внахлестку сечение должно быть с тонким
вертикалом и следовательно ширина его должна быть достаточно значительна.

Если взять высоту Л = дя^30 см и скомпановать сечение из двух тол-
щин 10 мм (вертикал и в плоскости уголков дополнительный листик) как
предел прикрепления нахлестки, то при полках швеллеров не более 80 мм
(при больших полках затрудняется проклепка) площадь сечения может быть
2 • 30'2-14-4'8-1 = 158 см*, что дает для самого тяжелого раскоса 5.

, 230000 1Jnn , л

напряжение Л =——>1400 кг/см*.

Поэтому ясно, что в первом раскосе сечение должно иметь h > b и про-
веряться по приведенной гибкости.

Радиус инерции = — 0,44 • 30= 13,2 см; гибкость (в плоско-

сти, перпендикулярной ферме):

720

13,2

= 54.

Возьмем гибкость ветви Хв = 30.
Тогда приведенная гибкость:

*np = W+= V54*+зо» = 62;

<р = 0,78. Требуемая площадь (фиг. 826):

230 000
1400-0,78

= 210 см*.

Компануем сечение:

4 / 120 X 80 X Ю площадь 76 см*

2 вертикала 440 X Ю ........... 88 „

164 см*

Фиг. 826. Сечеиие раскоса St
примера 73.

Необходимы дополнительные листы (нашлепки), на которые остается
площадь 210 — 164 = 46 см!*. Однако при листах 440 и полках уголков 120
нашлепки можно поставить только по 20 см (для нашлепок остается простран-
ство 450 — 2 • 120 —10 = 200 мм).

Тогда площадь сечения

F = 76-|-88+40 = 204 см*

менее требуемой на 5%.

Сечение может быть оставлено до окончательной проверки, имея в виду
неточности первичного подбора.

Радиус ra = ath = 0,39 • 45 = 17,5 см.

_ , . 4а, 0,8 • 720 „

Гибкость Х^ = — = ———— = 33,

* гя 17,5

следовательно проверки вокруг оси х—х не требуется.

Раскос S8- Усилие 110 т.

Подберем сечение по материальной оси.

Задаемся: Хш яа 80; <р, = 0,68; = 116 сЛ»;

0,8 -720 „ „
=----80~ = 7’2 СМ'

7.3

0^8 = 19 СМ'

Сравнивая Fn9 и Лотр, видим, что они несовместимы.

Если взять сечение из прокатных номеров (2 швеллера), то наибольший
номер, который возможен (прозор между ветвями«15 см), будет № 22. Про-
вор в этом случае 30 — 2-8 = 14 см.
Однако, повидимому, этот швеллер мал; его радиус инерции гх = О,38Л =
= 0,38 • 22 = 8,35 см, гибкость \х = —= 69, у = 0,74.

Площадь сечениям2 X 39 = 78 см*.

Напряжение п = == 1900 кг/см* > 1400 кг/см*.

Поэтому переходим к клепаным сечениям.

Берем 4 / 80 X 80 X Ю. Площадь 60 см*.

Сближаем h и F; берем высоту вертикалов 240 X 10, имеющуюся в ас-
сортименте поясов. Площадь вертикалов 48 см*.

Суммарная площадь сечения 48-{-60=108 см*, меньшая требуемой
116 слг2, что возможно, ибо Л> Лотя=19 см.

Проверяем сечение: гх = 0,39 • 24 = 9,4 см;

0,8 • 720

9,4

Напряжение п =

= -|j = 61; f = 0.79.

, “°™9=1290 лг/аЛ

Поскольку h < b, подбор ведется вокруг материальной оси.

Смотрим, возможно ли приведение гибкостей в плоскостях х—хи у—у

при условии гибкости ветви Хв = 30.
Имеем условие (9):

= ]Л — 0,52 = 0.87.

Фактически-^ = = 0,80 < 0,87.

о оОО

Следовательно приведение возможно, проверки вокруг свободной оси не
требуется.

Раскос 5б. Усилие 50 т.

Берем ^=80;^ = 0,68; тогда требуемая площадь Fmp = POq - ==

0 8» 720 7 2

= 53 см*, требуемый радиус гх = — = 7,2 см; hmp = = 19 см.

Сравнивая hnF, видим, что можно взять 2 швеллера № 18, F = 2 • 29 =
= 58 см*, тогда радиус инерции гх = 0,38 • 18 ~6,9 см, гибкость Хх =
0 8 • 720

= * — = 84; фх = 0,66 и напряжение:

п = Л° = 1300 кг\см*,

58 • 0,бо

что годится.

Сечение проверяется по материальной гибкости, ибо -£• = = 1 67> 1.

Л 180

Выравнивание гибкости \х и при гибкости ветви Хв^30 возможно,
ибо

1—0,14 = 0,93;

h 180

фактически — = -— = 0,6; проверки вокруг свободной оси не требуется.
D oUU
На основании указанных соображений устанавливаем ассортимент раско-
сов—уголки 150 X ЮО X 12; 120 X 80 X 10; 80 X 80 X 10, листы 440 X 10,
200ХЮ, швеллера № 18, — близкий ассортименту поясов.

Окончательную проверку в виде примера приводим только для
первых сжатых и растянутых раскосов, так как процесс проверки совершенно
тождественен с проверкой поясов и состоит только в точном определении
вычисленных выше приближенных величин.

Раскос Sv Усилие 230 т.

Состав сечения (фиг. 826):

2 вертикала...........440 X Ю

4 уголка.............120Х80ХЮ

° нашлепки............200 X 10

На основании предварительного подбора следует, что проверка должна
вестись по устойчивости по площади рбРутгпо^_

Составляем таблицу геометрических элементов сечения.

Состав сечения ^брутто (см*) 1а № (СЛ4)
2 вертикала 440ХЮ 88 14200 18 200 59
4 уголка 120 X 80 X Ю 76,52 27 500 11300 264
2 нашлепки 200ХЮ 40 1330 7 190 4
204,52 43030 36690 327

Свободная длина ^ = 0,8 Zw;

1т = 0,8 • 720 = 576 см;

ZOy — 1т — 720 см.

Радиусы инерции:

уГ 43 030
” 204,52

в 14,5 см\

-Л 36 680

' 204,52

«13,4 см.

Гибкость Кв = -Аг1==40;

* 14,5

1 __ 720

Х» 13,4 ~54'

Фиг. 827. Определение радиуса инер-
ции ветви.

Гибкость ветви Хв берем 30.

Приведенная гибкость Хи> = ]Л30а -|- 542 = 62.

Ф = 0,78; ” д2Н52^<78ж 1440 кг1см*> 1400 кг!см^ на 3%-

Для определения свободной длины ветви Zo<e, равной Хвга, определяем радиус

инеоции ветви гв.

Для этого определяем центр тяжести ветви (фиг. 827).
Статический момент относительно оси а — а:

вертикал 440 X 10; 44X 0,5= — 22 см9

нашлепка 200 X Ю; 20 X 0,5 = 4-10 „

2 уголка 120 X 80X Ю; 2X19, 13X1,95 =4-75 см9

63 см8

63 _

расстояние до, центра тажести г = = 0,62 см.

Момент инерции /в относительно оси b — bt проходящей через центр тяжести
ветви:

44 * I8

вертикал 440 X 10; 4-44 • 1.1,2а = 59 сл*;

20 • Is

нашлепка 200 X Ю;—— = 20 • 1,2а = 4 см;

2 уголка 120 X 80 X Ю; 2 [98 4- 19,13 • 1,332] = 264 см

327 cmS

Радиус инерции ветви:

ZOe = reXe = 1,80 • 30 = 54 см.

Берем расстояние между планками 7^ = 50 см.

Раскос 5а. Усилие 4~ 130 т.

Состав сечения: 4 уголка 150 X 100 X 12 (фиг. 824).

Площадь р6™™™ = 4.28,74 = 114,96 см*.

Определяем ослабление уголка.

Задаемся стыковым шагом, приблизительно равным 3 d = 70 см, и раз-
мещаем заклепки по рискам (фиг. 828).

Фиг. 828. Ослабление уголка раскоса

Размещая заклепки в полушаг, получаем ослабление по разрыву /—/:

. , 2,Э — (/3,5’+17»— 17)

*+----------гз----------1>84;

по разрыву 77—77:

1+2>3-(v^±jg5zi^_=1,78.

2,о
Состав сечения р 1 брутто Число дыр р 1 ослабл. р ‘ нетто
4 уголка 150ХЮ0Х12 114,96 4X1,84 = 7,36 16,93 98,03

Напряжение:

"=1^=1325 “/“2-

§ 5. ТИПЫ И ПОДБОР СЕЧЕНИЙ ТЯЖЕЛЫХ СВАРНЫХ ФЕРМ

А. Типы сечений поясов

Типы сечений сварных тяжелых ферм в общем базируются на принципе
однолистовых пакетов (фиг. 829), так как пока не развилось применение то-
чечной сварки толстых листов, устройство в сварке широкого многолистового
пакета, требующего обширных фланговых швов, прорезей и электрозаклепок,
дорого, трудоемко и малоконструктивно. Так как толщина листа в настоя-
щее врямя достаточно ограничена (доходя до 36 — 40 мм}, то ясно, что для
получения больших сечений сварные тяжелые конструкции должны всячески
развивать периметр сечения. Отсюда непосредственно вытекают основные
типы тяжелых сварных конструкций — трубчатые и коробча-
тые, иногдамногоячейковые, имеющие наибольший периметр (фиг. 829).

Трубчатые сечения имеют замкнутые полости, коробчатые — открытые;
так как тяжелые конструкции редко находятся в защищенных помещениях, то
отсюда непосредственно вытекает преимущество коробчатых сечений, как до-
ступных для осмотра и окраски.

Конечно вполне возможны швеллерные, двойные уголковые и тавровые
сечения (фиг. 829), но доминирующего положения они не занимают.

Для не очень больших усилий хорошее сечение состоит из швеллера,
поставленного горизонтально, и приваренных к нему двух вертикалов
(фиг. 829, а). Длина выступа вертикала для возможности наложения внутреннего
сварного шва не должна быть очень велика, желательно не более 0,5-4-0,75
высоты швеллера, чтобы шов был вполне доступен для электрода. Вполне воз-
можно сечение из двух швеллеров с приваренным листом (фиг. 829,6"); для
того чтобы в этом сечении усилие на лист не передавалось слишком далеким
путем — через кромки полок швеллеров, ширину листа желательно брать до
середины полок. Так как от стягивания шва швеллера стремятся несколько
повернуться, то во избежание этого они должны быть предвариаельно стянуты
диафрагмами.

Типичным коробчатым сечением является сечение из трех листов, состо-
ящее из горизонтала и двух вертикалов (фиг. 829, в). Так как постановка вну-
тренних швов соединения вертикалов с горизонталом при высоких вертикалах
и узком расстоянии между ними встречает затруднения, то прибегают к одно-
сторонним швам, т. е. к конструкции, вообще говоря, неудачной; во избежа-
ние этого вертикалы ставятся по краям горизонтала и свариваются с ним
в угол, что приводит к типичному решению для не очень широких поясов
(Ь < 300 мм) (фиг. 830, а). Широко расставленные вертикалы могут быть при-
варены с двух сторон (фиг. 830, 6); для удобства приварки внутри желательно
иметь расстояние между вертикалами более 400 мм, которое при невысоких
вертикалах (высотой до 400 мм) может быть уменьшено до 300.
Поэтому широко расставленные вертикалы по краям горизонтала обычны
в сварных конструкциях; широкая расстановка вертикалов возможна еще и по-

тому, что соединительные решетки в сварке проще и дешевле, чем в клепке.

При высоких вертикалах такие сечения в сжатых элементах требуют уси-
ления против выпучивания от потери местной устойчивости. Это усиление
производится горизонтальными ребрышками (фиг. 829, 830), заменяющими
уголки жесткости, приваренными наружу при сравнительно небольшом рассто-

янии между вертикалами
и внутрь, если это рас-
стояние настолько вели-
ко, что ребрышки не ме-
шают приварке (фиг. 831).

Таким образом ти-
пичными сварными сече-
ниями получаются двой-
ные зетовые (ребра
наружу) или коробча-
тые с гладкой на-
ружной поверхно-
стью (ребра внутрь),
применяемые одинаково
как для верхних, так и
для нижних поясов.

Так как приварка
решетки в сварных кон-
струкциях производится
преимущественно по на-
ружным поверхностям, тэ
ребра внутрь удобнее,
но конечно они возмож-
ны лишь при широко рас-
ставленных вертикалах.

При мощных сече-
ниях возможны м н о г о-
ячейковые коробки
с несколькими вертикала-
ми (фиг. 829, г). Здесь вер-
тикалы делаются сравни-
тельно небольшими

h <158,

т. е. возможно толстыми,
чтобы не требовали ребер
и не мешали постановке
внутренних швов.

Трубчатое се-
че н и е—закрытое короб-

чатое, наиболее удобно четырехгранное со сваркой в угол (фиг. 829, д).
Преимуществом его является наличие двух горизонталов и потому боль-

шое развитие площади; недостатком — недоступность замкнутого пространства.
Но если сварку делать сплошным швом и постановкой торцевых диафрагм
сделать сечение герметически закрытым, то опасность внутреннего ржавления
делается совершенно несущественной.

В очень крупных сооружениях трубчатые сечения предлагались и как
многоячейковые (фиг. 832); недостатком этого сечения является трудность
4426

Фиг. 832. Многоячейксвая сварная конструкция .Моста советов* в Москве (проект)-

Ось моста
заварки одного из горизонталов с вертикалами, для возможности чего гори-
зонталы приходится делать из отдельных лент (фиг. 829, е).

С точки зрения узловых сопряжений трубчатое сечение с вертикальными
гранями так же удобно, как и коробчатое.

Наконец для сжатых стержней больших сооружений в целях экономии
металла предлагались трубчатые сечения из тонкостенных труб, заполненных
бетоном, каковая конструкция более подробно описана в главе XIV. Толщина
труб, вальцованных из листа, берется 1/100 диаметра. Сопротивление труб
На основании произведенных опытов указано в главе XIV.

Сопряжения этих труб между собой производятся фланцем и патрубками;
сопряжения с прочими элементами ферм, которые конструируются обычных
сечений, предлагаются помощью узловых фасонок, приваренных к трубам
(фиг. 833).

Фиг. 833. Часть фермы с трубчатыми сечениями, заполненными бетоном.

Наконец в растянутых поясах применяются швеллерные сечения
из сварных швеллеров или двойные тавровые или угловые
и Н-образные (фиг. 829, ж, з, и и яг).

Все эти сечения за исключением Н-образного не имеют каких-либо пре-
имуществ по сравнению с коробчатыми и потому применяются тогда, когда
площадь горизонтала оказывается излишней.

Двойные уголковые и тавровые сечения резко асимметричны, в чем их круп-
ный недостаток. Н-образное сечение из трех листов, напротив, весьма рацио-
нально для вытянутых сечений средних мощностей по своей симметрии и удоб-
ству сопряжений.

Все эти сечения, сваренные из листов, имеют большое стремление коро-
биться при сварке. Поэтому они обязательно должны быть стянуты диафраг-
мами, которые служат кондукторами при сварке.

Поскольку листовой сортамент крайне разнообразен, конструктор при
компановке сварных конструкций чувствует себя несравненно более свобод-
ным, чем при компановке клепаных.

Однако он никоим образом не должен оставлять без внимания прокатных
сечений и применять их насколько возможно, если их использование может
уменьшить число сварных швов в сечении.
и с этой точки зрения, так например, ввод

Фиг. 834. Применение прокатных профилей в свар-
ных фермах.

(фиг. 829,а). К сожалению наш сортамент

Вообще число сварных швов есть критерий оптимальности сечения
с точки зрения производственной и уменьшение каждого шва является крайне
ценным.

Кроме того прокатные сечения предохраняют листы сечения от коробле-
ния и потому ввод их полезен
в качестве средней диафрагмы
Н-образного сечения двутавра
(фиг. 834, а) очень полезен с
этой точки зрения; точно так
же целесообразно сечение, со-
ставленное из двутавра и двух
швеллеров (фиг. 834,6), или
ввод швеллера в качестве го-
ризонтала коробчатого сечения,
как о том было указано выше

прокатных профилей очень беден и этим затрудняется его использование.

Б. Генеральные размеры и компановка сечений поясов

Все пакеты в сварных конструкциях обычно делаются однолистовые,
а генеральные размеры сечения, т. е. ширина и высота, остаются постоянными:
ширина, так же как и в клепаных конструкциях, является основной данностью

Фиг. 835. Устройство
стыков при переходе
от одной толщины па-
кета к другой.

и задается ьозможностью внутренней проварки и условиями общей компа-
новки конструкции, высота же берется как функция ширины в зависимости
от мощности элемента, примерно в соотношениях от 0,75 до 1,5 6, и для
упрощения сопряжений в пазных сечениях по возможности не меняется.

Таким образом сварное сечение в первую очередь различается толщиной
листов, что и отвечает принципу однолистовых пакетов. Различие толщин
в любом размере (даже 2 — 3 мм) не затрудняет сварки и это является пре-
имуществом однолистовых сварных конструкций по сравнению с клепаными,
так как листы неравных толщин всегда могут быть перекрыты соединением встык
с постановкой в случае необходимости дополнительной накладки (фиг. 835, а).
При этом крайне желательно, чтобы одна из поверхностей, именно та, по
которой производятся сопряжение с решеткой и перекрытие накладками, на-
ходилась в одной плоскости (фиг. 835).

Обычно это будет наружная поверхность, так что утолщение листов
происходит внутрь сечения, что при компановке последнего должно быть
предусмотрено.

При этом однако могут встретиться затруднения в том отношении, что
такой стык можно заварить только изнутри, поэтому он может быть тольк
заводским стыком. Если же необходим монтажный стык, который требует
заварки снаружи, и наружная поверхность располагается в одной плоскости,
то целесообразно к более тонкому листу приварить утолщения и уже утол-
щенный лист ввести в стык (фиг. 835, Ь). Если стык расположить вне узла
со стороны более слабого стержня, то напряжение в стыке оказывается обычно
настолько пониженным, что возможна заварка без накладки. Во избежание
коробления у стыка желательно поставить диафрагмы. Самый стык, если нет
накладок и невозможна постановка монтажных болтов, производится на сты-
ковом кондукторе, соединенном с элементами стыка струбцинами.

В сварке между свариваемыми листами конечно возможны неплотности
в 2-т—3 мм, но их желательно избегать, так как они мешают стягиванию
листов монтажными болтами или кондукторами перед сваркой.

Стыки в тяжелых конструкциях, как правило, являются монтажными сты-
ками стержня; поэтому при заварке стыков стержень нельзя кантовать, и стыки
должны свариваться в проектном положении стержня без потолочной сварки
и без трудностей.

На это обстоятельство при компановке сечения должно быть обращенс
самое существенное внимание, так как монтажная сварка является самым узким
местом в сварных конструкциях и потому она требует к себе наибольшего
внимания и наибольших удобств.

Желательно, чтобы она была наружной и вполне удобной для сварщика
(фиг. 835, Ь).

Минимального сортамента в сварке, вообще говоря, не существует: наи-
меньшие толщины листов сжатых стержней, точно так же как и в клепке,
определяются условиями местной устойчивости (наименьшая толщина выступа
*/1б^, горизонтала вертикалов в ответственных кон-

струкциях толщины не берутся меньше 10 мм. В отношении прокатных про-
филей специальных ограничений не имеется за исключением указанных огра-
ничений толщин.

В. Установление ассортимента и подбор сечений поясов

Установление ассортимента профилей и подбор сечений сварных ферм
производятся совершенно такими же приемами, что и в клепаных конструк-
циях; здесь также желательно обойтись возможно наименьшим количеством
элементов; основой подбора, как указывалось выше, является наименьшее ко-
личество швов.

В сварных конструкциях не имеется ослаблений, а в соответствии с этим
отсутствует ограничение подбора сжатых стержней по прочности; при любой

гибкости они подбираются по устойчивости, т. е. всегда по формуле: F =

При подборе поясов рационально задаться гибкостью от 30 до 60—70.
Мелкие же особенности подбора рациональнее всего выяснить на примере.
Пример 74. Имеем ферму с усилиями верхнего пояса*

.$2 = 220 т, $4 = 325 т и $6 = 380
и нижнего Si = 206 nt, S8 = 300 m и S6 = 350 nr, материал — сталь 3.
Длина панели — 5,2 м.

Задаемся двойным зетовым сечением со сваркой в угол (фиг. 836). Всего
в сечении имеется 4 шва — наименьшее количество для коробчатого сечения.
Прикрепление решетки будем производить на фасонках, которые привариваем
к наружной поверхности сечения, для чего необходимо в верхнем поясе пре-
рывать ребрышки.

Так как усилия не очень значительны, задаемся шириною сечения в 300 мм',
тогда радиус инерции гу «0,52£ = 0,52 • 30= 15,6 см.

Задаемся гибкостью Х«40; « = 0,90.

Тогда требуемые площадки верхнего пояса:

Радиусы инерции:

520

Так как rx < гу, то для
того, чтобы сечение
сделать более равно-
прочным, высоту h мож-
но повысить и прибли-
зить этим гхк гу.

Возьмем высоту
вертикалов 400 мм и
начнем компановать се-
чение.

Сечение возьмем
симметричным, а для
этого ширина каждого
ребрышка должна рав-
няться половине гори-
зонтала. Периметр сече-
ния S (Л, 2 • 40 +

2 • 30 = 140 см.
Следовательно средняя
толщина:

302

140

= 2,16 см.

^6 =

380 000

1400 • 0,9

325 000

1400 • 0,9

= 302 ел2;

= 258 cjw2;

_ 220 000
2“" 1400-0,9

= 175ел2;

±_______гх _ 13

04 ~ 0,38 ~ 0,38

= 34 см.

13 см\ hmp

Фиг. 836. Сечения поясов примера 74.

Возьмем толщину листов 2 см, так как требуемая площадь может быть
меньше 302 см2, ибо мы взяли высоту > 34 см (фиг. 836, а).

Ширину горизонтала берем.....................300, площадь 30 X 2 = 60 см2

Высоту вертикалов . ..................... 400 , 2 X 40 X 2 = 160 „

Ширину ребер „ .....................150 „ 2 X 15 X 2 = 60 „

280 см2

Ширину сечения по наружным граням берем 310 мм, так что горизонтал
находит на вертикал на 15 мм с каждой стороны.
Высота сечения h — 40 4- 2 2 = 44 см.

Радиус инерции ^ = 0,38 • 44 = 16,7 см.

Расчет вести необходимо по радиусу. гу= 15,6 см.

520

15j = 33; ?

0,92; /2 =

380 000

280 • 0,92

= 1480 кг]см2.

Перенапряжение 5°/0.

Если это перенапряжение признать слишком большим, то можно увели-
чить толщину вертикалов и взять не 2 мм, а 2,2 см.

Тогда площадь их 2X 40X2,2= 176 см* общая площадь:

и напряжение:

F6 = 296 см*

380 000

296 • 0,93

= 1395 кг/см2.

Площадь следующего сечения Fy на 44 см* меньше; если горизонтал
и ребрышки оставить без изменения, то нужно сократить толщину вертика-
лов на 5,5 мм. Возьмем ее равной 16 мм (фиг. 836, б).

Тогда площадь горизонтала и ребрышек 120 см*

вертикалов 2X40X1,6 = 128 см*
всего площадь сечения ------------

= 296 —176-J-128 = 248 cjiP

325 000 о

л = ———поо"=142® кг/см2, что возможно.

24о • О,У2

При ширине между наружными гранями 310 мм горизонтал находит на
вертикал на 6 мм с каждой стороны.

Площадь следующего сечения F2 меньше предыдущей на 87 сле-
довательно, если горизонтал оставить без изменения, нужно вертикалы уто-
нить на 10 мм, но поскольку они получаются при этом слишком тонкими, бе-
рем их в 10 мм как наименьшую толщину и несколько уменьшаем длину
ребрышек, сделав сечение немного асимметричным.

Берем сечение (фиг. 836, в): горизонтал 30 X 2 = 60 см*
вертикалы 2 X 40 X 1 = $0 »
ребрышки 2X10X2 = 40 „

F2 =180 см*

Некоторый запас здесь не помешает ввиду асимметрии сечения.

Напряжение п = = 1330 кг]см*.

1 о v • и,У2

Определим эксцентриситет этого сечения.

Статический момент относительно середины вертикалов:
5=10-2 -21 = 420 см*.

Расстояние до центра тяжести:
5 420 о о к

z = -—= —— = 2,3 см, что несколько более 2 см и показывает, что даль-
ней шее уменьшение ребер нежелательно.

Переходим к нижнему поясу.

Требуемые площади:

206 000

147 см* F3 =

300 000

= 214 см*

350 000

= 250 см\
Ввиду того что все площади меньше площадей верхнего пояса, умень-
шим толщину горизонталов; возьмем их толщиной 16 мм.

Тогда площадь горизонтала и ребрышек будет равна:

30 • 1,6 • 2 = 96 см2.

Следовательно на вертикалы остается:
в сечении 5: 250—96 = 154 сл2
„ 3: 214—96=118 „

„ Г. 147—96= 51 „

Если взять толщину вертикалов в поясе S6 = 20 мм, а в поясе S3 = 16 мм,
154

то получим высоту их равной: для сечения S5 h = -—- = 38 см\ для сече-

118

ния So h = -—= 37 см.

А 2 • 1,6

Принимаем высоту вертикала 38 см.

Тогда площадь сечения F6 = 2 • 38 • 2 -|- 2 • 30 • 1,6 = 248 см? (фиг. 836, г);

350000 , о

напряжение п = ——=1410 кг/см?.

Площадь сечения Fa = 2 • 38 • 1,6 -|-2 • 30 • 1,6 = 218 см2 (фиг. 861, д);

300 000
напряжение п = —-—— = 1375 кг/см*.

21 о

В третьем сечении для уменьшения запасов несколько уменьшим ребрышки
и возьмем (фиг. 861, е).

Площадь горизонтала 30X1,6 = 48 см2
вертикалов 8= 1,0; 2X38X1 =76 „
нижи, ребер 2X10X1,6 = 32 „

Fj = 156 см2

206 000,___ , 0

напряжение п = —— 1320 кг/см2.

Некоторый запас оставляем в силу асимметрии сечения. Определим экс-
центриситет последнего сечения.

Статический момент относительно середины вертикала:

5=10- 1,6- 19,8 = 317 см2.

„ з 317 п

Расстояние до центра тяжести z = — = -т— = 2,03 см.
гг 100

Таким образом ассортимент поясов составляют листы:

400X20; 380X20; 300X20; 150X20; 100X20

400X16; 380X16; 300X16; 150X16; 100x16

400ХЮ; 380ХЮ

Окончательная проверка в настоящем примере как идентичная
для всех стержней приводится только для наиболее мощного и наиболее сла-
бого стержня верхнего пояса.

Стержень S6 имеет усилие 380 т.

Определяем площадь и момент инерции его сечения (статический момент
и положение центра тяжести можно не определять, так как сечение симмет-
ричное) (фиг. 836, а).
Эле мент сечения Площадь F (см?) 4т (^4) 4у
Вертикал 2X40X2 Горизонтал 1X30X2 Ребра 2X15X2 160 60 60 21 300 J 52 900 33 600 4 530 28800
280 74200 66900

Моменты инерции определены по таблицам Зубова-Патона.

Радиусы инерции:

, /"74200 ,/66900

r'=V "280--------- 16,2 ОС r,= j/ -280“ = 16,6^.

Сравнивая с приблизительными значениями радиусов, видим, что рас
хождения не превосходят 3°/0.

520

Гибкость стержня X = —— = 33,5; <р — 0,92;

15,5

380000 _ _п/

п = п = 1470 кг} см2, перенапряжение 5°/0*

2о0 • С’,У2

Стержень S9. Усилие 220 т.

Геометрические элементы сечения (фиг. 836, в).

Элементы сечения F (см2) 4з «4) 4у (^*4)
Вертикал 2X40X1 80 10660 18000
Горизонтал 1X30X2 60 26450 4 500
Ребра 2ХЮХ2 1 40 1 17640 18300
180 54 750 40 800

Статический момент относительно оси z—Z'.

S = 2- 10-21 =420 слез.

5- 420

Расстояние до центра тяжести £ = — = —^ = 2,34 см.

Г 1 оО

Момент инерции относительно х—х:

1хх = 54 750 — 180 • 2,342 = 54 750 — 985 = 53 765 см2-

радиус

/53 765

- гёп = 17,3 см;

1 OV

/' 40 800

|/ 180

=15 см.

. 520 __

I ибкость Х = —- = 35; <р = 0,91;

220 000

180 • 0,91

= 1340 кг/см2
Г. Типы сечений раскосов

Сечения раскосов тяжелых сварных ферм достаточно разнообразны.
Наиболее типичным является швеллерное из двух швеллеров, лучше
всего прокатных, полками наружу или внутрь (фиг. 837, а).

При полках наружу раскосы непосредственно привариваются по наруж-
ным поверхностям фасонок открытыми наружными швами, которые могут
быть поставлены во время монтажа (фиг. 840); при полках внутрь приварка
может быть произведена заводскими швами по внутренним поверхностям
фасонок и стержень должен иметь дополнительные монтажные стыйи (кон-
струкция получается сложнее) или прикрепление должно быть произведено

Фиг. 837. Типы раскосов сварных ферм

Фиг. 838. Приварка раскосов, расположенных внутри фасонок.

через прорези в фасонке (фиг. 838); недостаток швеллеров с наружными пол-
ками— большие размеры соединительных решеток — при сварке несущественен.

Таким образом сечение с наружными полками определенно лучше сече-
ния с внутренними.

Далее, широко применяется двутавровое или Н-образное сече-
ние из трех листов (фиг. 837, в), особенно для вытянутых раскосов.

Средняя диафрагма при сварке может быть введена в площадь, почему
сечение получается экономным и компактным. Она легко сопрягается с узлами
при внутренней приварке к фасонкам (фиг. 838), но возможна и при наруж-
ной приварке (фиг. 839).

Затем возможны раскосы двойного уголкового сечения (фиг. 837, а),
сечения асимметричного, но достаточно удобного при сравнительно не очень
больших площадях. Прибавление к уголковому сечению поперечной диафрагмы
переводит его в коробчатое сечение или двойное зетовое, анало-
гичное сечению поясов (фиг. 837, д). Сечение это удобно в том отношении,
что оно является закрытым от атмосферных влияний и в то же время до-
ступно для окраски; поэтому его можно рекомендовать для таких сооружений,
для которых вопросы ржавления особенно существенны (например в кранах-
перегружателях в портах).

Трубчатые сечения встречаются реже, так как приварка горизонталов
труб встречает затруднение, и в раскосах, стержнях менее мощных, чем пояс,

Фиг. 839. Приварка раскосов снаружи фасонок. Прикрепление диа-
фрагм.

Фиг. 840. Приварка раскосов внахлестку

нет такой настоятельной необходимости в развитии периметра сечения, как
в поясах; последнее и является, как указывалось, основной причиной приме-
нения трубчатых сечений в поясах.

Поэтому и при трубчатых поясах раскосы обычно делаются швеллер-
ного, коробчатого или иного сечения и привариваются к узловым- фасонкам.

К узловым фасонкам или к самим поясам раскосы привариваются обыч-
но внахлестку (фиг. 840); поэтому толщи:-,а последних мало связана с тол-
щинами поясов и в этом отношении кожлруктор может чувствовать себя
650
довольно свободно: он связан только шириной раскоса, рсвной расстоянию
между поверхностями приварки.

Ветви раскоса должны быть связаны между собой решетками и диаф-
рагмами, необходимыми как с точки зрения работы, так и изготовления
(сварки) стержня.

Распространены наклонные диафрагмы, соединяющие в себе работу и
решеток и диафрагм (фиг. 841). Однако ввиду меньшей надежности этого
вида прикреплений в ответственных стержнях рекомендуется иметь раздель-
ные диафрагмы и решетки (фиг. 841): последние делаются обычно без-

Фиг. 841. Диафрагма коробчатых и двухстенчатых раскосов.

раскосного типа, как более простого. Расчет наклонных диафрагм приведен
в гл. XIV, стр. 707.

Подбор раскосов и установление ассортиментов для них производятся
так же, как и прочих стержней и особых разъяснений не требует.

§ 6. СОЕДИНИТЕЛЬНЫЕ РЕШЕТКИ СТЕРЖНЕЙ

А. Определение поперечной силы продольного изгиба

Отдельные ветви (вертикалы) стержней соединяются между собою сое-
динительными решетками (фиг. 842). Решетки необходимы как для того, что-
бы обе ветви работали совместно, составляли один цельный стержень и что-
бы каждая ветвь была достаточно устойчива и не могла выпучиться при про-
дольном изгибе, так и для большего облегчения изготовления стержня.

Расстояние между элементами решетки (панель решетки) определяет
свободную длину ветви Хв, входящую в формулу приведенной гибкости:

ч,=кч+Ч о)

и определяется расчетом этой гибкости.
Решетки рассчитываются на поперечную силу продольного изгиба.

По нашим нормам для металлических конструкций поперечная сила
расчета решеток равняется 1,5% продольной силы S, т. е. Q = 0,015 5.

Если считать, что

5 = где F — площадь стержня, то

Q = 0,015 /=•[«]?„(„

(2;

что дает для стали 3:

[и] = 1400 кг/см2-,
Q = 21F?min,
if

а для стали 3 пониженной или стали 2
[и] = 1200 кг/см?:

Q= 18 Fcpmin в кг, если F дано в см.

Для мостов НКПС применяет анало-
гичную формулу:

<2=30 F<pmin.

Поперечная сила при продольном изги-
бе может появиться только после того, как
стержень начнет изгибаться, выпучиваться и
в нем вследствие этого появятся изгибаю-
щие моменты, т. е. после того, как сила S
достигнет критического состояния, так как
до тех пор, пока стержень остается прямо-
линейным и нет изгиба, никакой поперечной
силы быть не может. Таким образом попе-
речная сила при продольном изгибе мо-
жет появиться лишь тогда, когда стержень
перешел в неустойчивую стадию своей рабо-
ты, но тогда она и не имеет определенной
величины, так как тогда момент изгиба, а
следовательно и поперечная сила могут уве-
личивать свои значения в силу возраста-
ния деформации стержня. Поэтому такой
учет поперечной силы, хотя и имеющий мес-
то во многих нормах, малоцелесообразен, тем
более что и стержень во время своей не-
устойчивой стадии является неработоспособ-
ным.

Возможен учет поперечной силы, исхо-
дя и из других предпосылок. Мы знаем, что
стержень, работающий на продольный изгиб,
всегда работает с некоторым эксцентрисите-
том, что и является причиной ввода в зна-
чение коэфициента продольного изгиба спе-
циального коэфициента безопасности (гл. VI,
стр. 127). От изгибающих моментов этих
эксцентриситетов появляются поперечные си-
лы, котррые проявляются активно во время
всей работы стержня и до критического зна-
чения силы S. Численного значения этих изги-
бающих моментов мы не знаем, так как мы
не знаем и величины возможных эксцентри-
ситетов. Однако мы можем предположить
максимальное значение этих моментов и по-
перечных сил и на них рассчитать наши ре-
шетки. Можно считать, что наибольший изги-
бающий момент, который может воспринять
стержень^ .оставаясь работоспособным, это
такой, при котором наибольшее напряжение
равняется пределу текучести, т. е. момент,
удовлетворяющий равенству:
Для швеллерного сечения из двух ветвей:

г =а2 £~°>5 Ь, где b—ширина сечения (расстояние между осями ветвей)
(фиг. 843).

Следовательно для таких стержней Iy =Fr2y =(0,5 6)8F;

откуда

ir=o;5-0-5^

г. S . 2М

Rt~ р + bF >

й-й

\У

= (/?r-[»>]<?)£
полагая, Фго

S г 1

-у = [«]?•

Наибольшая поперечная

1«

Фиг. 843. Определение момента инерции
швеллерного сечения.

получим:

Фиг. 844. Определение поперечной
силы при продольном изгибе.

сила получается при волнообразном изгибе
(фиг. 844); тогда

<2=^,

где I—длина стержня, т. е.

Q = (RT-<t\n})

Подставив обратно

Ь = -~,

[и])

о-----------------

С2

(4)

ч 1
где X. =-----гибкость стержня.

Из формулы (4), видим что при указанном подходе поперечная сила
должна быть прямо пропорциональна площади сечения и обратно пропорцио-
нальна гибкости стержня. На это^ точке зрения стояли нормы НКПС до
1930 г., которые устанавливали поперечную силу по формуле:

где А — коэфициент пропорциональности.

Однако эта формула, хотя и имеющая правильное построение, требовала
крайне больших поперечных сил, с трудом оформляемых конструктивно, что
и показало, что положенные ею в основу предпосылки расчета на наиболь-
ший возможный изгибающий момент вплоть до предела текучести чрезмерны.
Поэтому, исходя из принципа экономии металла, она была несколько упро-
щина и ослаблена.

Действительно, можно считать, что

с S
ii тогда

Q — —

(5)

Гибкость X и коэфициент <р изменяются в противоположном направле-
нии; чем X меньше, тем <р больше; таким образом произведение <?Х меняется
не сильно, что дает возможность считать поперечную силу Q прямо пропор-
циональной 5, т. е. считать

Q = cS, (6)

где коэфициент с должен быть установлен из опыта.

К сожалению опытов определения этого коэфициента было сделано не-
много, и коэфициент с, принимаемый по нашим нормам в 0,015 или по гер-
манским в 0,02, не имеет достаточно богатого подтверждения.

Однако все же исследования, произведенные за границей (исследования
стержней Квебекского моста, исследования Kayser’a) и у нас (Институт со-
оружений, акад. Симинский), показывают, что решетки, рассчитанные на по-
перечную силу в 1,5-е-2°/о сжимающего усилия, являются достаточно равно-
прочными по сравнению с работой всего стержня.

Таким образом мы видим, что построение формулы Q = cS не является
строгим; однако она употребляется и у нас и за границей, поскольку она
удовлетворяет нашим конструктивным потребностям.

Фиг. 845. Распределение попе-
речной силы между решетками.

Фиг. 846. Распределение попереч-
ной силы между решетками.

Зная поперечную силу Q и число решеток, лежащих в плоскости ее
действия [например в стержне из двух швеллеров — 2 решетки, в стержне
двутаврового сечения из четырех уголков — 1 решетка (фиг. 845)], определяем
поперечную силу, приходящуюся на каждую решетку, распределяя ее поровну
между ними.

В стержнях коробчатого сечения, связанных горизонталом и решеткой,
предполагается, что на решетку передается половина поперечной силы, дру-
гая же половина передается на горизонтал (фиг. 846, а).

Иногда решетками снабжаются и сплошные стержни Н-образного типа
с очень широкими полками; такие стержни также рассчитываются как сплош-
ные; однако решетки их проверяются на поперечную силу Q, причем счи-
тается, что половина поперечной силы передается на среднюю стенку, а дру-
гая половина на решетки, так что на каждую решетку в этом случае прихо-
дится -5- (фиг. 846, б).

Б. Типы и расчет соединительных раскосных решеток

Решетки могут быть раскосные из диагоналей, распорок и без-
раскосные из планок (фиг. 842).

Раскосные решет ки делаются треугольного типа без распорок,
треугольного типа с распорками, простого раскосного и перекрестного
(фиг. 847).

Простая треугольная решетка без распорок хороша при ма-
лом значении поперечной силы для слабых стержней; она имеет свободную
длину ветви, равную двойному шагу решетки, и потому мало выгодна с точ-
ки зрения устойчивости всего стержня в целом; удобна же она тем, что
имеет все элементы одного типа.

Треугольная решетка с распорками имеет свободную длину
ветви, равную шагу решетки (панели), и потому более выгодна с точки зре-
ния работы стержня в целом, что имеет значение для более мощных стерж-
ней, но зато она имеет элементы двух типов, диагонали и распорки.

Фиг. 847. Различные типы раскосных решеток.

Наконец простая раскосная решетка отличается от треуголь-
ной с распорками тем, что имеет диагонали, обращенные в одну сторону-
Это могло бы иметь значение в том случае, если поперечная сила продоль-
ного изгиба также имела бы определенное направление, но так как она мо-
жет иметь любое направление в зависимости от случайности эксцентриситета,
то это основное преимущество раскосной решетки пропадает. Как менее
красивая она поэтому употребляется реже.

Перекрестная решетка имеет две системы диагоналей и потому
может воспринять поперечную силу удвоенного значения; поэтому она при-

Фиг. 848. Перекрестная решетка из полос.

меняется в мощных стержнях. Главное затруднение перекрестной решетки —
образование узлов пересечения диагоналей, которые делают обычно жесткими
из уголков ввиду того, что диагонали решетки всегда должны быть спо-
собны работать на сжатие, ибо всегда возможно предполагать такое невы-
годное расположение поперечной силы, при котором данная диагональ явля-
ется сжатой. Конструктивные решения пересечения диагоналей крайне трудо-
емки и малоудовлетворительны (фиг. 847).

В Америке такие решетки делают часто из достаточно толстых полос
(фиг. 848), пересечение которых получается значительно проще; плоская
решетка из толстых полос может довольно хорошо работать и на сжатие.
так как узел пересечения уменьшает свободную
длину полосы. Конечно для этого, т. е. для уко-
рочения длины полос, решетку нужно брать до-
вольно частой (угол наклона 45е).

Преимущество такой решетки будет и то, что
полосы работают на сжатие без эксцентриситета,
достаточно значительного в стержнях уголковой
решетки, прикрепленных на одной полке.

Угол наклона диагоналей берется от 45 до
60° в зависимости от разбивки панелей по длине
стержня и свободной длины ветви.

Как указывалось выше, диагонали рассчиты-
ваются на сжатие, т. е. на менее выгодную для
себя работу.

Если 'Qt—поперечная сила, приходящаяся на
одну решетку, а а — угол наклона диагонали с вер-
тикалью, то усилие в диагонали:

для решетки треугольной и раскосной и
S .______________________£l_

д 2 sina

для перекрестной решетки.

Зная усилие Sdt подбираем диагональ ре-
шетки.

Подбор в сильной степени определяется кон-
структивными соображениями. z

В клепаных решетках, в стержнях не очень
большой мощности подбор определяется минималь-
ным сортаментом из условий прикрепления диа-
гоналей заклепкой. Если основная заклепка при-
нята в конструкции 20 мм и если признано не-
желательным по условиям организационным иметь
другую заклепку (что является в настоящее время
наиболее распространенной установкой), то наи-
меньшим уголком решетки является 60 X 40 X 0,
каковой уголок удовлетворяет почти всем стерж-
ням средней и малой мощности.

Тогда, зная свободную длину диагонали, рав-
ную расстоянию между заклепками прикрепления,
и радиус инерции уголка 60 X 40 X 6, гв= 1,11,
определяем гибкость диагонали:

которая должна быть менее 200, что всегда имеет
место.

Далее, по гибкости определяем коэфициент у
и напряжение в диагонали:

" = (9)
гдер — коэфициент уменьшения допускаемого напряжения вследствие того, что
уголок прикреплен по одной полке и потому работает с эксцентриситетом.
По ТУ и Н на металлические конструкции р = 0,751; [п]—второе допускаемое
напряжение (1700 кг/см2 для стали 3).

При заклепке d = 17 мм наименьший уголок 50 X 50 X 5.

Если решетки более мощны, так что минимальный уголок слиш-
ком мал, то необходимо вместо проверки минимального уголка произве-
сти подбор, который производится согласно указаниям подбора сжатых стерж-
ней легких ферм (гл. XII, стр. 506).

Очевидно, тот же прием можно применить и для перекрестных решеток
из толстых полос, в этом случае свободная длина полосы равняется расстоя-
нию от точки пересечения до прикрепления к ветви колонны, т. е. точка пе-
ресечения принимается за неподвижный узел как в плоскости решетки, так
и в плоскости, перпендикулярной к ней. Последнее возможно потому, что
когда одна из пересекающих диагоналей сжата, другая вытянута и благодаря

своему »агяжению под-
держивает сжатую диа-
гональ от выпучива-
ния. Рагиус инерции
полосы г = 0,29 8, от-
куда по радиусу и гиб-
кости можно опреде-
лить требуемую тол-
щину полосы.

Фиг. 850. Прикрепление сварной решетки из уголков.

В очень мощных стержнях решетки нередко делаются из швеллера или
двух уголков тавром (фиг. 849).

Прикрепляются решетки к ветвям заклепками по усилию.

Очевидно, число заклепок:

(Ю)

Диаметр заклепки прикрепления, определяющий минимальный калибр
решетки, сам зависит от ширины полки, на которой заклепка должна быть поме-
щена; для заклепки d = 20 мм наименьшая полка в свету должна быть 60 мм,
что отвечает швеллеру № 18 или двутавру № 36. Это необходимо иметь
в виду при подборе стержня.

Сварные решетки не имеют указанных стеснений; наименьший калибр
уголка, применяемый при сгарке 45 X 45 X 4, отвечает сравнительно очень
небольшим усилиям, поэтому при применении сварки уже в стержнях средней
мощности возможно ставить уголки решетки без запасов, что приводит к зна-
чительно более экономичным решениям.

Привариваются уголки к ветвям обычно фланговыми швами (фиг. 850),
нередко при недостатке места прикрепления комбинированным швом с лобо-
вой приваркой на конце уголка.

В. Расчет безраскосной решетки

Наиболее распространены как более простые в изготовлении и более
красивые безраскосные решетки из планок (фиг. 842 и 851). Они работают
на срез и изгиб, но они менее эффективны, чем раскосные.

1 По нормам НКПС р = где /^ — площадь прикрепляемой полки

уголка, F2 — площадь свободной полки. Для таврового сечения, прикрепленного по
горизонталу, р = 0,90.
Изгибающий момент планки зависит от изгиба ветвей стержня по S-об-
разной линии прогиба (фиг. 851), получающейся в результате жесткого сое-
динения планок и ветвей, работающих как безраскосная система. Вследствие

указанного S-образного изгиба по середине планок и в панелях ветвей
стержня получаются точки перегиба, где моменты равны нулю и дей-

ствуют только продольные и поперечные силы. Положение нулевых
точек в панелях приближенно принимается по середине панели между
планками (фиг. 851). Тогда, вырезав между тремя нулевыми точками тавр,

состоящий из половины планки и двух половин соседних панелей ветви

(фиг. 852), мы обнаружим в ветвях в каждой нулевой точке поперечную

Qi
силу

где Qj — поперечная сила, приходящаяся на одну решетку (которая

в плоскости решетки разделена на две ветви), равную [см. формулу (7)]:

Qk= 0_= *£
2 4 4

(П)

Нетрудно видеть, что вследствие S-образного изгиба ветви поперечные
силы в верхнем и ”ижнем отрезе тавра будут направлены в противоположные
стороны.

Если 1ов — свободная длина ветви и — расстояние между крайними
заклепками планки в клепаной решетке или ширина планки в сварной решетке
(фиг. 853), то поперечная сила в середине распорки получится из равенства
моментов (фиг. 852):

4-('«.+е')=гт>

откуда

(Л (С+ *i)2 Qi Q

Т- -Г = (4. + ‘.)= 2У (4. + '|). <12>

где b — расстояние между осями ветвей.

Момент, изгибающий ветвь в ее корне:

Q. I Q,l QI

<13>

Момент, изгибающий планку:

л4 = -^-=-у-«,.+«.)=4 (zo.+^- <14>

Таким образом планка работает на действие изгибающего момента Мл
и поперечной силы Т.

Для определения момента нужно знать расстояние между крайними
заклепками планки а следовательно ширину планки dnj.

В клепаных промышленных конструкциях средней мощности для опре-
деления dnA можно исходить из прикреплений планки тремя заклепками; во-
обще же в клепаных конструкциях обычно берут:

</^«(0,75^1) Л

В сварных конструкциях dnjl может быть меньше, но с точки зрения
достаточной жесткости прикрепления нежелательно брать dnA меньше 0,5 Ь.
Лучше dM = 0,75 b.
Толщина планки зависит от ее размера. Если планка н§ укреплена угол-
ками (фиг. 851 и др.) (что обычно не делается, так как сильно увеличивает трудо-
емкость конструкции), то необходимо, чтобы И желательн0

не менее 6 мм для самых легких конструкций и 8н-10 мм для прочих (мощ-

ностью более 150 /и).

В клепаных конструкциях планки из усло-
вия прикрепления заклепками обычно получаются
настолько большими, что они не проверяются, так
как действующие на них усилия выдерживают с
избытком.

Расчет заклепочного соединения является
обычным расчетом соединения на восприятие изги-
бающего момента Мп и поперечной силы Т
(фиг. 853).

й/г

Фиг.852. Определение
моментов в безраскос*
ной решетке.

Фиг. 853. Расчет за-
клепок прикрепления
планки.

Чг

Если на планке намечено m заклепок и если расстояния между парами
их (плечи пар усилий заклепок) обозначим через е, то от момента Мп наи-
большее усилие на крайнюю заклепку: л,

М = О5)
и от поперечной силы:

а равнодействующая:

[(]ср. (17)

Если в стержне имеется диафрагма и планки широки, то планки полезно
укрепить диафрагмой, приклепав одну к другой.
При приваренных планках последние могут быть у^ке; наименьшая ши-
рина планки определяется из условия ее изгиба по формуле:

[и]

или, поскольку

(18)

Однако не нужно забывать, что слабые и маложесткие планки противо-
речат основной формуле расчета сквозного стержня, именно формуле его при-
веденной гибкости:

Фиг. 854. Способ приварки планок Оезраскосной решетки.

Поэтому желательно не итти ниже указанных выше цифр (dял^>0,5-е-0,75£).
Планки могут привариваться к ветвям впритык или внахлестку (фиг. 854).
Прикрепление впритык требует меньше металла, однако оно менее на-
дежно вследствие отсутствия правильного скоса кромок, который делается
только с одной стороны, а именно со стороны планок (фиг. 854).

Необходимость скоса кромки планки также является недостатком этого
приема.

Поэтому чаще применяется прикрепление внахлестку, которое также тре-
бует очень немного металла, так как напуск планок на ветви может быть
очень невелик (фиг. 854).
В этом случае приварка производится лобовым швом, расположенным
вдоль оси стержня или комбинацией лобового и флангового шва (фиг. 854).

При приварке встык (фиг. 854), очевидно, момент приварки [см. фор*
мулу (14)]:

= = 4 (/<» + </«) | (19)

где Ьо — расстояние в свету между приваркой планки (между ветвями планки)
(фиг. 854).

При толщине планки Ъпл напряжение в шве:

Q (Zo.+^)*o 6 _

"--Г.- 4 b

___ 3 Q (^ре ~|" &пл) Ьр

~ 2 Ъ* ь

По нейтральной оси планки проявляется скалывающее напряжение:

3 Т
~ 2

При приварке же лобовым швом (фиг. 854,6):

(20)

(21)

(22)

Q(/Og+<U b'Q

< [и]се

(SW = O,7AJ.

Более надежно прикрепление фланговым шяом (фиг. 854,в); однако оно
требует большего напуска планки на ветвь. В этом случае момент воспри-
нимается двумя горизонтальными фланговыми швами.

Усилие в каждом шве:

^=-£r-=T [сн- <23)

лл пл

Длина швов (напуска):

(24)

Усилие же Т в этом случае воспринимается прерывистым вертикальным
швом; суммарная длина прерывистых швов:

= (2S>

Ввиду незначительности силы Т здесь рационально брать наименьшую толщину
шва Аш.

Г. Конструктивное оформление сквозного раскоса и установление
окончательной длины панели решетки

Расчет решеток производится после окончательной проверки сжатых
элементов. Для этой цели нужно знать панель и разбивку решетки по длине
стержня. Панель решетки устанавливается свобогной длиной ветви, опреде-
ляемой при расчете стержня. Для разбивки решетки определяем длину
стержня между концами узловых фасонок и на каждом конце при клепаных
решетках помещаем широкую планку, прикрепляемую 3—4 заклепками. Обыч-
ная ширина такой планки берется равной (1-4- 1,25) Ь. Цель этих планок—

Фиг. 855. Разметка решетки по длине стержня

Фиг. 856. Вдвижение кольцевых планок внутрь узла.

предотвратить выворачивание фасонок от эксцентриситета каждой ветви
стержня, прикрепленного к фасонке (фиг. 855 и 856).

Хорошо эту планку вдвинуть несколько внутрь фасонки, что возможно,
если раскос имеет внутренние уголки, но и при наружных уголках или реб-
pax желательно стянуть конец самой фасонки, для чего в ней ставится необ-

ходимая диафрагма на коротышах (фиг. 856 и 849).

Затем свободное пространство между планками разбивается на определен-
ное число равных панелей, близких тем, которые установлены расчетом стержня

При этом не нужно забывать, что
свободная длина ветви—это рас-
стояние между крайними заклеп-
ками планки или заклепками при-
крепления решетки и таким обра-
зом панель (расстояние между цен-
трами планок или распорками рас-
косной решетки) равняется сво-
бодной длине ветви плюс шири-
на планки между крайними за-
клепками или расстояние между
заклепками прикрепления диаго
нали и распорки (фиг. 857).

Вдвижение планок внутрь
узла играет существенную роль
в работе прикрепления стержня
швеллерного типа внахлестку к
фасовкам. При отсутствии планок
фасонки и ветви стержня резко
гнутся от эксцентричности каж-
дой ветви (фиг. 858), что приво-
дит к значительным перенапряже-
ниям как заклепок, так и частей
ве.ви. Произведенные исследова-

Фиг. 857. Панель соединительной решетки.

ния показывают на резкое разли-

чие работы заклепок при наличии жесткой планки в сечении между фасон-
ками (фиг. 855), когда усилие между заклепками распределяется достаточно

равномерно, и при от-
сутствии таковой, ког-
да от наличия изгиба
ветвей крайние заклеп-
ки резко перенапряга-
ются и понижают проч-
ность соединения более
чем на 2О°/о.

Характерно, что
планки, поставленные
около уширения, ноне
вдвинутые внутрь, не
улучшают положения,
а скорее ухудшают,
оставляя в Силе эксцен-
триситет, но делая со-
единение более жест-

Фиг. 858. Изгиб прикрепления от эксцентриситета ветвей, ким, менее податливым
изгибу, а потому более
напрягающим крайние зеклепки. После разбивки и установления панели про-
изводится согласно только что сделанным указаниям расчет решетки.

После же расчета устанавливаются окончательное число заклепок в планке,
ширина ее и распределение решеток и таким образом окончательная свобод-
ная длина ветви; если она сильно отличается от принятой в расчете стержня
и играет существенную роль в определении напряжений, то приходится сде-
лать перерасчет.

Пример 75. Рассчитать соединительную решетку сечения пояса, изобра-
женного на фиг. 859. Расчетное полное суммарное усилие в стержне 5= 201 т.

Так как сечение имеет сверху сплошной горизонтальный лист, то соеди-
нительную решетку требуется устроить только внизу по горизонтальным пол-
кам нижних уголков. Схему решетки возьмем простую треугольную с распор-
ками. Примем угол наклона диагоналей к продольной оси стержня в 45°.

Полная поперечная сила для стержня по' формуле (6):

Фиг. 859. Решетка примера 75.

Q = cS = 0,0155 = 0,015- 201 =3,02 т.

Можно считать, что одна половина Q вос-
принимается верхним сплошным горизонтальным
листом,/другая же половина передается на нижнюю
соединительную решетку.

Следовательно для расчета последней имеем:

Q1 = 0,5 Q = 0,5 • 3,02 = 1,51 т.

Сжимающее усилие в диагоналях решетки по
формуле (7):

Возьмем один уголок 50X50X6.
Площадь сечения его:

^,,™» = 5,69 см*.

Минимальный момент инерции;

Anin — 5,35 см^.

Минимальный радиус инерции:

Свободная длина диагонали (фиг. 859):
= 440 у~2 = 620 мм.

Максимальная гибкость диагонали:

^=-^Г=64-

Коэфициент <р = 0,77.

Напряжение в диагонали при проверке на устойчивость.

5 2140 . 9

П “ F6 ф “ 5,69 • 0,77 487 Кг^СМ '

бр- ’ »

При проверке на прочность имеем при диаметре заклепки d=17MM*.

Fu,mmn = 5,69 — 1,7 - 0,6 = 4,67 см*

нетто 9 * • 9 я

S 2140 исо , Q

п = -=---= ——— = 458 кгсм2.

FMmmo 4>67

Несмотря на значительные запасы в напряжениях, брать меньший калибр
уголка неконструктивно.
Несколько более рационально было бы вместо равнобокового уголка
50 X 50 X 6 мм для диагонали взять неравнобокий уголок 60 X 40 X 6 мм,
расположив его таким образом, чтобы он большей своей полкой накладывался
на уголки сечения стержня. Площадь его сечения F6p = 5,69 см\ т. е. та же.
что и у уголка 50 X 50 X 6 мм. Между тем далее мы имеем для него:

"° ' Таким образом напряжение на устой-

Фиг. 860. Сечение раскоса примера 76. чивость во втором уголке ниже, чем в

первом, затрата же материала одна и та же.

При втором уголке кроме того имеется возможность постановки на диа-
гонали решетки заклепки rf = 20 мм, что более удобно, так как в тяжелых
сквозных фермах обычно употребляются заклепки двух диаметров—20 и 23 мм.

Проверим теперь прикрепление диагонали к уголкам основного стержня.
Усилие, воспринимаемое заклепкой d=l7 мм (уголок 50 X50 X6):

N3 = ^ [fl =3,14v1’-- 950 = 2160 кг,
3 4 ,ср 4

что лишь на немного превосходит действующее в диагонали усилие Sd = 2140 кг
Следовательно и с точки зрения работы заклепки в прикреплении диаюнали
второе сечение (уголок 60 X 40 X 6) было бы лучше, так как на закле.жу
20 мм можно допустить по одиночному срезыванию усилие, равное:

Q 14.92

N = -----950 = 2980 кг.

3 4

Усилие в распорке 5p = Q1 = 1510 кг, т. е. заметно меньше, чем в диа-
гонали. Кроме того и свободная длина ее меньше. Поэтому, оставляя для нее
то же сечение, что и для диагонали (а это обычно по конструктивным со-
ображениям так и делают), можно специального расчета для нее и не производить.

Пример 76. Рассчитать соединительную решетку для сжатого раскоса,
имеющего сечение, изображенное на фиг. 860, нагруженного осевой сжимаю-
щей силой S = 230 т и запроектированного из стали 3, пониженной при
приведенной гибкости

и гибкости ветви Хв = 30.

Зададимся для данного раскоса безраскосной соединительной решеткой
и прежде всего определим ресчетную поперечную силу, приходящуюся на
каждую из решеток (сверху и снизу сечения раскоса).

Полная поперечная сила по формуле (6):

Q = cS = 0,015 • 230 = 3,45 т.
Следовательно на каждую соединительную решетку придется:
Q, = 0,5 • 3,45 = 1,725 т.

Свободное расстояние между отдельными г.ланками, т. е. расстояние
между крайними заклепками соседних двух планок, равняется свободной длине
ветви, которая определяется при подборе сечения раскоса. Пусть она равна
/0в = 70 см.

Ширину планки берём 320 мм^Ь (из расчета на 4 заклепки с ша-
гом 80 мм, фиг. 851).

Момент, воспринимаемый планкой, по формуле (14):

О 1 725

= + (4. + ^i) = -L2- (0,70+ 0,24) = 0,81 тм.

Срезывающая планку сила по формуле (12) равна:

(1 1 725

(/<,.+*) = -539- (0,70+0,24) = 8,5 т,

где b — расстояние между заклепками, прикрепляющими планку. В нашем
случае

6 = 298 —2 - 10 —2 • 45 = 188 л/л/^0,19 м.

Если толщина принятой планки 8ял = 8 мм; то момент сопротивления

ее нетто будет равен:

нетто

aS d? 0,85.0,8.32» „

пл пл = —----ъ-----=116 см3,

6 6

где a = 0,85 — коэфициент ослабления момента сопротивления сечения планки
заклепочными отверстиями.

Напряжение на изгиб в планке:

п =

Мп 81000 . 9

~ 116 -695кг/“-

Напряжение на срезывание планки:

. 3 7 3 9000 _

= = = 525 кг'смК

На моменты Мп и поперечную силу Т работают заклепки прикрепле-
ния планки; в наиболее тяжелых условиях будут находиться крайние из них,
которые будут воспринимать наибольшие усилия от момента М.

Если расстояния между соответствующими парными заклепками (плечи
пар заклепок) обозначить через е (фиг. 861), то усилие, приходящееся на
крайнюю заклепку от момента Мп, может быть определено по формуле:

кт Мпе, 81 000-24

W'=-X^ = —640-----------3040 кг

(е, = 3-8 = 24 см\ 2^ = 8»+ 24» = 640 Cffi).

Усилие на заклепку от поперечной силы Г:

Т 8500

Г1 = — =—+— = 2125 кг.

1 m 4
Равнодействующее усилие:

/? = j/A/j-J-Tf = V 3040^4-21252 = 3730 кг.

Сопротивление заклепки rf=23 мм срезу:

led2

N3 = [7]ер = 4560 кг > 3730 кг.

(Дыры просверлены, сталь 3.)

Пример 77. Предположим теперь, что в предыдущем примере планки
должны быть сварные. Имеем Q= 1,725 т, /0в = 70 см; ширина раско-

Фиг. 861 Решетка рас-
коса примера 76.

са Ъ = 298 мм. Возьмем ширину плавки dnA = 0,676а^200 мм (фиг. 862).
Момент, воспринимаемый планкой:

О 1 725

< = ^-(4.+^)-----------^2“ (0,74-0,2) = 0,775 тм.

Момент сопротивления планки:

„г 1 • 202 м 77 500 „ ел , ,

1Г =—б— = 66,7 см3; напряжение п= — = —- = 1160 кгсм*.

™ пл 00,7

Сила, срезающая планку:
О 1 725

= 4 (4.+dJ= 0^266 (0.704-0,2) = 5,8 т.

Здесь b—расстояние между центрами тяжести ветвей, равное приблизительно
6 = 29,8-2- 1,62 = 26,6 см (фиг. 860 и 827).
Напряжение в планке на срез:

3 Т 3 5800 .ос , о

= 2ou = 435^"2

Планку привариваем по контуру (фиг. 862) продольным швом 1шв = 20 см
и двумя поперечными:

1фл = 5 CMt hm = 0,8 см.

Момент сопротивления швов:

= °.7 hv + 7<м <*] = °-7 • 0.8[^ + 5 • 20 ] = 93 сн*-,

Мп 77 500 г ,

п = = —дз“ = 835 кг}см2 < (Ча-

5 7. РАСЧЕТ СТЫКОВ И ПРИКРЕПЛЕНИЙ ТЯЖЕЛЫХ ФЕРМ

А. Типы и расчет стыков

В тяжелых формах, сечения которых сложны и состоят из тяжелых паке-
тов, приходится прибегать к сложным стыкам и прикреплениям для передачи
на них усилий.

Стыки, применяемые в тяжелых конструкциях, могут быть совмещен-
ные (или универсальные) и ступенчатые.

1. Универсальный стык имеет видное преимущество по сравнению со

ступенчатым в том отношении,

что он дает стык всех элементов в одной

плоскости и потому имеет

Фиг. R63. Совмещенный стык стержня.

торец стержня гладкий,
без выступающих частей,
наиболее благоприятный
для перевозки и для произ-
водства сборки. Поэтому
универсальный стык тре-
бует перекрытия всех эле-
ментов стержня в одной
плоскости с помощью на-

кладок, которые, вообще
говоря, могут быть расположены с дзух сторон каждого пакета; при большом
числе листов в пакете это приводит к очень большой толщине накладок, се-
чение которых должно быть не меньше сечения перекрываемого пакета; упо-
требление очень толстых накладок весьма затруднительно как по большому
числу требуемых заклепок, так и по трудности прокатки очень толстых лис-
тов; поэтому универсальный стык в чистом виде употребляется преимущест-
венно тогда, когда число листов в каждом пакете не более двух или трех.
Для помещения накладок по всей ширине листа уголки, соединяющие
пакеты горизонтальный и вертикальный, прерываются и накладываются на
накладку (фиг. 863) аналогично совмещенному стыку сплошной балки (гл. X,
фиг. 441).

При большом числе листов в пакете совмещенный стык может быть при-
менен в виде расширенного симметричного стыка (фиг. 864). В этом случае
два листа принимаются за основные и стыкуются в одном сечении; как в сов-

мещенном стыке, они непосредственно перекрываются накладками; через эти
накладки переводятся не только уголки, но и крайние элементы пакета. Пере-
крытие это обладает преимуществом совмещенных стыков, так как торец каж-
дого стержня является совершенно гладким (фиг. 865) без выступающих эле-
ментов и очень удобным для сборки, но требующим большого количества
монтажной клепки и длинных накладок.

2. Ступенчатые стыки более экономичны по затрате материала, но
менее удобны для перевозки и сборки, так как всегда имеют неровные торцы
(фиг. 866). При ступенчатом стыке обрывы смежных элементов располагаются

Риг. 864. Расширенный совмещенный
стык.

Фиг. 865. Торец стержня при совме-
щенном стыке.

в определенном порядке, чтобы новый стержень можно было приложить к ста-
рому без образования вилок, в которые нужно было бы вдвинуть элементы
соседнего стыкуемого стержня при соединении стержней между собой. Сту-

пенчатые стыки делаются с односто-
ронним или двухсторонним перекры-

тием. Так как в ступенчатом стыке,
как правило, в каждом сечении сты-
куется только один элемент, то при
двухстороннем перекрытии каждая из
накладок может быть меньше площади
элемента, что является большим преиму-

СтьЛ горизонтальный

Фиг. 866. Ступенчатый стык.

ществом ступенчатого стыка в том случае, когда размещение больших накла-
док представляет затруднения (например помещению накладки мешают уголки)
(фиг. 867).

Можно сказать, что ступенчатые
стыки употребляются тогда, когда одна
сторона пакета недоступна или мало-
доступна для помещения накладок.

Фиг. 867. Двухстороннее перекрытие
ступенчатого стыка.

Фиг. 868. Смешанный стык.

Вполне возможно соединение ступенчатых стыков с совмещенным. Оно
возможно в одном пакете, например при трех листах, когда два листа сты-
куются в одном месте, а третий выносится в сторону (фиг. 868).

3. Расчет стыков. Для того чтобы стык был достаточно прочен, необ-
ходимо, чтобы площадь накладок не была меньше площади стыкуемого эле-
мента или, в оолее общем случае, необходимо, чтобы площадь элементов,
проходящих через стык, не была бы меньше площади элементов вне стыка.
Если мы последнюю площадь назовем а первую то необходимо,

чтобы

(1)

Коэфициент а называется коэфициентом стыка.

Так например, на фиг. 867 представляет собою площадь трех листов
и двух уголков, — площадь двух листов, двух накладок и двух уголков.
Площади F и Fem должны быть взяты нетто: F— по наибольшему ослаблению
вне стыка для растянутых стержней и для сжатых в том случае, когда
Fнетто <4Fбрутто' где коэфициент продольного изгиба; Fen — по наи-

большему ослаблению в стыке; в сжатых же стержнях, когда FHemmo > ? F6pymmo
площади F и Fcm берутся брутто.

Коэфициент а показывает, насколько напряжение в стыке меньше напря-
жения вне стыка вследствие того, что площадь стержня в стыке больше нор-
мальной его площади. Так как мы по принципу равнопрочности в тяжелых
конструкциях все элементы прикрепляем по наибольшему возможному усилию
в элементе, равному произведению из допускаемого напряжения на площадь
элемента, то коэфициент а показывает также насколько возможное усилие
элемента данной плошади F в стыке меньше возможного усилия этого же
элемента вне стыка. Таким образом, если для прикрепления этого элемента
вне стыка при напряжении [п] требовалось заклепок m = pF, то для при-
крепления его в стыке, где напряжение только а[п], число заклепок доста-
точно:

ат = ар./7.

Следовательно коэфициент а является также коэфициентом уменьшения
числа заклепок для прикрепления элемента в стыке вследствие того, что
в стыке благодаря большей его площади напряжение оказывается меньше.

Из сказанного следует также, что ослабления в стыке и вне стыка мо-
гут быть различными, что всегда и делается, чтобы уменьшить длину стыков.
Ослабление вне стыка есть ослабление связующими заклепками или ослабле-
ние по первому ряду заклепок накладки. Для экономии проектирования жела-
тельно, чтобы последнее ослабление не было более первого, но затем в стыке
число ослаблений может быть увеличено, причем должно быть соблюдено
условие стр. 206 гл. VIII. Ослабление в стыке есть ослабление по последнему
ряду заклепок накладки у стыка. В обоих случаях должны быть проверены
и косые разрывы.

Если пакет состоит из одного листа и перекрыт одиночной накладкой
той же площади (фиг. 869), то а=1; в этом случае число заклепок для прикрепления
накладки площадью FHemmo равняется т = р/7, где р. — число заклепок на еди-
ницу площади. Желательно ввиду эксцентричности размещения накладки число
заклепок увеличить на ЗО°/о (фиг. 8691 Если пакет перекрыт двумя наклад-
ками (фиг. 869, ), то обычно площадь накладок больше и а < 1. Число
заклепок для прикрепления каждой накладки равняется;

т = <^1рнетто'

Обе накладки прикрепляются одними заклепками; от совместного дей-
ствия усилий в накладках заклепки сминаются по толщине листа пакета; если
площади накладок были /\,еямп0 и ^”emtnot а число заклепок, прикрепляющих
их, т' и т", то на каждую заклепку приходится от накладки ^’петто усилие
а^нет?по , а от накладки p'iemmo усилие —. Следовательно для того,
чтобы заклепка не смялась на толщине S листа, суммарное усилие должно
быть:

р" \ 1

нетто । 1 нетто 1 ^2^/3___—

т' * tn" / р-а ’

где pa = ----число заклепок на единицу площади при работе их на смя-

тие, определяемое по таблице стр. 204

(F F” \
.. „ / нетто । нетто I
или (___ + —_) < 1. (о)

Это есть поверка на совместное действие на смятие. Из чисел т, тг или nf
по формулам (2) и (3) нужно брать наибольшие.

Аналогично производится расчет, когда в сгержне имеется несколько
элементов. Обычно при этом для упрощения расчета стык каждого пакета
поверяется отдельно.

Предположим, что мы имеем совмещенный стык из двух листов пло-
щадью каждый F , перекрываемых двумя накладками и F2; площади накла-
док могут быть различны, но

а=ЪТЪ < 1 (фиг-870):

Фиг. 869. Схема стыка, перекры-
того одиночными и двойными
накладками.

Фиг. 870. Совмещенный стык перекрытия не-
одинаковыми накладками.

для прикрепления первой накладки необходимо число заклепок: tn' = ap-jFjj
для второй т" = a|i1F2.

Проверка на совместное действие на смятие может быть опущена, поскольку
толщина двух листов велика и потому напряжения на смятие не могут быть
велики. Если площади накладок резко неодинаковы, то число заклепок для
прикрепления большей накладки желательно увеличить вследствие получающе-
гося эксцентриситета и посредственной передачи на нее усилия с более
дальнего листа. Для этого подсчитываем усилия, переходящие на большую
накладку. С ближайшего листа передается усилие Рл[п], с более дальнего листа
усилие [Гл — aFJpi], так как aF2(n] перешло на малую накладку; оба усилия
передаются одними заклепками, причем для передачи второго усилия число
заклепок должно быть увеличено на одну заклепку в каждом ряду за счет
посредственной передачи через один элемент.

Следовательно условия совместного действия от среза одной заклепки
от этих усилий:
причем т' вследствие посредственности передачи усилия (см. стр. 364) должно
быть больше н (F* — aF2)-j-r, где г — число рядов заклепок1.

Предположим теперь, что мы имеем пакет, состоящий из двух листов
и четырех уголков, причем уголки проходят через стык нацело, совмещен-
ный же стык листов перекрыт двумя накладками площадью F* и двумя про-
кладками площадью Fn (фиг. 871). Коэфициент а стыка:

^+2Г„+4Гуг'.

Для прикрепления прокладки Fn нужно заклепок m1=a|iFn.

Для прикрепления накладки FH нужно заклепок: т.2 = FH г, где
г—число рядов заклепок, так как накладка перекрывает стык посредственно,
через один промежуточный элемент, благодаря чему число заклепок должно
быть увеличено на число г. Заклепки, проходящие через накладку и про-

Фиг. 871. Перекрытие стыка накладками и прокладками.

кладку, прикрепляют их одновременно, поэтому число их должно быть увели-
чено. Они работают на совместное действие на срезывание от усилий обоих
элементов.

Усилие, приходящееся на одну заклепку прокладки, равно:

[”]

То же для накладки:

[«]

/п2

Следовательно проверка на совместное действие следующая:

По этому неравенству нужно подобрать величины ту и /п2.

Вследствие большого количества получающихся заклепок подобное пере-
крытие является обычно невыгодным.

1 По нормам НКПС посредственность передачи учитывается увеличением числа
заклепок на 20% при одностороннем перекрытии и на 10% при двухстороннем.

2 По правилам НКПС коэфициент а должен быть < 0,90.
При небольшой толщине листов может иметь смысл проверка на смятие
заклепок по толщине двух листов от действия четырех усилий, действующих
в накладках и прокладках.

Проверка на совместное действие:

;^= *

\ ' т2) ‘2 2^о ’

где 6 — толщина двух листов.

Аналогично производится расчет ступенчатых стыков.

В простом ступенчатом стыке с односторонним перекрытием стык обычно
перекрывается накладкой, равной толщине листов. Тогда во всех стыках а = 1
(фиг. 872), и расчет производится согласно указаниям § 6 гл. X (см. стр. 364)

Фиг. 872. Ступенчатый стык с односторонним перекрытием.

Если толщина листов неодинакова, то толщина накладки делается равной
толщине наиболее толстого листа, чтобы коэфициенты а во всех сечениях
были меньше единицы (фиг. 873).

Вычисляем коэфициенты а для всех сечений стыка и строим эпюру их
изменений по длине накладки; эта эпюра показывает эпюру изменений усилий
по длине накладки, ибо усилие в ней равняется aFH[n].

Предположим а, > а2 и а2 < а9 (фиг. 873). Для прикрепления накладки
на участке 0 — I нужно заклепок:

'«н = “1Н^и-

На протяжении /—II напряжение падает, следовательно площадь пакета
увеличивается; это возможно, если площадь нового листа (первого) больше

О I П Ш

Фиг. 873. Ступенчатый стык с односторонним прикреплением и
различными площадями листов.

площади оканчивающегося листа (второго). Число заклепок для прикрепления
первого большего листа:

/па =

Усилие на первый лист переходит частью сверху с накладки, частью
снизу; усилие, передающееся с накладки:

усилие, передающееся снизу:

(“Л + («1 - «г) +•..)] [«].
Следовательно проверка первого листа на совместное действие снизу?

u [«А+(«,-*2)(F3+F44-...) ..

она всегда удовлетворяется, поскольку осуществлено прикрепление второго
листа числом заклепок /п2;

на смятие по толщине первого листа:

И2 [^,+(%-^(Fw+Fs + F4+...)] L

Здесь m2— число заклепок между сечениями /—II.

Число т2 должно быть во всяком случае болыйе величин:

(«1 — «2) Н А + г; (С4 — aj н А+п (<Ч — а2) .а А + г

(если имеется четвертый лист), и т. д., словом должно быть больше (а, — а2) |iF-|~
. rk rk „

—с округлением числа — до ближайшего целого вверх, здесь k— число
о О

промежуточных элементов.

На протяжении II—III напряжение увеличивается; следовательно пло-
щадь пакета уменьшается; это возможно, когда площадь нового (второго)
листа меньше площади оканчивающегося (третьего). Для прикрепления третьего
большего листа нужно заклепок т3 = [4» А*

Из оканчивающегося третьего листа усилие переходит частью на второй
лист, а затем на первый и накладку, частью на четвертый и прочие более низ-
кие листы, если таковые имеются, и т. д.

Усилие, передающееся на второй лист, равняется asF2 [п], на пер-
вый (а3 — a2) F± [«], на накладку (а3:—а2) А 1Л]» на четвеРтый и прочие —
(«з — и т- д-

Следовательно имеем проверки: на срез между третьим и вторым листами:

Н----------™---------

т3

поскольку осуществлено прикрепление листа III, числом заклепок т3 эта
проверка всегда удовлетворяется; на смятие по толщине третьего листа, если
имеются более низкие листы:

на срез между третьим и четвертым листами проверка несущественна, ибо
усилие (а3 — ctg) (F4 -|- А 4“ • • •) 1л] незначительно. Число т3 должно удо-
влетворять условию посредственного перекрытия, а именно:

Аналогично рассчитывается ступенчатый стык с двухсторонним перекры-
тием (фиг. 874). Если площади листов пакета одинаковы и если Fx и F2—
площади накладок, то коэфициенты а по длине стыка постоянны; следова-
тельно для прикрепления верхней* накладки Fj (ближней) число заклепок
rk

— для нижней (дальней) = р.сА 4- —, где k— число проме-
В

жуточных элементов
Число заклепок для передачи усилия с листа на лист на каждом протя-
жении между стыками т = }хаГл J все прочие элементы в работе стыка не
участвуют, ибо имеют постоянные напряжения.

При различных толщинах и площадях элементов пакета коэфициенты а
различны в различных сечениях стыка (фиг. 875); вопрос разрешается так же,
как было указано при разборе одностороннего перекрытия. В крайних частях
в первом участке стыка для прикрепления верхней накладки требуется закле-
пок: = нижней —=

На участке / — //, если сц < а2 и следовательно^^ < F.2 для прикре-
пления листа F2:

и проверки сверху:

снизу:

Фиг. 874. Ступенчатый стык с двухсторонним перекрытием.

(a2-a1)(fs + ^+...)
Wj

Фиг. 875. Ступенчатый стык с двухсторонним перекрытием
и различными площадями листов.

Эти проверки все f да удовлетворяются, поскольку осуществлено прикре-
пление второго листа числом заклепок mt; на смятие второго листа:

ГаЛ+(а2-а1)(/\ + /Г3+---)

1X2 L mi

Аналогично проверяется участок II и III и т. д.

Пример 78. Рассчитать совмещенный стык клепаного вытянутого пояса,
имеющего сечение, изображенное на фиг. 876.

Совмещенный стык каждой ветви этого сечения перекрывается следую-
щим образом. Для возмещения оборванных в стыке двух вертикальных листов
ветви и вертикальных полок уголков поставлена снаружи ветви полная верти-
кальная стыковая накладка 520 X 14 мм, а с внутренней стороны ветви накладка
675
490 X 10 мм между горизонтальными полками уголков; высота послед-
ней накладки не может быть больше во избежание наложения накладки на
выкружки уголков величины:

hH^h — 2(8 + /?),

где h — высота сечения между обушками уголков, 8 — толщина полок уголков
и R — радиус закругления в сечении уголка, что для наших условий дает:

530 —2(10—11) = 530 — 42 = 488 мм-

приняв 490 мм, мы следовательно допустили небольшой заход верха и низа
этой накладки на закругления в сечении уголков; однако величина этого захода,
равная всего лишь по I мм с каждой стороны, ничтожна и не требует ника-
кой специальной обработки кромок накладки; для возможности постановки
с внутренней стороны ветви накладки 490 X 10 мм между уголками назначена

Фиг. 876. Стык примера 78.

прокладка 330 X 10 мм с таким расчетом, чтобы между полками уголков
и гранями прокладки был зазор по 10 мм с каждой стороны; горизонтальные
полки уголков предполагается перекрыть горизонтальными планками-наклад-
ками, являющимися одновременно и элементами соединительной решетки пояса.

Для большей ясности последующих рассуждений составим схему стыка,
изображенную на фиг. 876. С правой стороны этой схемы выписаны сечения
оборванных в стыке отдельных элементов и стыковых накладок, причем вер-
тикальные полки обоих уголков объединены в одном уголке; обозначения
элементов для краткости приняты такими:

н. н.—наружная стыковая накладка;

н. л. — наружный вертикальный лист;

в. л. — внутренний п „

уг. — уголок
пр. — прокладка;
в. н. — внутренняя стыковая накладка.

С левой стороны схемы, в первом с края столбце выписаны площади
сечений нетто для каждого обрываемого в стыке элемента при учете ослабле-
676
ния его заклепочными отверстиями до стыка. Диаметр заклепок принят 23 мм,
расположение заклепок до стыка изображено на фиг. 876, из которой получаем:
лист 520 X 10; F^m0 = 52 • 1 — 3 • 2,3 • 1 = 45,1 см^

„ 520 XI4;/^=52. 14-3-2,3-1 =63,1 .

вертикальные полки уголков 90 X 90 X Ю1:

Стда0 =17,13-2.2,3.1 = 12,5 см*.

В первом заклепочном ряду стыковой накладки обычно принимается
число заклепок, соответствующее принятому ослаблению элементов сечения до
стыковой накладки; в следующих заклепочных рядах стыковой накладки число
заклепок уже может соответствовать большему, нежели до стыка, ослаблению
элементов сечения, так как часть усилия будет снята первым рядом заклепок,
как об этом указано в § 8 гл. VIII, стр. 207.

Для определения коэфициента стыка а имеем:
площадь сечения нетто пакета вне стыка:

=45,1° + 63,10+12,5 = 12°,7 сл/ь

площадь сечения нетто в стыке:
накладки 520 X 14 мм (в стыке):

/=£ “ = 52 • 1,4 — 3 • 2,3 • 1,4 = 63,1 см^
нетто 9 ’ ’ 99

накладки 490 ХЮ мм:

=49 - 1,0-3 • 2,3 - 1,0 = 42,1 erf-

прокладки 330 ХЮ мм:

F”* =33- 1,0 —2,3- 1,0 = 30,7 см2'

нетто 999 ’ >

полная площадь сечения нетто в стыке:

FZ™ = 63,1 + 42,1 + 30,7 = 135,9 erf.

По формуле (1) значение коэфициента а:

Следует отметить, что в первом и последнем вертикальных рядах стыка,
где напряжения в стыке наибольшие, принято всего 3 заклепки (фиг. 876)
с таким расчетом, что большие накладки ослабляются тремя дырами, а про-
кладка — одной дырой: если бы мы сохранили в этих рядах те же 5 дыр, что
и в средних рядах (фиг. 876), то получили бы недостаточную площадь сечения
нетто в стыке. В самом^деле, в этом случае мы бы имели:
площадь сечения нетто накладок 520 X 14 мм в (стыке):

Т7”™ = 52 • 1,4 — 5 • 2,3 • 1,4 = 56,7 см*
нетто ’ 9 9 9 9

площадь сечения нетто накладки 490 ХЮ мм:

CLo = 49- 1,0-5-2,3- 1,0 = 37,7 erf-

1 Так как горизонтальная полка уголков перекрывается самостоятельно планкой,

то учитываются только две вертикальных полки уголков.
площадь сечения нетто прокладки 330 ХЮ мм\

Р"*=33 - 1,0 — 3 - 2,3 • 1,0 = 26,1 см*
нетто 9 ’ ’ > ’

полная площадь сечения нетто в стыке:

= 56-7 + 37,5 + 26,1 = 120,3 с*,
что меньше площади сечения нетто вне стыка.

У силие, передающееся на наружную накладку 520 X 14, пропорционально
площади;

aF*; “ = °»89 ’ 63,1 = 56 см*
нетто 1 ' ’

число заклепок для прикрепления накладки по формуле (2):

т = ivF*'“ = 0,30 • 56 = 17.
11 нетто •

У силие, передающееся на прокладку 330 X Ю, пропорционально площади:

aF"* = 0,89.30,7 = 27,3 см*
нетто ’ ' * *

число заклепок т = Р1а7?Хмно = ’ 27,8 = 8»2-

У силие, передающееся на накладку 490 X Ю, пропорционально площади:

<e,Lo = 0>89-42>1 = 37,4^.

Число заклепок т = = 0,30 • 37,4 = 12.

Это число должно быть увеличено на 1 заклепку в каждом ряду ввиду посред-
ственной передачи через прокладку. При трех рядах, соединяющих накладку
с прокладкой (фиг. 876), нужно поставить не менее трех лишних заклепок.

Для перекрытия горизонтальной полки уголка площадью

F^ =^ = 6,25с;и2
нетто 2

нужно заклепок т = ^Р^етто = 0,3 • 0,89 • 6,25 = 2.

Размещаем заклепки по фиг. 876, взяв для прикрепления:

наружной накладки 520X14 ............. 17 заклепок

„ прокладки ЗЗОХЮ.................10 »

внутренней накладки 490ХЮ..............20 я

Последние два числа заклепок увеличены за счет посредственной пере-
дачи и одностороннего прикрепления накладки и прокладки.

Действительно, заклепки, прикрепляющие прокладку 330 X Ю и накладку
490 X Ю, срезаются от совместного действия обоих элементов.

Проверка на совместное действие по срезу:

Имеем:

0.3 • °>89(^+ 7^) = 1>04 ®1.00-

Кроме того заклепки сминаются от усилий обеих накладок и прокладки
на толщине двух листов 14-}- 10 = 24 мм.

Ввиду большой толщины смятия эта работа не требует проверки.
Пример 79. Предположим, что стык предыдущего примера должен быть
ступенчатым.

Перекрываем его накладками: наружной 520 X 14 и внутренней 330 X 10.

Уголки перекрываются самостоятельно уголковой накладкой.

Ослабление берем в стыке: в большой накладке 5 дыр, в малой 3. Схему
стыка- см. на фиг. 877.

Для определения коэфициентов а определяем площади нетто элементов
вне стыка, которые остаются теми же, какие были указаны в предыдущем
примере, а именно:

для листа 520 X Ю • ........................ 45,1 см2

„ листа 520ХН........................• • . 63,1 „

, уголка 90 X 90X10 . . . • . . • ... 12,5 „

__________________________________I_________п
ц.н 520-14 |_______________| 56.7

нл. 520-Ю 45.1 || ~ 40.5

8.Л. 520-14 63.1 11 56.7

уг. 90-90-10 125-2 11 12,5-2

8.н ЗЗО-Ю Г | 26.1

уг.н. 90-90-10 | | 125-2

Фиг. 877. Стык примера 79.

Эти площади надписываем слева от схемы стыка. Площади в стыке:

накладки 520 X 14 (5 дыр ослабления)..........................56,7 см2

листа 520 X Ю (5 дыр ослабления) FH = 52 • 1 — 5 • 2,3 • 1,9 . . . 40,5 „
листа 520 X 14 .............................................. 56,7 „

накладки 330ХЮ............................................. 26,1 „

уголка 90Х90ХЮ и уголковой накладки • . . . •................12,5

Эти площади надписываем справа от схемы стыка.

Определяем коэфициенты а.

Площадь вне стыка одной ветви:

£F тоЛ = 45,1 + 63,1 4-12,5 • 2 = 133,2 см2.

Площадь в стыке /:

= 56,7 + 56,7 12,5 • 2 Ц- 26,1 = 164,5 см2.

Площадь в стыке //:

XF" = 56,7 -f- 40,5 + 26,1 -|- 12,5 • 2 = 148,3 см2.

133 2

Коэфициент а. = * = 0,81 < 1.

164,5

133 2

Коэфициент а2 = = 0,90 < 1.
Для прикрепления наружной накладки необходимо - заклепок:
w = ^/^«^ — 0,30-0,81 -56,7=14; берем 14 (фиг. 877).

Для прикрепления внутренней накладки:

™ = ^«етто = °>30 ’ °»81 * 26,1 = 7; берем 9.

Для прикрепления самого мощного элемента листа 520 X 14 требуется
заклепок на протяжении между стыками /—//:

т = = 0,30 • 0,81 • 56,7 = 14; берем 15.

Это число хватает с избытком для прикрепления листа 520 X 10.

Для прикрепления наружной накладки за стыком // требуется заклепок:

т = На2^ *те0 = 0,30 • 0,90 • 56,7 = 15; берем 18.

Для прикрепления внутренней накладки за стыком II требуется заклепок:

т — p-.a^F®’= 0,30 • 0,90 • 26,1 = 7; берем 9.

Для перекрытия уголка:

т = Рнетто = °»30 ’ °>9 * 12,5 = * беРеМ 5-

Между стыком I—II заклепки срезаются между листами 520 X Юи
520 X 14 от действия сил a2F^ и (а2— a1)FM,w.

Следовательно

где — число заклепрк между стыками I—II, которых поставлено 15.
Имеем:

, (0,90 — 0,82)56,7 '

* 1S

0-30(0,901540,5

На этом же протяжении заклепки сминаются на толщине листа 520 X 14
от действия сил второго листа и внутренней и наружной накладок.

Имеем:

ц Г" , 1

т1-Н J ’

0,16

здесь — число заклепок между первым и вторым стыком на внутренней
накладке:

0,90-40,5 (0,90 — 0,82)56,7 '(0,90 — 0,82)26,1 1

15 ' 15 9 I ’

= 0,16 (2,43 4-0,30-f-0,22) = 0,47 < 1.

Разбивка стыка помещена на фиг. 877.

Наряду с рассмотренным способом за последнее время в нашей практике
распространился еще другой способ расчета заклепочных соеди-
нений, основанный на принципе работы заклепки как балки, нагруженной
усилием элемента и передающей это усилие накладкам по закону рычага.
Способ этот применим только для двухстороннего перекрытия.
Предположим, мы имеем пакет, состоящий из элементов с площадями
нетто Fp F2, F3..., перекрытый двумя накладками с площадями F* и F® ; пусть
оси элементов находятся на расстоянии а , а2, а3 от оси накладки F® и на
расстояниях bv b2, bs от накладки F* и пусть △ — расстояние между осями
накладок (фиг. 878).

На первом участке стыка прекращается элемент F^, он передает усилие по
н F,a.

правилу рычага на накладку FH , равное------, и на накладку FH , рав-

FJ). ,
ное----(положительными усилиями будем называть усилив, идущие в ле-

вую сторону).

На втором участке начинается первый элемент площадью Fx\ усилие,
„л г . F. Л.

передающееся на верхнюю накладку: FH на нижнюю:

Там же кончается второй элемент; усилие, передающееся от него на верх-
нюю накладку,-------— , на нижнюю--------

Суммарное усилие, передающееся на этом участке: на верхнюю накладку:
F\b\ ев II F^-j-F,^ сн11

Д н Д н

Точно так же на участке III усилие, передающееся на верхнюю накладку:
Feiii_ F8d8-]-F2d2 . нижнюю* FhHI— F^^~F^ и т л

* Д н д

Для определения числа заклепок для усилий, передающихся на данном
участке определяем поперечные усилия в заклепке данного участка как балки.

Для первого участка имеем усилия:

F.0, I е
Поперечные силы:------;---------Fx =—,

~ F.6.

Очевидно, наибольшая поперечная сила---

Число заклепок /п = и. —

На втором участке усилия:

Рвп___ f\b2 + . р । р . Full

Гн — £ ’ —« =---------△
Поперечные силы равняются последовательной сумме этих усилий; по наи-
большей из них определяем число заклепок.

Имеем поперечные силы между накладкой и первым листом:

РвП _ _ ?i^i .
« △

между первым и вторым листом:

^2 + ^*1 F _ — .

д 1 д’

между вторым и третьим:

F2Z>2 — ( р _ ( Fza.i — Flal

д ГЧ8* Н д •

Наибольшая поперечная сила между первым и вторым листом:

F2Z>2 — ^1

Д ;

число заклепок:

и т. д.

Площадь накладки по длине стыка может быть различной, на каждом
участке она должна, отвечать приходящемуся на нее суммарному усилию
2 Гн у отсчитываемому последовательно от начала стыка.

В том случае, когда площади нетто листов в разных участках стыка раз-
личны (вследствие различного ослабления), принимается, что разности площа-
дей нетто смежных участков переносятся по правилу рычага заклепками
в качестве дополнительных усилий на накладки, которые должны восполнить
этот недостаток площади листов вследствие дополнительного ослабления листов.

В том случае, когда стык перекрывается накладками, расположенными
в различных плоскостях, что может иметь место, когда например узкая на-
кладка, расположенная поверх уголка, работает совместно с накладкой между
уголками, приходится каждую часть стыка рассчитывать отдельно. При нали-
чии под накладкой прокладки (фиг. 876) площадь накладки и прокладки рас-
сматривается как суммарная.

Пример 80. Рассчитаем ступенчатый стык предыдущего примера по спо-
собу Ваддела. Стык перекрываем широкой наружной накладкой 520 X 14,
узкой внутренней между уголками 330 X Ю и двумя полосками 80 X Ю по-
верх уголков. В схему перекрытия стыка вводим стык уголков.

Так как внутренние накладки находятся в разных плоскостях, отдельно
рассчитываем среднюю и крайнюю части стыка.

Схема средней части изображена на фиг. 879.

Площади нетто берем из предыдущего примера.

Предполагая 5 рядов заклепок, из них в средней части 3 ряда, будем

3
считать, что к средней части относится — площади элементов.

Таким образом мы имеем площади нетто, приходящиеся на среднюю часть
стыка:

45 1 • 3

лист 520 X Ю; площадь вне стыка —*—------= 27 см*
40 5 • 3

в стыке —------= 24,2 см2;

лист 520 X 14; площадь вне стыка 63,1 .—=38 см2-
О

в стыке 56,7 • — = 34 см2.

Расстояние между центрами накладок △ = 36 мм;

а1=12; = 24; а2 = 24; д2=12.

Площади и расстояния надписываем на схеме фиг. 879.

Схема средней части стыка
г

—|

Схема крайней части стыке

—-W—-ОР-----5,4-/(3—)

нн£20-14
нл 520-Ю
в.л 520-14
бм 330-10

^izji

нн 520-14

н.л 520-10

в.л. 520-14

] □ —62 верт.лолка l.90-10

в.н. 80-10

6.2-

I I «3-1--------

нл 520-10

в.н 80-10

1^90-90-10

&л. 520-14

t.90-90-10
вн. 80-10
8я 330*10

Фиг. 879—881. Стык примера 80.

ня 520-14

На первом участке передаются:

усилие первого листа 27 си2;

во втором листе разность усилий вне стыка и в стыке 38 — 34 = 4 см2

от первого листа усилия в накладках:

27 • 12
внутренней (нижней)-------——= —9 см2;

27 • 24
наружной-------—— = —18 см2;

ОО

4 • 24

от второго листа в накладке внутренней-----——= —2-67 см2;

4 • 12
в наружной-----=— = —1,33 см-.

оо
Суммарные усилия во внутренней накладке:

F/ = — 9 — 2,67 = — 11,67 см2;
в наружной: F“r = — 18 — 1,33 = — 19,33 см2.

На втором участке:
усилие от первого листа на внутреннюю накладку:

4-24,2- —= 8,1 ел2;

ОО

на наружную:

24,2- —= 16,1 см2.
ОО

От второго листа на внутреннюю накладку:

на наружную:

34 . 12

= — 11,3 см2.

Суммарное

в наружной:

усилие в накладке внутренней:

Г*11 = — 22,7 + 8,1 = — 14,6 см2;

•ННП = — 11,3+16,1=4,8 см2.

Передается от первого листа 27 — 24,2 = 2,8 см2;
от второго —38 см2.

От первого листа усилие во внутренней накладке:
2,83-g-2 =0,93 см*-,

в наружной:

++ = 1,86 см*.
ОО

Усилие от второго листа во внутренней накладке:
38'fi24 =25,3
ОО

в наружной:

Суммарное усилие во внутренней накладке на участке III Fein = 0,93 +
+25,3 = 26,23 см2.

Оно должно уравновесить усилия накладки на первых двух участках.
Имеем:

11,67 + 14,6 = 26,27 см2.
Суммарное усилие, в наружной накладке на участке ///:

F“zzz = 1,86 +12,7 = 14,56 см\

Оно должно уравновесить усилия накладки на первых двух участках;
имеем 19,33 — 4,8= 14,53 см2.

Определяем поперечные силы:

в первом участке max Q = —19,33;

число заклепок т = 0,3 • 19,33 = 6;

во втором участке max Q = 4,8— 24,2 = — 19,4;

число заклепок т — 0,3 • 19,4 = 6;

на третьем участке max Q = 26,23;

число заклепок т = 0,3 • 26,23 = 8; берем 9.

Площади накладок должны быть:

наружная больше 19,33 см2\ имеем:

— • 56,7 = 37,8 см*

. &

внутренняя более 26,2 сМ1\ имеем 26,1 см2.

Рассчитаем теперь крайние части стыка.

Схема крайней части изображена на фиг. 880.

Принимаем площади на 1 ряд заклепок листа 520 X 10;

вне сты1 а: ^ = 9 см* 5
в стыке: ^1 = 8,1 см*
листа 52 X 14; вне стыка: -^-=12,6 см*

в стыке:

^-=И,3 см\
О

12 5

Уголка (вертик. полки) —— = 6,2 cjw2, одинаково в стыке и вне стыка.

Площади (усилия) надписываем на схеме.

Имеем в первом участке:

усилие на внутренней накладке от листа /: —9* — =— 2,3;

от листа П\ — (12,6 — 11,3) • — = — 0,7.

Суммарное усилие в накладке—(2,3-|-0,7) = — 3.
На наружной накладке:

от листа /: 34_____

У ’ ТБ - 6,7j

от листа //:

- (12,6 -11,3)|? = 1,3.| = - 0,6.

Суммарное усилие в накладке — (6,7 -|- 0,6) = — 7,3.

На втором участке:

На внутренней накладке от листа /:

¥-21 = 2,1;

от листа II: 46

11,3.|| = -5,9.

Суммарное усилие в накладке:-|-2,1—5,9 = 3,8.
На наружной накладке:

от листа /: 8,1 • 34

+—46---------6:

от листа II: 22

—11,3~ = -5,4.
46

Суммарное усилие в накладке 6 — 5,4 = 0,6.

На третьем.участке:

На внутренней накладке от листа /:

(9-8,1). 11 = 0,2;

от листа II:
24

12,6.Гб = 6,6;

от уголка:

-6,2 ~ = -4,9.
46

Суммарное усилие 0,2 -|- 6,6—4,9 = 1,9:

на наружной накладке от листа /:

34
(9-8,1)-^= 0,7;

от листа И: 22

12,6- — = 6;

от уголка: 10

6,2-*=—1,3.

Суммарное усилие 0,7 6 —1,3 = 5,4.

На четвертом участке:

усилие на наружной накладке:

2+4 = 1,3;
46 ’ ’

на внутренней: 6,2 •_ = 4,9.
Определяем поперечные силы:

в первом участке max Q = — 7,3; число заклепок:
т = 0,3 • 7,3 = 3;

во втором max Q = -|- 0,6 — 8,1 = — 7,5; число заклепок:

т = 0,3 • 7,5 = 3;

в третьем max Q = 5,4— 0,9—12,6 = 8,1; число заклепок:

т = 0,3 -8,1 = 3;

в четвертом: max Q — 4,9;
m = 0,3 • 4,9 = 2.

Накладка на уголке должна иметь площадь более 4,9; имеем 5,2 см2.

После сделанных расчетов разбиваем стык (фиг. 881).

Б.-Типы и расчет прикреплений

Прикрепления отличаются от стыков тем, что прикрепляемый стержень

в соединении заканчивается и заменяется узловым уширением, т. е. элемен-

тами весьма большой пло-
щади.

Здесь возможны:

1) Прикрепления
внахлестку, аналогичные
элементарным стыкам с од-
носторонним перекрытием.
Вследствие появляющихся
здесь дополнительных мо-

ментов, увеличивающихся Фиг. 882. Прикрепление внахлестку,

еще от того, что внахлестку

прикрепляются обычно фасонные элементы (уголки, швеллера), имеющие
эксцентриситет, желательно в случае прикрепления ординарных элементов (не
парных), когда эксцентриситет проявляется полностью, число заклепок увели-
чивать не менее как на 33°/О; тогда число заклепок /и = 1,33а/7, где F—
площадь элемента (фиг. 882).

Иногда внахлестку прикрепляются сложные элементы, например листы и
уголки (фиг. 882, б); тогда заклепки работают на срез от совместного дей-
ствия усилий этих элементов. Если площадь одного элемента (например ли-
ста)— F , число заклепок прикрепления—тл, а другого (например уголка)—
Fyg, число заклепок прикрепления — туг (фиг. 882), то поверка на совместное
действие производится по формуле:

по каковой нужно подобрать тл и туг.

При коробчатом стержне, связанном жесткими концевыми диафрагмами,
можно считать, что дополнительного изгиба в прикреплении не будет; тогда
поверка прикрепления каждой ветви стержня при совместном действии усилий
листа и уголка производится по формуле:
Число заклепок туг ввиду прикрепления уголка посредственно, через
промежуточный элемент, должно удовлетворять неравенству:

2) Весьма часто лист стержня приходит впритык к фасонке,
а уголки прикрепляются внахлестку (фиг. 883); стык перекрывается
большой накладкой с другой стороны листа или большой накладкой и ма-
ленькой, помещенной между уголками.

Коэфициент а для ветви:

Число заклепок для прикрепления большой накладки (до стыка):

малой

Фиг. 883. Прикрепление впритык.

Фиг. 884. Прикрепление впритык совмещен-
ным стыком.

На фасонке (за стыком) заклепки работают на совместное действие, на
смятие по толщине фасонки в одних рядах от действия уголков и большой
накладки и в других—от действия большой и малой накладок.

Первая поверка:

«Р-2 (“ГТ- + < Ъ вторая: аа2 (-Л -Л < 1,

\ т\ туг/ \П1\ т2/

по которым нужно подобрать число заклепок.

Расчет не меняется, если вместо малой накладки имеется малый листик,
прикрепляющийся к фасонке внахлестку.

3) При двух листах в стержне и устройстве совмещенного стыка,
при котором оба листа обрываются в одном месте и заме-
няются двумя фасонками, а уголки проходят нацело и при-
крепляются внахлестку, стык приходится прикреплять большой на-
кладкой, расположенной со стороны пакета, противоположной уголкам, про-
кладкой между уголками и накладкой, расположенной поверх прокладки
(фиг. 884). Так как последняя накладка работает через промежуточный эле-
мент, т. е. невыгодно, то желательно площадь ее развивать поменьше.

1 По правилам НКПС число заклепок увеличивается на 20%.
Коэфициент а стыка равен:
а= +2Гуг

где г , FH н г н — площади накладок и прокладок.

Число заклепок для прикрепления накладок:

mi = » w2 = •

Заклепки, прикрепляющие вторую и третью накладки, работают на сов-
местное действие на срез; следовательно должна быть соблюдена проверка:

ло каковой подбираются числа
заклепок т2 и т3.

За стыком заклепки ра-
ботают на совместное действие
в одних рядах заклепок на срез
при прикреплении второй и
третьей накладок и в других
рядах при прикреплении второй
накладки и уголков; соответ-
ствующие проверки:

Фиг., 385. Прикрепление ступенчатым стыком.

Кроме того заклепки сминаются на толщине двух фасонок от действия
усилий накладок первой, второй и третьей в одних рядах заклепок и накладок
первой и второй и уголка в других рядах. Соответствующие проверки:

«и,(—н—-4—- )< 1;

2 \ тх т2 1 /

«ft. (-+-+—)<1,

pta = , где 8 — суммарная толщина фасонок.

4) При ступенчатом прикреплении одна фасонка выступает
впереди другой; для определенности расчета нужно задаться, какая часть вы-
ступающей фасонки участвует в работе стыка. По произведенным исследова-
ниям можно принять, что фасонка принимает участие в восприятии силовых
потоков, исходящих из стержня по постепенно увеличивающейся площади,
расширяющейся по обе стороны от стержня под углом 30° (фиг. 885).

Тогда, если первая фасонка выступает по отношению ко второй на рас-
стояние d по длине стержня, площадь фасонки, работающей в сечении, где
начинает работать вторая фасонка, равняется приблизительно:

Рф = 8с = 4~ d),

где Ь—-ширина стержня.
Зная площади накладок и фасонки, определяем коэфициенты а стыка:
в сечении /:

в сечении II:

___ Ч~2^?/г

«2 < в1-

После этого расчет идет по указанному выше расчету ступенчатых стыков.

Фиг. 887. Конструкция прикреплении
раскоса примера 81.

Пример 81. Прикрепить раскос примера 73, состоящий из двух верти-
калов 440 X 10, четырех уголков 120 X 80 X Ю и двух нашлепок 200 X Ю
(фиг. 886).

Раскос сжат. Коэфициент <р = 0,78; d=23 мм. Раскос прикрепляем
внахлестку. Число заклепок для прикрепления листа 440 X Ю:

тл = <р = 0,30 • 44 • 0,78 = 10,3;

уголка:

туг = = 0,30 • 19,13 • 0,78 = 4,5;

малого листа 200 ХЮ (нашлепки):

тл =0,30-20-0,78 = 4,7.

Вследствие прикрепления внахлестку заклепки работают на совместное
действие, поэтому число их увеличиваем. Берем для уголка 9 заклепок, из
них 4 на коротыше, для листа 20 заклепок.

Проверка:

Н?(^+У=0,30 ’ 0,77- @+т)=1'00-

Для малого листа берем 10 заклепок.
Проверка:

+5г)=0>30 0,77 й+*0=0’97 < *•

Конструируем прикрепление (фиг. 887).

Пример 82. Прикрепить раскос, сечение которого состоит (фиг. 888)
из четырех вертикалов 760 X 14 и четырех уголков 150 X 150 X 14.

Прикрепление совмещенное. Уголки прикрепляются внахлестку. Для при-
крепления берем наружную накладку 760 X 20 и внутреннюю 450 X 14.

Фиг. 888. Прикрепление раскоса примера 82.

Геометрические элементы сведены в следующую таблицу:

Наименование

элемента

•* брутто

(см2)

Ослабление

число за- площадь
клепок 1 (d = 2,3 см)

* нетто

(ГЛ2)

| 760 х 14
4150X150X14

| 760 X 20

| 450 X 14

106,4

40,4

152

93,5

34,0

133,6

56,6

Коэфициент стыка:

2-93,5 + 2-34,0 255

133,6 +56,6 + 2 • 34,0 258,2 —

Следовательно накладки достаточны.

Прикрепление к фасонке:

накладка 760X20; число заклепок т = 0,99 • 0,3 • 133,6 = 40, берем 44:

накладки 450 X 14 т = 0,99 • 0,3 • 56,6 =17, берем 20;

уголка т = 0,99 — 0,3 • 34,0 =10.

Накладка 760 X 20 к ветви прикрепляется асимметрично.

На нее передается усилие листа 760 X 14 непосредственно и вто-
рого листа р"л '— aF?H посредственно через один промежуточный элемент, по.
чему последнее усилие увеличиваем на 30% (это увеличение желательно ввиду
большой асимметрии прикрепления) и число заклепок берем 44.
или

Проверка:

0,99 • 0,30

93,5+ (93,5—0,99 - 56,6) 1,30
44

= 0,97<1.

Конструируем прикрепление (фиг. 888).

Пример 83. Прикрепим тот же раскос ступенчато. Накладки берем:
наружную 760X 14 и внутреннюю 450X14 (фиг. 889).

Коэфициенты а стыков:

2.93,5 + 2-34,0 255 =

051 2-93,5+2-34,0+56,6 311,6“ ,б'

Расстояние между стыками по фасонке зададимся 0,5 м.

Фиг. 889. Прикрепление раскоса примера 83.

Тогда площадь фасонки, вошедшая в работу (фиг. 889):

Гф = 50 • 1,4 + 93,5 = 70 + 93,5 = 163,5 см*

Коэфициент:

__ 2-93,5+2-34,0 _ 255 _0fi7

“2 “ 93,5 + 163,5 + 2 • 34,0 + 56,6 “ 381,6 “ °’Ь7,

Число заклепок прикрепления:

накладки 760 X 14:

т = = 0,82'0,30 ’ 93,5 = 23, берем 24;

накладки 450 X 14: tn = 04 Р„етто = 0,82 • 0,30 • 56,6 =14.

Число заклепок между стыками:

т = = 0,67 • 0,30 • 163,5 = 33; берем 34.

Число заклепок для прикрепления за вторым стыком:
уголка т = 0,67 • 0,30 • 34,0 = 7,
большой накладки т = 0,67 • 0,30 • 93,5 = 19;
малой накладки т = 0,67 • 0,3 • 56,6 =12.

На толщине фасонки заклепки сминаются от действия большой на-
кладки сверху и малой и листа снизу. Однако эта проверка всегда удовлет-
воряется и поглощается расчетом прикрепления фасонки.

Проверка на совместное действие:

(а, —

0,16 ^.«2-93,5-2 + (0,82-0,67) 56,6) = 58 = Q g3 < L

В. Стыки и прикрепления в сварных фермах

В сварных тяжелых конструкциях вследствие применения однолистоаых
пакетов стыки и прикрепления остаются элементарными.

Наибольшим распространением пользуется прикрепление внахлестку, как
наиболее простое при монтажной сварке преимущественно фланговыми швами

Фиг. 890. Стык и прикрепление сварной фермы на фланговых швах.

(фиг. 890), которые до последнего времени пользовались наибольшим доверием.
Вследствие приварки широких плоскостей весьма распространены прорези как
обычные (фиг. 891), так и внутренние (фиг. 892). Конечно внутренние про*
рези вследствие трудности своего изготовления никоим образом не упрощают
конструкцию и должны по возможности избегаться, напротив обычные про-
рези, начинающиеся от кромки листа или элемента, достаточно просты и
в тяжелых Конструкциях представляют очень распространенный вид соединения.

Однако прорези, как мы знаем, концентрируя перенапряжение, не без-
упречны с точки зрения динамических усилий. Наиболее рациональны с этой
точки зрения соединения встык; однако они связаны с понижением допуска-
емых напряжений, что делает вопрос о стыках тяжелых ферм, работающих на
динамическую нагрузку, недоработанным.

Весьма рационально применение ромбических накладок, до сих пор еще

Фиг. 891. Стык и прикрепления сварной фермы на фланговых швах
и прорезях.

Каждое монтажное соединение должно быть перед сваркой стянуто мон-
тажными болтами. Весьма полезно ставить болты в таком количестве, чтобы со-
оружение во время работы могло стоять без сварки; тогда сборку можно вести
независимо от сварки, что очень упрощает организацию работ.

Фиг. 892. Стыки и прикрепления сварной фермы на фланговых швах
и внутренней прорези.

§ 8. УЗЛОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ И КОНСТРУКТИВНОЕ ОФОРМЛЕНИЕ ТЯЖЕЛЫХ
КЛЕПАНЫХ ФЕРМ

Узловые соединения являются основой компановки конструкции тяжелых
ферм и самым тесным образом связаны с назначением сооружения.

Поэтому узловые соединения ферм различных назначений не вполне иден-
тичны, не говоря уже о том, что в каждой ферме имеется всегда очень много
специальных узлов (например опорные, шарнирные узлы) и мест, как напри-
мер сопряжения со связями, с поперечной конструкцией, опорными рамами и т. д.,
непосредственно зависящих от назначения сооружения.
Все эти специальные сопряжения и узлы выходят из рамок настоящего
параграфа, который касается только принципиальной стороны вопроса, пред-
посылок, входящих в основу конструирования узлов и ферм.

А. Сравнение узлов на фасонках и накладка

Узловые соединения стержней ферм состоят в склепке их в одно целое
при помощи особых узловых частей; таковыми частями являются узловые

Фиг. 893. Узел на узловой накладке.

фасонные накладки и узловые фасонные вставки; по существу
и те и другие являются узловыми уширениями пояса, к которым приклепы-
аются стойки и раскосы. Узловые накладки отличаются от узловых вставок

Фиг. 894. Узел на узловой вставке.

тем, что они прикрепляются к стенке пояса внахлестку (фиг. 893); таким
образом при узлах на накладках самое сечение пояса проходит нацело- мимо
уширения. Узловая же фасонная вставка сопрягается со стенкой пояса в пло-
скости листов стенки, вследствие чего листы эти для помещения вставки должны
прерваться, образуя при этом с каждой стороны стык (фиг. 894). Здесь пояс
в узле меняет свое сечени,е. Сравнивая узлы на накладках и вставках (фиг. 895),
мы видим, что выступающая часть вставки и накладки должна быть одна и та
же, так как она зависит только от сечений и стоек раскосов и способов их

Фиг. 895. Сравнение узлоз на узловых накладках и вставках

прикрепления. Кроме этой выступающей части дополнительная затрата мате-
риала на узел при накладках равняется плбщади накладки на протяжении пояса,
равной ширине выступа на высоту пояса (на фиг. 895 заштрихованной); при
вставках дополнительная затрата заключается в стыковых накладках дляпере-

Фиг. 896. Использование узловой накладки как стыковой.

крытия стыка пояса со вставкой. В первом случае этот дополнительный
материал располагается непосредственно в узле, во втором—по обе стороны
от узлов.

Отсюда следует, что когда узлы нешироки и располагаются часто (панель
мала), наиболее рациональным решением является узел на накладке, так как
тогда дополнительная площадь накладки на протяжении пояса невелика, а частое
расположение стыков при применении вставок требует большой затраты мате-
Фиг. 897. Тяжелый узел на узловых вставках.
риала на стыки и неконструктивно вследствие многочисленных перерывов пояса.
Особенно рационально применение накладок, когда кроме того сечение пояса
просто и позволяет применение универсального стыка; тогда стык вертикальной
стенки пояса делается в узле и узловая накладка вдобавок может служить
стыковой накладкой (фиг. 896). Иногда применение накладок неизбежно,
именно при поясах, состоящих из прокатных крупных профилей (например
прокатных швеллеров), которые не могут иметь перерыва. В больших же
сооружениях, где узлы обширны и панели велики, вставки выгоднее накла-
док, как это ясно из предыдущего. Наконец вследствие грузности раскосов
и стоек больших сооружений иногда приходится узловые части делать очень
толстыми, состоящими из нескольких листов (если раскосы также имеют несколько
листов); прикрепление таких толстых элементов внахлестку, как это имеет
место при применении накладок, нерационально и тогда также нужно упот-

IfflijM

зашшш б'

потоков в узлах ферм.

реблять вставки (фиг. 897). Таким образом
накладки наиболее удобно при-
менять при поясах из прокатных
профилей или при поясах неслож-
ных сечений, когда панель мала
или когда узлы нешироки и ре-
шетка (раскосы) легка; вставки —
когда узлы обширны и решетка
тяжела. Существует мнение, что узлы на
вставках рациональнее узлов на накладках,
гак как последние прикрепляются внахлестку,
т. е. эксцентрично; мнение это необосновано,
если только накладки прикреплены симме-
трично к поясу. В коробчатых (двухстенчатых)
поясах это всегда имеет место, так как обе
ветви раскоса, соединенные солидными кон-
цевыми планками-диафрагмами, заведенными
внутрь узла, образуют цельный жесткий стер-
жень, одинаково с двух сторон прикреплен-
ный к поясу. Конструкция узлов на наклад-

ках и ПрИКрепление раскосов внахлестку

Фиг. 898. Распределение силовых определенно проще как для изготовления,

так и для монтажа. Проще она и для кон-
струирования, так как накладки и примыка-

ние внахлестку делзют сечение раскосов независимым от сечения поясов.
Наконец узлы на накладках несколько целесообразнее и для работы ферм.
В узлах силовые потоки разных стержней сливаются друг с другом и распре-
деляются по стержням (фиг. 898); в месте слияния получается столкновение
потоков, характеризуемое повышением местных напряжений; обнаруженное
экспериментальными исследованиями распределение напряжений внутри уши-
рения оказывается очень сложным, а напряжения заметно повышающимися
в средней части уширения, несмотря на значительное увеличение здесь площади
сечений (фиг. 899). Наличие здесь лишней толщины, которую дает накладка,
полезно для разряжения этих перенапряжений. Поэтому в новейших кон-
струкциях узлы на накладках получают все большее и большее развитие и
узел на накладке является сейчас основным видом соединения, все постепенно
распространяясь на фермы больших пролетов.

Узлы же на вставках все более и более отходят в область самых тяжелых
сооружений, имеющих очень тяжелые раскосы.

Как указывалось выше, для возможности прикрепления внахлестку, что
особенно удобно для узлов на накладках, раскосы желательно иметь по воз-
можности с однолистовым пакетом.
Б. Размеры узловых уширений

Размеры выступающих частей вставок или накладок, точно так же как
в легких фермах, определяются условиями прикрепления раскосов и стоек.
При конструировании узла стержни раскосов и стоек располагаются так,

чтобы оси их совпадали с соответствующими осями геометрической схемы
фермы, и таким образом центрируются на общую точку пересечения всех
осей геометрической схемы — центр узла (фиг. 893 и др.), Затем наносят на-
ружные контуры сходящихся в узле стержней; если пояса имеют асимме-
тричное сечение, то сначала наносят наружный контур по поясному уголку
LZ
на расстоянии от оси пояса zcp = ~, где z— ординатра центра тяжести се-
чейия относительно кромки угол! а, т — число панелей, а потом внутренний на
расстоянии h от наружного контура, где h— высота вертикального листа пояса
(фиг. 895); при симметричных сечениях поясов, очевидно, в каждую сторону
h

откладывается —; наконец наносятся контуры раскосов и стоек, а также контуры
окаймляющих сечения уголков; мы поступаем так же, как к легких фермах.

Очертание фасонки или узловой накладки определяется прикреплением
раскоса или стойки; зная число заклепок для прикрепления последних, при-
ступают к разбивке этого прикрепления, размещая заклепки прикрепления
в соответствии с принятым шагом и ослаблением стыка стержня раскоса так,
чтобы расстояние между заклепкой в рядовом направлении было не менее 3 d,
а по диагонали не менее 3,5 d\ таким образом определяем положение наиболее
выступающей заклепки.

Точка, отстоящая на два диаметра от крайней заклепки по направлению
раскоса, дает крайнюю точку узлового уширения. Первая заклепка прикре-
пления определяется началом прикрепляемого элемента, который обычно дово-
дится только до контура пояса с допуском 5-4-10 мм. Уголки режутся нор-
мальным резом; у листов и накладок очень часто скашиваются углы (фиг. 896,
900 и др.). Для уменьшения размеров узловых уширений возможно окай-
мляющие выступы профиля прикреплять еще коротышами, которые берут на
себя часть заклепок прикрепления, благодаря чему может быть соответственно
уменьшено число заклепок внутри профиля и тем сокращено протяжение при-
крепления (фиг. 897), или, если это не представляет конструктивных затруд-
нений, вдвинуть элементы раскосов и стоек несколько внутрь узла (фиг. 894).

Однако в более новых конструкциях продвигать элементы раскосов внутрь
контура пояса избегают, чтобы не портить правильности разметки заклепок,
идущих по поясу. Это особенно необходимо в том случае, когда узловая
накладка одновременно служит стыковой накладкой пояса (фиг. 900).
Коротыши в новейших конструкциях применяются сравнительно редко,
так как они с производственной точки зрения представляют неприятную деталь,
усложняющую и замедляющую клепку; к тому же по сделанным очень многим
исследованиям заклепки на коротышах вследствие появления дополнительных
сдвигов между коротышем и основным профилем работают хуже основных
заклепок. Для уменьшения последнего обстоятельства число заклепок прикре-
пления коротыша к основному профилю увеличивают на 50°/0 по сравнению
с рабочим числом заклепок на коротыше, передающим усилие на фасонку.

В пределах стержня раскоса или стойки узловая вставка или накладка
обрезается обычно нормально оси стержня или параллельно крайним заклеп-
кам заклепочного поля; между стержнями фасонка сопрягается прямыми или
кривыми. Нужно стремиться к возможно более простой форме вставки или
накладки для упрощения резки; выкружки между стержнями придают фасонке
более легкий вид и по существу даже полезны, так как они, постепенно
вводя в работу прикрепления сечение вставки или накладки, улучшают ра-
боту заклепочных соединений; однако по трудности изготовления они употре-
бляются редко и в новейших конструкциях совсем не употребляются. Угол
отхода очертания фасонки от направления раскоса должен быть не менее 15°.

Достаточность размеров узловой фасонки определяется проверкой ее на
вырывание.

Для этого по фасонке проводят наиболее короткую фигуру, соединяющую
точки кромок фасонки с линией последнего ряда заклепок, прикрепляющих
раскос или ст.ойку. По этой фигуре фасонка может вырваться, выколотая под
действием усилия прикрепленного стержня.
Площадь разрыва фасонки по этой фигуре должна быть достаточна,
причем допускаемое напряжение по линии выкола для площадок, нормальных
к направлению усилия и наклонных под углом менее 60°, принимается нор-
мальное [л], а для площадок, наклонных под углом более 60°, — касатель-
ное [f] = 0,75 [л]1.

Фиг. 900. Узел на накладке. Расширенный стык в центре узла. Узловые уширения —
самостоятельная монтажная единица.

Пример 84. Проверить фасонку узла, изображенного на фиг. 901,
у нисходящего раскоса. Толщина фасонки 14 мм. Площадь фасонки по послед-
нему ряду заклепок (до вертикальных полок коротышей):

1,4(51 4- 2 • 5 — 6 • 2,3) = 66 см\

Площадь фасонки по линии заклепок коротышей:

lf4.4 . (9 _ 2,3) = 38 см\

Суммарная приведенная площадь выкола (на фиг. 901) по сечению аа;

/= 66 4“ 2 • 38 • 0,75 = 6657 = 123 см*.

1 По нормам НКПС напряжения для углов <90°, но > 60° берутся по интерпо-
ляции между [п] и [/].
Фиг. 901. Узел на фасонной вставке, монтажный стык слева. Применение совмещенных стыков,
Площадь ветвей раскоса нетто 1,4 [(51 —4 • 2,3) 2(28,99 —1,75 • 2,3)]=

= 1,4(42,12 • 25)= 129 см2, что близко 123. Фасонка достаточно прочна.

Фасонка режется по ширине раскоса нормально его оси или образует
с осью раскоса угол. При косой резке (фиг. 893, 896) получается асимме-
тричное ослабление в опасном сечении раскоса в месте прикрепления, которое
вследствие получающегося эксцентриситета приводит к перенапряжению рас-
коса. Но ввиду наличия и без того изгиба раскоса от жесткости прикре-
пления это не так важно.

Фасонки и накладки и все вообще элементы узла должны быть так
обрезаны, чтобы очертание их могло быть вырезано из наименьшей площади
листа, не имело бы лишнего обременяющего вес материала, но в то же время
не было вычурно, а, наоборот, возможно просто и соответствовало принятым
ослаблениям и работе элемента. Наилучшее очертание прямоугольное.

Узловая накладка передает поясу заклепками, расположенными на протя-
жении пояса, равнодействующую приходящих на накладку усилий от раскосов
и стойки, которая, очевидно, равняется равнодействующей усилий поясов.
Наибольшее значение этой равнодействующей нетрудно получить, построив для
нее линию влияния по соответствующим линиям влияния раскосов.

В действительности работа накладки очень сложна и связана с разнооб-
разными изгибами и скалываниями, приводящими к разным местным ее пере-
напряжениям; для уменьшения их очень важно, чтобы накладка не обрывалась
резко у какого-либо стержня, а отходила от него, несколько уширяясь, и не
была очень тонка. Иногда с целью утолщения и облегчения работы узла
делают двойные накладки. Уширение накладок особенно важно в несимметричных
'узлах простой раскосной решетки, где обязательно отодвигание (оттягивание)
накладки за стойку (фиг. 896); гладкий обрез по стойке связан с резкими
перенапряжениями у стойки и потому неправилен. При применении фасонных
вставок это условие удовлетворяется автоматически.

В. Размещение стыков и конструктивное оформление узловых
уширений

Фиг. 902. Размещение монтажных стыков.* Мон-
тажный стык справа.

Размещение стыков зависит от того, к какой монтажной единице тяже-
лых ферм присоединяются узловые уширения. Здесь возможны следующие
случаи.

1. Узловое уширение присоединяется к поясу фермы,
правому или левому. Этот случай обычен в нижних поясах и наиболее рас-
пространен. Тогда стыки по-
мещаются сбоку ушире-
ния, т. е., вообще говоря,
в панели слева (если итти от
опор к середине) или справа
от узла (фиг. 902 и 901).

При размещении слева
(фиг. 901) стык получается
меньше, так как он тогда

пересекает более слабый стержень; такое размещение возможно при сборке
на подмостях.

Стык справа—по ходу сборки — приходится делать при навесной сборке.

Весьма распространен, особенно при узлах на перегибе, стык в центре
узла, причем последний наиболее обычен при узлах на накладках (фиг. 896).

2. Узловое уширение присоединяется к подвеске или
стойке (фиг. 903—909). Этот случай применяется для верхних узлов. Глав-
ное его преимущество сборочное. Когда уширение присоединено к подвеске,
оно немедленно после установки раскоса подхватывает конец восходящего
раскоса, стоящего ня весу, тогда как при первом способе раскосы и стойка
долгое время, пока сверху они не будут покрыты поясом, остаются наверху
несвязанными. Здесь стыки устраиваются в пределах уширения
(фиг. 903). Недостатком решения является увеличение монтажной клепки.

3. Узловое соединение является самостоятельным мон-
тажным элементом. Этим улучшается перевозимость элементов, но уве-

Фиг. 903. Монтажный стык в центре узла. Фасонка скре-
плена с подвеской, образуя одну монтажную единицу.

личивается число монтажных единиц.

При таком членении раскосы, стоящие в верхних узлах во время сборки
на весу, также довольно быстро покрываются накладкой уширения (раньше поста-
новки пояса), и в этом сборочное преимущество этого способа соединения
(фиг. 904, -900). За-
то монтажной клепки
здесь получается еще
больше. Стыки в этом
случае располага-
ются в пределах

уширения.

Стык вне уши-
рения, сбоку от него

или в панели опреде-
ленно проще стыка в пределах уширения, наиболее компактен и требует наимень-
шего количества монтажной клепки (фиг. 893). Он конструируется обычно по
принципу совмещенного стыка и наиболее просто разрешает задачу. Особенно
он удобен при узлах без перегибов и тогда он является наиболее распростра-

ненным решением как при узлах на накладках, так и при узлах на фасон-
ных вставках (фиг. 905), причем при узлах на накладках (фиг. 893) решение
получается наиболее простым.

В узлах на перегибах стык вне узла возможен только при узлах на фасон-
ных вставках, которые наиболее просто разрешают задачу перегиба (фиг. 906).
Часто даже совмещают узлы на фасонных вставках и накладках, именно само
уширение делается на узловой косынке (накладке), а перегиб стержня на узло-
вых вставках (фиг. 908).

Число фасонных вставок
обычно отвечает числу основ-
ных листов вертикала. Во из-
бежание гнутья уголков и го-

стык уголков и го-

ризонтала

ризонтала помещается в цен-
тре узла на перегибе. Это
особенно важно потому, что

Фиг 904. Монтажный стык в центре узла. Фа-
сонка самостоятельная монтажная единица.

изгиб длинных элементов, ка-

кими являются поясные уголки и горизонталы, возможен только при местном
нагреве, что приводит к почти неминуемой порче материалов (фиг. 908). Допол-
нительные листы (нашлепки) также получают свои вставки или соприкасаются
в центре узла, что экономнее, по несколько сложнее для сборки (фиг. 908).

Стык в центре узла делается преимущественно при узлах на наклад-
ках, особенно в верхних узлах, когда узловая накладка является особой мон-
тажной единицей (фиг. 909) или прикреплена к подвеске (фиг. 909). Тогда
пояс насаживается на поставленную на раскосе накладку, которая служит и
стыковой накладкой. Стык при этом делается совмещенный (фиг. 909).

Основной вертикал стыкуется в центре узла, уголки и дополнительные
листы разносятся на стороны, т. е. получается решение, обратное решению
узла на вставках (фиг. 908).

Стык в центре узла применяется и тогда, когда узловое уширение присое-
динено к элементу пояса как общая монтажная единица.
Стык d центре узла более сложен, чем стык вне узла, так как он рас-
пространяется на всю площадь уширения, что, как правило, увеличивает мон-
тажную клепку.

Стык горизонталов при отсутствии перегиба пояса и вынесении мон-
тажного стыка в панель рациональнее делать в том же сечении (фиг 901V
при перегибе он всегда делается на перегибе и в этом случае может довольно
далеко отстоять от стыка вертикала, если последний при наличии фасонных
вставок вынесен на край уширения.

2fl 78044

Фиг. 906. Узел на перегибе и на фасонках. Монтажные стыки справа и слева. Применение ступенчатых стыков.
Особенного усложнения это не представляет благодаря простоте современных
горизонталов, состоящих из одного листа, необходимо только, чтобы горизонтал
выступал со стороны того стержня, который насаживается на уже поста-
вленную фасонку.

Фиг. 907. Узел на перегибе. Монтажный стык справа. Применение ступенчатых стыкоо.

Уголки рационально доводить до стыка горизонтала, а при узле на
перегибе стыковать на перегибе; в последнем случае уголки перекрываются
гнутыми уголковыми накладками или планками, нижние уголки часто
обратными коротышами, которые служат удобным столиком при наса-
живании стержней поясов на узловое уширение (если последнее прикре-
плено к стойке или служит самостоятельной монтажной единицей) (фиг.
900 и 909). Иногда уголки в центре узла, т. е. в глубине фасонки, не перекры-
ваются. Это хотя и упрощает конструкцию, но усиливает местные перенапряже-
ния в узлах, а потому не должно рекомендоваться.

Фиг. 908, Узел на перегибе. Стык уголков горизонтала и нашлепки в центре узла.

Точно так же желательно полное перекрытие вертикалов в стыках поя-
сов, т. е. перекрытие по всей их высоте; применяемое же ранее перекрытие
накладками только между уголками (фиг. 894) неправильно, так как у фасонок
стержни поясов резко работают на изгиб от жесткости узлов и крайние
заклепки стыка являются в стыке перенапряженными и требуют перекрытия
точно так же, как в стыках балок. Задача разрешается устройством совме-
щенного стыка с переводом уголковых накладок поверх накладок вертикалов
(фиг. 909) или устройством специальных накладок на уголках (фиг. 896).

Из рассмотренного видно, что в настоящее время совмещенные стыки
в поясах значительно более распространены, чем ступенчатые, которые явля-
ются конструкцией отживающей. Они применяются главным образом в монтаж-
ных стыках, при узлах на многих узловых вставках.

Как указывалось выше, в настоящее время раскосы приклепываются
к фасонкам преимущественно внахлестку, а поэтому обычное сечение ветвей
их состоит из одного сравнительно тонкого основного вертикала и окаймляю-
щих уголков.

Если же это невозможно и раскос имеет несколько вертикалов или
последние слишком толсты (больше 14 мм), то раскосы примыкают к фасон-
кам впритык и фасонки в этом случае должны иметь толщину вертикалов
раскоса (фиг. 896, 907 и др.).

Фиг. 909. Узел на накладке. Расширенный стык в центре узла. Узловая накладка
представляет одну монтажную единицу со стойкой.

При нескольких вертикалах в пакете раскоса число фасонок берется по
числу вертикалов и прикрепление обычно производится совмещенным стыком
основных вертикалов (фиг. 897); в случае же затруднения для помещения
внутренней накладки, чему могут мешать уголки раскоса, — ступенчатым сты-
ком с односторонним перекрытием (фиг. 906). По нормам НКПС число закле-
пок при одностороннем перекрытии увеличивается на 2О°/о. При прикрепле-
нии мощных раскосов внахлестку число листов в уширениях очень часто
увеличивается .или берется толстая фасонка для усиления узлового уширения
на выкол и уменьшения перенапряжений в узлах.

В поясах с многолистовыми пакетами число вертикалов в разных панелях
различно. При этом удобно первый вертикал, примыкающий к поясным, угол-
кам, вести все время в одной плоскости, так как тогда в одной плоскости пойдут
и поясные уголки. Таким образом дополнительные листы наклепываются при
наружных уголках внутри коробки пояса, а при внутренних (например в ниж-
нем поясе)—на наружные поверхности коробок (фиг. 905). Поверх их накле-
пываются узловые уширения (при узлах на накладках) (фиг. 893). Таким об-
разом, если в средней панели пакет имеет 3 основных листа, а в крайних
один, то узловая фасонка средней панели будет на две толщины отстоять от
листа вертикала крайней панели, а так как все фасонки должны находиться
в одной плоскости (чтобы иметБ постоянную ширину раскосов), то и фа-
сонка крайнего узла должна находиться в той же плоскости и иметь две про-

кладки до листа вертикала, что очень невыгодно

Фиг. 910. Размещение уширений в плоскости внутрен-
них накладок.

Плоскость йрикреплениа раскосов

(фиг. 910).

Во избежание этого
в средних узлах наклад-
ки необходимо заменить
вставками.

Наиболее простое
решение—разместить тог-
да узловые уширения в
плоскости вторых верти-
калов; тогда в узле при
одном вертикале мы имеем

накладку ;при двух — вставку-накладку; при трех — внутреннюю вставку в пло-
скости второго листа (фиг. 911).

Фиг. 911. Размещение уширений в плоскости вторых вертикалов.

Внутренняя вставка не очень удобна, так как при этом не получается внут-
ренней гладкой поверхности уширения, весьма желательной для непосредствен-
ного приклепывания раскосов и стоек.

Фиг. 912. Размещение уширений в плоскости третьих вертикалов.

Во избежание этого фасонки у средних панелей помещают в плоскости
крайних листов, т. е. превращают в фасонные вставки; особенно это удобно»
когда крайний лист тянется всего лишь на одну большую панель, тогда

Фиг. 913. Размещение уширения в плоскостях третьих вертикалов Пропуск среднего
вертикала в качестве основного.

фасонка идет в плоскости обрабатываемого листа и, с одной стороны, явля-
ется вставкой (имеет стык), а с другой, — узловой накладкой (фиг. 912).
В следующем узле, где вертикал имеет два листа, ставится накладка.
Наконец в крайних узлах, где имеется один лист, ставится двойная накладка,
710
что имеет смысл, когда к узлу промыкают очень мощные раскосы, требующие
уширения двойной толщины, или при ненужности двойной накладки обрывают
первый лист вертикала и притягивают средний (фиг. 913).

Это связано с пере-
водом уголков в другую
плоскость, что возможно по-
мещением прокладки под
уголковую накладку (фиг.
914). Стык уголков, очевид-
но, должен находиться в пло-
скости обрываемого листа.
Для возможности помещения
прокладки уголки должны
иметь достаточно большой

Калибр (МИНИМУМ 100 X 100 Л п

при заклепках d = 23 k«). Фиг‘ 914 Перевод уголков в другую

Иногда, если обрыв делается в глубине уширения, уголки оставляют без
перекрытия.

Стыковые накладки вырезаются в соответствии с очертанием закле-

Фиг. 915. Перебой шагов заклепок у стыка
для уничтожения косого разрыва.

почного поля.

В настоящее время при боль-
шом распространении простого
рядового расположения заклепок
наиболее распространяются прос-
тые прямоугольные накладки
(фиг. 909). Вообще прямоугольная
нормальная резка элементов явля-
ется наиболее простой и потому ра-
циональной; во всяком случае над-
лежит избегать острых выступаю-
щих кондов и притуплять их. Со-
вершенно недопустимы без надле-
жащего округления входящие углы.

В тяжелых конструкциях важной конструктивной данностью является
шаг заклепок; он должен быть такой, чтобы в стыках имелась возмож-
ность сгущать заклепки,
что при больших разме-
рах стыков является су-
щественно важным; за-
клепки между стыками
следует располагать вви-
ду их большого ко-
личества достаточно ред-
ко.

Ввиду неудобства пе-
ребивки шаги получаются
довольно жестко; при тол-

стых листах и уголках по- / I I 4

лушаг связывающих за- LU

клепок в уголках берет- Фиг. 916. Узловое уширение при однолистовом пакете,
ся 140—160 мм, а в сты-
ках 70 — 80 мм] при рядовом расположении в стыках 70—100 мм, а в свя-
зующих окаймляющих уголках— 140 —150 мм. Сбой заклепок удобнее всего
делать у стыков, где шаг все равно перебивается, переходя на стыковой. В рас-
тянутых элементах должным размещением заклепок можно парализовать косой
разрыв и этим сократить ослабление (фиг. 915). Для того же самого, т. е.
для уменьшения ослабления сечения, весьма часто в первых рядах стыков
растянутых элементов заклепки пропускают (фиг. 907, 908 и др.). При
этом однако во избежание неплотностей нужно обращать внимание на пре-
дельные наибольшие расстояния между заклепками.

При конструировании сечений

Фиг. 917. Устройство стыка при однолн-
стовом пакете вертикала.

поясов по принципу однолистовых
пакетов узлы делаются исключитель-
но на узловых накладках, так как
толщина пакетов поясов не соответ-
ствует толщине уширения, и потому
отличаются большой примитивностью
(фиг. 916).

Стыки при разных толщинах
подходящих вертикалов устраиваются
при помощи прокладки, которая об-
разует местное утолщение более тон-

кого листа, выравнивающего их тол-
щины (фиг. 917). Это утолщение (прокладка) должно быть прикреплено до-
статочным по своей площади числом заклепок до стыка.

Стыки делаются как в центре узла, так и в панели, и их размещение
и вообще конструктивное оформление принципиально не отличаются от выше-

указанного.

§ 9. УЗЛЫ И КОНСТРУКТИВНОЕ ОФОРМЛЕНИЕ ТЯЖЕЛЫХ СВАРНЫХ ФЕРМ

Тяжелых сварных ферм в настоящее время имеется еще очень мало,
поэтому вопрос об узлах их разработан сравнительно слабо.

Узлы тяжелых ферм могут конструироваться на узловых фасонках и без
них в зависимости от высоты вертикалов и мощности решетки. Более типичный

Рельс 40*60

Фиг. 918. Узел сквозной подкрановой фермы при крайне большой
высоте вертикала.

случай — узел на фасонке, так как высоты вертикала обычно нехватает для при-
крепления мощного раскоса; в противном случае пояса приходится делать
утрированно высокими (фиг. 918). Последнее вполне возможно и целесообразно
в подкрановых балках при резкой работе пояса на местный изгиб; но тогда
балка из простой решетчатой превращается в шпренгельную и должна быть
: рассчитана как таковая, т. е. в ней дополнительные напряжения высокого
1 пояса перерастают в основные и не могут быть пренебрегаемы. Наварка
фасонки представляет по существу очень простую работу, а между тем делает
узел и примыкание решетки более совершенными и простыми (фиг. 919).

По А -А (по оси)

диафрагмы раскоса в место, удобное для сварки.

Поэюму никоим образом нельзя сказать, что в сварных тяжелых фермах
нужно стремиться к непосредственной приварке решетки к поясам. Напротив,,
необходимость при непосредственной приварке очень острых и асиммет-
ричных примыканий или примыканий впритык может сделать узел на

Фиг. 920. Узел на приваренном уширении—„бороде“.

накладке более удачным и удобным. Узловые накладки привариваются как к
наружным, так и к внутренним поверхностям вертикалов поясов; в том случае,
когда узловая фасонка является одной монтажной единицей, внутренняя при-
варка вполне возможна, так как она является заводской сваркой и может
быть произведена на каждой ветви отдельно до их соединения в цельный
стержень.
В противном же случае возможна только наружная приварка. Вообще
наружная приварка проще и потому в равных условиях должна более реко-
мендоваться. Приварка производится по контуру с широким развитием про-
резей вследствие большой площади накладки (фиг. 920 и 921).

Если пояса не имеют наружных ребер, то приварка решетки к фасонкам
(которая всегда делается наружной, ьак монтажная) возможна как по поверх-
ности уширения, так и по поверхности самого вертикала, чем величину уши-
рения можно сократить (фиг. 920).

Фиг. 921. Узел на перегибе на узловой накладке.

Как известно из опыта (см. гл. IX, § 5), фланговые швы и прорези, на кото-
рых зиждется конструкция тяжелого сварного узла на накладках, не являются
оптимальной конструкцией при работе на динамическое воздействие. Поэтому
в настоящее время все более и более развиваются узлы на вставках или
.бородах", основанные на применении более благоприятных стыковых швов

Фиг. 922. Траектория напряжений в сварном узле с приваренным уширением.

(фиг. 920). Исследование распространения напряжений в таких стыках, произве-
денных методом просвечивания в Московском институте транспорта, показало
достаточно спокойное распределение силовых линий, аналогичное распределе-
нию их в обычных узлах (фиг. 898), и следовательно достаточно удовлетво-
рительную их работу (фиг. 922).

Стыки и соединения стержней тяжелых ферм как место монтажной сварки
требуют особого внимания. Прежде всего они должны быть совершенно
доступны для сварщика и не требовать потолочной и внутренней сварки.
Обычно стыки вне узлов более доступны и удобны с этой точки зрения вслед-
ствие отсутствия затрудняющих доступ фасонок; вследствие этого стыки вне
узлов в сварных конструкцих очень распространены, тем более что этим дости-
гается еще одно преимущество: сварка наиболее ответственных соединений — уз-
ловых— оказывается заводской. Исходя из этих соображений, имеется предло-
жение— во всех стержнях и поясах и раскосах стыки из узлов выносить,
образуя специальную монтажную единицу—узел с концами примыкающих к нему

Фиг. 923. Узел с вынесенными стыками.

стержней (фиг. 923). Эта мысль является определенной утрировкой вопроса
резко усложняющей сборку и едва ли ведущей к улучшению конструкции,
но вынесение стыков поясов в панель определенно удобно и целесообразно,
особенно при отсутствии перегиба в поясе.

Фиг. 924. Узел без уширения. Стык через прокладку.

В сжатых элементах самый стык может быть произведен через прокладку
с обваркой по контуру. Так как здесь усилие передается через торцы про-
кладок, стянутых друг с другом монтажными болтами, а обварка имеет второ-
степенное для передних усилий значение, то она может производиться только
по вертикальным граням прокладки (фиг. 924). Однако при этом нужно особое
внимание обратить на тщательность пригонки прокладок и даже их фрезерова-
ние. Целесобразнее же нормальное перекрытие накладками, причем желательно
двухстороннее перекрытие; однако оно возможно только при доступности внутрен-
ней поверхности вертикала преимущественно при швеллерных, двойных тавро-
вых и уголковых сечениях поясов и больших расстояниях между ветвями.
Весьма целесообразны ромбические накладки, так как они помимо лучшей
своей работы по существу не имеют полупотолочных нижних швов, наиболее
затрудняющих сварку по нижнему контуру прямоугольной накладки (фиг. 925).

Для увеличения длины швов

устраивают кусковые накладки. НиЗ изнутри

Когда внутренняя поверхность
недоступна (нарример в горизонтале
и вертикалах коробчатого сечения),
накладки приходится ставить одно-
сторонние наружные. Если при этом
толщина листов велика и односто-
роннее перекрытие оказывается резко
асимметричным, то прибегают к свар-
ке встык и постановке в дополнение
к этой сварке накладок.

Соединение это как монтажное
мало удобно, так как при сварке

Фиг. 925. Стык, перекрытый ромбическими
накладками.

встык достаточно затруднительна

подтяжка элементов (она возможна помощью специального сердечника, к ко-
торому прибалчиваются стыкуемые элементы), требуются точная обработка кромок
и большое количество наплавленного металла, поскольку шов в силу односторон-

ней доступности возможен толь-
ко V-образный (фиг. 926).

Для уменьшения послед-
него существует предложение
вставлять в толстый шов сердеч-
ник, уменьшающий количество
сварки и следовательно ее те-
пловой эффект (фиг. 927).

По существу идея такого
сердечника состоит в разделе-
нии толстого шва на два тон-

Фиг. 926. Одностороннее перекрытие стыка ром- ких в пределах шва, но это
бическими накладками. конечно еще более усложняет

работу.

Поэтому и при толстых листах проще прибегать к одностороннему перекры-
тию, а эксцентричность передачи погашать постановкой диафрагм, стягивающих
противоположные ветви сечения и препятствующих их изгибу в случае одно-
сторонней передачи усилия (фиг. 928).

Сварка встык горизонтала, вполне
доступного сверху, более удобна и по-
тому более возможна, однако столь же

возможна подварка его к стыковой про-
кладке (фиг. 924) или к диафрагме через
оставленную в стыке щель и производство
одностороннего перекрытия (фиг. 929).

Ребра и полки перекрываются план-
ками, приваренными фланговыми и лобо-

Фиг. 927. Помещение сердечников в
шве толстого листа.

выми швами (фиг. 925 — 926). Ввиду недоступности одной из кромок соеди-
нения здесь очень целесообразны прорези.

При узле на перегибе стык пояса возможен в центре узла. Типичное

решение здесь для ключевого узла—деление его на две части, стык через
прокладку и заварка фасонки (фиг. 930); также вполне возможно при наличии
наружных фасонок использование их в качестве стыковых накладок (фиг. 921);
при этом однако использование внутреннего шва между вертикалом и фасон-
кой требует очень искусной сварки, так как она является полупотолочной
и затрудненной наличием раскосов.

В нижнем поясе стык перекрывается фасонками и накладками; здесь
внутренний шов доступен и может быть использован.

В узлах на перегибе вполне возможно
вынос стыка за узел. Но тогда получаются
два стыка по обе стороны узла и конструкция
несколько усложняется (фиг. 931).

Конструкция узла зависит также и от
типа сечений решетки.

Наиболее она проста при простых двух-
стенчатых типах, швеллерном или двойном

устройство узловой вставки и

Фиг. 928. Укрепление диафраг-
мами односторонне перекрытого
стыка. Заварка листа встык по-
казана ошибочно.

уголковом. Тогда раскосы подходят с на-
ружной стороны фасонок и привариваются
к ним наружными фланговыми швами, кото-
рые по простоте своей приварки вполне могут
рассматриваться как монтажные швы (фиг. 920,

924 и др.). Весьма полезна при этом постановка лобовых швов, уничтожающих
вспучивание фасонок (фиг. ©20). Для уменьшения влияния эксцентриситета

По А-А Ло в-В

Фиг. 929. Стык горизонтала.

приварки отдельных ветвей фасонки по-
лезно стягивать внутренними диафрагмами
(фиг. 923). Для упрочнения укрепления в
пределах прикрепления раскоса часто рас-
полагают внутренние прорези, однако это
сильно усложняет конструкцию и поэтому
нежелательно (фиг. 921).

Если раскосы имеют среднюю диа-
фрагму или горизонтал, конструкция
усложняется необходимостью приварки

этого горизонтала.

При этом узел при поясах и раскосах швеллерного сечения может быть
скомпанован следующим образом. Фасонки навариваются на наружные поверх-
ности вертикалов, для чего в верхнем поясе прерываются ребрышки (фиг. 919).

Фиг. 930. Узел на перегибе. Стык в ус.

К фасонкам внахлестку наваривается вертикал раскосов. Горизонтал
прерывается у подхода к фасонкам и заменяется продольной диафрагмой,
приваренной между фасонками.

Для улучшения передачи усилий на эти диафрагмы между фасонками по
нижней грани верхнего пояса приварена горизонтальная планка, укрепленная
в точках примыкания горизонталов раскосов вертикальными ребрышками.
Вся эта конструкция сваривается на заводе и солидно укрепляет узел1
при перевозке; продольная диафрагма раскосов соединяется с наклонно*
диафрагмой нормальным стыком, вынесенным во вполне доступное для сварщика
пространство. Стык вертикалов и горизонтала пояса может быть в центре узл*
(фиг. 919) или в панели рядом с узловой фасонкой, что рациональнее.

Фиг. 931. Узел на перегибе на фасонных вставках.

Та же идея возможна и при узле на перегибе при стыке вертикалов
пояса в центре узла. Аналогичное сопряжение возможно и с нижним поясом.
Последнее получается проще в том отношении, что горизонтал раскосов

Фиг. 932. Узел сварной фермы. Применение прорезей.

приваривается через наклонную диафрагму фасонки непосредственно к гори-
зонталу пояса. Совершенно также могут конструироваться узлы при трубчатом
сечении поясов или при примыкании Н-образных раскосов.

Иногда Н-образные раскосы непосредственно всовываются между фасон-
ками узла и привариваются к ним через прорези в фасонках. В этом случае
усилие на диафрагму раскоса передается через вертикалы раскосов, что впрочем
обычно и в клепаных конструкциях (фиг. 891). Через прорези может быть при-
креплен и швеллерный раскос полками наружу, что дает крайне простое ре-
шение (фиг. 932). Монтажные болты размещаются в каждом монтажном стыке.

Желательно их размещение не в основных элементах, а на дополнительных
планках или коротышах, что однако далеко не всегда является возможным.
ОТДЕЛ ПЯТЫЙ

КОЛОННЫ и стойки

ГЛАВА XIV

КОЛОННЫ И СТОЙКИ, РАБОТАЮЩИЕ НА ОСЕВУЮ СИЛУ

§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ, ТИПЫ И ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ КОНСТРУКТИВНОГО
ОФОРМЛЕНИЯ колонн

А. Область применения. Отдельные части колонны

Колонны и стойки, работающие на осевую силу сжатия, имеют в метал-
лических конструкциях весьма широкое применение. Не говоря уже о сжатых

стержнях сквозных ферм, которые все относятся к этому классу
и которые описаны в главах XII и XIII, колонны и стойки
широко применяются и как самостоятельные элементы кон-
струкций. Здесь прежде всего должны быть отмечены высокие
металлические опоры всякого рода площадок, эстакад и перекры-
тий (фиг. 34, 35), как например площадок у печей мартенов-
ского цеха, эстакад под железную или обыкновенную дорогу,
бункерных эстакад для подачи топлива к печам электроцентра-
лей, междуэтажных перекрытий каркасных зданий (фиг. 45, 47
и др.), стойки каркаса промышленных зданий, стойки под под-
крановые пути раздельных колонн стойки, расчаленных мачт
и кабель-кранов, опоры трубопроводов, укосины дерриков, пи-
лоны висячих мостов и пр. Все эти конструкции по существу
являются опорами; они служат для передачи нагрузки, прило-
женной к верхней части колонны, или стойки на низ, на ее
основание. В соответствии с этим конструкция рассма-
триваемых колонн и стоекразбивается на 3 части
(фиг. 933).

а) Основную часть, служащую для передачи нагрузки,—
стержень колонны или стойки.

б) Верхнюю часть, служащую для восприятия нагрузки, —
оголовок колонны или стойки.

в) Нижнюю часть, служащую для передачи нагрузки на
основание, — базу или башмак колонны или стойки.

конструкций

Фиг. 933.
Элементы
колонн.

Б. Круглые чугунные колонны и колонны из квадрантных профилей

Металлические колонны могут быть чугунные и стальные. Чугун-
ные колонны в соответствии с большей простотой металлургии чугуна появи-
лись раньше стальных; в простейшей своей форме они представляли чугунную
круглую трубу (фиг. 934), связанную с чугунным башмаком (базой) и снабжен-
ную в верхней своей части закраинами, на которые опирались балки перекрытия.
Круглое сечение трубы, наиболее удобное для литья и привычное по практике

деревянных и каменных колонн, весьма удачно с точки зрения работы колонны
на продольный изгиб и потому являлось господствующим и на долгое время

определяло форму колонн. Жесткое соедине-
•ние с базой при неполной центрации давления
на колонну от появляющихся от этого момен-
тов приводило к опасности излома колонн з
месте сопряжения, поэтому в скором времени
появилось шарнирное сопряжение колонны с
базой (фиг. SL35); такое же шарнирное сопря-
жение нередко устраивалось и в оголовке ко-
лонны в сопряжении с балкой, что превратило
колонну в качающуюся стойку, работающую
наиболее надежно и строго под центральную
нагрузку (фиг. 935), но не могущую воспри-
нять никакой горизонтальной нагрузки; этот
тип был крайне распространен в опорах мног
гопролетных эстакад и путепроводов. В много-
этажных сооружениях, когда колонна проходит
через несколько этажей, шарнирное сопряже-
ние с балками, очевидно, является невозмож-
ным и последние опираются на колонны при
помощи имеющихся боковых приливов (фиг. 936).

При переходе на сталь и железо сначала
был оставлен тип круглого сечения колонны,
что привело к составлению стержня колонны
из четырех кусков квадрантного железк (фиг.
937), поскольку в то время (80-е годы прош-
лого столетия) цельнотянутых труб еще не су-
ществовало, а сварка не была известна. Колон-

Фиг. 934. Чугунная колонна с
жесткой базой.

ны из четырех квадрантов применялись крайне
широко как при шарнирном сопряжении с ба-
зой (фиг. 938), так и без такового, и были
причиной введения в сортамент квадрантного
профиля, ныне уже оставленного и не употреб-
ляющегося. Однако сечение колонны из четы-
рех квадрантов было крайне неудобно, посколь-
ку при этом получалась замкнутая полость внутри
колонны, не доступная для осмотра и окраски,
и крайне было затруднено приклепывание сбоку
каких-либо уширений и столиков для располо-
жения балок или прикрепления связей (фиг. 938).
Такие уширения можно было делать только из
литых деталей, которые нужно было насажи-
вать на стержень колонны или в виде выступаю-
щих одностенчатых консолей и гнутых частей.

Благодаря указанным неудобствам квад-
рантные колонны были заменены другими сече-
ниями, которые широко применяются и до сих
пор.

В. Типы современных колонн

Современные колонны могут быть

разбиты на два класса: 1)на колонны сплош-
ные, состоящие из одного прокатного, скле-
Фиг. 935. Чугунная колонна с шарнирной базой и с головке Л,

панного или сварного стержня, и 2) колонны сквозные, состоящие из не-
скольких, чаще всего двух стержней, или, как их здесь называют, „ветвей",
соединенных в одно целое решетками или планками (фиг. 939).
Основные преимущества сплошных колонн: меньшая трудоемкость изго-
товления и большая надежность работы и вследствие отсутствия мелких
легко повреждаемых элементов бдльшие удобства в эксплоатации; сквозных —
большая экономичность по весу, более легкая приспосабливаемость к разно-
образию силовых воздействий, возможность устройства их равнопрочными во

Фиг. 936. Сопряжение с чугун-
ной колонной междуэтажного
перекрытия.

всех направлениях и т. д.

В тяжелых производствах, например в го-
рячих цехах (опоры площадок мартеновских
цехов), и в тяжелых конструкциях, например
опоры тяжелых бункерных эстакад, чаще всего
употребляются сплошные колонны; в легких же
или защищенных от ударов при эксплоатации,
например в каркасных гражданских зданиях, в
опорах трубопроводов, в легких эстакадах (на-
пример для подачи топлива в ЦЭС) или в эста-
кадах под дороги и г. д., распространены сквоз-
ные колонны, если условия меньшей трудоем-
кости, а иногда и внешнего вида, не заставляют
прибегать и здесь к сплошным сечениям.

Г. Типы и характеристика сечений сплош-
ных колонн

Основным типом сплошной колонны является
колонна Н-о б р а з н о го сечения с двумя широ-
кими полками, связанными средней диафрагмой
(фиг. 940). Сечение это достаточно удачно при
работе на продольный изгиб, так как имеет до-
вольно большие радиусы инерции и в соответ-
ствии с этим высокое критическое напряжение,
зависящее от этого радиуса и равное, как это
изв' гтно из теории продольного изгиба:

==Р^_^Е£_^_т^Е .п
• р F Fl* Z2 К5* * I1'

У У

• I

где I—момент инерции сечения колонны, F — площадь сечения колонны,
. t , Г I I

I— ее длина (высота), г = ]/ —--------радиус инерции, к = — —гибкость

стержня.

При нормальных' соотношениях
обычного широкополочного профиля
радиус инерции вокруг оси х— х ра-
вен гх «=; 0,43 А, где h — высота сечения,
а вокруг оси у—у равен гу^0,24 А,
где b — его ширина. Отсюда мы видим,
что для равнопрочности но обеим осям,
когда г , необходимо, чтобы „

b^2h, что трудно достижимо, поэтому фиг* 937- Сечениедолонн из квадрантного
широкополочная сплошная колонна не
является равнопрочной; тем более это справедливо для обычных двутавровых
профилей.

Для улучшения работы на продольный изгиб желательно утолщение
полок и уменьшение толщины средней диафрагмы до размеров, определяемых
условиями потери ее местной устойчивости; однако резкое изменение толщины
элементов возможно только в составных сечениях, сварных или клепаных;
в прокатных же условия проката и равномерного остывания требуют более
одинаковых толщин, поэтому прокатные сечения всегда оказываются по затрате
материала менее выгодными, чем составные, но зато значительно более удоб-
ными в работе.

Фиг. 938. Качающиеся опоры моста, составленные нз квадрант-
ных профилей.

Типичным примером рассматриваемого прокатного сечения является
широкополочная балка или балка Пейн ер а (фиг. 940,в), ко-
торая в первую очередь должна рассматриваться как колонное железо и
которая как таковая пользуется в Америке и в Европе исключительным рас-
пространением. В шиоокополочных балках по условиям проката ширина
берется меньше или равной высоте, поэтому балки эти неравнопрочны при
работе их на продольный изгиб вокруг главных осей, а следовательно и мате-
риал их не полностью' использован; по условиям проката в широкополочных
балках стенка (средняя диафрагма) не может быть сделана особо тонкой, что
также несколько понижает их экономическую выгодность. Зато все размеры
балки таковы, что они являются устойчивыми сами по себе, и потому не
требуют никаких специальных креплений, что является их видным преиму-
ществе м, крайне облегчающим конструкцию и изготовление.

Вмеоо балок Пеййера с параллельными гранями полок применяются
также балки Грея (фиг. 940,е) с непараллельными полками, несколько

усл гжняющие конструирование.

Фиг. 939. Схема сквоз-
ной колонны.

Для Лучшего использования материала, т. е. для
возможности утонения стенок, необходимо применять
сварные сечения, в первую очередь из трех
листов, аналогичные сечениям Пейнеров (фиг. 940,а).
Наименьшие толщины листов здесь диктуются усло-
виями местной устойчивости листов; если листы будут
слишком тонкими, то они могут выпучиваться под дей-
ствием сжимающих сил раньше, чем все сооружение (ко-
лонна) в целом, и последнее выйдет из работы при со-
хранении о.бщей устойчивости от потери местной устой-
чивости соответствующего элемента.

Для среднего листа, зажатого между двумя жест-
кими полками, условия местной устойчивости достаточ-
но благоприятны, и лист может быть оставлен без ка-

Фиг. 940. Типы сечений сплошных колонн.

ких-либо опасений достаточно тонким; критические напряжения и сле-
довательно запасы на устойчивость зависят, очевидно, от соотношений раз-
меров полок и стенки и мощности закрепления последней; при обычных
соотношениях стенки толщиной в 43Ti ширины не требует никаких укреплений.
Эго соотношение может быть повышено до J/50, так как здесь можно пойти
на некоторое уменьшение запасов, ибо опасности от выпучивания стенки не
очень велики; выпучивание стенки происходит на сравнительно небольшом
протяжении (фиг. 941) и выпучиваемая стенка просто выбывает из работы,
что приводит только к перенапряжениям других еще работающих элементов
(полок). Поэтому применяют и более тонкие стенки; очень часто их при
этом аналогично сплошным балкам (фиг. 942) укрепляют уголками или ребрами
жесткости. Однако это крепление, как о том будет указано далее имеет
малое значение, так как выпучивание может произойти и между ребрами.
Более существенно устройство продольного ребра жесткости (фиг. 943).
Местная устойчивость выступающих полок менее благоприятна; можно счи-
тать, что полки не требуют специальных креплений лишь при толщине

726
fc = 1 жлияи выступа (фиг. 944), т. е. при достаточно больших толщинах,
причем здесь опасность местного выпучивания значительно существеннее,
поскольку выпучивание и выход из работы крайних фибр сечения приводят
к его изгибу, эксцентриситету действия силы относительно оставшегося дей-
ств;. -ющегс сечения, что резко уменьшает запасы общей устойчивости стержня.
При необходимости утонения полок для лучшего использования материала
приходится их крепить, ес-Ли толщина их меньше :/1Б величины выступа;
наиболее эффективное крепление—помещение продольных уголков или ребер
жесткости (фиг. 945), что очень сильно повышает выгодность сечения, но
усложняет тип и увеличивает трудоемкость вследствие дополнительных рядов
клепки или сварки при прикреплении уголков или ребер. Поэтому такие
сечения употребляются только в мощных колоннах, где эффективное исполь-
зование материала является наиболее ценным. Выступающие уголки или ребра

Фиг. 941. Потери мест-
ной устойчивости сте-
нок колонны.

Фиг. 942. Крепление
стенки поперечными
ребрами.

Фиг. 943. Крепление
стенки продольным
ребром.

несколько усложняют прикрепление балок, что также препятствует широкому
распространению этого типа. В зависимости от генеральных . размеров радиус
инерции такого сечения может быть принят: при внутренних уголках или
ребрах:

гж^0,45А; rv^0,30d;

при наружных:

г* = 0,60 Л; гу = О,ЗОд.

Таким образом наружные уголки или ребра повышают устойчивость
стержня, но зато они понижают конструктивные удобства колонны. На
основании указанных соображений в сплошных колоннах по крайней мере
не очень большой мощности более распространены колонны из трех листов
(фиг. 940,а).

В колоннах не очень большой мощности очень распространены и про-
стые прокатные двутавры как наиболее ходовой и наименее трудо-
емкий профиль (фиг. 940,г).

Ввиду сравнительной узости двутавра моменты инерции его относительно
главных осей резко различны и потому двутавр с точки зрения устойчивости
является резко неравнопрочным и материал в нем далеко не используемся
полностью.
Лишь в том случае, когда в различных плоскостях резко различны
свободные длины колонн (например от наличия поперечных связей), двутавр
является целесообразным и с экономической точки зрения. Наконец в дву-
таврах непараллельность граней полок несколько усложняет приклепку балок;
оанако, несмотря на указанные недостатки, двутавровые колонны по простоте
своей конструкции пользуются широким распространением.

Радиус инерции двутавров в зависимости от генеральных размеров
составляет:

г. «0,39 А;

0,20 А.

Фиг. 944. Пре-
дельные разме-
ры выступов
колонн по усло-
виям местной
устойчивости.

Появление сварки ввело еще один тип колонн—труб-
чатый (фиг. 946). Труба является очень рациональным се-
чением при работе на продольный изгиб, и потому трубчатые
колонны весьма выгодны. Однако трубчатые сечения имеют
тот недостаток, что внутренняя полость их недоступна для
осмотра и окраски, прикрепление балок возможно к ним
только при помощи сварки и они требуют довольно много
наплавленного металла на сплошные вертикальные швы. Обыч-
ное сечение такой колонны из двух швеллеров,
полками внутрь (фиг. 946); однако вполне возможны
и круглые колонны из одного провальцован-

ного листа. За последнее время появилась идея заполнения таких колонн
бетоном (фиг. 946); бетон увеличивает рабочее сечение колонны и предо-
храняет внутреннюю полость ее от ржавления. Наружная металлическая обо-

Фиг. 945. Сечения сплошных колонн со средней диафрагмой.

лочка служит при этом сплошной обоймой для бетона, благодаря чему сопро-
тивление бетона сжатию резко увеличивается, так как труба (обойма) пре-
пятствует поперечному расширению бетона при сжатии. Бетон растягивает
трубу, а труба обратно производит сжи-
мающее воздействие на бетон, повы-
шающее его общее сопротивление.
По сделанным опытам в круглых тру-
бах, заполненных бетоном, при толщи-
не стенки трубы 8 = 1li00 диаметра тру-

Фиг.946. Типы сечений трубчатых колонн. $ы и ПРИ бетоне /? = 130 кг/см2 раз-
рушающие напряжения через 28 дней
получаются ~ 400 кг1см\ что дает возможность иметь в бетоне допускаемое
напряжение [л] = 150—180 кг/см-. При этом в оболочке трубы могут быть
допущены обычные напряжения [и] =1400 кг/cjtfl и отношение между мо-
дулями упругости стали и бетона может быть принято равным 8.

Все это делает этот тип колонн из труб, заполненных бетоном, очень
экономичным по затрате металла и рациональным.

Д. Типы и характеристика сечений сквозных колонн

Сквозные колонны состоят из нескольких стержней
(называемых в этом случае ветвями колонны), связанных решет-
ками (фиг. 939, 947).
Несущее усилие колонны распределяется между ее ветвями, а решетки
служат только для соединения их в одно целое. Таким образом решетки не вос-
принимают полезной нагрузки колонны и представляют собой дополнительный
материал, необходимый для сплачивания отдельных ветвей колонны.

Сквозные колонны обычно имеют 2 ветви, каждая из швеллера или
двутавра, соединенные двумя решетками (фиг. 947, б и в). Устройство колонны из
четырех ветвей, соединенных четырьмя решетками (фиг. 947, г и д), обычно нецеле-
сообразно, так как ветви работают под нагрузкой не вполне равномерно,
и неодинаковость работы увеличивается с увеличением числа ветвей и слишком
много материала тратится на решетки.

Главное преимущество сквозных колонн состоит в том, что их всегда
можно сделать равнопрочными относительно обоих главных осей. Дей-

ствительно, раздвигая ветви, мы, очевидно, увеличиваем момент инерции
колонны относительно оси колонны, параллельной ветвям (называемою сво-
бодной осью сквозной колонны) (фиг. 947), и всегда можем раздвинуть
ветви настолько, чтобы этот момент инерции равнялся общему моменту
инерции ветвей относительно другой оси, пересекающей материал вегви

и потому называемой
материальной. Тог-
да при одинаковых сво-
бодных длинах колон-
ны в обеих плоскостях
(расстояний между точ-
ками ее закрепления)
колонна будет равно-
прочна. Обычно к та-
кому раздвижению не
встречается препят-
ствий.

Основной недо-

Фиг. 947. Типы сечений сквозных колонн. Плоскости со-
единительных решеток показаны пунктиром.

статок сквозной колонны — большая ее трудоемкость вследствие наличия ре-
шеток и несколько более сложное устройство примыкания балок; по затрате

металла сквозные колонны примерно эквивалентны сплошным и часто имеют
даже небольшое преимущество.

Обычное сечение сквозной колонны — 2 швеллера полками внутрь или
наружу или 2 двутавра (фиг. 947, б и в).

Основное преимущество швеллеров — большая ширина полки и потому
большая легкость приклепки решеток (в клепаных колоннах, в сварных это
несущественно) и несколько больший момент инерции ветви при той же
площади. При размещении швеллеров полками внутрь (при той же ширине
колонны) увеличивается момент инерции колонны вокруг свободной оси; при
постоянной ширине колонны в свету между стенками ветвей при полках
внутрь уменьшается затрата материала на решетки, поэтому размещение
швеллеров полками внутрь употребляется чаще.

Когда площадь швеллеров оказывается недостаточной, то переходят

к двутаврам.

При четырех ветвях последние обычно делают из уголков, одного или
двух, располагаемых чаще всего крестом (фиг. 947, г и д).

Самые слабые по усилиям колонны или стойки делают и из одной
ветви, из двух уголков крестом, связанных планками или прерывистыми
швами-закрепами у обушков (фиг. 947, е). Колонны эти занимают промежу-
точное положение между сплошными и сквозными.

Сравнительно редко делают сквозные колонны из уголков, связанных
одною решеткою, в виде сквозного двутавра (фиг. 947, ж), так как колонны
эти невыгодны вследствие своей резкой неравнопрочности.
Для специальных целей (например в каменных стенах) иногда устраи-

вают узкие и широкие колонны из нескольких швеллеров или двутавров,
связанных общими решетками (фиг. 948).

Фиг. 918. Колонна из че-
тырех в *тней, связанных
общей решеткой.

Фиг. 949. Колонны пе-
ременного сечения.

Фиг. 950. Элементы
сквозной колонны.

Стержень колонны обыч-
но делается призматическим,
как наиболее простой. Иногда
из соображений эстетических
или для улучшения работы на
продольный изгиб стержню
сквозной колонны придают и
другое очертание, уширяющее-
ся к серединЬ или пирамидаль-
ное.

Проще всего такие очер-
тания придавать колоннам,
имеющим 4 ветви, ввиду срав-
нительной слабости и простоты
изгиба каждой из ветвей.

Момент инерции колонны
переменного сечения (фиг. 949)
может быть определен по фор-
муле:

(2)
где 1ер — момент инерции наи-
большего ее сечения;если наи-
большее сечение по середине
колонны, то

k = 0,34 + 0,66-1/

где /Л — момент инерции у
конца.

Если же колонна имеет
уширяющееся очертание и наи-
большее сечение находится у
одного из ее концов, то

6 = 0,20-1-0,80 1/"

Г *ср

Колонны переменного се-
чения употребляются обычно
при больших длинах, строго
центральной нагрузке и при
большой важности легкости ко-
лонны, как например в укоси-
нах дерриков, пилонах и т. п.

Е. Влияние решетки на
устойчивость стержня
сквозной колонны

Сквозные колонны не-

сколько менее устойчивы, не-

жели сплошные, состоящие из цельного стержня, так как они имеют несколько
отдельных вегвей, связанных между собой только решетками.
Поэтому, если сплошная колонна рассчитывается на продольный изгиб
по нормальной своей гибкости X, представляющей собой отношение свободной
1 zo

длины колонны к радиусу инерции ее стержня X = , т. е. при ее расчете

коэфициент уменьшения допускаемого напряжения при продольном изгибе <р
берется как функция гибкости X = —, то при расчете сквозной колонны
(фиг. 950) при продольном изгибе в плоскости решеток, т. е. вокруг сво-
бодной оси, коэфициент <р берется, как было уже указано на стр. 535, не как
функция гибкости X, а как функция другой, большей гибкости, называемой
приведенной гибкостью сквозного стержня и по нашим нормам равной;

ч,=К^+Ч. (з)

т. е. равной

оси у, равной

центр тяжести

геометрической сумме гибкости всего стержня относительно

Ху = —, и гибкости ветви вокруг оси, проходящей через
ГУ
ветви, равной:

Ч)в

Здесь /ов — свободная длина ветви между решетками,
гв — наименьший радиус инерции ветви, равный:

где I9 — наименьший момент инерции ветви,
F— площадь ветви.

Таким образом меньшая устойчивость стержня сквозной
колонны учитывается большей расчетной гибкостью

Формула приведенной гибкости

(3) фиг 951

Изгиб сквоз-
есть упрощенный результат расчета устойчивости составного ной колонны,
стержня, связанного решетками.

Изгиб составного стержня, связанного сравнительно слабыми решетками,
отличается от изгиба цельного стержня тем, что при изгибе составного стержня
поперечные силы, сконцентрированные в слабой оешетке. оказывают достаточно
существенное воздействие на изгиб и не могут быть пренебрегаемы, тогда как
в цельном брусе их воздействие, распределенное по всей длине стенки, совер-
шенно ничтожно и не принимается в расчет.

Таким образом в сквозном брусе деформация от изгиба равна (фиг. 951).

У=У»+У„

где — деформация от действия нормальных напряжений, a yt — деформация
от действия касательных напряжений. Следовательно;

&У„ 3»,
дх2 * дх* '

дх*
&УЯ

, как известно из сопротивления материалов, равняется:

а в случае продольного дх* EI 9 д*уп Ру изгиба ибо М = Ру. Первая произвол-

ная от yt равняется девиации от действия скалывающих сил или углу относи*

тельною сдвига: Т< QP •

где Q — поперечная сила, G— модуль поперечной упругости, F— площадь
стержня, k — коэфициент, зависящий от того, что напряжения t распреде-
ляются по сечению неравномерно.

Следовательно:

д21 — . дх GF 1 3 дх* “ GF * дх ’
С другой стороны, как известно: и м — р дх л
Следовательно: о_Рду_. *О__рд*У_ 4 дх ’ дх дх*
и d2yt kP д*у дх* OF дх *9

а следовательно:

&у _ &у„ . &yt= \Ру . kP

дх*~ дх* “Г дх* [Е/ + GF дх2]

или ^>6 1 k'p\^ рУ дх*\ О • F / EI ’
kP Обозначая 1 -|- 1 GF через р.2 > 1, можем написать: Ру_ дх* у?Е1 EI 9
где

что эквивалентно обычному уравнению продольного изгиба ^при пренебре-

, о * д2уп

1 Знаки -& должны быть одинаковы со знаками так как касательные силы

дх* дх*

влияют на деформацию в одном направлении с нормальными.
д~у ру\ л

жении касательными напряжениями, по уравнению 1 с той только

разницей, что сила Р должна быть заменена меньшей силой Ро =

Следовательно критическая сила при учете поперечных сил должна быть

равна:

р.Р=^Е1_

0 JJ.2/2 ’

(5)

что меньше обычной критической силы на величину р2.
Коэфициент

(6)

может быть назван коэфициентом приведения свободной длины
сквозного стержня; действительно, мы видим, что сквозной стержень
может быть рассчитан на продольный изгиб так же, как сплошной, необходимо
только вместо длины стержня / взять большую длину, равную р • /.

Соответственно с этим и приведенная гибкость сквозного стержня будет
равна:

(7)

и вопрос таким образом сводится к определению выражаемого формулой (6)
коэфициента р.

Итак

или, подставив вместо Р его критическое значение,

т?Е1
I*

(поскольку вопрос идет о критическом состоянии стержня при продольном
изгибе):

т$Е1 k

I* * GF '

а так как

k = J_

GF Q 1

где 7 — угол сдвига, то

- /+“ I- W

Угол сдвига у определяется в зависимости от типа решетки. Вообще он
равняется отношению величины деформации решетки под действием силы Q

к длине панели, ? = — где а — длина панели.
а
Если мы имеем треугольную решетку (фиг. 952) с раскосами, наклон-
ными к горизонту под углами 04 и а2, из коих один под действием силы Q
вытянут, а другой сжат, и если b — расстояние между ветвями, то:

а * । * 8i । 82 Si/jp S3pZ2p

△ = Д. —Г- До =*-----1----:I ---------------------------- *

1 ' л cosaj cosaa EE1cosal 1 FF2cosa2

Фиг. 953. Пере-
крестные решетки.

Фиг. 952. Деформация треуголь-
ной решетки.

Фиг. 954. Деформация без-
раскЬсной решетки.

получим:

д = _____1____+_______?_____\

Е \ F1cos3a1 ~ F2cos3a2 /’

= _____1____л-______1_____)

d Ed\ cos3 at ~ F2 cos3 a2 /
d

и зная, что — = tgat -|-tgct2 (Фиг- 952), получим:

I* tgai~b t&a2-( F1cos3a1 + F2cos3a.2

Если 04 = a2 = a, Fj = F2 = Fp, to

** ]/"1 Z2Fp cos2 a sin a

(9)

(10)
Если мы имеем т раскосов и п распорок [например в перекрестной ре-
шетке 2 раскоса и 1 распорку (фиг. 953), (стойку)], то

л/i ___________1____+ __!_

V [ I2 \ mFp cos2 a sin а • nFem tg а

(U>

при двух решетках тип удваиваются, так как поперечная сила поровну рас-

пределяется между решетками.

Кроме раскосных решеток употребляются еще безраскосные, состоящие
из отдельных жестких планок, жестко связанных с ветвями колонн, образуя
с ними ряд жестких прямоугольников (фиг. 950). При изгибе стержня колонны

эти прямоугольники стремятся превратиться в параллелограмы, т. е. одна
из диагоналей прямоугольника стремится вытянуться, а соответствующие ей

Фиг. 955. Нулевые точки без-
раскосной решетки.

углы стать острыми, а
другая сжаться, а соот-
ветствующие ей углы стать
тупыми.

Вследствие указан-
ного, а также вследствие
того, что углы между план-
ками и ветвями колонны
как жесткие должны ос-
таться прямыми, стержни
ветвей и планок должны
получить дополнительный
изгиб по S-образным кри-
вым, увеличивающим об-
щий изгиб колонны (фиг.
954). Нетрудно видеть,
что эти кривые должны
обладать точками пере-
гиба, где кривизна, а сле-
довательно и момент рав-

Изгиб планки

Фиг. 95В. Деформация
ветви безраскосной ре-
шетки.

^ППтпт.^

ны нулю, каковые точки должны расположиться по середине длины распорки
(благодаря симметрии деформации каждой ветви) и где-либо на ветвях,
в панелях между планками.

В качестве первого и достаточно точного приближения можно считать,
что и в ветвях нулевые точки находятся по середине панелей.

Разрезав в этих точках ветви и планку (фиг. 955), мы в них обнаружим
поперечную силу ~ (поскольку ветвей имеется две), момент М=0 и про-
дольную силу, влиянием которой на деформацию изгиба можно пренебречь.
Тогда деформацию каждого отрезка ветви можем определить как деформацию.

Q
куска защемленной балки под действием поперечной силы —.

Если обозначим длину панели через d (фиг. 956), следовательно рас-
d

стояние от нулевой точки до узла через — , то прогиб ветви под действием,

Q
силы -- как консоли:

Q id \» 1
°*- 2 U / ЗЕ/. •
Однако корневое сечение этой консоли вследствие общей деформации
колонны не останется неизменным, а несколько повернется на некоторый
угол 6. Тогда общее перемещение нулевой точки будет равно:

д=т+8'

а угол сдвига

На угол 6 вследствие жесткости узла соединения планки с ветвью должно
повернуться корневое сечение планки, представляющей собой балку длиною bt
изгибаемую в корнях двумя моментами (фиг. 956):

Мпл

Тогда угол

“2 “22*2 “— 2 d'

, 2

МплЬ Qdb
~6EL~= 12EJ •
пл пл

где /— момент инерции планки,
следовательно угол сдвига:

Т ’2^' 2E/J

и коэфициент приведения:

Л,*® Т ,*3 dbI ^1а\2/

» = V 1+--Q=y 1 +1-2-74^+24 Ь)т:

2-й член подкоренного выражения вследствие большой жесткости распорки мал.
Пренебрегая им, получим:

4=^;

где гу — радиус инерции всего стержня относительно оси у—у (фиг. 950).
Сокращая на Fe, получим:

1+0’83^
или

|Л=^=К Ч+°-83Ч: <12)

в запас принимаем рА = \пр = у , что и дает вышеприведенную

формулу приведенной свободной длины сквозной колонны.

Мы видим, что формула эта достаточно справедлива и отвечает виду
деформации для безраскосной решетки (для планок); однако подведение к ее
736

виду формулы раскосной решетки, которая, как мы видели, имеет другую
структуру, по существу неправильно и делается без достаточного основания;
делается это для упрощения и стандартизации расчета, потому что он идет
в запас прочности, и влияние коэфициента р. при раскосных решетках обычно
менее существенно.

Ж. Общие указания для конструктивного оформления стержня
Одноэтажных и многоэтажных колонн

--------718---------

Фиг. 958. Диафрагма мощ-
ной сплошной колонны.

Конструктивное оформление колонн и стоек, работающих на осевую
силу сжатия без изгиба, не очень разнообразно.

Как указывалось, колонны делятся на два класса — колонны сплошные
и сквозные. По отношению к восприятию нагрузки и перекрытиям, под-
держиваемым колоннами, они могут быть одно-
ярусными или одноэтажными (фиг. 933),
когда они поддерживают одно перекрытие или
воспринимают нагрузку только в одном уровне, и
многоярусными или многоэтажными,
когда они поддерживают несколько перекрытий
или воспринимают нагрузку в нескольких местах
по высоте (фиг. 957).

Стержень одноярусной колонны имеет обычно
постоянное сечение, в многоярусной же — различное
в зависимости от усилий, накапливающихся в со-
ответствующем участке стержня. Тип сечений в
этом случае для простоты устройства стыков дол-
жен быть по возможности постоянным.

Как указывалось, сплошные колонны имеют
преимущественно двутавровое сечение, развивае-
мое от простого двутавра до сложного Н-образ-
ногО сечения, снабженного дополнительными угол-
ками или ребрами по кромкам полок. Если тол-
щины отдельных элементов колонны недостаточны
для равного по сравнению с колонной в целом со-
противления против потери местной устойчивости,

то они должны быть укреплены против выпучивания, причем наиболее целе-
сообразным креплением является крепление продольными ребрами или уголками
жесткости, а не поперечными, как в балках, работающих на изгиб (фиг. 941, 943).
При широких полках на некоторых расстояниях должны быть поставлены также
диафрагмы, подтягивающие полки к стенке (фиг. 958). Цель этих диафрагм
преимущественно производственная для облегчения изготовления колонны: они
служат кондукторами, на которых собираются все элементы колонны.

Кроме того они имеют еще некоторое значение для препятствия скручи-
ванию цельной полки вокруг точки прикрепления ее к стенке при потере
этой стенкой своей общей устойчивости. Однако опасности эти невелики
и поэтому диафрагмы могут ставиться достаточно редко, обычно их разме-
чают через 3—4 м.

3. Типы и характеристики различных сопряжений балок с колонной
(капителей) и колонны с фундаментом (башмаков)

1. Сопряжение стержня колонны с перекрытием производится двумя
способами.

Если колонна одноярусная, она может поддерживать перекрытие снизу
(фиг. 959), а балки перекрытия могут быть поставлены на колонну сверху.
738
Тогда колонна, располагаемая обычно в точке пересечения балок балочной
клетки перекрытия, должна быть снабжена опорной конструкцией — столиком
или оголовком, на который могут быть поставлены балки. Столик этот должен
центрально передавать давление на колонну, что является непременным усло-
вием работы колонны только на сжатие без поперечного изгиба. Для этой

Фиг. 961. Глухое сопряжение рачивание стен-

колонны свалкой при помощи ки колонны бал- Фиг. 963. Свободное примыкание
консолей. кой. балки к колонне сбоку.

цели столик в виде двух уголков или швеллеров прикрепляется к стенкам
колонны, которые для восприятия давления должны быть соответственным
образом усилены. На столик помещается опорная плита, центрирующая
давление балок. Для того чтобы балки не могли передать нагрузку полкам
колонны, последние срезаются несколько ниже, так что столик и опорные
плитки несколько выступают над полками (фиг. 959).

При такой конструкции центральность передачи давления обеспечивается
полностью. Однако связь колонны с балочной клеткой перекрытия получается
достаточно слабой. Последняя осуществляется при помощи опорной плитки,
т. е. опорных частей балок.

Если балки на опорной плитке могут иметь продольную подвижность,
то колонна должна рассматриваться как свободная наверху, что крайне невы-
годно для ее устойчивости, ибо в этом случае свободная длина ее равняется
удвоенной длине колонны и потому продольно-подвижное сопряжение колонны
с балкой никогда не делается. Балки с колонной всегда имеют неподвижное
соединение помощью болтов или шипов, соединяющих опорные части балок

с спорной частью колонны; такое соединение может рассматриваться как шар-
нирное. При больших пролетах и нагрузках, а потому значительной девиации
балок и опор (например в мостах и экстакадах), применяются и настоящие

шарниры, состоящие из двух
балансиров и средней цапфы
фиг. 938, 10 32).

Фиг. 965. Свободное опирание сверху. При-
крепление диафрагмы столика к планкам
решетки.

Фиг. 9G4. Свободное опирание
сверху. Прикрепление диафрагмы
столика к стенкам ветвей колонны.

140

Описанное сопряжение носит название свободного. Оно отличается
тем, что балочная клетка перекрытия поставлена сверху на колонны й работа
ее по существу не зависит от работы колонн. Поэтому и устойчивость
балочной клетки должна быть обеспечена соответствующим ее устройством
и связями независимо от конструкции колонн. Балочная клетка в этом слу-
чае является платформой, опирающейся на колонны,

Второй тип сопряжения носит название глухого. Он отличается тем,
что в нем балки перекрытия прикрепляются (приклепываются или привари-
ваются) к колонне наглухо сбоку (фиг, 960). В том случае, когда главная
балка перекрытия лежит в плоскости стенки колонны, она прикрепляется
к полкам колонны и передает свое давление на полки, т. е., вообще говоря,
эксцентрично изгибая колонну (фиг. 1050). Лишь при прикреплении балок1
с обеих сторон колонны с одинаковой нагрузкой на обе стороны колонны
последняя работает без изгиба. Зато прикрепление получается солидным
и простым. Для удобства монтажа под балкой устраивается небольшой столик
из уголка или листика, на который укладывается балка перед склепкой или
сваркой с полкой колонны. Жесткое соединение приводит к тому, что изги-
бающие моменты балки передаются на колонну, т. е. конструкция по существу
оказывается равной, однако, если момент инерции колонны во много раз
740
меньше момента инерции балки, рамность получается ничтожная и ею можно
при расчете пренебречь. Для усиления связи колонны с балкой иногда при
глухом сопряжении столики развивают в угловые консоли (фиг. 961); консоли
эти разгружают балку и уменьшают свободную длину колонны; кроме того
они развивают фронт сопряжения балки и колонны. Таким образом они при-
меняются при тяжелых колоннах и балках; глухое прикрепление изгибает ко-

лонну; но в то же время оно защемляет ее в перекрытии и этим позволяет

уменьшить свободную длину колонны, что компенсирует влияние изгиба.

Если главная балка
и пет в плоскости, перпен-
дикулярной стенке колон-
ны, то она прикрепляется
непосредственно к стенке
(фиг. 966). При этом дав-
ление передается на ко-
лонну почти центрально
с очень малым эксцентри-
ситетом, которым можно
пренебречь. Однако скре-
пленная с тонкой и по-
тому сравнительно мало
жесткой стенкой .балка
может выкручивать стенку
(фиг. 962), что приводит
к весьма резким перена-
пряжениям стенки. Оче-
видно, выкручивание бу-
дет тем меньше, чем стен-
ка толще и короче (рас-
стояние между полками
колонны меньше). Поэто-
му такое сопряжение при
сколько-нибудь тонких
стенках не рекомендуется.

В этом случае пра-
вильнее делать сво-
бодное сопряжение
при примыкании
сбоку (фиг. 963). Для
этой йели балку устана-
вливают на столик, кото-
рый развивается настоль-

Фиг. 966. Свободное сопряжение балок с многоярусной
колонной. Пропуск главной балки между ветвями
колонны.

ко, что -эн может передать
опорное давление балки,
и последнюю прихваты-
вают к стенке небольшой

планкой для большей устойчивости; через эту планку усилия не передаются.
Преимуществом этого сопряжения является и то, что^но не требует точной резки
стенки балки (длина стенки балки не должна в точности равняться расстоянию
между стенками колонны в свету, что, вообще говоря, необходимо, при не-
больших допусках, в глухом сопряжении), так как здесь балка может и не при-
легать к колонне. Наконец монтаж при таком сопряжении очень прост. Поэтому
при не очень больших давлениях оно пользуется широким распространением.

В сквозных одноярусных колоннах наиболее распространенным является
свободное сопряжение при опирании балки сверху (фиг. 964).
В этом случае столик размещается на поперечной диафрагме, которая
работает как балка между ветвями колонны и передает им давление пере-
крытия.

Обычно диафрагма располагается перпендикулярно ветвям колонны
и передает им давление балки; лишь в том случае, когда прикрепление
диафрагмы к ветвям встречает затруднения (например по недостатку места),

ее помещают параллельно ветвям и при-
крепляют к двум верхним планкам ко-
лонны, передающим давление диафраг-
мы ветвям (фиг. 964 и 965). В обоих

Фиг. 969. Глухое сопря-
жение при сквозной ко*
лонне. Балки в плоскости
свободной оси.

Фиг. 970. Узел многоярусной
сплошной колонны крестового
сечения.

Фиг. 967. Капитель небольшой ко-
лонны.

Фиг. 968. Глухое прикрепление
при сквозной колонне. Балки в
плоскости материальной оси.

случаях столик располагается несколько приподнятым относительно верха
колонны, чтобы давление балки не могло непосредственно передаться ветвям
и привести их к перегрузкам при изгибе балки.
При очень небольших размерах колонны столик прикрепляется к боко-
вым граням колонны в виде двух небольших траверс (фиг. 967), поддержи-
вающих плитку сопряжения так, что колонна получает наверху небольшое
уширение — капитель. Цель ее — поместить крепление (болты) балки при
сопряжении с колонной. Аналогичное решение получается при'колонне, имею-
щей стержень из двух уголков крестом. /

Глухое сопряжение менее удобно при сквозных колоннах; обычно оно
применяется в том случае, когда ось главной балки располагается в плоскости

материальной оси колонны,
тогда балки прикрепляются
к ветвям, а между ветвями
по всей высоте балок распо-
лагается сплошная диафрагма,
стягивающая в одно целое
балки соседних пролетов
(фиг. 968). Если же балка
помещается в плоскости сво-
бодной оси, то в таком слу-
чае к ветвям она прикреп-
ляется поперечными диа-
фрагмами (фиг. 969).

Многоярусные колон-
ны, поддерживающие не-
сколько перекрытий, кон-
струируются также сквозны-
ми или сплошными. В сплош-
ных колоннах сопряжение
делается по типу примыка-
ния балок сбоку и девается
глухим или свободным и по
существу не отличается от
указанного выше (фиг. 970).
Колонны обычно размеща-
ются в узле балочной клетки
перекрытия, к которому бал-
ки примыкают в обеих пло-
скостях и сопрягаются с ко-
лонной.

. При сквозных много-
ярусных колоннах сопряже-
ние с главней балкой про-

ПО„А-АЛ

По „Б ЕГ

исходит наиболее просто в Фиг. 971. Узел многоярусной сквозной колонны край-
том случае, когда главная него ряда.

балка прбходит в плоскости

свободной оси колонны, тогда она может быть пропущена между ветвями
(фиг. 966, 971); вспомогательные же балки при этом должны быть прикре-
плены к ветвям; помещению диафрагмы между ними мешает главная
балка, почему ветви остаются несвязанными и подвергаются выкручиванию
(фиг. 962).

Для уменьшения последнего сверху и снизу главной балки ставятся
стяжки, стягивающие ветви; это усложняет монтаж и несколько помогает
делу, но все же такая конструкция возможна только при небольших вспомо-
гательных балках.

Во избежание указанного вспомогательные балки можно сделать пар-
ными, примыкая их непосредственно к главной балке (фиг. 972). Вообще
просовывание главной балки между ветвями колонны хотя и является с кон-
структивной точки зрения наиболее простым решением, но как всякое прс-

Фиг. 972. Парное размещение вспомогатель-
ных балок у многоярусной колонны.

когда колонна непосредственно опирается

к нему анкерными болтами (фиг. 974).

совывание не очень удобно с точ-
ки зрения монтажа; оно хорошо
лишь в том случае, когда непо-
средственно выше перекрытия
располагается стык колонны, так
что балку можно заложить сверху
между торчащими торцами ветвей
колонны. Если же стыка не
имеется, то просовывание между
диафрагмами и ветвями предста-
вляет очень мешкотную работу.
Поэтому часто и главные балки
размещаются сбоку колонны на
выступающих консолях и делаются
парными (фиг. 973).

2. Башмаки или база ко-
лонны зависят от типа сопряже-
ния с фундаментом. В промы-
шленных конструкциях чаще все-
го применяется бесшарнир-г
ное сопряжение, как наибо-
лее простое и выгодное для устой-
чивости колонны и для сборки,
на фундамент и подтягивается

дах часто применяются
качающиеся опоры,
когда колонны сопряга-
ются с фундаментом при
пом ици шарнира (фиг.
1030).

При бесшарнирном
сопряжении башмак пред*
ставляет собою обычно
уширение колонны, это
происходит потому, что
допускаемое напряжение
на фундамент сравнитель-
но невелико и требует
развития площади пере-
дачи. Площадь передачи
образует плита башмака,
которая для увеличения
жесткости укрепляется
ребрами; чаще всего устра-
иваются два основных
ребра, расположенных в
плоскостях стержня ко-
лонны, к которым при-
крепляется стержень (фиг.
974); ребра эти образуют

В эстакадах и длинных путепрово-

Фиг. 973. Парное размещение главных балок у много-
ярусной колонны.

так называемую травер-
су башмака и явля-
ются основой уширения колонн. К траверсе прикрепляются второстепенные
ребра для укрепления плиты по всей ее площади. Плита соединяется с фун-
даментом при помощи анкерных болтов.

При работе колонны только на осевое сжатие при бесшарнирном сопря-
жении с фундаментом болты имеют монтажное значение и осуществляют
неподвижное закрепление колонны; при наличии же изгибающих моментов они
воспринимают еще пары сил этих моментов; и в том и в другом случае

Фиг. 974. Типовая база колонны, ра-
ботающей на осевое сжатие.

наиболее выгодно и удобно располагать их на возможно большем расстоянии
друг от друга. Поэтому они размещаются обычно на концах плиты башмака
(фиг. 974).

При шарнирном закреплении колонна оканчивается балансиром, отлив-
кой (фиг. 1030), а теперь чаще сварной конструкцией с вкладышем из литой
стали, который насаживается на цапфу или головку шарнира (фиг. 1033).
Шарнир связан с нижним балансиром, который по существу и является в stom
случае базой или башмаком колонны.

Нижний балансир делается литым, клепаным или сварным, и тогда
повторяет конструкцию башмака, т. е. состоит из ребер, на которые опи-
рается головка или цапфа шарнира и плиты, передающей давление колонны
фундаменту.

Подробности конструкции капителей (оголовков) и башмаков будут
изложены совместно с расчетом этих деталей.

§ 2. РАСЧЕТ СТЕРЖНЯ СПЛОШНОЙ КОЛОННЫ

А. Выбор типа и сечения колонны

Расчет стержня колонны распадается на два этапа: 1) установление типа
колонны и подбор сечений и 2) проверка отдельных элементов сечения. Так
как стержень колонны работает на сжатие, то при этом неизбежно должны
0ыть затронуты вопросы устойчивости всего стержня и отдельных его эле-
ментов.

Тип колонны определяется на основании общих соображений связи
колонны с перекрытием и всем сооружением в целом; основы этих сообра-
жений указаны в предыдущем параграфе.

Известное значение имеют тут габаритные условия, определяющие гене-
ральные размеры: ширину (ширину полок или ширину в плоскости решеток,
каковой размер в дальнейшем будет обозначаться буквой Ь) и толщину колонны
или высоту сечения (высоту стенки или ветви составной колонны, каковое
расстояние в дальнейшем будет обозначаться буквой Л). Однако, как пра-
вило, габаритные условия для колонны менее стеснительны и обычно гене-
ральные размеры их вписываются в габаритные расстояния без затруднений.

Первым вопросом установления типа колонны является выбор сплошной
колонны или сквозной.

При требованиях большей простоты изготовления, более тяжелых усло-
виях эксплоатации (больше опасности погнутия и ржавления), при требованиях
жесткой связи колонны с перекрытиями (хотя и свободное сопряжение полу-
чается при сплошных колоннах достаточно удачным), при больших давлениях
перекрытия на колонны, при различных свободных длинах в разных плоскостях
колонны (например при наличии поперечных связей, соединяющих две смежные
колонны между собой) и т. д. вопрос разрешается в пользу сплошной
колонны.

Если же имеют место специфические требования экономии металла,
отсутствие связей и потому одинаковые свободные длины колонны в обеих
плоскостях, более легкие условия эксплоатации, возможность ограничиться
одними свободными сопряжениями с перекрытиями, не очень большие зна-
чения давлений на колонны и пр., то наиболее целесообразными являются
колонны сквозные.

После того как вопрос о типе самой колонны выяснен, необходимо
установить тип сечения колонны.

В сплошных колоннах таковыми могут быть: во-первых, прокатный
двутавр при небольших нагрузках или при наличии связей между колоннами,
компенсирующих основной недостаток двутавра — его неравнопрочность в двух
плоскостях при работе на продольный изгиб, далее двутавровые сечения, по
возможности широкополочные, прокатные Пейнера, сварные из трех листов,
клепаные Н-образные и наконец Н-образные с окаймляющими ребрами
(фиг. 940). Степень развития двутаврового сечения зависит от его мощности
и вопрос о его развитии желательно оставить открытым до самого подбора
сечения. К сплошным сечениям принадлежит также сечение крестом из двух
уголков, сваренных обушками (фиг. 947, е); оно применяется только для сла-
бых стоек и при примыкании к колоннам связей является достаточно удобным.
Наконец к сплошным сечениям принадлежат и трубчатые сечения (фиг. 946).
Трубчатые сечения стоят особняком от остальных и требуют для своего
746
применения специальных компановочных, эксплоатационных и сборочных
условий; тонкостенные трубы, заполненные бетоном, наиболее экономичные
по затрате металла, хороши в качестве отдельно стоящих стоек эстакад;
трубчатые сечения из двух швеллеров должны рассматриваться как результат
предельного сжатия сквозной колонны и особых преимуществ не имеют.

Б. Подбор сечения стержня сплошной колонны

Расчет стержня колонны начинается с определения свободной
длины колонны, которая зависит от устройства опорных закреплений
и вида нагрузки и по существу представляет собой длину такого сжатого
стержня с шарнирными закреплениями на концах, который по своей устой-
чивости эквивалентен колонне при данных условиях ее работы.

Свободная длина дается в функции от действительной длины колонны;
на основании данных сопротивления материалов она сведена для различных
случаев закрепления и действия сил в следующую таблицу.

Таблица 38

Род закрепления и нагрузки Схема закрепления и нагрузки Расчетная свободная длина
1) Стойка, защемленная в основании. Верхний конец свободен. Нагрузка — сосредоточенный груз на вершине 7 J /о = 2/
2) То же при равномерно распреде- 1 ленной по длине стержня нагрузке £ /0 = 1,12/
3) Основной случай. Оба конца шар- । нирно закреплены, сосредоточенный 1 груз на вершине j 3 -4 /0 = /
4) То же при равномерно распреде- ленной по длине стержня нагрузке J /0 = 0,725/
5) Один конец защемлен, другой за- креплен шарнирно. Сосредоточенный груз на вершине [ г /о = 0,7/
6) Оба конца защемлены,' сосредото- ченный груз на вершине аа Ё /о = 0,5/

При наличии связей свободная длина колонны в плоскости связей
берется равной между центрами узлов связей.

Наиболее обычные случаи свободной длины.

1. Для колонны, с одной стороны защемленной, а с другой — опертой
(бесшарнирное закрепление на фундаменте и свободное сопряжение с балками
или жесткое при размещении балок в плоскости перпендикулярной стенке
сплошной или материальной оси сквозной колонны):

/0 = 0,7/.
2. Колонны, защемленные внизу и вверху [бесшарнирное закрепление
в фундаменте и глухое (рамное) сопряжение с солидными балками, располо-
женными в плоскости стенки сплошной колонны или материальной оси сквозной
колонны]:

/0 = 0,5/.

3. Колонны, опертые внизу и вверху (наличие шарниров с обеих сторон
или суженное расстояние между анкерами закрепления колонны, не гаранти-
рующее ее полного защемления, при свободном сопряжении с балками со»
гласно п. 1):

/0 = /.

В многоярусных колоннах свободная длина берется равной расстоянию
между центрами перекрытий; это положение не является расчетом в запас
прочности, а результатом учета устойчивости всей конструкции в целом.

Длина колонны / при шарнирных закреплениях берется равной рас-
стоянию между шарнирами, при бесшарнирных — расстоянию от плиты башмака
до балки перекрытия.

Итак, зная тип колонны и ее работу и устройство закреплений, опре-
деляем свободную длину;

= О)

где и— соответствующий коэфициент, взятый из последней графы табл. 38.

Основной формулой расчета колонны является:

где — коэфициент уменьшения допускаемого напряжения при работе на
продольный изгиб, являющийся функцией гибкости колонны Х = -у-, равной
отношению ее свободной длины к радиусу инерции сечения колонны.

Так как в уравнении (2) нгизвестны значения © и F и так как ©
зависит от F, то оно может быть разрешено только повторными попытками.

При обычных колоннах двутаврового сечения при усилиях до 100 т
и длине колонны 5—7 м хорошо задаться гибкостью Х=100, что эквива-
лентно коэфициенту © = 0,57.

Для колонн мощностью Р = 200 — 250 т при тех же длинах можно"
задаться' гибкостью Х = 70, что отвечает коэфициенту © = 0,74.

Наибольшая гибкость, которая разрешается по нашим нормам в кон-
струкциях колонны, Хтах= 120, что отвечает коэфициенту = 0,45.

При других соотношениях мы • несколько изменяем гибкость X, увели-
чивая ее или уменьшая. Вообще в качестве первого приближения гибкостью
можно задаться весьма грубо, так как неверные предпосылки исправляются
в самом начале расчета.

Задавшись гибкостью Хи коэфициентом <р, мы определяем
в качестве первого приближения требуемую площадь, отвечающую
этим коэфициентам:

и требуемый радиус инерции, отвечающий заданной гибкости X:

так как свободная длина /0 колонны нам известна.
748
Радиус инерции г зависит от типа сечения. Приближенно он может
быть выражен в функции от генеральных размеров сечения, а именно:

для прокатного двутаврового сечения:

г* = 0,39ft; ry = 0,20ft;

для колонны из трех листов или Пейнера:

гх = 0.4 ЗА; ry = 0,24ft;

для клепаной сплошной колонны:

= 0,40ft; ry = 0,21ft,
для сечения с окаймляющими полки ребрами или уголками:

= 0,44ft; ry = 0,28ft;
и вообще

'•а: = аЛ гу = а2Ь,

где tXj—коэфициент, близкий 0,39-5-0,44, в среднем 0,40

а.» „ „ 0,21 -i-0,28 „ „ 0,25

Сводка коэфициентов а, и а2 различных сечений дана в приложении VI.

Зная тип балки и радиус инерции, можем определить требуемые гене-
ральные размеры сечения, отвечающие заданной гибкости:

Так как а2 примерно в два раза меньше а„ то для равнопрочности при
одинаковых гибкостях размер ft сечения должен быть примерно в 2 раза
больше h.

Так как добиться этого очень трудно при компановке сечения дву-
таврового типа, то обычно при одинаковых свободных длинах в обеих пло-
скостях сечения подбираются неравнопрочными, учитывая только требуемый
размер ft и давая Л с избытком.

Но когда свободные длины различны в двух плоскостях, например от
наличия связей, то возможно подобрать двутавровое сечение и равнопрочным.

Очевидно, это получится тогда, когда свободная длина в плоскости у—у
будет приблизительно в два раза меньше свободной длины в плоскости х—х.
Если свободная длина в плоскости у—у будет более чем в 2 раза меньше
свободной длины в плоскости х — х, то решающим будет работа балки
в этой плоскости и подбор придется вести по размеру Л.

Сопоставляя полученные размеры сечения:

Р
площадь сечения F =—-—

и ширину ftt = -^ - или высоту = (смотря по тому, что является
решающим), смотрим, насколько можно удовлетворить им одновременно^

Обычно удовлетворить им одновременно будет нельзя, так как они
являются следствием совершенно произвольно взятой в качестве первого при-
ближения гибкости А.

Компануя сечение, определяем, в чем состоит несоответствие. При этом
мы считаем себя связанными некоторыми соотношениями, определяющими
рациональную схему сечения.

Обычно Л не делают меньше ft во избежание слишком глубоких и узких
впадин, затрудняющих приварку или приклепку или сопряжение балок пере-
крытия со стенкой колонны. Эти условия сопряжения диктуют наименьшие
размеры ft.
Существует также некоторое соотношение между свободной длиной
колонны и генеральными ее размерами; редко делают:

А<4б "

Наконец для того,чтобы все элементы колонны были достаточно устой-
чивы и не выпучились от потери местной устойчивости раньше выхода из ра-
боты самой колонны, должны быть соблюдены определенные соотношения между
толщиной и шириной листов; как указывалось выше, для того чтобы высту-
пающие части листа, закрепленные в корне, были устойчивы сами по себе,
. х 8 1

необходимо, чтобы отношение толщины к ширине выступа — точно так
же для того, чтобы была устойчива пластина, опертая по двум кромкам и
о 1

сжатая в продольном направлении, необходимо, чтобы — > —, где Ь. — ши-
Pj 35

рина пластины между кромками; наконец, чтобы была устойчива пластина, зажа-
8 1

тая с обеих сторон, необходимо, чтобы — . По ТУ наименьшая толщина

о 50

стенки колонны, не требующая креплений, берется в 1/Б0 ширины. Этими со-
отношениями пользуются при назначении толщин стенок и полок двутаврового
сечения.

Компануя таким образом сечение, мы приходим к выводу, что одно-
временно удовлетворить Fmp и b нельзя, т. е. что Ьтр мало по сравнению
с F . или обратно, F, слишком мало, чтобы можно было назначить Ь.
тпр* г ’ тр 9 тр

В первом случае нужно увеличить ширину Ь. Увеличивая ее, мы увели-
чиваем гу = а2Л, а следовательно получаем меньшую гибкость Х = -у-.

Это показывает, что мы задались слишком большой гибкостью; с умень-
шением ее увеличивается коэфициент ф, а следовательно уменьшается тре-
Р

буемая площадь FWJ, = -^y.

Таким образом, увеличивая Ь, мы создаем условия для уменьшения
площади F и эти две величины изменяются в противоположном направлений.
Итак, компайуя сечение при увеличенном Ь, мы не обязаны удовлетворить
полностью площади F, для нас слишком большой, а можно удовольствоваться
и несколько меньшей площадью.

Подобрав сближенные значения b и F, мы производим беглую'про-
верку подобранных величин, определяя

коэфициент ф и наконец напряжение:

"=7^ И'

Если п окажется далеким от [п], то приходится делать третье сближение.

Если же окажется, что полученное значение Fmp слишком мало, чтобы
удовлетворить то это показывает, что мы задались слишком малой гиб-
костью и нуАно ее увеличить, не превзойдя конечно предельной гибкости
^ах=120.

Увеличивая гибкость, мы уменьшаем rmpt а следовательно и Ьтр\ таким
образом и здесь, увеличивая F, мы не должны дойти до прежнего значения Ь,
а можем ограничиться несколько меньшим его значением.
Подобрав сближенные значения F и Ь, производим беглую проверку
согласно предыдущему.

Если мы подошли к предельной гибкости Х=120, то подбирать
приходится по ней, так как увеличивать гибкость далее мы не можем. В этом
случае нас уже не интересует допускаемое напряжение в стержне, и задача
имеет однозначное решение.

Действительно, при К = Хшах мы имеем совершенно определенное значение:

и следовательно определенное значение:

д = -^5-, (6)

в2

которое должно быть выдержано и которое только и ограничивает размеры
подбираемого сечения, площадь коего должна быть:

(«]?12о И °,45 *

(7)

После того как произведена беглая проверка, давшая удовлетворительный
результат, производится окончательная проверка, так как соотношения

Л = 04^ и Ь = а2гу

являются соотношениями приблизительными.

Для этой цели определяем моменты инерции I сечения относительно
обеих осей, площадь F сечения, радиусы инерции г= следуемые им

гибкости К = , коэфициенты <о и наконец напряжение в стержне:

р
л = — - [и].

ЛЬ 1 1

Если коэфициент <р в сечении окажется более 0,85, то кроме проверки
на устойчивость по указанной выше формуле

» = (8)

приходится проверять сечение еще при наличии заклепочных соединений на
прочность, т. е. на простое сжатие, по формуле:

« = ---^[«]. (9)

г нетто

Ослабление стержня при этом берется по первому ряду стыка или по
связующим заклепкам.

Пример 85. Подобрать сечение защемленной внизу и опертой наверху
колонны длиною 1 = 1 л, на которую действует центральная сжимающая
сила Р==72 т. Поперечных связей не имеется. Материал — сталь 3, пони-
женная; [и] = 1200 кг/см2.

Задаемся гибкостью колонны Х=100; ф = 0,57.

Свободная длина колонны:

/о = О,7/ = О,7 • 7 = 4,9«5 м.

Требуемая площадь колонны:

с Р 72 000 о

~ [п] ~ 1200 • 0,57 = 10 СМ •
Требуемый радиус инерции:

_ __ 500

Г>п*~ к ~ 100

Задаемся сечением из листа и четырех уголков.
Приблизительная требуемая ширина колонны:

b
тр

Гтр 5
“^“ = “о^Г

= 24 см.

Сравниваем площадь F и размер Ьтр, берем 4 уголка 130X90; тогда
Ь = 21 см> 24, следовательно площадь F может быть несколько меньше.

Берем уголки 130 X 90 X Ю, площадь 84,6 сл2; на лист остается
105 — 84 = 20,4 см2; берем лист 20X8; площадь 16 см2.

Всего площадь 84,6 —(—16= 100,6 см2 вместо первоначальных 105. Полная
высота сечения колонны 21 см (фиг. 975).

Отношение:

h 21 _ 1 . b _ 27 _1

I ~~ 700 ~33’ I ~ 700 ~~ 26*

Делаем беглую проверку:

Фиг. 975.

13090-10

Сечение ко-

ry = a2ft = 0,21 • 27 = 5,7 см.

Г ибкость:

1 =-|22-= 88; <5 = 0,64.

Напряжение:

” = 100^6 °0Л64 = 1120 KlCMi< 1200 К/“’'

лонны примера 85. что годится.

Окончательная проверка (фиг. 975).

Площадь сечения: F ! 1уу

i j

4 |_ 130 X 90 ХЮ 1 84,6 i 4(358,4-4-21,15 - 4,552) = 3170

| лист 200 X 8 । 16,0 -----

100,6 см2

‘“3170 _ _ . 490

——— = о,6 см, к = - = 88;

100,6 ’ ’ 5,6

72 000

" 100,6 • 0,64

= 1120 KijcM2.

3170 см2
о = 0,64;

Пример 86. Предположим, что колонна предыдущего примера пред-
ставляет собой стойку трубопровода, составляющую часть качающейся рамы.
Стойка связана и соединена поперечными связями, делящими ее высоту на
3 панели по 2,15 м. Поскольку рама качающаяся, то следовательно сверху
и снизу стойки имеются шарниры. Материал — сталь 3 пониженная; [л] =
= 1200 KifcM2. Расстояние между шарнирами 7 м. Свободная длина в пло-
скости трубопровода /вх = 7 м, в плоскости рамы /^ = 2,15 м.
Сечение берем из двутавра со стенкой, расположенной в плоскости,
перпендикулярной плоскости рамы.

Так как Ху < , то решающими являются гибкость

лонны Л.

Возьмем гибкость колонны 4=70; о = 0,74.

72 000

Требуемая площадь Fmp = 1200.0;74 = 81 см*-

\х и размер ко-

Требуемый радиус г"р= 'у^“=10 см-
гтР Ю

hm?=" «7 = W = 26

Сравнивая по сортаменту двутавров F и h,

Требуемая

высота сечения:

см.

видим, что

несовместимы. Необходимо увеличить h и уменьшить F.
Берем I № 32 h = 32 см\ F = 1\ см2.

Беглая проверка:

700

гх = 0,39 • 32 = 12,5 см\ X = = 56;

12,0

72 000

? = 0,81; п = ‘ = 1250 Кг[см2.

I 1 • и, о 1

Окончательная проверка:

они между собой

Г = 71,25 /х = 11 292 с.и<; гя

х 12,Ь ' ’

Н292.

71,25 “ 12,6

72 000 _

71,25 • 0,82 ~

= 1230 кг 1см2 > 1200 кг] см2 на 2,5%,

что допустимо.

Пример 87. Подобрать сечение стержня закрепленной внизу и опертой
наверху колонны длиною Z = 6 м, на которую действует центральная сжимаю-
щая сила Р=250 т. Поперечных связей не имеется; материал — сталь 3 по-
ниженная; [n] = 1200 кг/см2. Сечение колонны сварное из трех листов.

Задаемся гибкостью колонны X = 70; = 0,74.
Свободная длина /0 = 0,7 /= 0,7 • 6 = 4,2 м.

Требуемая площадь сечения:

250 000

1200 • 0,74

= 280 см2.

Требуемый радиус:

420 «

-7б- = 6

СМ.

Фиг. 976. Сечение колон-
ны примера 87.

Требуемая ширина:

b = — = = 25.

тр а2 0,24

Сравнивая Ьпр и Fmp, видим их несоответствие. Колонна должна быть шире,
но тогда площадь может быть и меньше.

Прикидываем сечение (фиг. 976):

2 X 40 X 2,5 — 200

1 X 40 X 1,2= 48

248 см2

[и] ?
Беглая проверка.

Приблизительный радиус инерции гу = а2 Ь= 0,24 • 40 = 9,6 см,
420 250 000 , .

Гибкость Ху = -g-g- = 44; <? = 0,87; п = 248.087 = 1160 кг [см*.

Окончательная проверка (фиг. 976).

Состав сечения Площадь F
2X40X2,5 200 2 2,5*240Э =26700
1X40XL2 48
248 см2 26700 см*

_/26700 Г = 1 / = 10,3 см. 9 ]/ 248
Гибкость: 420 х=тад=41:’=°-89:

п = о л q0 n^QQ' = 1130 кг [см2 < 1200 кг1см*.

248 • 0,89

В. Конструктивное оформление стержня колонны

Фиг. 977. Сечение кле-
паной сплошной колон-
ны.

Конструкция стержня сплошной колонны двутаврового сечения крайне
близка конструкции двутавровой балки.

Если колонна составная н клепаная, то сечение колонны состоит из стенки,
поясных уголков и листов, образующих полки колонны. Поясные уголки же-
лательно брать неравнобокие, большими полками наружу для увеличения мо-
мента инерции являющегося в работе колонны решающим (фиг. 977).

Колонны отличаются от балок тем, что скалы-
вающие напряжения в них, получающиеся только от
случайных неравномерностей работы отдельных эле-
ментов, совершенно незначительны, поэтому связь пояс-
ных уголков со стенкой может быть сравнительно
ослабленной, заклепки могут итти с максимальными
шагами и одного ряда заклепок на малой полке не-
равнобокого уголка вполне достаточно для прикре-
пления даже сравнительно мощного пояса. Уголки,
точно так же как и в балках, выступают на 5 мм
по отношению к кромкам стенок (фиг. 977) во избе-
жание обработки последних и покрываются в случае
необходимости дополнительными листами. Для того

чтобы лист был устойчив, необходимая ширина его выступа от заклепки
должна быть меньше 8 8; точно так же с точки зрения устойчивости отдель-
ных листов пакета расстояние между заклепками не должно быть очень боль-
шим; по нашим нормам оно ограничивается величиной 16 8 или 8 d, rued —
диаметр заклепки.

В сварных колоннах толщина полок должна быть, как указывалось
выше, не меньше’ Vie ширины полки, считая от стенки; как во всякой
сварной конструкции, полки желательно делать из одного толстого листа;
в настоящее время возможно получение листов толщиной до 36—40 мм.
В крайнем же случае приходится наваривать на полки дополнительные листы.
Вследствие ничтожности скалывающих усилий толщина соединительных

швов может быть минимальная, по нашим нормам не меньше 4 мм\ возможны
прерывистые швы, однако целесообразнее делать швы сплошными, что более
прзсто, особенно при сварке на автоматах; за последнее время прибегают
к о-.ень тонким, так называемым „нитяным" швам толщиной 2—3 мм> которые
ст времени до времени усиливают дЬ толщины прерывистых швов. Преимущество

такой конструкции — отсутствие щели между полками и стенкой.

Материал стенки сплошной колонны, располагаясь по самой оси у—уг

не увеличивает момента инерции 1у_у, но в то же время существенно отра-

жается на площади колонны; поэтому усиление материала в стенке уменьшает

радиус инерции колонны г= — и ухудша§т ее работу,
ление сделать стенку колонны возможно более тонкой. Пре-
дел уменьшения толщины ставит местная устойчивость
стенки.

Стенка представляет собой сжатую пластинку, закре-
пленную в полках. При усилении напряжений сжатия пластинка,
очевидно, останется прямолинейной и будет сокращаться в своей
длине только до некоторого напряжения, а именно до критиче-
ского напряжения устойчивости, после чего прямолинейное со-
стояние равновесия переходит в криволинейное и пластинка
начнет складываться по волнообразным поверхностям (фиг. 978).
Если пластинка имеет свободные края, то опыт и теория пока-
зывают, что она начинает складываться по поверхностям, разде-
ленным узловыми линиями, перпендикулярными направл нию
сил сжатия, т. е. перпендикулярными оси пластинки. При
закреплении краев получаются местные выпучивания
(фиг. 941).

В свободной пластинке узловые линии располагаются
на расстояниях d=b, ширине пластинки, т. е. делят ее на

Отсюда стрем-

inniiiiiii

Фиг. 978. Выпу-
чивание сжатой
пластинки.

квадратные отсеки; критическое напряжение при этом зави-

сит от отношения

толщины пластинки к ее

ниям пр с ф. Тимошенко может быть выражено формулой:

ширине — и согласно исследова-

^=7оо(1)21о‘-

8 1

Если мы возьмем отношение — = , то критическое напряжение будет

равно 700 кг[см2 и такая стенка будет явно неустойчива.

л 8

Отношение —, при котором критическое напряжение равняется 2000 кг/см*,
т. е. пределу пропорциональности, получим при соотношении:

8 1 , Г2000 1

-Ь = 100 V Too- = °’O169 = 5V

_ 5

В наших нормах предельное отношение — определяется в

На самом деле стенка не оперта на контуре (на полках), а упруго зажата
в нем, но зато контур не вполне жесткий, одно в известной степени компен-
сирует другое. Зажатие стенки зависит от момента инерции и устойчивости
0)

0 ii

i______________i

полок; если учесть устойчивость всей конструкций в целом и исходить из
положения равнопрочности, т. е. считать, чтобы местная устойчивость стенки
была бы не меньше общей устойчивости колонны, как это сделано Блейхом,
то мы получим толщины, увеличивающиеся с увеличением мощности (умень-
шением гибкости) колонны.

Полученные исследования дают:

Для стенки двутаврового сечения или ветви сквозной колонны
(фиг. 979, а и б), т. е. для такой пластинки, которая не имеет существенного
защемления на контуре — в пределах упругих деформаций;

(Х> 100), 1 <0,61 К;
о

в пределах неупругнх деформаций (X < 100):

4 < 6,84 / X —6,6 as 6,7 (/ X —1).

Для средней диафрагмы Н-образных сечений (фиг. 979,
в и г), т. е. для пластин, хорошо закрепленных на краях,
при К < 100:

4 < 9 /I — 8,7 яа9 (V X — 1).
О

Наконец для защемленного выступа:

А < 2,2 /X — 2,15 as 2,2 (V X — 1).

Приняв в качестве средней гибкости X = 70, мы ви-
дим, что в первом случае (стенки колонны или ветви):

у <6,7 (/70—1) as 50,

что отвечает нашим нормам; при меньших гибкостях стен-
ка уже будет неравнопрочна.

Во втором случае при более солидном защемлении. стенки;

4- = 9(/70 —1) = 66;
О

Фиг. 979. Отношение
6

для различных се-

отношение — = 50 получается при гибкости:
о

При большей же гибкости средняя диафрагма при толщине 8 = 4; будет
&0

уже неравнопрочна.

Наконец выступ с соотношением — = 15 будет равнопрочен при гибкости:

Чй-1)’-”-

Таким образом наши нормативные соотношения соответствуют средним
гибкостям и потому, вообще говоря, являются обоснованными.

Если толщина стенок незначительна, то она требует дополнительного
крепления уголками или ребрами жесткости. Если ребра эти
756
ставить перпендикулярно оси колонны (фиг. 943), то, как показывают иссле-
дования проф. Тимошенко, они являются действительными только при очень
частом их расположении, когда расстояние между ними равняется около поло-
вины ширины стенки.

При больших же расстояниях влияние ребер на устойчивость ничтожно
потому такое крепление нерационально. Действительнее продольное ребро
или уголок (фиг. 941). Если ребра делать достаточно солидными таким об-
разом, чтобы устойчивость их между диафрагмами была бы не меньше >стой-

ЧЕ5ОСТИ колонны, то мож-
но считать, что ребро де-Г
лит стенку на две части,|
это конечно устойчивость5
стенки существенно по-
вышает.

Иногда в колоннах
применяют очень тонкие
стенки, более слабые, чем
то требуется по условиям
устойчивости, т. е. идут
на возможность выпучи-
вания стенки. Такой под-

ход возможен только при
очень солидных полках,
устойчивых самих по се-
бе; тогда они поддержи-
вают недостаточно устой-
чивую стенку, которая
при переходе за критиче-
ское напряжение только
выпадает из работы или
даже выпучивается на не-
большом промежутке в
виде местной вспучины,
что для работы колонны
в целом может быть не-
опасным (фиг. 942). Ко-

Фиг. 980. Диафрагма стержня широкой колонны.

нечно при этом стенку
нельзя вводить в расчет

на прочность, т. е. вводить в площадь сечения при расчете напряжений.

Здесь мы имеем случай саморегулирования усилий, их перераспределения
вследствие совместной работы более слабых элементов с более сильными, общие
условия которой указаны были в § 9 и 10 гл. VI.

Кроме креплений стенки уголками или ребрами стержень колонны укреп-
ляется еще диафрагмами. Как указывалось, диафрагмы имеют преимуще-
ственно сборочное значение. Они представляют собой жесткие распорки, соеди-
няющие полки сечения со стенкой, и имеют наибольшее значение при резком
развитии полок по ширине.

Диафрагма состоит из горизонтального листа (фиг. 958), окаймленного
уголком или ребрами и приклепанною к полкам и к стенке; очень часто при
широких полках последние стягиваются еще планками наподобие сквозных
колонн (фиг. 980); тогда диафрагма прикрепляется и к планкам. Цель этих
планок, точно так же как диафрашы, — предотвратить скручивание полок при
потере ими общей устойчивости; кроме того диафрагмы при продольном креп-
лении стенки ребром служат опорами для последнего при его выпучивании
(фиг. 941).
Ставятся они достаточно редко, через 3—4 м.

В одноярусных колоннах стержни колонны обычно не имеют стыков,
поскольку длина такой колонны, как правило, меньше предельных длин эле-
ментов. Но в многоярусных колоннах стыки неизбежны, причем они обычно
связываются с переходом от одного сечения стержня к другому, так как в таких

Фиг. 981. Совмещенный стык
стержня многоярусной колон-

Фиг. 982. Совмещенный стык стержня
многоярусной колонны с односто-

ронним перекрытием стенки.

ны из двутавра.

колоннах стержни колонны имеют различные сечения в разных этажах между
перекрытиями в зависимости от действующих в стержне усилий.

Стыки обычно делаются совмещенного типа, т. е. в одном сечении
стыки и стенки полок (фиг. 981); сравнительно редко в составных колоннах

применяют ступенчатые стыки, в которых стык
полки устраивается несколько выше стыка
стенки. Стыки выносятся обычно несколько
выше места сопряжения с балками перекры-
тия, что облегчает сборку конструкции.

Фиг. 983. Стык колонны через Фиг. 984. Стыки сварных колонн накладками и
плитку. через пластинку.

Тип стыка зависит от типа сечения колонны. Если сечение колонны со-
стоит из прокатного профиля двутавра или Пейнера, то при переходе от
одного профиля к другому неизбежно приходится менять и высоту сечения h
и ширину его Ъ\ вообще говоря, при этом может меняться также и толщина
стенки 8.
Все это очень затрудняет устройство клепаного стыка. Типичное решение
при этом состоит в том, что стыкуемые стержни колонны совмещаются цен-
трально, а пажи двутавров перекрываются накладками снаружи (фиг. 981);
для этой цели к концу меньшего профиля приклепываются по полкам проклад и,
привозящие ширину малого профиля к ширине большого. Стык стеною пере-
крывается парными накладками, обычно на болтах; незначительная разность
тоь’щи.-: стено. компенсируется стягиванием накладок и их некоторым изгибом,
для избежания выгиба накладок стенки колонны смещаются с оси та-

По „А-А"

Фиг. 985. Стыки мощной со-
ставной колонны.

690

ким образом, что одна поверхность стенки оказывается выравненной (иногда
при помощи прокладок;. Затем стенки перекрываются накладками односто-
ронне (фиг. 982).

Неудобства пере, рытия разных толщин стенок при небольшой разнице
между стенками, что имеет место в прокатных профилях, приводят к устрой-
ству стыка через плитку (фиг. 983), к которой верхняя и нижняя часть ко-
лонны приклепываются самостоятельно. Полки при этом перекрываются на-
кладками. При больших давлениях желательна фрезеровка торца соединяющихся
частей колонны. При этом типе стыка каждый стержень может конструиро-
ваться совершенно самостоятельно и не связан какими-либо общностями, что
j онечно облегчает конструирование.

Недостатком этого соединения является трудность точной центрацни
стержней, разделенных друг от друга плиткой.

При сварке все эти затруднения значительно облегчаются. При сварке
стык может принципиально остаться таким же с заменой заклепок сварными
швами, что даст весьма надежное и простое решение (фиг. 984).

В сварных решениях широко применяются стыки через прокладку, ана-
логичные только что указанным. При этом гладкий, лучше фрезерованный,
торец одного стержня колонны покрывается плиткой и приваривается к нему.
На плитку затем устанавливается и приваривается лобовыми швами торец
верхнего стержня колонны. Для центрации колонны привариваются коротыши
(фиг. 984).

В составных колоннах стыки устраиваются по принципам и типам, ука-
занным для сплошных балок. В клепаных колоннах наиболее распространен
совмещенный стык стенки с перекрытием ее парными накладками и пропуском
поверх накладок уголковых накладок поясных уголков. Полки перекрываются
совмещенным или ступенчатым стыком, перекрываемым обычно одиночной на-
кладкой снаружи (фиг. 985).

Для большей простоты устройства стыков стержни колонны желательно
конструировать таким образом, чтобы они имели постоянную и одинаковую
толщину листов; тогда различные стержни могут отличаться друг от друга
числом и шириною (если нет окаймляющих уголков) листов полок, калибром
(но не толщиной) поясных уголков и отчасти шириной (высотой) сечения, но
с такой разностью высот, которая при помощи прокладок допускала бы пере-
крытие поясных уголков. Эти ограничения в известной степени стесняют
1 онструирование и заставляют при подборе сечений все время обращать вни-
мание на стыки сложных стержней.

Самый подбор стержней многоярусной составной колонны производится
параллельно для всех стержней при тесной увязке их друг с другом. Поскольку
сечения стержней тяжелой составной колонны являются сложными сечениями,
состоящими из многих элементов, подбор производится по принципам подбора
сложных сечений, указанных в главе XIII, и ничем кроме типа сечения не от-
личается от подбора сечений пояса сложной фермы.

§ 3. РАСЧЕТ И КОНСТРУКЦИЯ СТЕРЖНЯ сквозной колонны

1. Расчет сквозных колонн отличается от расчета сплошных тем, что-
вследствие меньшей своей устойчивости (см. § 4, гл. XIII и § 1 п. Е наст, главы)
с возные колонны относительно свободной оси (пересекающей решетки) рас-
считываются не по гибкости стержня относительно этой оси, а по приведен-
ной гибкости, учитывающей влияние решеток, и по нашим нормам равной:

где — гибкость стержня относительно свободной оси (у—у), а Хо— гиб-
кость отдельной ветви.

Таким образом в сквозной колонне даже в том случае, когда свободная
длина ее одинакова в различных плоскостях, гибкости различны; в плоскости
материальной оси гибкость равняется, как и в сплошной колонне:

K.=k, (1)

гх

где гя — радиус инерции относительно материальной оси (оси х— х).
В плоскости же свободной оси:

(у9+й)2.

где г —r^z-iyc ичерции стержня колонны относительно свободной оси,
— скссд-ая длина ветви и го—радиус инерции ветви относительно оси,.
!up.bu-*.Tb—зй свободной оси стержня и проходящей через центр тяжести
tier.

С:-:7:гтственно с этим расчет сквозной колонны произво-
л::- дна раза — сначала относительно материальной оси,
г i т • v относительно свободной.

Если при этом не имеется специальных габаритных стеснений, то всегда
£ = 7зи можно расположить таким образом, чтобы колонны были равнопрочными
в сбеих плоа остях.

Расчет колонны вокруг материальной оси производится
совершенно так же, как сплошной колонны.

Если мы имеем свободную длину колонны /0, то мы можем определить
требуемый радиус инерции колонны, задавшись ее гибкостью.

Гибкости сквозных колонн получаются обычно более благоприятными, чем
сплошных, поэтому для колонн сравнительно небольших мощностей (яа 100 т)
при длинах колонн яь;6-г-7 м рационально задаться гибкостью 70 вместо 100,
которую мы принимали в сплошных колоннах; для более же мощных и коротких
колонн можно задаться гибкостью 50.

Задавшись гибкостью \х, получаем требуемый радиус инерции:

и требуемую площадь колонны:

где «Рд. — коэфициент уменьшения допускаемого напряжения, отвечающий гиб-
кости \х.

Между основными размерами сечения колонны, его высотой и радиусом
инерции существует определенная зависимость; так, можно считать, что если
сечение представляет собой прокатный швеллер, то

г* = 0,38 Л,
если двутавр, то

г,. = 0,39 А;

для клепаных швеллеров

гж = 0,37А,
для прокатного швеллера с листом

гх = 0,35 h,
вообще

гх — а1Л»

где коэфициенты а, для различных сечений указаны в таблице приложения VI.

Таким образом, зная rxt можно приблизительно определить:

Сравнивая hmp и Fmp, определяем по сортаменту, насколько они между
собой совместны: при несовместимости же сближаем их между собой совершенно
так же, как это имело место при подборе сплошной колонны.
В результате определяем необходимые h и F и, произведя беглую проверку,
удостоверяемся в удовлетворительности подбора.

При этом мы знаем

F, А; гя. = а1А;

п=^[п}

Этим заканчивается подбор вокруг материальной оси; производить окон-
чательную проверку до тех пор, пока не произведен подбор всей колонны
в целом, не имеет смысла.

Если нет специальных габаритных условий, стесняющих развитие ширины
колонны, то, как указывалось, всегда сквозную колонну можно сделать равно-
прочной, т. е. положить
\ip ~

•Хх нам известно из расчета колонны вокруг материальной оси, следовательно

(6)

Гибкость ветви Хв зависит от расстояний между планками или диагоналями
решеток.

Для того чтобы стержень был прочен, необходимо, чтобы во всяком слу-
чае Хв^Х , так как в противном случае возможна потеря работоспособности
стержня от отказа ветви.

Однако полагать Хв = Ху невыгодно, так как тогда
ч,=КЧ = 1>4Х.;
приведенная гибкость должна быть примерно в полтора раза больше гибкости
стержня относительно, свободной оси, что потребует чрезмерного уменьшения
коэфициента сру и излишней затраты металла; поэтому обычно берут

х.<\
и назначают
К 30 40.

Если задаться подобным значением Хв, то по формуле (6) можно опреде-
лить К

Зная же Ху, можем определить и отвечающее ей расстояние b между
ветвями.

Действительно, радиус инерции, отвечающий X*:

= (7)
Зависимость между b и гу дается формулой:

Коэфициент а2 для стержней из двух прокатных швеллеров полками
внутрь равняется:

а2 = 0,44 и гу = 0,44А.

То же полками наружу:

гу = 0,60А.

В обоих случаях можно положить:

rv = O,5bo,

«если Ьо — расстояние между центрами тяжести или заклепками швеллеров
(фиг. 986).
При двух двутаврах

гу = 0,5£.

Итак, зная гу, определяем отвечающее ему

После этого проверяем конструктивную возможность расстояния Ь.

Если швеллеры ветвей имеют полки, расположенные наружу, то для
величины b нет конструктивных стеснений; она может быть, вообще го-
воря, любая.

Но если швеллеры имеют полки, обращенные внутрь, то величина b
должна быть при клепаной колонне во всяком случае такой, чтобы была воз-
можна проклепка решетки; для этой цели между полками
должен оставаться прозор не менее 10 см, т. е.

min b= 26„4- 10,

где Ьп—ширина полки (фиг. 986).

В сварной колонне наименьшее расстояние b отвечает
трубе из двух швеллеров, т. е.

min b — 2Ьп.

Расстояние между планками или диагона-
ля м и решеток (панель решеток) определяется величиной
гибкости решетки Хв (фиг. 950, 988, 989).

После подбора сечения колонны известен радиус ветви
гв; следовательно свободная длина ветви:

4)в = в (9)

определяется расстоянием между крайними заклепками планок
или диагоналей решеток или расстоянием в свету между свар-
ными планками.

Однако, чтобы разбить панели решетки по всей длине
колонны, необходимо знать не только это расстояние, но
и расстояние между крайними заклепками одной планки или
ширину планки. Это расстояние определяется расчетом ре-
шетки.

Решетки рассчитываются на поперечную силу продольного изгиба Q,
принимаемую в 1,5% сжимающей силы Р:

Фиг. 986. Сече-
ние колонны из
швеллеров.

Q = 0,015P
или при расчете по равнопрочности при стали 3,
Q = 21^ ([л] = 1400 кг/сж»),

а стали 3 пониженной

Q = ([л] = 1200 кг/сл2).

(Ю)

Принципиальный вывод значения поперечной силы указан в гл. Х1П,
§ 6, стр. 651.

Поперечная сила распределяется поровну между решетками; если реше-
_ Q
ток в колонне две, то на каждую из них принимается Q1= — .

Если ветви колонны связаны еще средней диафрагмой (Н-образное се-
ч Q Q

чение), то на решетки передается —, а следовательно на каждую решетку — .
Раскосные решетки делают в колоннах обычно треугольной си-
стемы (фиг. 987).

Поперечная сила принимается постоянной по длине колонны, почему
усилие в диагонали (раскосе) решетки (фиг. 987):

5 -
р sin а

(И)

По этому усилию и подбирается диагональ, как указано в гл. XIII, § 6.

Минимальный сортамент при заклепке d = 20 мм получается для ре-
шетки уголок 60 X 40 X 6; при заклепке d= 17 мм — уголок 50 X 50 X 5.
При сварке можно принимать и меньшие уголки. Предельная гибкость решетки
\пах = 200.

Свободная длина ветви в раскосной решетке равняется расстоянию между
заклепками, прикрепляющими диагональ и распорку решетки (фиг. 988).

Фиг. 987. Рас-

косная решет- Фиг. 938. Конструкция
ка колонны. раскосной решетки.

Фиг. 989. Безраскосная решетка колонн.

Панель решетки:

(12)

^пан 4в Ь

где е — шаг заклепок, так как решетки обычно не центрируются.

В колоннах чаще принимаются безраскосные решетки из планок
(фиг. 950). Расчет этих решеток приведен в гл XIII, § 6.

Как следует по этому расчету, ширина планки dM в клепаных колоннах
определяется конструктивными условиями размещения заклепок. В малых ко-
лоннах планки берут шириною на 2 заклепки, в средних (»100 —150 т)
на 3 заклепки, в мощных на 4 заклепки.

Тогда ширина планки:

dw> = (m— 1)«+44

где т — число заклепок, е—шаг (фиг. 989) и d—диаметр заклепок.

Планки работают на поперечную силу:

т= $ К,. +(т-1)е]= (/„ +(«- 1)е] (13)
и момент

Л1»л=у(/««+('и- 04 = у u„+(m-1)4 (14)

согласно расчету безраскосной решетки (см. гл. XIII, § 6).

На этот момент и поперечную силу рассчитывают заклепки прикрепле-
ния планок.

Проверив число заклепок прикрепления и определив ширину планки dnji,
определяем панель:

d =1 =d —Ad
пан ов пл

и ее окончательно устанавливаем в соответствии с длиной колонны.

В сварных колоннах ширина планки стеснена менее; однако нежелательно
делать планки слишком узкими, меньше 0,75£, во избежание понижения устой-
чивости колонны в целом.

Планки привариваются лобовыми и фланговыми швами, работающими
на указанный выше момент и поперечную силу.

Для экономии металла в сравнительно слабых
наклонные диафрагмы, которые заменяют и планки
лаются из листов или уголков и возможны только
только при сварке (фиг. 990).

При расчете этих наклонных диафрагм попереч-
ная сила Т раскладывается на силу Тх, расположенную
в плоскости диафрагмы и равную:

ТХ = Т cos а,
где а — угол наклона диафрагмы к оси колонны, и
силу:

Ту = Т sin а,
и диафрагма рассчитывается на косой изгиб от дей-
ствия сил Тх и Т по формуле:

где

М = Т —; М = Т
х 2 у у 2

Так как момент сопротивления Wy диафрагмы очень мал, то работа ее
очень тяжела и возможна только при самых малых значениях Т и Ьо.

Проф. Патоном были произведены опыты с колонной из 2 швеллеров
№ 32, соединенных различными решетками. Расчетный критический груз для
колонн составлял 172 т. Фактически колонны выдержали*

при укреплении двумя системами планок и диафрагм . 182 т
одной системой плавок и диафрагм.................153 „

диафрагмами из уголка...........................134 „

наклонными диафрагмами..........................121 „

Таким образом мы видим, что устойчивость составных стержней очень
сильно зависит от типа решетки; если оставить под сомнением первую цифру,
где колонна выдержала нагрузку выше теоретической (несмотря на наличие
неизбежных эксцентриситетов), то понижение устойчивости при других типах
решеток все же достаточно определенно. Таким образом применение уголко-
вых и наклонных диафрагм возможно, повидимому, только в менее ответствен*

ных сооружениях.

Моменты, изгибающие ветви, равны Мв = (фиг. 989);

однако
в расчетах ветвей они не учитываются и рассматриваются как дополнительные
моменты. Это положение для рамной безраскосной решетки является неправильным.
Однако при высокой статической неопределимости стержня с безраскосной
решеткой такой подход все же является возможным, тем более что самое зна-
чение силы Q является крайне неопределенным. Одинаково не учитываются
и моменты, получающиеся в ветвях колонны с раскосной решеткой, полу-

вследствие того, что в раскосной решетке крайне затруднительна

2500

чающиеся

;лентр. з.

Фиг. 991. Тип мощной сварной колонны с одиночной
решеткой.

точная центрация решетки,
почему последняя обычна
не выполняется (фиг. 988).

2. Конструкция стер-
жня сквозной колонны опре-
деляется сечением стержня,
числом и прикреплением ре-
шеток. Первым вопросом
является вопрос о числе ре-
шеток— число решеток не
следует увеличивать более
двух для уменьшения трудо-
емкости изготовления и улуч-
шения устойчивости и равно-
мерности работы ветвей ко-
лонны; сокращение числа
решеток до одной возможно
в сварных конструкциях
(фиг. 991), но требует уси-
ленных диафрагм и не
представляет заметных пре-
имуществ в отношении
экономии веса и трудо-
емкости.

Поэтому типичным слу-
чаем является устройство
двух решеток.

В многоэтажных колон-
нах возникает еще вопрос

о переходе от одного сечения к другому и стыках стержня.

В этом отношении сквозные колонны дают большие возможности, чем
сплошные. Как указывалось, типичным сечением ветви сквозной колонны
является швеллер или двутавр; в разных этажах обычно сохраняется тот же тип и
таким образом сечение колонны отличается только номером профиля (фиг. 992);
нетрудно от швеллера в верхних этажах перейти к двутавру или усилить
швеллер наклепкой или наваркой листов вертикала. Швеллер как раз является
такой фигурой, которая легко поддается стыкованию при помощи накладки
по наружной грани его стенки, точно так же полки швеллера достаточно ши-
роки и удобны для постановки заклепок. Обычно швеллеры стыкуются на-
кладками по стенке и полкам, причем накладки по последним удобно превра-
тить в планки. Если швеллер верхней части колонны отличается от швеллера
нижней, то прокладки помещаются по полкам малого швеллера, которые однако
должны быть прикреплены достаточным числом ззклепок перед стыком, чтобы
их можно было считать за уширение швеллера (фиг. 992). Наконец возможны
стыки через пластинку или горизонтальную прокладку (фиг. 971). Совершенно
аналогичные решения получаются при сварке. При больших усилиях при
стыке через прокладку желательна фрезеровка торцов швеллеров (фиг. 983)
Иногда стык совмещают с конструкцией примыкания балок или консолей.
Фиг. 992. Конструкция многоярусной сквозной колонны.

на которые балки опираются (фиг. 993). Однако такое решение с точки зре-
ния сборки неудобно, а потому целесообразнее и здесь стык выносить за пре-
делы сопряжений с балками.
Пример 88. Подобрать сечение и рассчитать решетку защемленной
снизу и опертой наверху колонны, на которую действует центральная сжима-
ющая сила Р=72 т. Материал — сталь 3 пониженная. Тип сечения — два
швеллера полками внутрь; длина колонны 1=1 м. Поперечных связей нет.

Свободная длина колонны:

/0 = 0,7/ = 0,7 • 7 = 4,9 м.

Задаемся гибкостью:

X = 70; 0 = 0,74.

Расчет вокруг материальной оси. Требуемая площадь:

По-Д-Д'

.Фиг. 993. Устройство
.стыка на балке пере-
крытия. Нецелесооб-
разно.

72 000

Fn,P — 12оо . о,74 = СМ ’

требуемый радиус инерции:
490 п

^ = -7Т = 7 СМ'

требуемая высота швеллера по формуле (5):

, Гтр 7

х ™ ~ 18 см.

тр аа 0,38

Сравниваем FmP и hmp по сортаменту, видим их несов-
местимость; необходимо F уменьшить, a h увеличить.

Берем:

2 С Л/22; 78 см2; Л = 22 см.

Беглая проверка:

гх = 0,38 • 22 = 8,4 см;
490

Хх=-^- = 58; <? = 0,79;
72 000

И = 787оУ9 = 117°да

Сечение годится.

Расчет вокруг свободной оси.

Расставляем ветви таким образом, чтобы получить равнопрочность ко-
лонны в двух плоскостях, т. е. чтобы

Хпр = Хж.

Тогда требуемая гибкость стержня вокруг свободной оси (у—у) по фор-
муле (6):

гибкость ветви берем 40; тогда

Ху = У 582 — 4Q2 = 42,0.

Для этого требуется радиус инерции [см. формулу (7)):

490

\ “42,0

== 11,7 см
и требуемое расстояние между ветвями по формуле (8):

Проверяем, возможно ли это расстояние при клепаных решетках.

Швеллер № 22 имеет полку 80 мм.

Следовательно наименьшее расстояние для возможности проклепки:

6=2.80-f- 10 = 26 см.

Проверяем принятое сечение (фиг. 994):

2 С □ №*22 77,88 см* 5662 см*

2 (207,8 + 38,94 • 10,77 -’) =
= 9440 см*

207,8 см*

= 8,5 см\

о,О

9, = 0,80;

—^00° - =1150 кг/см*.

77,88 • 0,80 1

Радиус инерции ветви:

п =

207,8 _ _

Зад4 = 2’3^

свободная длина ветви:

= Хвгв = 40 • 2,3 = 92 см;

берем

/ов = Ю0 см,

тогда

Хв = ^-=43,5.

Радиус инерции стержня:

9440

——— = Ю,8 см,
77,88 ’

гибкость:

X = — = -^*- = 45,3.

rv 10,8

Приведенная гибкость:

X = / 45,32 43,52 = 62,6; 9 = 0,77.

Напряжение:

— 72 000 1190 кг!см*< 1200 кг{см2.

77,88 • 0,77
Расчет решеток.

Предположим безраскосную решетку из планок на заклепках диаметром
20 мм\ дыры проколоты.

Поперечную силу Q берем по формуле (сталь 3 пониженная):

Q = 18F? = 18 • 77,88 • 0,77 = 1080 кг.

Планку берем на 3 заклепки; шаг 3d = 60 мм, расстояние между край*
ними заклепками 2е=12 см (фиг. 994).

Момент, изгибающий планку, по формуле (14):

Фиг. 994. Решетка
примера 88.

Ч. = J + 2е) = (100 + 12) = 30 200 кгсм.

Поперечная сила по формуле (13):

+ 1080

ьо I 2

1^ = 2880 кг,

где bQ = 21 см — расстояние между центрами тяжести ветвей:

£О = 26 —2-2,23^21 см.

Наибольшее усилие на заклепку от момента:

Met 30200 • 12

2^ “ 122

кг.

Скалывающее:

2880

= 960 кг

Фиг. 995. Сварная ре-
шетка примера 8б.

Фиг. 996. Сварная решетка
примера 88, 2-й вариант.

^i =

Равнодействующее:

R «= / -4- = У25202 + 960? = 269о кг < я

_ 3,14-2*

— 4 4

• 950 = 2980 кг.
Проверим планку на изгиб при толщине ее 8 мм и высоте 18 смх

пл

0,8 • 182
6

t=43 см3}

_ ^пл==30200

П~ ^„л~ 43

703 кг1см*< 1200 кг/см2.

Предположим, что планки могут быть приварены,
а) Приварка впритык (фиг. 995).

Берем высоту планки:

d = 13 см = 0,5д.

Поперечная сила по середине планки:

„ 1080 100 4-13 ПЛЛЛ

г=-2------ir~=2900 кг-

Момент в плоскости приварки:

Л1ял = Т А= 2900 • 5= 14 500 кгсм,

где /0 = 10 — расстояние в свету между ветвями.

Толщину планки берем 6 мм.

Тогда момент сопротивления шва:

0,6'g—=16,9 см*.

Напряжение:

Mju 14 500

W 16,9
пл ’

= 860 < 900 кг[слр',

/= 1,5

2875 , е 2875

. о = 1,5 —— = 510 < 720 кг.смК

0,0 • 1О У

б) Приварка внахлестку (фиг. 996).
Берем высоту планки:

^=18 cjw = 0,75&

Поперечная сила по середине планки:

г=1080 (100 + 18).=3030от.

Накрой планки берем в 3 см.

Тогда длина планки:

/„=10+3+3=16^.

Момент у шва:

Т1

М„== = 3030 • 8 = 24240 кгсм.

пл 2
Момент сопротивления швов, полагая заварку фланговых швов на 2 см*.

И7ш = 0,7»0,6 [^ + 2 • 18 j =38 см*\

24 240 о

п = —gg— = 640 кг]см?\

Fw = 0,7 • 0,6 • (182 • 2) = 9,25 см*

t =

3030

9,25

= 328 кг [см2;

/? = /п2_|_/2=|<6402_|_ 3282=712< 720 кгсм*.

§ 4. БАЗА (БАШМАК) КОЛОННЫ

А. Различные типы и конструктивные особенности башмаков

1. Типы башмаков. База или башмак колонны зависит от типа сопря-
жения колонны с фундаментом: шарнирного или бесшарнирного. В первом

Фиг. 997. Схемы баз ко-
лонн шарнирная и бес-
шарнирная.

случае она отделена от стержня колонны шарниром;
во втором она является уширением стержня, при по-
мощи которого колонна соединяется с фундаментом
(фиг. 997).

При бесшарнирном соединении колонны с фун-
даментом размеры базы или башмака зависят от на-
пряжений, допущенных на фундамент, и от способа
передачи усилий со стержня колонны на фундамент, не-
посредственно со стержня на плиту башмака, через
торец стержня, что требует фрезеровки торца, или
посредственно через конструкцию башмака. В первом
случае, очевидно, башмак будет иметь меньшие раз-
меры, так как тогда он будет служить конструкцией,
лишь закрепляющей положение колонны; во втором
же случае — конструкцией, передающей давление ко-
лонны.

В малых и средних колоннах принимается обычно вторая конструкция,
так как фрезеровка требует специальной обработки торца стержня, а не очень
большие усилия не обусловливают слишком грузных размеров башмака при
передаче через него усилий колонны; в мощных же колоннах рациональнее
первый прием фрезеровки торца колонны. Однако в наших условиях, когда
конструкции часто изготовляются в недостаточно оборудованных мастерских,
передача через башмак усилий производится часто и при мощных колоннах.

Таким образом башмаки защемленных (бесшарнирных) опор могут быть
разбиты на два класса — башмаки без • фрезерования конца стержня колонны
и с фрезерованием такового; башмаки каждого из этих классов могут быть
даны в клепаной или сварной форме, что также достаточно серьезно сказы-
вается на их конструкции.

Клепаный башмак при отсутствии фрезеровки концов состоит, как ука-
зывалось выше, из двух ветвей траверсы (консолей), соединяющих стержень
колонны с плитой башмака (фиг. 974). Консоли эти располагаются в напра-
влении, наиболее удобном для приклепывания стержня и для работы башмака
В сквозных колоннах из двух швеллеров ветви траверсы располагаются парал-
лельно стенкам, и тогда стенки швеллеров непосредственно к ним приклепы-
ваются (фиг. 1016), или параллельно полкам, и тогда ветви прикрепляются
Фиг. 999. База сплошной ко-
лонны, вытянутой в плоскости
изгибающего момента.
к полкам (фиг. 974). Если ветви состоят из двутавров, то, очевидно, возможно
только последнее решение (фиг. 998).

Если колонна работает только на центральное сжатие, то направление
ветвей траверсы для работы колонны безразлично и диктуется габаритными
условиями. Последние имеют значение потому, что башмак имеет частг£ про-
долговатую форму, вытянутую в направлении траверсы.

Если же кроме центрального сжатия колонна работает на изгибающие
моменты хотя бы второстепенного значения, то траверсы выгодно располагать
в плоскости действий момента, так как этим мы увеличиваем расстояние между
болтами, скрепляющими колонну с фундаментом и воспринимающими момент
(фиг. 999).

В колоннах двутаврового сечения траверсу удобно приклепать к полкам
двутавра (фиг. 1000). Однако такое расположение не отвечает последнему
условию, так как изгибающие моменты колонны обычно проявляются в плос-
кости стенки (например при глухом сопряжении с балками перекрытия), и
тогда выгоднее ветви траверсы располагать параллельно стенке; для этой цели
к полкам колонны прикрепляют два коротыша и к ним уже приклепывают
траверсу (фиг. 999). Наконец в малых колоннах и стойках крестового сечения
ветви траверсы также размещаются крестом в плоскости планок колонны
(фиг. 1001).

Траверса представляет собой элемент, работающий на изгиб, так как
она передает сосредоточенное давление стержня колонны плите базы по всей
своей длине (фиг. 1002); таким образом она должна конструироваться как
балка или, правильнее, как две консоли; верхние фибры траверсы работают
на сжатие и должны поэтому быть укреплены уголками, которые могут рас-
сматриваться и как поясные уголки. Лишь при большой высоте (которая иногда
бывает необходима для прикрепления стержня колонны)" и небольшом выступе
траверса может остаться без укрепления, и тогда она превращается в простое
уширение (фиг. 999). В нижней своей части траверса имеет уголок или швеллер
для соединения с плитой башмака. Таким образом основной тип тра-
версы — тип парной балки; она может состоять из двух швеллеров,
листа с уголками или швеллером, в простейшем случае (при малом выступе
и большой высоте) из одного листа с нижним уголком.

Длина траверсы определяется площадью передачи давления на
фундамент, площадью плиты; высота — условиями прикрепления стержня и
в меньшей степени работой траверсы на изгиб. Между собой ветви траверсы
связываются диафрагмами; это необходимо как для того, чтобы обе вегви
траверсы, как парной балки, работали совместно, так и потому, чтобы дать
лучшую опору плите, которая может в этом случае опираться не только на
траверсу, но и на диафрагму, т. е. работать, передавая давление на 4 канта,
и быть потому тоньше (фиг. 1003). Стержень колонны в виде стенок, полок
двутавра или ветвей сквозной колонны является основными диафрагмами баш-
мака; поэтому он доводится до самого низа, до плиты, а не обрывается
у траверсы.

Расстояние между диафрагмами определяется работой плиты.

В мощных колоннах усилием свыше 200 т, если значительное развитие
башмака в направлении траверсы является неудобным (например по габаритным
условиям или если слишком длинный и узкий башмак не гарантирует доста-
точного защемления колонны в плоскости, перпендикулярной направлению
траверсы); устраиваются уширенные б шмаки, плиты которых значи-
тельно шире ширины колонны и расстояния между ветвями траверсы. В этом
случае выступы плиты требуют специального укрепления; таковое возможно
при помощи бортовых стенок, продольных и поперечных, соединенных с тра-
версой, или при помощи выступающих и приклепанных к траверсе консолей
(фиг. 1004).
Фиг. 10С0. База двутавро-
вой колонны с траверсой,
приваренной к полкам.

Фиг. 1001. База колонны кре-
стового сечения.

Флг. 1002. Работа тра-
версы базы.

Фиг. 1003. Конструк-
ция базы: траверсы и
диафрагмы.
Наконец иногда распределяющие функции по увеличению площади да-
вления под кслонной передаются ростверку из двутавровых балок, на
который помещается колонна помощью узкого башмака из двух ветвей тра-
версы (фиг. 1028); такое решение хотя и просто, но требует много металла и
не вполне удовлетворительно, так как высота балок одного номера не вполне
одинакова и потому нельзя быть гарантированным, что давление колонны
одинаково распространится между балками.

Для выравнивания давления ставится свинцовый лист толщиной 5 мм,
что стоит дорого, или же выравнивание достигается пластичностью верхнего
слоя основания.

2. Размеры плиты определяются допускаемым напряжением на фундамент
и конструктивными соображениями размещения деталей башмака; толщина

Фиг. 1004. Типовая база сварной ко-
лонны.

Фиг. 1005. Работа
плиты базы.

плиты — работой ее на изгиб, получающийся вследствие некоторой просадки
ребер башмака в фундамент, и необходимостью достаточной ее жесткости,
обусловливающей более или менее равномерную передачу давления по всей
плошади плиты (фиг. 1005).

Максимальное давление под плитой фактически получается под ребрами
и оно понижается к середине расстояния между ними и плита работает и из-
гибается как пластинка на упругом основании (фиг. 1005). При хорошо раз-
витых башмаках, какие имеют место при передаче через них всего давления
колонны (когда отсутствует фрезеровка торца), неравномерность передачи не-
велика и максимальное давление под плитой во всяком случае меньше удвоен-
ного среднего; однако эта неравномерность является одной из причин, почему
допускаемые напряжения на фундамент берутся сравнительно небольшими
(25—40 кг/см2).

Плита занимает все пространство под ветвями траверсы и выдается за их
пределы небольшими выступами; величина выступов, если они не укреплены спе-
циальными ребрами, определяется толщиной плиты и допускаемым напряжением
на фундамент. Для точного размещения колонны на требуемой отметке плита
ра полагается на специальной подготовке фундамента, которая подливается
после размещения колонны; для удобства подливки желательно в плитах устраи-
вать отверстия.

3. Анкерные болты. В колоннах, работающих на осевое сжатие, анкер-
ные болты, закрепляющие колонну в фундамент, имеют небольшое значение,
так как они необходимы только при монтаже, при размещении колонны, и ра-
ботают на второстепенные моменты.

Обычное их решение—болт, загнутый крюком Консилера и заделанный
в фундамент, проходящий через отверстие плиты и закрепленный гайкой
(фиг. 1006). Такое решение требует точного размещения болтов в фундаментах,
которое делается при закладке фундамента, и достаточно жестко фиксирует
положение колонны, так как игра в отверстиях плиты, которой можно восполь-
зоваться при постановке и выверке положения колонны, сравнительно невелика;
поэтому удобнее размещение болтов в вырезах плиты. Полную свободу пере-
мещения дает закрепление башмаков при помощи перекидных балочек (фиг. 1144),
однако оно в колоннах, работающих на центральное сжатие, где анкерное
закрепление не имеет серьезного значения, делается сравнительно редко, так
как изгиб достаточно тонких болтов при неполном совпадении их с плитой
в данном случае не имеет большого значения. Для возможности более легкого
изгиба верхняя часть болта на 30 см остается в открытом колодце, который

Фиг. 1006. Закрепление ко-
лонны.

Фиг. 1007. Закрепление колонны.
Оставление колодцев для более лег-
кой центрировки колонны.

заливается одновременно с подливкой фундамента под плитой (фиг. 1007).
Если колонна не несет сколько-нибудь значительных моментов (например от
действия ветра или перегрузок ветвей при односторонней загрузке перекрытия),
анкерные болты не рассчитываются и ставятся 4 анкера диаметром 22—25 мм^
По существу же анкера должны работать на момент защемления колонны
момент этот точно неизвестен; на основании соображений, указанных при
определении поперечной силы для расчета решеток, можно считать, что момент
этот не должен быть больше:

a^=^=0,007P/,

(1)

где Q— поперечная сила расчета решеток, а I—длина колонны.

На этот момент анкера должны быть во всяком случае проверены; однако
эта величена момента может иметь значение только при очень больших зна-
чениях Р, да и здесь обычно будет покрыта конструктивными размерами
анкеров.

4. Сварные башмаки конструируются, вообще говоря, по тем же прин-
ципам и отличаются главным образом деталями. И здесь применяются башмаки
двух типов: башмаки ординарные (фиг. 1008), укрепленные только траверсой,
и башмаки уширенные (фиг. 1009); простота приварки консолей и бортовых
аенок, с одной стороны, и ненужность нижних уголков, скрепляющих лист
траверсы в клепаных конструкциях с плитою, но уширяющих пределы укреп-
ления плиты траверсы, — с другой, приводят к тому, что в сварных башмаках
большое распространение имеют уширенные башмаки, а ординарные употреб-
г.зются только для менее мощных колонн, не требующих развития площади
з&иты или работающих с некоторым изгибающим моментом, делающим про-
долговатое очертание башмака выгодным. Трудность приварки стенок стержня

колонны к стенке траверсы в узком пространстве между траверсами и мно-
гообразие возможных средств прикрепления в сварке приводят к тому, что

Фиг. 1008. Сварная база,ук-
репленная траверсой.

Фиг. 1010. Башмак при не-
посредственном опирании
колонны на плиту.

наряду с .приваркой траверсы к стен-
кам колонны, аналогичной ее клепа-
ному прикреплению (фиг. 1009), ши-
роко применяется размещение траверсы

в плоскости стенки или полок с заваркой встык и с перекрытием дополни-
тельными наружными накладками или наконец примыкание траверсы к стенкам
или полкам стержня кооюнны в виде двух консолей-открылков по обе стороны
стержня (наиболее распространенное решение) (фиг. 1024); возможно непо-
средственное опирание стержня колонны на плиту сверху (фиг. 1010).

Все это придает сварным башмакам очень большое разнообразие, еще
полностью не использованное.

Б. Расчет и конструктивное оформление башмаков

1. Выбор типа башмака и направления траверсы. Основными дан-
ными для расчета башмака являются давление стержня колонны Р и
778
допускаемое напряжение на фундамент [п]^. При отсутствии изгибающих
моментов требуемая площадь башмака (площадь плиты):

РтР —

пл н/

(2)

На основании соображений, указанных выше, обычно задаются неболь-

шими значениями:

[п]^ = 25-5-40 kzJcm*.

Соотношение размеров башмака: длина L и ширина В зависят от типа
башмака (фиг. 1011).

Первым вопросом здесь является вопрос о применении орди-
нарного или уширенного башмака. В клепаных конструкциях уши-
ренный башмак сложнее ординарного, а потому к уширенному башмаку сле-

П0 ,.А -Ап

Фиг. 1011. Работа базы.

дует переходить лишь тогда, когда ор-
динарный становится неконструктивным.
Можно считать, что пределом рацио-
нальности применения ординарного баш-
мака для колонн, работающих на осе-
вую силу, является отношение длины
его к ширине:

L : В = 2 : 1.

Фиг. 1012. Работа плиты
базы.

Вторым вопросом является вопрос о направлении ветвей тра-
версы башмака. В колоннах Н-образного сечения он разрешается напра-
влением действующих дополнительных изгибающих моментов и, как указыва-
лось, чаще траверса располагается параллельно стенке (фиг. 999).

В сквозных колоннах направление траверсы определяется удобством ее
приклепки к стержню; при равных условиях, например при ветвях колонны
из швеллеров, для маломощных колонн удобнее стенку швеллера непосред-
ственно приклепать к траверсе (фиг. 1022 и 1011).

Конечно здесь существенную роль играют габаритные условия, общая
компановка конструкции (всего перекрытия или здания) и т. д. С точки зре-
ния экономии металла обычно выгодно расстояние между ветвями траверсы
не делать слишком большим, т. е. траверсу располагать в плоскости большого
размера сечения колонны. Зная направление траверсы, мы знаем расстояние
и между ветвями траверсы; оно равняется ширине (или высоте) стержня ко-
лонны, вставленного между ветвями траверсы. От этого расстояния зависит
толщина плиты.
2. Расчет плиты. Плита раоотает как пластинка, нагруженная
снизу давлением на фундамент и опирающаяся на ребра башмака. Так как
она нагружена по всей своей площади и соединена с ребрами уголками или
жесткими швами, то можно считать, что она защемлена по периметру ребер.
Если клетка ребер представляет собою четырехугольник, близкий квадрату,
то плита передает давление на все 4 стороны четырехугольника, т. е. рабо-
тает на 4 канта (фиг. 1011). Чем больше четырехугольник становится про-
долговатым, тем менее передается нагрузки на более удлиненные ребра и убы-
вание передачи происходит очень быстро, приблизительно пропорционально
четвертой степени отношения сторон. При отношении сторон более 1,5 можно
считать, что вся нагрузка передается на более близкие длинные стороны и
плита начинает работать на 2/ канта как балка. Такая плита называется
балочной.

Расчет пластинки, опирающейся на четырехугольный контур,при-
водит к диференциальным уравнениям в частных производных, разрешаемых
помощью бесконечных рядов. Существует много методов решения и таблиц,
дающих окончательные результаты решения; из этих таблиц особенно должны
быть рекомендованы по своей компактности таблицы проф. Галеркина, тем
более что они дают результаты точного решения и касаются плит не только
опертых, но и зажатых по контуру, что имеет место в плитах башмаков.

По Галеркину изгибающий момент на 1 слс2 плиты может быть определен
по формуле (фиг. 1012):

М = а.[п\фа\ (3)

где а — коэфициент, зависящий от отношения размеров контура (плиты)
— равномерная нагрузка на плиту (допускаемое напряжение на
фундамент, равное погонной нагрузке полоски плиты шириною в 1 см) и
а — меньшая по размерам сторона плиты.

Поскольку момент сопротивления полоски плиты в 1 см ширины:

то следовательно требуемая толщина плиты:

или, обозначая

получим:

С-***.

О)

откуда, зная а, можно определить; требуемую толщину плиты.

Коэфициент k дан в следующей таблице в зависимости от соотношения
сторон плиты.

Таблица 39

ь а 1 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5 со
а k 0,035 0,187 0,041 0,202 0,047 0,216 0,051 0,226 0,056 0,236 0,060 0,245 0,083 0,289
При отношении — >1,5 на сторону b передается весьма небольшая
доля нагрузки, ею можно пренебречь и рассчитывать плиту как балочную
пролетом а.

Тогда

M=i- [п]а2

12 1

и коэфициент k равняется у/ — = 0,289.

Размеры а и b берутся между кромками прикрепляющих ребер или
уголков.

Коэфициент kx в формуле (4) есть функция напряжений, допускаемых
в плите и фундаменте.

Для различных напряжений значение коэфициента выписано в еле
дующую таблицу.

Таблица 40

1я1лл

И*
25 30 35 40

1400 0,33 0,36 0,39

1200 0,35 0,39 0,42

0,41
0,45

Блейх1 предлагает плиты рассчитывать как балочные по формуле:

°"л= во у и;' (5)

Две ветви траверсы и ребра стержня колонны (доведенные до плиты)
образуют жесткий контур, на который опирается плита, в соответствии
с чем гложет быть по вышеуказанным формулам определена толщина плиты.
Обычно она берется не тоньше 2 см.

Если предположен ординарный башмак, то ширина плиты может
быть принята немногим больше ширины траверсы; в клепаных конструкциях
она равняется (фиг. 1013):

Bm = B„, + 28„, + 2^+2C. (6)

где Втр — ширина стержня колонны между ветвями траверсы (или расстояние
между ветвями траверсы);

‘ ^тр — толщина листов траверсы, которую в качестве первого прибли-
жения можно взять в 1 см\

Ъуг—ширина горизонтальных полок уголков, которыми траверса соеди-
няется с плитой или выступом швеллера, если ветви траверсы состоят из

1 Fr. Bleich, Eisenhochbau.
швеллеров; обычно она берется не меньше 80 мм, чтобы можно было поста
вить заклепки, чаще же берут Z>^=100 мм\

с — величина выступа плиты за прикрепляющие уголки или полк
швеллера.

Обыкновенно выступ берется в (З-т-4) 8пд, где 6пл— толщина плиты.

Блейх рекомендует определять с в зависимости от допускаемого напря-
жения на фундамент по формуле:

что дает:

Таблица 41

Фиг. 1013. Определение размеров плиты базы.

дует вместо Ьуг брать величину, равную толщине шва, соединяющего лист
траверсы с плитой. Она берется не менее толщины листа траверсы,
лучше 1,2 Ътр.

Зная таким образом ширину плиты определяем длину плиты
по направлению траверсы:

(8)
пд

Сравнивая L с В, смотрим, возможен ли ординарный башмак, и округ-
ляем L и В до приемлемых размеров.

3. Определение числа заклепок для прикрепления ветвей траверсы
и диафрагм и поверка траверсы на прочность. Длина плиты определяет
и длину траверсы Lmp (фиг. 1013), которая может быть несколько
меньше LM. Для того чтобы плита всюду была использована и работала, ска-
жем, на 4 канта, так же как в отсеке у стержня колонны, необходимо между
стенками траверсы ставить диафрагмы (нужные и для работы траверсы,
фиг. 1011) таким образом, чтобы расстояния между ними отвечали бы тол-
щине плиты 8^ согласно формуле (4).
Очевидно, для того чтобы диафрагма могла воспринимать давление плиты,
она должна быть доведена до плиты и прикреплена к ней.

Размещение диафрагм также корректирует принятую длину траверсы,
которая разбивается ими на. ряд отсеков. Кроме того целесообразно у конца
траверсы ставить бортовую диафрагму.

Число заклепок для прикрепления стержня к траверсе

определяет
Если

версы:

высоту траверсы.

Р—давление колонны, то число заклепок на каждую ветвь тра-

тя =

О)

2^М„

Размещая это число заклепок с требуемыми шагами, получаем необхо-
димую высоту траверсы, которая обычно с избытком удовлетворяет прочности
траверсы (фиг. 974, 998 и др.).

В тех случаях, когда число рядов заклепок ограничено конструкцией
колонны, приходится ставить коротыши (фиг. 1003).

Если число т велико и представляет конструктивные затруднения, то
можно учесть и те заклепки, которыми стержень прикрепляется к плите в плот-
скостях, перпендикулярных траверсе (фиг. 1003, 974, 1015 и др.), на кон-
цевых диафрагмах стержня или на стенке стержня. Очень часто здесь заклепки
бывают двухсрезные (фиг. 1015). Если число заклепок, которые в этих частяА
можно поставить, будет mt то усилие, которое они могут воспринимать (считая
их двухсрезными):

где 8j — толщина концевых диафрагм стержня или стенки колонны. Остаток же
Р — N передается на траверсу согласно вышеуказанному.

То же число заклепок т необходимо для передачи усилия с тра-
версы на уголок, соединяющий траверсу с плитой, так как
пои отсутствии фрезеровки торца колонны и листа траверсы усилие на плиту

может быть передано только через уголок (лист обычно не доводится до
обушка уголка на 5 мм, чтобы избежать точной обработки кромки листа)
(фиг. 977). Обычно число заклепок на уголок приходится ставить в 2 ряда,
чему отвечает уголок 150ХЮ0, который и является наиболее удобным как
нижний окаймляющий уголок башмака (фиг. 1014). Хорошо также окаймление
швеллером. Очень хороша ветви траверсы из одного швеллера; однако при
старом сортаменте это было возможно только при малых колоннах. Новый же
сортамент, повышающий предельный номер швеллеров до № 40, дает больше
простора. За границей распространены траверсы из двутавров с опиленными
полками (фиг. 1015).

Траверсы из швеллеров сравнительно низки и требуют про-
верки на прочность (изгиб).
Момент, изгибающий траверсу, может быть принят (фиг. 1016) равным:

= (Ю)

Фиг. 1016. Работа траверсы на изгиб.

где стр — расстояние от первого ряда заклепок, прикрепляющих траверсу,
до конца плиты.

Если W ____момент сопротивления сечения нетто траверсы и плиты, то

необходимо, чтобы

Л4__
и = (И)

™ тр

Момент сопротивления Wmp берется как сумма моментов сопротивления
траверсы и плиты, так как почти невозможно поставить на уголках или пол-
ках швеллеров, соединяющих траверсу с плитой, число заклепок, достаточное
для восприятия здесь
крайне значитель-
ной вследствие рез-
кого изменения по
длине траверсы из-
гибающих моментов
поперечной силы;по-
этому заклепки здесь
работают пластично
и не обеспечивают
неизменности соеди-
нении.

Число за-
клепок для при-
крепления к
траверсе диаф-
рагм в том случае,
если они поддержи-
вают плиту, опреде-

ляется расстоянием между диафрагмами. Несколько в запас можно считать
усилие, приходящееся на диафрагму (среднюю) (фиг. 1011):

Ч>=№фЬ-а, (12)

где а — расстояние между диафрагмами, b — расстояние между ветвями тра-
версы (пролет диафрагмы).

На каждое прикрепление, очевидно, передается —.

Усилие, передающееся на бортовую диафрагму:

(у +г)> (13)

где (7— расстояние от диафрагмы до края плиты.

Для того чтобы диафрагма могла поддерживать плиту, плита должна быть
подклепана к ней уголками.

Иногда для упрощения конструкции башмака плиту рассчитывают как
балочную с пролетом, равным расстоянию между ветвями траверсы. Это
всегда будет выгодно, если расстояние между ветвями 'траверсы таково, что
плита, рассчитанная как балочная, получается приемлемой толщины. Тогда
диафрагмы между ветвями траверсы могут не приклепываться к плите, что
очень облегчает конструкцию, и ставятся только для связи ветвей траверсы не
более одной на каждый конец траверсы.
4. Расчет и конструктивное оформление уширенных башмаков. Если
необходим уширенный башмак, то удобнее его делать близким к квад-
ратному. Тогда размеры плиты:

BnA^L^V~F™ii (14)

пл пл ' '

Плита башмака в этом случае укрепляется бортовыми стенками или
консолями.

При укреплений бортовыми стенками бортовые стенки, параллельные
траверсе, рационально располагать между ветвями-траверсы и связывать двумя
поперечными диафрагмами, прикрепленными к концам траверсы и передаю*
щими реакции бортовых стенок траверсе (фиг. 1017, 1023).

Тогда ширина башмака:

^-3ft+28 + 2fti + 2c. 05)

где b — расстояние между траверсами и бортовыми стенками; 8 — толщина
листов траверсы и стенок; Ьх— ширина бортовой стенки; с — ширина выступа.

Если расстояние b настолько невелико, что плита рационально выходит
балочной, то ник6 ;их дополнительных креплений не требуется. В противном слу-
чае необходимо иметь дополнительные крепления в виде промежуточных диафрагм.

Размещая ребра башмака, окончательно устанавливаем размеры плиты.

На бортовую стенку, очевидно, передается нагрузка:
?=i«v(4+*<+<r)- <i6>
Фиг. 1018. Уширенный башмак, укрепленный консолями.

где Ъ — расстояние между бортовой стенкой и траверсой. Эта нагрузка изги-
бает бортовую стенку; стенка передает на концевые диафрагмы нагрузку:

(17>

где Lmp — длина траверсы.
Концевая диафрагма, прикрепленная к концам траверсы, работает как
двухконсольная балка, нагруженная на концах сосредоточенными силами А
(реакциями бортовых стенок) (фиг. 1023).

Следовательно момент концевой диафрагмы:

Мд = А-Ь. (18)

Наконец траверса работает как консоль под действием сосредоточенной
силы (реакции концевой поперечной диафрагмы) на своем конце, равной:

Л = [л]Д4 + ^ + ^ (10

и сплошной нагрузки

Ч = [п]фЬ. (19)

Соответственно этим нагрузкам подбираются сечения и проверяются на-
пряжения.

При укреплении уширенного башмака консолями (фиг. 1018) плита
между консолями и траверсой работает на 3 канта, передавая нагрузку
частично на траверсу. Наиболее опасной будет при этом крайняя свободная
фибра плиты. Если считать, что нагрузка поперечных фибр плиты (параллель-
ных консолям), передающих нагрузку на траверсу по направлению Ьк
(фиг. 1018), увеличивается по мере приближения к траверсе и в качестве пер-
вого приближения увеличивается по линейному закону, а нагрузка продоль-
ных фибр (параллельных свободной стороне плиты) уменьшается по мере
приближения к середине пролета плиты, и приравнять прогибы перекрестных
фибр по середине пролета, то можно показать, что нагрузка, передающаяся
на свободную продольную фибру:

где р — общая нагрузка на плиту. Тогда моментов свободной крайней фибре:

Л,= ^о*=аХ <21>

8M = *'AA, (22)

где

коэфициент, указанный на стр. 783.

Коэфициенты же а' и Л' = |Лх' указаны в следующей таблице:1

Таблица 42

0,5 1 1,5 2
а' 0,083 0,067 0,036 0,017
к = у? 0,29 0,26 0,19 0,13

1 Возможно также пользоваться табл. 44 (стр. 897). Различие в таблицах полу-
чается за счет принятых различг^ых законов распределения нагрузки.
Консоли, очевидно, желательно расставлять на таком расстоянии, чтобы
плита, подсчитанная между ветвями траверсы по формуле (4), была бы исполь-
зована полностью между консолями. Для этого расстояние между консолями ак
должно удовлетворять равенству:

= (23)

где согласно формуле (4)

8 n = kk,a.
пл 1

Для того чтобы консоли не выворачивали ветвей траверсы, последние в плос-
кости консолей должны быть укреплены диафрагмами или стяжками (фиг. 1009 и др.).

Рассчитав консоли, проверяем их прикрепление на момент (несколько
в запас): __________

Ь2к Т 7

(24) INX

и поперечную силу:

(25)

Наконец проверяем траверсу на
момент:

лд &плСтр
т? 2

Совершенно аналогично рассчиты-
ваются сварные башмаки; как указыва-
лось, ввиду простоты приварки консо-
лей и ребер наиболее распространен-
ным типом являются уширенные баш-
маки, конструкция которых указана.на
фиг. 1009 и др.

Расчет идет согласно вышеука-
занному с заменой расчета заклепоч-
ных соединений расчетом швов. Раз-
ница может заключаться лишь в том,
что в момент сопротивления траверсы
при сварке, невидимому, можно вво-
дить и плиту, поскольку сварные швы

Фиг. 1019. Башмак примера 89.

могут, быть сделаны для этого до-

статочно мощными.

Пример 89.

Усилие в стержне колонны Р = 72 т.

Стержень колонны двутавр № 32.

Башмак с траверсой, параллельной стенке колонны.

Давление на фундамент [л]$ = 30 кг/см2.

Заклепки d = 20 мм\ дыры проколоты. Сталь 3 пониженная.

72 000
Площадь плиты = ——— = 2400 еле2.

• Для прикрепления траверсы помещаем 2 швеллера №18 (фиг. 1019);
полки швеллеров достаточны для постановки заклепок £) = 20 мм. Ввиду
небольшого расстояния между ветвями траверсы плиту будем считать как ба-
лочную; тогда стержень можно к плите не приклепывать.

Толщина плиты & n=kk,a\ согласно табл^ 39 при — = оо, k = 0,289,
пл 1 » д ’
d по табл. 40 ^ = 0,39:

8пл = 0,289 • 0,39 - 18 = 2 см.

Траверсу составляем из листа 5=10 мм и уголка 150X100X12,
Ширина плиты Впл = 18 + 2 • 1 + 2 • 10 + 2с.

Выступ с берем согласно табл. 41 с = 48 = 8 см> тогда ВпЛ=18-|-2“Ь
+ 20 + 16 = 56 см\

что не годится, тем более что ширйна одного двутавра и швеллеров № 18;

32 + 2-7 = 46 см (фиг. 1019).

Поэтому берем с = 0.

Тогда

Впл = 18 + 2 + 20 = 40 см

что годится.

Прикрепления. Число заклепок прикрепления стержня колонны к швел-
лерам, швеллеров к траверсам и листа траверсы к уголкам:

_ Р _ 72 000 _ 72 000 _

т~ч“^.950 ~ 2980 ~

Берем по 6 заклепок в 4 ряда.

Высота траверсы по рискам и шагам прикрепления 55 + 60 + 4 • 60 +
+ 45 = 400 мм (фиг. 1019).

Проверки на изгиб траверсы не требуют.

Заклепки размещаем согласно фиг. 1019.

Пример 90 (фиг. 1020).

Дана колонна с давлением Р=150 т.

Сечение колонны состоит из листа

400- 12= 48 см*
и

4 уголка 150ХЮ0Х12 115 „

= 163 см*

кол

Сталь 3 пониженная. Дыры проколоты. Заклепки d = 20 мм\

[и]^ = 25 кг/см*.

Площадь плиты:

-р Р 150 000 ^ЛЛЛ о
— = 6000 см*.

пл [«]<, 25

Размещаем траверсу параллельно полкам колонны, приклепав ребра тра-
версы к уголкам колонны. Расстояние между ребрами траверсы — 410 мм.

Определяем расстояние между диафрагмами траверсы, задавшись тол-
щиной плиты 6 =24 мм:

^пл — kkYat

откуда
Согласно табл. 40

Следовательно:

kx = 0,35.

2,4

0,35 • 41

= 0,167.

Л =

Сравнивая полученное значение коэфициента k с данными табл. 41, мы
видим^что расстояние 41 см для плиты 8^ = 2,4 см велико.

Фиг. 1020. База коловны примера 90.

Берем расстояние между диафрагмами 30 см\ тогда имеем # = 41 см,
л = 30 см.

JL= 1 37: k = 0,23; 8 = 0,23 • 0,35 • 30 = 2,4 см.
а ’ ’ пл

Задаемся нижними уголками 150X100X12;
ширина выступа ся^2,5 8?/л = 6 см.

Тогда ширина плиты:

Впл = 41 -J- 2 • 1 + 2 • 6 = 75 см\
длина плиты :

6000

^г- = 80 см.

что удачно.

Толщина выступа у корня уголка 12-|-24 = 36 мм.

Длина выступа 6-j-$>8=14,8 см\

с _ 14,8

8 — 3,6

= 4,1,

что близко соотношению Блейха (см. стр. 784).
Проверяем этот выступ.

Изгибающий его момент:

44 = 25^t^! = 2740 кгсм.

Момент сопротивления 1 пог. см выступа:

-1.^4-+1'2>2 ^2,16 см*.

2740

Напряжение п = — - = 1260 кг/см? — перенапряжение 5%.

Проверяем траверсу на изгиб.

Расстояние от конца плиты до внутренней риски прикрепляющих за-
клепок :

= —6 = 34 см

(между рисками 6 см).

Давление на 1 пог. см траверсы:

р = [Пф]Впл = 25-75 = 1870 кг[пог. см,
а на одну ветвь:
1870 ,

—-— = 935 кг/пог. см.

Всего имеем в четырех больших полках уголков 8 рядов заклепок;
на каждый ряд давление колонны равно:

Р 150
8 “ 8

18,75 т.

Наибольший изгибающий момент траверсы:

342

Мтр = 935 • ----18 750- 6 = 540 000 — 112 500 = 437 500 кгсм.

Требуемый момент сопротивления траверсы:

= 437 500

нетто 1200

^п^о«1,20 • 365 = 440 см\.
орутто *

Из сортамента видим, что этому моменту может удовлетворить швел-
лер № 30. Посмотрим, возможен ли он по условию прикрепления колонны.
792
Число заклепок для прикрепления:

Р 160 000

т = — = ------= 50.

/V W’

8 • 950

Заклепки можно расположить в 8 рядах, в каждом ряду по 6 заклепок.

(с некоторым недостатком).

Располагая заклепки с шагом 60 мм, видим, что наименьшая высота

берем клепаную траверсу
снизу 150 X 100 X 12 и

75-75-10

Фиг. 1021. Сечение
траверсы примера 90s.

60 5 • 60 -]- 40 — 40 см\ швеллер недостаточен;

в составе листа 400 X 10, окаймляющих уголков
сверху 75 X 75 X 10.

Проверяем ребро траверсы (фиг. 1021).

Состав сечения F (см2) 4® (™4) Sgx (см3)
400 X Ю L 15ОХЮ0Х12 Г 75X75 ХЮ 40 28,7 14,1 533,0 7 650 4800 — 448 + 253
82,8 17 780 — 190

Расстояние до, центра тяжести z\

5 —190

F 82,8

2,3 см;

1в = Ix — Fz2 = 17 780 — 82,8 • 2,32 = 17 780 — 440 = 17 340 см4;

W = 11^^800 ел3;

брутто 21 5 *

w = 0,8 • 800 = 640 см*,
нетто г брутто ’

Напряжение:

п = ~43ГУ° = 680 кг/см?,

640

не считая работы плиты.

Траверса работает с большим избытком и нужна только по условиям1-
прикрепления.

Число заклепок прикрепления нижнего уголка к листу траверсы:

— = — = 25.
2 2

Полагая шаг в 6 см, размещаем в 2 ряда 24 заклепки.

Необходимая длина траверсы:

£Я1р = 2 • 4-|-10 • 6-J-12 = 80 см.

Проверяем диафрагму.

Давление на 1 пог. см диафрагмы:

[nb(c + '|)=25(10 + y) =625 «г/пог. см.
усилие, передающееся диафрагмой на ветвь траверсы:
А = 625 - -^-= 12800 кг.

Число заклепок прикрепления диафрагмы:

12 800
т ~ 4 •
^950

Если учесть часть усилия, передающегося стенкой колонны на плиту, то
-траверса может быть меньше.

На стенке может быть поставлено (не считая заклепок на уголках) двух-
•ерезных 6 заклепок (на фиг. 1020 изображены пунктиром).

Усилие, воспринимаемое ими:

ЛГ= 6<адсл = 6.2 • 1,2 • 2,4 = 34,6 т.

Усилие, передающееся на две ветви траверсы:

Р1 = Р —М= 150 —34,6 = 115,4 т.

Число заклепок прикрепления на траверсе:

nt =

115 400

—=39-

4-. 950

Берем по 5 заклепок в каждом ряду.

Требуемая высота траверсы по шагам заклепок:
6 4 • 6 + 6 = 36 см,

•поэтому может быть поставлен двутавр № 36 с обрезанными с одной стороны
'полками или швеллерного сортамента № 36.

Пример 91. Имеем колонну из двух швеллеров № 22 полками внутрь,
расстояние между ветвями 26 см\ усилие Р= 72 т\ сталь 3 пониженная;
дыры проколоты, давление на фундамент [п]0"= 30 кг) см2 (фиг. 1022)].

Требуемая площадь плиты:

сг==2^о=24о°

Определяем, возможно ли принять работу плиты как балочной; тогда
диафрагмы могут быть не прикрепленными к плите. Ветви траверсы распо-
ложены в£©ль стенок швеллеров, т. е. на расстоянии 26 см.

Толщина плиты:

3 = kk.a = 0,29 • 0,39 • 20 = 29,4 мм,

что приемлемо. Берем плиту толщиной 30 мм.

Предположим траверсу из швеллеров № 24.

Ширина плиты Впл = 26 4- 2 • 8,5 2 • 3,5 « 50 см.

г 2400

Длина плиты L ;= ———=48 см.
™ 00

Берем длину плиты 50 см.

Тогда давление на фундамент:

72 000 о

Я«>=_250б----28’8 Кг/См -
Число заклепок для прикрепления траверсы:

72000
т = —ла------

950
4

72 000
------= 24;

2980

Берем в 6 рядах (по 3 на швеллер) по 4 заклепки в ряду. Усилие на
72

1 ряд заклепок Л = —= 12 т.
о

Шаг заклепок берем 70 мм по горизонтали и 60 мм по вертикали.

Фиг. 1022. База колонны примера 91.

Момент, изгибающий траверсу (на 1 ветвь) (фиг. 1022):
Ж=28,8--^- . —12 000.7 = 225000 — 84 000 = 14 000 кгсм.

Требуемое

'нетто

141000

1200

= 117 см*\

нетто

= 140 сл/з.

Швеллер № 24 удовлетворяет с избытком.

В конце швеллеров ставим одну стяжку.

Пример 92 (фиг. 1023). Имеем колонну в 300 т из двух широко-
полочных двутавров № 36. Расстояние между ветвями 45 см. Сталь 3 пони-
женная; [л]^ = 25 кг} см2.

' 300 000 о

Площадь плиты Рпл = —— = 12 000 см2.
Отсек между двумя стенками двутавров и двумя ветвями траверсы
36 X 45 см\ принимая толщину шва по 1 см в свету, получим отсек плиты
34 X 43 см:

4=^=1,26.

Требуемая толщина плиты согласно табл. 39, 40 (стр: 782):
8^ = 0,22 • 6,35.34 = 2,6 см.

Размер плиты берем 110X110 см.

Бортовые стенки расставляем на расстоянии 35 см в свету, что дает
следующее размещение ребер по ширине:

Впл= 36 4- 2 • 35—]— 2 • 1 + 2- 1 = 110 см.

Таким образом бортовая стенка расположена у самого края плиты. Она
стягивается поперечными ребрами в плоскости каждого двутавра, что дает
отсек плиты 35 X 45 см\ кроме того располагается ребро по кромке плиты
у конца траверсы на расстоянии 30 см от стенок двутавра.

Момент бортовой стенки при наибольшем, пролету ее 45 см.

Усилие на 1 пог. см: р = 25^ 1 j = 475 кг/пог. см\

475 • 452

=------------ =120 000 кгсм-

о, cm g >

-220000

wc.cn— 1200 —1иисЛ-

В запас без учета работы плиты берем лист 250 X 10-

Ребро может быть оставлено без укрепления, так как верхняя фибра
ребра вытянута.

На среднее ребро бортовой стенкой передается усилие:

Л = 475 (45 +.3^- = 17 800 кг,
ср. р 2

Для восприятия усилия со стороны отсека длиною в 45 см, равного:
Д1 = 475- -^-= 10 700 кг,

при длине флангового шва 1фл = 25 см толщина шва:
t 10700

0,7-25-720 " °-85

ввиду эксцентричности прикрепления берем = 1 см.

Момент среднего ребра:

М = 17 800 • 35 = 623 000 кгсм.
ср. р

Требуемый момент сопротивления лобовых швов прикрепления ребра:
623 000 „

W = —— = 694 см*.

900

При толщине лобового шва 2X1^ требуемая длина швов:

№.

0,7 • 2 • h.

Од.62^---/2980 = 55 см.
Берем среднее ребро трапецеидальной формы размером по высоте
25н-55 см.

Давление бортовой стенки на крайние ребра:

475 • 30

= 7120 кг.

Момент в поперечном крайнем ребре:

Мкр. р = 7120.35 + 2,5.25 . — = 289 000 кгем.

Требуемое

кр. р

289 000

1200

= 240 см3.

Требуемая высота ребра у соединения с траверсой при толщине ребра 1 см:

= 38 см.
Берем трапецеидальное ребро высотой 25X38 см.

Усилие, передаваемое. ребром на одну ветвь траверсы:

Д =7120 4-2,5-25--ЦД= 10 560 кг.

тр * ' 2

При длине фланговых швов 37 см необходимая толщина швов:

t 10 560

h^~~ 0,7 - 37 - 720 ~°’6 СМ'

Берем 2 шва по 6 мм.

Момент одной ветви главной траверсы:

302

Мтр = 7120 - 30 4- 25 - 36 • —=618 000 кгсм.

При заэарке впритык требуемый момент сопротивления швов:
618 000 .

^=-900“=690 См3-

Берем высоту траверсы у корня 55 см.-

Конструкция башмака указана на фиг.
1023.

Пример 93 (фиг. 1024). Имеем колонну
с давлением Р= 100 т из 2 швеллеров № 30
полками внутрь. Расстояние между ветвями

Фиг. 1024. Башмак колонны при-
мера 93.

см. Колонна сварная [«]^ = 30 кг [см2.
Площадь плиты:

Е.СТР __
пл

100 000

= 3300 сл&.

ный

при

Делаем уширенный башмак, укреплен-
консолями.

Толщина плиты в отсеке между ветвями
площади в свету 28 X 33 см: '

*=*1=1,2;

а 28

согласно табл. 39 и 40:

Ьпл = 0,216 • 0,39 - 28 = 2,36 см.

Берем 2,4 см.

Плиту берем квадратную. Стороны плиты:

^я = ^ял = /ЗЗбО = 57 см.
пл пл г

Берем 60 см.

Тогда длина консольных ребер в направлении ширины плиты:

60-30 — 2-2

ьк=--------2 - — = 13^

и в направлении длины:

60 —35 —2.2

= 10 см.

Проверяем, выдерживает ли плита между консолями.
Расстояние между консольными ребрами по направлению ширины берем;
а =32 см:

ак 32 _

— =— > 2:

Ьк 14

по табл. 42 (стр. 790) берем kr = 0,13;

3 = 0,13 • 0,39 32 = 1,6 см < 2,4 см.
ПЛ * * ’ *

Фиг. 1025. База колонны при фрезерованном копне стержня.

По направлению длины плиты берем расстояние между ребрами 28 см~
Очевидно, плита выдерживает и здесь.

Нагрузка на поперечную консоль на 1 пог. см:

30 • 60 ,

р =—-— = 900 кг{пог. см'

142

= 900 • --- = 88 000 кгсм.

к 2

Консоль приваривается лобовым швом:

При высоте консоли 25 см требуемая толщина сварных швов:

2й»=2^7 = 1’35--
Берем 2 шва по 7 мм.

Продольную консоль ставим тех же размеров; очевидно, она будет не-
сколько недонапряжена.

Конструкция показана на фиг. 1024.

5. Башмак колонны при фрезерованном торце стержня по существу
состоит из одной плиты, на которую передается давление торца, и небольшой
конструкции второстепенного значения, укрепляющей стержень на плите
(фиг. 1025). При таком устройстве плита, очевидно, имеет значительные сво-
'бодные выступы по отношению к стержню со слабо развитым уширением и
должна резко работать на изгиб и потому быть значительно толще плит баш-
маков без фрезеровки. Однако в общей затрате
металла получается, как правило, эканомия и вопрос
сводится к устройству толстых плит. Весьма простое
и очень распространенное решение составляют литые
плиты, однако в наших современных условиях литье
является очень дефицитным и часто не вполне до-
брокачественным изделием, и потому конструктора у
нас избегают литья. Наиболее удачен толстый лист
(фиг. 1026), у нас его можно достать толщиной до
40 мм, если не считать специальных броневых листов.
При не очень больших плитах хороша поковка. Раз-
мер поковок зависит от мощности кузниц и пред-
ставляет очень дорогую деталь, но на которую можно
допустить большие напряжения [до 1700 (сталь 3) и
2500 кг[смъ (сталь 5)].

Наконец возможны сварные и клепаные плиты
из пакета листов (фиг. 1027), но они весьма трудо-
емки и дороги, особенно сварные, так как для со-
единения пакета листов приходится при этом при-
бегать к электрозаклепкам и к прорезям, и потому
никоим образом не могут считаться удачным реше-
нием.

Вместо литых плит применяется склепанный или
сварной ростверк из двутавровых балок (фиг. 1028).
Для распределения давления между балками прихо-
дится ставить поперечную траверсу, обычно также из
двутавровых балок, на которые укрепляется стержень

колонны. Конструкции эти имеют недостатки, заключающиеся в неравномерной
работе балок ростверка вследствие не вполне одинаковой высоты балок.

Литая плита под сосредоточенным давлением стержня колонны работает
как пластинка, аналогично безбалочному перекрытию.

Обычно литые плиты считаются на изгиб выступа по линиям сопряжения
плиты со стержнем колонны; если при этом брать полный момент сопротив-
ления плиты, расчет будет не в запас прочности, так как концевые части
сечения, менее жесткие, будут работать более слабо. Лучше при этом брать
несколько пониженные напряжения для литья («] = 1200 кг[см?. Плиты же,
состоящие из ростверка двутавровых балок, отличающиеся очень большой
жесткостью, могут рассчитываться по обычным напряжениям.

Таким образом расчет башмака при фрезерованном торце
стержня сводится к следующим операциям.

1) Определение площади плиты подформуле:

стр _ Р
ПЛ ("JflO ’
Плита обычно делается квадратная.

*Риг. 1026. База сварной
дтолонны, состоящая из
толстого листа.
2) Проверка передачи давления от стержня на плиту. Через торец, оче-
видно, всегда можно передать все давление и потому по существу такой про-
верки не требуется; однако часто вследствие того, что листы плиты, которые
обрабатываются с большим трудом, чем торец стержня, могут быть не вполне
ровны, через торец передается только часть давления — около 60°/о, а осталь-
ные 4О°/о передаются через укрепляющую конструкцию, через ее заклепки и
сварные швы, что не представляет каких-либо конструктивных затруднений.
Этим достигается и достаточная мощность укрепляющей конструкции.

Укрепляющая конструкция должна быть во ^сяком случае достаточна
для восприятия момента защемления при продольном изгибе. Расчетные мани-
пуляции здесь не отличаются от указанных выше при расчете башмаков без
фрезеровки торцов.

3) Проверка плиты на изгиб, которая чаще всего рассчитывается как
консоль по сечению большого выступа.

Очевидно, в этом случае момент:

В а*

М =[п]

ПЛ * J Ф 2

где Впл—ширина плиты, а — величина выступа плиты.

По моменту сопротивления можно определить и толщину плиты 8пл.

Пример 94 (фиг. 1029). Имеем колонну в 250 т, сварную из трех
листов, сечением

2 листа 400X2,5 = 200 см*:
48 гм?

1 лист 400X12 = —---——-------

Всего F«=248 см*

сталь 3 пониженная; напряжение на фундамент [п]^ = 30 кг(см2

Требуемая площадь плиты:

= 250000
пл 30

Плиту берем квадратную размером 916X916 см.

Фиг. 1028. База колонны из балочного росгьерка.

Через торец передаем 60% давления или 150 т, а 100 т передаем
через сопряжение.

Сопряжение делаем из двух уголков 150X100X12, расположенных по
полкам, необходимых также для установки стержня колонны и для размещения
сварных швов по периметру стержня.
Площадь сварных швов толщиной h =12 мм:

Fw = 0,7 • 1,2 (4 • 40 + 2 • 36) = 195 см\

напряжение в швах:

100 000 е1Л , „
п = ———— = 510 кг/см2.

195

Поперечная сила продольного изгиба:

Q = 0,015Р = 0,015 • 250 = 3,75 т.

Момент защемления колонны (длиной 6 м) может быть принят равным:

ял QI 3,75 • 6

Л1 = —— =-----------

2 2

= 11,25 тм.

Момент этот воспринимают швы приварки стержня
колонны, момент сопротивления которых:

= I.2 • °>7[14^& + 45(40 + 39)] =

= 1,2 - 0,7(430 4- 3400) = 3220 см*.

Количество швов взято с большим запасом.
Выступ плиты:

Момент:

^ = 30.91.^ = 2730.^ =
пл 2 2

= 890 000 кгсм.

Требуемый момент сопротивления плиты при на-
пряжении на литье 1000 кг/см2:

™пл

890 000
1000

= 890 см?.

Плиту берем прямоугольную.

Требуемая толщина:

3
пл

6-890

Фиг. 1029. База колонны
примера 94.

= У 59 = 7,7 см.

Берем 8 см.

В. Шарнирные сопряжения колонны с фундаментом

При сопряжении колонны с башмаком при помощи шарнира нижняя
часть стержня колонны для восприятия давления шарнира требует специальной
обработки. Для этой цели к нижней части колонны прикрепляется отливка
или плита, опирающаяся на головку шарнира (фиг. 1030). Колонна опирается
на отливку (верхний балансир опоры) через фрезерованные торцы и скре-
пляется с ней болтами или шпильками, причем отливка или плита работают
на изгиб. Очень часто для уменьшения йзгиба давление на балансир пере-
дается только через среднюю часть стержня, соответственно усиленную, что
достигается выпуском и фрезеровкой средней части; вместо этого иногда от-
ливка (опорная плитка) располагается только на средней части колонны, уси-
ленной столиком (фиг. 1031), и прикрепляется к ней.

Шарнир осуществляется цилиндрическим валиком — цапфой, располо-
женным в лагерях отливок балансиров (фиг. 1032), или головкой, плиткой
с цилиндрической верхней частью, или наконец простой плиткой, концент-
рирующей давление колонны в определенной точке, аналогично опорным час-
тям балок (фиг. 1031). Иногда плитка шарнира имеет шаровую поверхность,
тогда получается шаровой шарнир, центрирующий давление колонны в двух

Фиг. 1030. Шарнирный узел колонны.

плоскостях (цилиндрические шарниры центрируют давление, очевидно, только
в плоскости вращения шарнира).

В гражданских конструкциях чаще всего применяются шарниры в виде
центральных плиток или вкладышей. Самый башмак или нижний балансир
опоры делается литым или чаше сборным, клепаным или сварным из двутав-
ровых балок (фиг. 1031 и 1033) и обычно идейно повторяет обработку конца
стержня (верхнею балансира).

Если верхний балансир представляет собой фигурное литье, литым
делается и нижний балансир в виде литого стула (фиг. 1030, 1032) (например
при цилиндрических шарнирах с цапфой или шаровых) или плиты, смотря по
величине усилий; нижний балансир, как и верхний, очень сильно работает на
изгибающий момент от сосредоточенно приложенной нагрузки и потому должен
быть достаточно высоким. Если колонна непосредственно опирается на цапфу
шарнира, нижний балансир превращается в мощную траверсу, служащую
804
продолжением стенок колонны, в лагерях которой располагается цапфа
шарнира.

Распространены также нижние шарниры в виде клепаных или сварных
траверс или ростверков, на которые опираются плитки с цилиндрической или
шаровой поверхностью, образующие шарниры (фиг. 1031 и 1033).

Расчет шарнирных частей зависит от конструкции шарнира.

Если верхний и нижний балансиры литые, расчету подлежат балансиры
на изгиб, а шарнир на сжатие. Если длина поверхности соприкасания колонны

Фиг. 1031. Шарнирная база колонвы из плитки и ростверка.

с верхним балансиром а и давление колонны Pt, то момент, изгибающий верх-
ний балансир (см. § 7 гл. X), Л1 = ^~, по каковому моменту проверяется сече-
О

ние балансира по оси шарнира.

Аналогично для нижнего балансира:

где b — длина нижнего балансира.

Цапфа шарнира, представляющая собою цилиндр, плотно лежащий в своих
лагерях (фиг. 1032), работает только на смятие.
Фиг. 1032. Шарнирная база колонны, состоящая из литых балансиров.

Фиг. 1033. Нижний балансир базы
в виде сварного ростверка.
Наибольшее напряжение на смятие получается в вертикальной плоскости,
проходящей через ось шарнира; оно может быть принято равным:

0,8Р

maxn = -r3-,
bd

где b — длина, d—диаметр шарнира.

Таким образом наибольшее напряжение на 60% больше среднего, исчи-
сленного по диаметральному сечению.

В том случае, когда радиусы цапфы или головки шарнира меньше
радиуса лагеря или выкружки балансира (фиг. 1030), шарнир представляет
собою свободное касание двух цилиндров разных радиусов.

В этом случае наибольшее местное напряжение смятия по общей обра-
зующей определяется формулой Герца:

max п = 0,42 L),

где b — длина шарнира, Е — модуль упругости стали, г—радиус шарнира,
— радиус выкружки балансира.

Если выпуклая поверхность плитки опирается о плоскость нижнего ро-
стверка (фиг. 1031), г\ = оо и

шахп = 0,42р/Г

Допускаемое напряжение при этом, поскольку оно является местным,
возможно очень большим.

Согласно ТУ и Н на металические конструкции оно принимается для стали
Л2 7000 кг/см2. Допускаемое напряжение при плотном смятии согласно тем же
нормам принимается для стали Л2 в 1300 л:г/слг2(при действии основных нагрузок).

Наконец если нижний балансир (башмак) сконструирован в виде траверсы
или ростверка, клепаного или сварного, то он рассчитывается согласно своей
конструкции так же, как это было показано выше при расчете обычных
башмаков.

§ 5. ОГОЛОВОК КОЛОННЫ И СОПРЯЖЕНИЕ С БАЛКАМИ

А. Свободное опирание сверху

Оголовок колонны зависит от типа сопряжения колонны с балками, ко-
торое, как было указано выше, может быть свободным, с опиранием балок
сверху и сбоку, или глухим.

При свободном опирании сверху балки опираются на центральный столик,
прикрепленный при двутавровом сечении колонны к стенке двутавра, а при
сквозной колонне к диафрагме, помещенной между ветвями колонны (фиг. 959,
965).

Столик колонны двутаврового сечения состоит из двух уголков, обычно
неравнобоких, или двух швеллеров, или отрезков швеллера без нижней полки
(фиг. 1034). Основной вопрос конструкции — размещение достаточного числа
заклепок или сварных швов для передачи значительного усилия давления балок.

В клепаном решении заклепки, прикрепления в обычной конструкции
работают на смятие по толщине стенки двутавра, следовательно число их:

"г=’ЖГ’ (1)

где Р — давление на колонну, 6 — толщина стенки двутавра.

Заклепки всегда ставятся в несколько рядов; почему берутся неравно-
б окне уголки, а лучше куски швеллера. Если число заклепок т не может
быть расположено в пределах уголков или швеллеров столика, то рационально
переходить на четырехсрезные заклепки. Для этой цели под уголком или кус-
ком швеллера с отрезанной полкой приклепываются к стенке двутавра прокладки,
поверх которых помещаются накладки, подхватывающие снаружи элементы
столика (фиг. 1035). Передача усилия со столика на стенку должна иметь
некоторое протяжение по длине колонны, что и определяет необходимость
расположения заклепок в несколько рядов. На протяжении прикрепления сто-
лика постепенно должно войти в работу все сечение колонны, из которого
в верхней части под столиком работает одна только стенка (фиг. 1036).

В прокатных и сварных колоннах желательно, чтобы длина прикрепления
столика была не меньше полопины полки; в клепаных колоннах длина при-
крепления или усиления стенки должна отвечать протяжению размещения

Фиг. 1934. Конструкция столика
сплошной колонны.

Фнг. 1035. Прикрепление
столика четырехсрезными
заклепками.

Фиг. 1036 Посте-
пенное вступление
сечения колонны в
работу при сосре-
доточенном давле-
нии груза.

заклепок, связывающих полки со стенкой, необходимых для передачи полкам
их усилий. Очевидно, конструкция вертикальных ребер столика должна быть
усилена настолько, чтобы напряжение на сжатие в ней не превосходило до-
пускаемого, т. е,

п = ~р^~----< И • (2)

1 нетто

где FHemmo — площадь вертикальных ребер столика (например двух уголков)
или отрезков швеллера.

Столик поддерживает шарнирную плитку, являющуюся опорной частью
для балки.

В сквозных колоннах столик состоит из поперечной диафрагмы, вкле-
панной между стенками ветви или концевыми планками решетки (фиг. 1037).
И здесь основным вопросом является вопрос передачи больших сосредоточен-
ных усилий, т. е. вопрос прикрепления столика.

В качестве поперечной диафрагмы столика крайне рационален кусок
двутавра с отрезанной нижней полкой; отрезанная полка, приклепанная
к верхней полке, дает валик или плитку шарнирной опоры балки (фиг. 1038).
Главное затруднение конструкции состоит в прикреплении столика к диафрагме,
которое связано со всеми трудностями, указанными при описании конструкции
столика на стенке двутавровой колонны. Они все отпадают, если диафрагму
и столик сделать из одной детали, что имеет место, если применить для этой
цели отрезок прокатного двутавра.

808
Фиг. 1037. Конструкция столика сквозной клепаной колонны.

Диафрагма столика прикрепляется к ветвям или планкам уголковыми коро-
тышами; длина их и высота диафрагмы определяются размещением требуемого
_ - т.

числа заклепок прикрепления. Очевидно, на каждую сторону требуется —
заклепок, где т — число 2

заклепок передачи усилия
Pt равное:

N3 М[л]

т =

где 8-толщина диафрагмы.

Диафрагма работает
как балка; однако ввиду
малого пролета работа ее
на изгиб нетсущественна.
Серьезнее поперечные си-
лы. Поверка скалывающих
напряжений на опоре по
нейтральной оси во всяком
случае желательна. Если

Юб *5

Фиг. 1038. Столик

из срезанного двутавра.

диафрагма и столик не являются одним цельным элементом, то вводить при
этом в расчет можно только площадь листа диафрагмы, ибо приклепанные части
столика еще не войдут в работу, что крайне невыгодно т. е. приходится считать

3 ___

2 й8 ’

где й— высота диафрагмы, а 8 — ее толщина.
В диафрагме и столике из одного двутавра в расчет можно вводить все
•сечение и тогда*.

/8 '

(4)

Прикрепляющие уголки желательно брать не очень малыми, так как из край-
ней экономии места заклепки в обеих полках рационально ставить по одним
рискам, а не в полушаг, как обычно. Для этого уголки должны быть не
меньше 80 мм.

В сварных решениях конструкция остается, вообще говоря,
той же.

В двутавровых колоннах столик для удобства прикрепления опорной
плиты конструируется также из двух отрезков швеллера, приваренных к стенке
(фиг. 1039). Отрезки швеллеров привариваются по контуру, в крайнем случае
дополнительный периметр швов может быть получен за счет прорезей, устраи-
[X в нижней части швеллера. Длина прикре-
1я столика должна и здесь отвечать указан-
выше условиям, т. е. иметь высоту не менее

Фиг. 1039. Сварной столик
сплошной колонны.

Фиг. 1040. Сварной столик сквозной колонны.

половины ширины полок, для возможности полного включения в работу
полок колонны. Если колонна сварная, то длина эта должна отвечать длине
поясных швов, связывающих полки со стенкой, необходимых для передачи
полкам их усилия.

В сквозных сварных колоннах диафрагмы и столик устраиваются так же,
как в клепаных; лучше всего из отрезков двутавра с обрезанными полками.
Приваривается диафрагма к стенке ветвей проще всего путем прорезей
в стенках и удобнее всего наружными швами (в одноярусных колоннах)
(фиг. 1040).

Расчет прикрепления, очевидно, сводится к расчету сварных швов для
восприятия усилия Р, а именно:

площадь швов: Рш = ——, (5)

HJce

•откуда, зная толщину шва Лш, которой задаемся в соответствии с толщинами
прикрепляемых элементов, определяем требуемый периметр шва.

В слабых одноярусных колоннах, состоящих из двух сближенных швел-
леров, столик зажимается между швеллерами или к швеллерам прикрепляются
2 уголка, несущие опорную плитку. В сварке при небольших усилиях воз-
можна и непосредственная приварка колонны к плитке. Аналогичная схема
покрытия плиткой возможна и в более мощных колоннах, но при этом тре-
буются фрезеровка торцов и обычно усиление тех элементов колонны,
которые поддерживают плитку.
Торцы поддерживающих элементов проверяются на смятие; при этом
допускается [п]СЛ= 1,5 |п], так что требуемая площадь смятия:

F Н»'

(6)

Затем плитка проверяется на изгиб под давлением силы Р.

В многоярусных колоннах прикрепление и конструкция столиков-диа-
фрагм для балок промежуточных ярусов, проходящих через колонну, остаются
теми же (фиг. 966, 971 и др.); только в сварных решениях устройство прорезей
здесь менее удобно, хотя и возможно. Чаще производится приварка диа-
фрагмы внутренними швами. Для удобства приварки желательно иметь ветви
колонны из швеллеров полками наружу или же иметь достаточный прозор
между полками ветвей (не меньше 20 см).

Б. Свободное примыкание сбоку

В колоннах двутаврового типа, в одноярусных и многоярусных, широко
применяется свободное примыкание сбоку (фиг. 1041). Если балка примыкает

Фиг. 1043. Укрепление столика
уголками жесткости.

к колонне в плоскости стенки, то к полкам приклепывается небольшая
консоль из неравнобокого уголка или отрезка швеллера, укрепленная уголком
жесткости, на которую ставится балка. Между балкой и полкой колонны
может быть прозор неопределенной величины, благодаря чему не требуется
точной резки и очень упрощается сборка, что является преимуществом схемы.
По середине высоты балка подтягивается к колонне нерабочим коротышом.

Опорная консоль работает на опорное давление балки АБ, и момент
М = А6 -е (фиг. 1041).

Плечо е в том случае, когда полка консоли не укреплена, можно при-
Ък

пять равным е = где Ьк — ширина полки консоли (выступ консоли).

Момент М = А6 ‘в изгибает консоль и воспринимается заклепочным
прикреплением консоли.

Напряжение в стенке консоли (уголка или швеллера) на уровне первого
ряда заклепок (фиг. 1042):

Аче

нетто
где — момент сопротивления стенки, равный:

-md)'

где:

8 — толщина, уголка или стенки швеллера,

—длина консоли, d — диаметр заклепок, т — число их в первом ряду.

Под действием момента М = Асе и силы Аб заклепочное прикрепление
работает на изгиб и поперечную силу.

Если напряжение п в стенке консоли больше [п], то горизонтальную
полку необходимо укрепить уголком или ребром жесткости (фиг. 1043).

Но при этом если балка не имеет опорной центрирующей плитки, то
увеличивается плечо е, так как балка, изгибаясь, стремится повернуться
вокруг жесткого ребра консоли (фиг. 1044); безопаснее в этом случае взять
L 2 t

е = b„ или е = -у- Ь„ .

Фиг. 1045. Свободное при-
мыкание сбоку при сварке.

креплении.

Фиг. 1044. Работа сто-
лика при жестком за-

Фиг. 1046, Укрепление ребрами
консоли.

В то же время целесообразно взять Ьк возможно меньшим.

Так как для передачи давления Aff требуется очень небольшая площадь,
Аб

не меньшая F=-——, то для облегчения работы консоли вполне возможна
[«]«

частичная обрезка полки уголка или швеллера и таким образом уменьшение Ък

Сварные решения конструируются так же, только получаются проще.
При небольших усилиях консоль может быть осуществлена помощью прива-
ренной плитки, что требует однако достаточно точной резки балки; чаще же
консоль делается из уголка или куска швеллера, приваренного фланговыми
швами (фиг. 1045).

При больших усилиях возможны сварные составные консоли из верти-
кальных ребер, покрытые листом или швеллером (фиг. 1046). Такие консоли
могут иметь малый эксцентриситет и обладать большой мощностью. Поскольку
такие консоли привариваются на заводе в лежачем положении колонны, все
швы их могут рассматриваться как нижние.

Расчет сводится к расчету швов прикрепления под действием момента
= и силы Ag.

Балки, примыкающие в плоскости, перпендикулярной стенке колонны,
сопрягаются с ней либо при помощи таких же консолей или при помощи
812
мостиков, приклепанных или приваренных к полкам колонны (фиг. 1047).
Такое решение для колонн из широкополочных двутавров очень распростра-
нено в Америке. По отношению к колонне оно работает с эксцентриситетом,
что однако для колонн из широкополочных двутавров не очень существенно.
Мостик делается из уголка или швеллера. Главное преимущество схемы — про-
стота сборки, так как в этом случае длина балки может быть значительно
кордче расстояния между станками колонны, что облегчает заводку балок.
Кроме того эта конструкция весьма
удобна при перевозке колонн. Реше-
ние получается особенно простым при
сварке.

Фиг. 1048. Парная консоль для
поддерживания балки.

стика.

Неподвижное положение балок фиксируется постановкой болтов или
прихваткой к мостику.

Большим преимуществом этой конструкции является отсутствие прикрё-
пления балки к стенке, не удобное в работе и выворачивающее стенку (фиг. 962).
К этому же типу сопряжений относится и со-
пряжение балки сбоку колонны при опирании
на консоль. Консоли делаются либо парными,
обнимающими колонну (фиг. 1048), или оди-
ночными в плоскости стенки колонны двутавро-
вого сечения. В сварных сопряжениях очень
хороши консоли из куска двутавра (фиг. 1049).
Очевидно такие консоли работают на довольно
значительный момент M = Affe, где е — pac-

стояние от оси балки до прикрепления консоли.

Прикрепление обнимающих консолей, под-
держивающих 2 балки справа и слева от ко-
лонны, рассчитывают:

1) на давление двух балок 2Aff;

2) на эксцентричное давление одной бал-
ки Aff и момент М=А^е.

Прикрепление консоли рассчитывается по
§ 7 гл. IX.

Фиг. 1049. Консоль для под-
держивания балки из куска
двутавра.

правилам § 6 гл. VIII и

в. Глухое сопряжение балки с колонной

Глухое сопряжение колонны с балками (фиг. 1050) по существу есть
рамное сопряжение, и в нем возбуждаются рамные моменты. Однако очень

часто удельный момент инерции колонны — настолько мал по сравнению с
удельным моментом инерции балки -у-, что влиянием рамности на работу
1б

балок можно пренебречь.

На работе же колонн
прочности опорный момент
равным:

оно проявляется сильнее; несколько в запас
колонны в точке ее защемления можно принять

2 М(

(8)

где Мб — момент в балке, с — отношение удельных жесткостей балки и ко-

лонны с = ~~~. Часто конструкция сопряжения (точно так же как в сопря-
‘к 1б

жениях балок, см. гл. X) делается такой, что момент инерции балки от обрыва
поясов в месте сопряжения оказывается намного меньше нормального момента

1тШ1ШШШШ11111|

Фиг. 1050. Глухое сопряжение
балки с колонной.

помощи приварки стенки.

инерции балки. Тогда в сопряжении получается нечто вроде шарнирной
точки и момент резко уменьшается. Но когда удельный момент инерции
колонны не мал по сравнению с моментом балок или когда в сопряжении
нет указанного выше уменьшения сечения балок, то момент в сопряжении
должен быть учтен. Как опорный момент, он балку разгружает.

Конструкция и расчет глухого сопряжения совершенно аналогичны кон-
струкции и расчету сопряжения балок.

Неучет опорного момента по существу возможен только в клепаном
сопряжении, когда стенка балки приклепывается к колонне парными уголками.
Типичными уголками прикрепления здесь являются неравнобокие уголки:
в тяжелых конструкциях 150 X 100 с полкой 100 по стенке балки и полкой
150 по колонне, так как заклепки по балке и колонне работают неодинаково,
а именно: заклепки на балке работают на одну поперечную силу (давление
балки) Aff, на смятие по толщине листа балки, заклепки же на колонне
работают на силу Aff, на срез и на момент AI = Aff • et на отрыв головок
точно так же, как в сопряжениях балок (см. гл. X § 3).

Сквозные колонны обязательно должны иметь диафрагму между ветвями
в плоскости балки (фиг. 968).

Сварные сопряжения при условии приварки одной стенки балки также
иногда рассчитываются без учета опорного момента. Для удобства монтажа
балка при этом ставится на небольшую плитку или консоль, не передающую
рабочего давления (фиг. 1051). Эта конструкция требует точной резки балок,
а потому по сравнению со свободными сопряжениями с примыканием сбоку
(фиг. 1045) не имеет никакого преимущества (за исключением малых раз-
меров консолей).
Вследствие жесткости сварки расчет швов стенки на одно давление не
вполне надежен; поэтому здесь желательно уменьшение допускаемых напря-
жений на 30%.

При учете опорного момента последний приходится определять расчетом
рамной эстакады.

Глухое сопряжение при восприятии опорного момента конструируется
различно. В Америке, особенно в сварных конструкциях, при малых нагрузках
распространены сопряжения, конструируемые по принципу свободного при-
мыкания сбоку, но с приваркой полок балки к колонне, воспринимающей
опорный момент (фиг. 960). Сопряжения эти отличаются полной определен-
ностью работы: поперечная сила передается на консоль; момент восприни-
мается приваркой полок.

При примыкании балки в плоскости стенки двутавровой колонны
приварка полок осуществляется двумя накладками — нижней, к которой полки
балки привариваются фланговым швами, и верхней, накладываемой на балку
и привариваемой нижним швом, обычно с прорезью (фиг. 1052). Основным
затруднением является передача усилия с накладки на колонну, так как
ширина колонны для восприятия усилия может быть недостаточна.

помощи приварки полок.

Фиг. 1053. Сопря-
жение балки с ко-
лонной вертикаль-
ными консолями.

Если колонна многоярусная и накладку нельзя пропустить поверх
колонны, то приходится увеличивать фронт прикрепления, вводя вертикальные
ребра — консоли (фиг. 1053). Однако ребра эти работают эксцентрично, что
необходимо учесть при их расчете, как об этом указывалось в гл. X § 3 стр. 322.
Весьма часто при наличии вертикальных консолей горизонтальные накладки
выкидываются, так как они являются избыточными.

Аналогично разрешается конструкция и в клепаной форме (фиг. 961).

Весьма распространена также конструкция глухого прикрепления балки
с приваркой по всему периметру, по стенке и'полкам. В таком случае момент
воспринимается и по вертикальной полке, что может существенно облегчить
прикрепление полок. Эта конструкция требует точной резки листов балки.

В клепаной форме чаще применяется конструкция с прикреплением по
всей высоте балки. Это объясняется следующим:

1) в клепаной конструкции вопрос о точной резке менее остр вследствие
наличия зазора (допуска) между торцом листа и обушком уголка;

2) обычно балка с уширением (консолями) представляет одну монтаж-
ную единицу» которую удается сразу прикрепить;

3) восприятие опорных моментов в клепаных конструкциях труднее.

В одноярусных колоннах вопрос в значительной степени упрощается,
так как накладку, воспринимающую растягивающие усилия опорного момента,
легко провести поверх колонны. Если нет места для помещения нижней
накладки, то ставят вертикальную консоль-столик или передают сжимающие
усилия через торец. Для этого загоняют между нижним поясом балки и ко-
лонной клин (фиг. 1052).

Расчет ведется согласно указаниям гл. X § 3, так как указанный тип
сопряжения ничем не отличается от сопряжения балок.

Г. Примеры расчета сопряжений балок с колонной

Пример 95. Балка с опорным давлением 150 т опирается на колонну
двутаврового сечения, состоящую из:

листа 500 X 12 и 4 уголков 150 X Ю0 X 12

площадью F=175 см2.

Фиг. 1054. Сопряжение балки с колон-
ной примера 95.

Балка размещается параллельно
стенке колонны. Сечение балки:

лист 1000 X Ю

и 4 уголка 100 X 100 X Ю.

Фнг. 1055. Столик колонны
примера 96.

Фрезеровка отсутствует. Дыры рассверлены. Материал — сталь 3 пони-
женная. Заклепки d = 20 мм (фиг. 1054).

Для устройства столика приклепываем к листу 2 прокладки 300 X 12
и поверх них наклепываем 2 куска швеллера № 30. Швеллеры выпускаем
над стенкой на 5 мм. Заклепки, приклепывающие швеллеры, сминаются на
толщине 36 мм или работают на двойной срез. Очевидно, опаснее работа
на срез.

„ м it-22.1050

Сопротивление заклепки сразу NB — —— [/]=---------------= 3300 кг.

„ 150 000

Число срезов = = 45.

На каждую стерону 23 среза. Размещаем заклепки на швеллере № 30—
4 ряда по горизонтали с шагом 60 мм и 6 рядов по вертикали с разбивкой
816
между рядами — 50; 85; 3 X 60; 85; 50; всего 24 заклепки. На швеллере
помещаем опорную плигку. Работа полок швеллера на изгиб несущественна
вследствие большой толщины полок. Прокладку под швеллером (местное
усиление стенок)' продолжаем на 55 см в предположении, что на этом про-
тяжении войдут в работу уголки колонны.

Действительное напряжение в колонне:

150 ОСО

175

= 860 кг'см~.

Усилие в уголке 1\]уг= 28, 74 • 860 = 24 700 кг.

Для восприятия этого усилия необходимое число заклепок:

Фиг. 1056. Столик колонны примера 97.

Фиг. 1057. Столик колонны при-
мера 98.

Для укрепления балки помешаем на полке колонны 2 уголка 120 X 80 X Ю,
располагаемых с небольшим зазором относительно балки.

Пример 96. Балочная клетка с опорным давлением 70 т опирается на
колонну из двух швеллеров № 22. Расстояние между швеллерами 20 см.
Сталь 3 пониженная. Дыры просверлены. Заклепки </ = 20л£и (фиг. 1055).

Столик и диафрагму для восприятия давления балки делаем из куска
двутавра № 45, от которого срезаем нижнюю полку и приклепываем ее на
верхнюю полку двутавра, образуя опорную плитку. Высота отреза двутавра
А2см\ толщина полки 16,2 мм. Заклепки для прикрепления двутавра двух-
срезные Ng = 2 • 3300 = 6600 кг. Число заклепок на ^каждую сторону при-
крепления столика к концевым планкам:

т =

35 000

6600

Заклепки размещаются в одном ряду с шагом 70 мм.
Прикрепляющие уголки берем 80 X 80 X 10.

Для укрепления балки на концевых планках ставим окаймляющие уголки.

Скалывающее напряжение в столике, предполагая в запас работу одного
ребра:

, 3Q 3-35 000 , о

<=~2F=2- 1,62 -42^785K^-

Пример 97. То же решение в сварной форме. Диафрагму из куска
двутавра № 45 помещаем в прорезе швеллеров № 22 (фиг. 1056). Длину
флангового шва берем 40 см.

Требуемая толщина шва:

. 35 С00

А- = n-7. zn. 9.790 =0.87^, берем 1 см.

В остальном конструкция остается без изменения.

Фиг. 1058. Сопряжение Салок с колонной примера 99.

Пример 98. Балочная клетка с опорной реакцией 300 т опирается на
колонну из двух двутавров № 36. Расстояние между двутаврами 45 см. Кон-
струкция сварная. Оголовок делаем из плиты толщиной 30 мм, которую
опираем на крестовую диафрагму и двутавры. Крест приваривается к плите
и затем вместе с плитой вставляется в прорези двутавра и концевых планок,
после чего плита и крест обвариваются наружными швами (фиг. 1057).

Периметр швов приварки плиты к крестовой диафрагме и двутаврам
приблизительно равен:

6 • 36 4- 4 • 40 -f-4 - 14 = 216 1604-56 = 432 см.

Требуемая толщина швов: .

h =

300000
0,7.432 - 720

= 1,38 см.

Берем 1,4 см.

Толщину листов крестовой диафрагмы берем 16 мм, высоту 50 слг.'
Полагая в запас, что все давление передается через крест, определим
потребную длину швов, принимая толщину их в 1,4 см:

300 000

0,7 • 1,4 • 720

= 425 см.

Берем 8 швов длиною по 50 см, принимая во внимание, что часть-
лавления передается на двутавры непосредственно.

Концевые планки колонны берем высотой 60 см, толщиной 16 мм. Длина
приварки 60 см при толщине швов 14jlw хватает с избытком.

Конструкция оголовка представлена на фиг. 1057.

Пример 99. К двутавровой колонне из трех листов, состоящей из
стенки 300 X 12 и полок 300 X 20, примыкают сбоку 4 балки: в плоскости
стенки с давлением 20 т каждая и в плоскости перпендикулярной стенки
с давлением по 7 т (фиг. 1058).

Примыкание свободное, конструкция сварная.

Для восприятия давления балки в 20 т устраиваем консоль из неравно-
бокого уголка 150 X 100 X 12 шириной 25 см.

ьк

Эксцентриситет балки берем е = — = 5 см.

Момент М = 20 000 • 5 = 100 000 кгсм.

Реакция Аб = 20 000 кг.

Уголок привариваем лобовым швом по обушку, фланговыми швами
и широкой прорезью высотой 7,5 см (1058).

Толщина шва 12 мм.

Площадь швов Fm = 0,7 • 1,2 [25 -|- 2 • 15 -[- 2 • 7,5) = 59 см2.

Статический момент относительно оси z — z*.

5e = 0,7 • 1,2 [25 • 7,5 — 2 • 7,5.3,75] = 110 см\
Расстояние до центра тяжести:

Z~ Fn

Момент инерции швов:

ПО

1,9 см.

|_ О О О О J

= 0,84 [553-4- 117-[-2500-[-553 — 5] = 0,84 • 3718 = 3120 см*',

3120

9,4

= 332си3;

М 100 000 , 9

= ----332- =300«г/^;

20 °00 = 339 кг/оЛ

5У

Схема загружены мостика

Фиг. 1059. Расчет прикрепле-
ния балки примера 99.

R = У3002 -[- 3392 = 452 кг) см2.

Балки с давлением 7 т ставим на мостик, который делаем из швеллера.

Балка передает давление на мостик по ширине балки, равной 160 мм
(2 уголка 75 X 75 X Ю мм, лист 10 мм):

Момент в мостике (фиг. 1059):

М = 3500 -15-----3500 4 = 52 500 _ 7000 = 45 500 кгсм

52*

8J9

Требуемый момент сопротивления мостика.

W =

45 500

1200

= 38 см3.

Берем |2 № 10; W= 42,65 см3.

Ill еплер привариваем только по вертикальным полкам.
Напряжение в шве при Лад=1,2 см:

3500

0,7 . 1,2 • 10

= 416 кг [см?.
ГЛАВА XV

КОЛОННЫ, РАБОТАЮЩИЕ НА ИЗГИБ, И ПОПЕРЕЧНЫЕ РАМЫ »

§ 1. ПОПЕРЕЧНЫЕ РАМЫ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЦЕХОВ

Металлические поперечные рамы служат чаще всего в качестве перекрытий
промышленных зданий.

Стойками рамы являются колонны зданий, а ригелем — либо сквозная
ферма либо балка сплошного сечения.

При выборе ^хемы рамного перекрытия должен быть в первую
очередь решен вопрос о способе узловых сопряжений стоек рамы с ригелем

Фиг. 1060. Жесткое соединение колонны со стропильной фермой в
раму цеха.

и с фундаментом. В этом вопросе существенное значение имеет учет динами-
ческого воздействия мостовых кранов, опирающихся через подкрановые балки
на поперечные рамы.

В зависимости от типа кранов, их мощности и высоты расположения
подкрановых балок степень динамического воздействия бывает различна, что
при больших мощностях кранов весьма обостряет вопрос о поперечной и про-
дольной жесткости здания. Жесткость в значительной степени зависит от кон-
струкции соединения колонны с фундаментом и с ригелем рамы.

Соединение колонн с фундаментом возмо жно жест кое
и шарнирное. Жесткое защемление колонн в фундаментах следует предпо-
честь соединениям шарнирным. Защемление колонн увеличивает поперечную
и продольную жесткость здания, что весьма существенно, особенно при тя-
желых кранах. Кроме того монтаж жестко защемленных колонн значительно
удобнее монтажа колонн, шарнирно опертых.

1 Составлена проф. А. Н. Гениевым,
тами для подъемки подстропильных ферм и подкрановых балок, что на прак-
тике весьма часто имеет место.

Лишь в отдельных случаях при отсутствии сколько-нибудь
значительного динамического воздействия крановой на-
822
Фиг. 1062. Шарнирное соединение колонн со стропильной фермой в раму цеха.

Фиг. 1063. Шарнирное соединение колонн со стропильной
фермой в раму цеха литейного двора.

грузки можно предпочесть шарнирно опертые колонны защемленным, на-
пример:
а) при грунтах исключительно плохого качества — в целях устранения
воздействия на фундамент момента,

б) при устройстве опор колонн на высоких подпорных стенках — дабы
устранить приложение момента к верхнему концу высокой стенки.

Соединение колонн с ригелем также возможно жесткое
и шарнирное. С точки зрения поперечной жесткости сооружения всегда
предпочтительнее жесткое соединение колонн с ригелем.

Примеры жестких сопряжений колонн с ригелем и стропильными фер-
мами показаны на фиг. 1060—1061, а шарнирных — на фиг. 1062.

В некоторых случаях по характеру конструкции колонн и стропильной
фермы соединения ригеля с колонной следует относить к шарнирным.

Например (фиг. 1063) подкрановая площадка расположена на небольшой
высоте над уровнем пола. Ветвь колонны от отметки подкрановой площадки

Фиг. 1064. Нагрузка, действующая на раму цеха.

до капители довольно зна-
чительной высоты при не-
значительных размерах по-
перечного сечения этой
ветви. Стропильная ферма
имеет/ с серый опорный
узел. При указанном ха-
рактере конструкции ко-
лонны и опорного узла
фермы верхние узлы фер-
мы являются шарнирными.

Если считать их в
данном случае жесткими,
то пришлось бы для вос-
приятия момента в задел-
ке усилить конструкцию
опорного узла фермы, а
также усилить сечение
верхней ветви колонны.

Здесь возможно согласиться с некоторым уменьшением поперечной жест-
кости рамы (сравнительно с рамой, имеющей верхние жесткие узлы), имея

кроме того в виду, что в данном случае при низком возвышении подкрановых
путей над уровнем опор колонны динамическое воздействие кранов не может
быть значительным.

§ 2. НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ НА РАМУ ЦЕХА

Нагрузки, действующие на рамное перекрытие промышленного здания,
слагаются из следующих:

1. Вертикальная — от веса: а) кровли, б) прогонов, в) соб-
ственного веса ригеля со связями, г) снега. Эга нагрузка является
приложенной в оголовках колонн, в узлах соединения ригеля рамы с колон-
нами. Обозначим (фиг. 1064):

рсн — вес снега на 1 л2 действительной поверхности кровли;

g— вес кровли на 1 л2 действительной поверхности кровли;

gnp— вес прогонов на 1 л2 горизонтальной проекции кровли;

g$ — вес стропильных ферм со связями на 1 л2 горизонтальной проекции
кровли;

а — угол наклона верхнего пояса стропильных ферм к горизонту;

Р — нагрузка на узел стропильной фермы;
A — вертикальное опорное давление, передаваемое ригелем на колонну
при полном загружении перекрытия снегом.

Тогда очевидно:

где b — расстояние между стропильными фермами;

d—панель стропильной фермы;

л = Р(«-2) + ^р=Р(п_1)1 (2>

где п— число узлов стропильной фермы.

Давление Ло на колонну, передающееся от ряда стропильных ферм через
подстропильную ферму: Aq=Ат+gn^, (3>

L - пролет фермы
"fn-1)d. п- число узлов Фиг

Фиг. 1065. План конструкции цеха.

Здесь LK — шаг колонн; в зависимости от шага колонн число tn равно
от 1 (при отсутствии подстропильных ферм) до 6.

gn ф — вес 1 пог. м подстропильных ферм.

Давление Ло, передаваемое перекрытием на колонну, приложено обычно
к колонне с 'эксцентриситетом, как указано на фиг. 1066.

Величина эксцентриситета е равна половине ширины верхней ветви колонны.

В случае острого опорного узла стропильных ферм давление До пере-
дается центрально на колонну (фиг. 1067).

Возможно достаточно точно считать, что давления До непосредственно
воспринимаются колоннами и не оказывают влияния на моменты в узлах рамы
и на pacnoj Величиной эксцентриситета е также можно пренебрегать.

2. Вертикальная нагрузка от давления колес мостовых кранов на ко-
лонны. Если не предусматривается установка отдельной подкрановой эстакады
и следовательно колонны рамного перекрытия воспринимают нагрузку от да-
вления колес мостовых кранов, то для расчета рамы необходимо определить Dmax
и Dmin, т. е. наибольшие и наименьшие давления, передаваемые подкрановыми
балками на колонны.
Давление Dmax соответствует наибольшему возможному приближению
хрюка в колонне (фиг. 1064). Очевидно, на смежную колонну будет при этом
передаваться давление Dmin. Как указано на стр. 414, наибольшее вертикальное
давление каждого колеса мостового крана:

(Qo+QJO-o-'O , У-о]
io + М

тЯхРк.кр

где:

Qo —грузоподъемность крана;

Qm— вес крановой тележки;

— пролет мостового крана;

«о

(4)

а — наименьшее допускаемое расстояние от крюка до оси подкрановой
балки;

п0 — число колес на одной стороне мостового крана;

gM — вес на 1 пог. м мостового крана.

Очевидно

ЫпР Г(«о+«У* , ^iol 1

К'КР L £0 2 J "о

(5)

Определив шах Рк кр и min Рк кр, нетрудно найти соответствующие значе-
ния Dmax и £>min, как опорные давления, передаваемые подкрановыми балками

Фиг. 1068. Давление ветра на шатер цеха.

на смежные колонны рамы.

При определении Д1-
влений Dmax и Drcin следует
принимать статическое да-
вление колес кранов, так
как коэфициент динамики
в передаче давлений от под-
крановых балок на колонны
не учитывается.

Вертикальная ось под-
крановой балки располагает-
ся относительно оси ниж-
ней части колонны с эксцен-
триситетом z (фиг. 1064).
Следовательно кроме сжи-
мающей осевой силы Z)max
колонны будут испытывать
изгибающие моменты Dmaxz
и Dmin-г, где z— указанное

расстояние. Эти моменты приложены к колоннам в уровне подкрановой пло-

щадки.

3. Давление ветра на вертикальную проекцию стропильных ферм
и фонаря. Пусть давление ветра на 1 м2 на отметке верха фонаря—рвкг]м2
(см. Единые нормы строит, проектирования гл. IV, § 3); расстояние от оси ригеля
(а в том случае, если ригелем рамы является сквозная ферма от оси нижнего
пояса фермы) до верха фонаря — А3 (фиг. 1068) и шаг колонн — LK. Тогда
давление ветра на вертикальную проекцию стропильных ферм и фонаря, вос-
принимаемое колонной, будет:

При расчете рамы давление ветра IFj считаем приложенным к оси ригеля

рамы.
Дополнительный момент вследствие переноса силы равный IT, , при-

ложен к опорному узлу колонны.

4. Давление ветра на продольную стену здания. В большинстве слу-
чаев стены металлических промышленных зданий представляют собой запол-
нение металлического фахверка. Фахверк представляет собой систему вер-
тикальных стоек и ригелей. Стойки в нижних концах опираются либо на
отдельные фундаменты либо на нижнюю окаймляющую балку, называемую
рандбалкой.

Верхние концы стоек опираются на узлы горизонтальной ветровой фермы.
Ригеля каркаса обычно располагаются по высоте стены (фиг. 1069) на не-
большом взаимном расстоянии (около 2 — 2,5 м), ввиду чего возможно счи-
тать, что ветровая нагрузка на стену является равномерно распределенной.

Пусть расстояние между стойками фахверка — s.

Интенсивность ветра на 1 м2 на отметке оси ригеля рамы пусть qe (см.
гл. IV, § 3). Тогда ветровая нагрузка, действующая на колонну, будет со-
стоять из:

а) равномерно распределенной, передаваемой на колонны риге-
лями, непосредственно примыкающими к колоннам с части площади стены
шириной s (фиг. 1069), равной:

q = qes кг] пог. м; (7)

б) сосредоточенной, передаваемой на колонны ветровой фермой
от нагрузки ветра на часть площади стены шириной (LK — s). Давление на
один узел ветровой фермы, передаваемое одной промежуточной стойкой фах-

верка:

49sh

2 ’

(8)

Сосредоточенное же давление на колонну, передаваемое ветровой фермой:

(9)

здесь п — число промежуточных стоек фахверка. Давление 1Г2 приложено
к колонне в месте примыкания к ней ветровой фермы. Ветровая ферма распо-
лагается наиболее часто в плоскости нижнего пояса ригеля рамы, в неко-
торых же случаях — в плоскости верхнего пояса.

Достаточно точно можно считать, что сосредоточенная нагрузка 1Г2 при-
ложена вместе с нагрузкой к оси ригеля. Таким образом сосредоточенная
ветровая нагрузка, приложенная к оси ригеля рамы, будет равна:

^=^4-1^2.

(Ю)

В зданиях значительной высоты (20 м и более) в целях облегчения кон-
струкции промежуточных стоек фахверка на некоторой высоте располагается
промежуточная горизонтальная ветровая ферма. Весьма часто эта ферма рас-
полагается в уровне подкрановой площадки колонн (фиг. 1069).

При налимий промежуточной ветровой ф е р м ы, находящейся
на высоте Ав от уровня пола, на уровне подкрановой площадки колонн, да-
вление ветра на стену воспримется колонной в виде следующих сил:

а) равномерно распределенной:

q = qos кг] пог. м, (7)

б) сосредоточенной, передаваемой промежуточной вет-
ровой фермой:
Фиг. 1069. Давление ветра на стену' цеха
где п— число промежуточных стоек фахверка, а

здесь Ав — расстояние от промежуточной ветровой фермы до верхней ветровой
фермы; Ав — расстояние от отметки пола здания до промежуточной ветровой
фермы и

в) сосредоточенной, передаваемой верхней ветровой
фермой:

W'2 = IV- (13)

Подобным же образом должно учитываться действие отрицательного (от-
сасывающего) давления ветра.'

5. Горизонтальные силы поперечного торможения. Горизонтальные силы
поперечного торможения крановых тележек, передаваемые ребордами колес
мостовых кранов на подкрановые балки, передаются через тормозные фермы
на колонны. Величины горизонтальных тормозных сил Н указаны § 2 гл. XI.

Имея величины Н, нетрудно определить наибольшее горизонтальное да-
вление Т =^уН, где у — ординаты линии влияния опорного давления, пере-
даваемого тормозными фермами на колонны.

Давления Т приложены к обеим смежным колоннам рамы в уровне верх-
него пояса подкрановых бллок.

Таким образом усилиями, передающимися на раму цеха, являются:

1) вес кровли с прогонами, стропильной и подстропильной фермы и
снега, приложенный в верхнем узле колонны;

2) вертикальное крановое воздействие, приложенное в уровне подкра-
новой площадки с эксцентриситетом z\

3) давление ветра, сосредоточенное в точках расположения ветровых
ферм положительное и отрицательное;

4) давление ветра, распределенное по всей высоте колонны;

5) тормозные воздействия кранов.

§ 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В ЭЛЕМЕНТАХ РАМ

Лишние неизвестные в статически неопределимых металлических рамах
цеха в зависимости от числа пролетов рамы и характера соединений ригеля
с колоннами обычно определяются или по методу сил или по методу дефор-
маций. Так например, рамы с шарнирными соединениями ригеля с колоннами
проще всего решать по методу сил; то же самое относится и к однопролетным
рамам с жестким соединением ригеля с колоннами. Многопролетные же рамы
с жестким соединением ригеля с колоннами, наоборот, проще решаются по ме-
тоду деформаций, ибо в последнем случае число лишних неизвестных полу-
чается меньше, чем в случае решения той же рамы по методу сил. Остано-
вимся на каждом из перечисленных случаев несколько подробнее.

А. Однопролетная рама с шарнирным соединением ригеля
с колоннами

В некоторых случаях по характеру конструкций колонн и стропильных
ферм соединения ригеля с колоннами следует относить к шарнирным. Такого
рола соединения характерны например для перекрытии зданий литейного двора
доменного цеха (фиг. 1067).
В таком случае мы имеем раму с заделанными в основании стойками
с шарнирными верхними узлами. Такая рама, будучи однопролетной, очевидно,
будет однажды статически неопределима.

При наличии в верхних узлах рамы шарниров момент в ригеле от на-
грузки, действующей только на стойки, очевидно, будет равен нулю. Таким обра-
зом в этом случае в ригеле будут возникать лишь нормальные усилия, равнодей-
ствующую которых проще всего принять за лишнюю неизвестную, сделав сим-
метричный разрез рамы посредине (фиг. 1070).

Тогда единственное каноническое уравнение напишется так:

а;«и-4-ч = о, (О

где:

Хг — нормальная сила, действующая в ригеле;

,8п — взаимное горизонтальное перемещение верхних узлов рамы С и D
от действия обобщенной силы Х1 = 1\

о1р — то же перемещение от действия заданной нагрузки.

Для вычисления перемещений 8 следует пользоваться интегралом Мора,
общий вид которого следующий:

Влияние на величину перемещения второго и третьего членов интеграла
незначительно и им обычно пренебрегают. Поэтому практически при вычисле-
нии перемещений в рамах достаточно точно пользоваться формулой:

„ X? (*м.мк J

(3)

В большинстве случаев по крайней мере один из моментов, входящих
в подинтегральное выражение формулы (3), является линейной функцией. В та-
ком случае при вычислении интеграла удобнее всего пользоваться графической
интерпретацией при помощи эпюр.

Как известно, искомый интеграл Мора может быть получен как произве-
дение площади одной из эпюр (произвольного вида) на. ординату другой
эпюры (прямолинейной), соответствующую центру тяжести первой.

Знак подинтегрального произведения будет положителен, если оба мо-
мента Mt и Мк—одного знака.

Условимся строить эпюры со стороны вытянутого волокна (без указания
знака). Тогда интеграл будет положителен, если обе эпюры построены с одной
стороны, и отрицателен, если эпюры построены с разных сторон от оси рас-
сматриваемого стержня.

Вычислив таким образом коэфициенты уразнения 8п и 8Jp, мы опре-
делим:

Пусть стойки изображенной на фиг. 1070 рамы имеют переменный мо-
мент инерции, причем пусть последний по высоте стойки меняется только
один раз.

Обозначим отношение линейной жесткости ригеля к линейной жесткости
верхней и нижней частей стоек через kx и k.2, а отношение линейных жест-
костей нижней и вер * ней частей стоек через k3, т. е.:
(для двухшарнирной рамы с шарнирным прикреплением ригеля kx и Л2 —0)
и рассмотрим последовательно действие на раму нагрузок: 1) сосредоточенной
горизонтальной ветровой нагрузки приложенной к оси ригеля рамы; 2) ве-
тровой нагрузки q т]пог. м, равномерно распределенной по стене; 3) сосредо-
точенного давления £>шах и передаваемого подкрановыми балками на ко-
лонны; 4) сосредоточенных горизонтальных сил поперечного торможения Т
и 5) сосредоточенной вертикальной ветровой нагрузки 1Г3, приложенной к ко-
лонне в плоскости подкрановой площадки.

Фиг. 1070. Расчет двухшарнир-
ной рамы. Эпюра моментов от
силы X = 1.

Фиг. 1071. Эпюра моментов от
сил 1Г.

1. Действие на раму ветровой нагрузки (фиг. 1071). Интегрируя
эпюры, изображенные на фиг. 1071 и 1070, получим:

дЗ h он

г“ = 2^Л +2 ^£4(a2+Ai+aA)=^4 (W«’+*’+«A)=

-=^- (М2 + ^+(“г + -М + ^ + аЛ] =^_(^ + ЗаЛ4-гй);

О 23/2 OxJ/g

а • а • W.a b

=-----ЗёН----“6ЁГ(2 а ’ 2hWih+hV\a 4- aW.h) =

U7 дЗ П7 h w h

—^/7-W<2fla+2A2+2Afl)=w^+fl9+A2+^=

UZ b

= -W(^2+3flA+d2)-

Тогда

81o 1

(4)

2. Действие на раму ветровой нагрузки q т/пог. м, равномерно
распределенной по стене (фиг. 1072). Интегрируя эпюры, изображенные
на фиг. 1070 и 1072, получим:

<7а2 , q№ , qcfi

а'~~2~а h.-^.h-a. — .a

4E/t 4Е/г ~

=_^(Я.^+А._о,)

Из уравнения (1):

81р Зу^М^^-а*)

- 7- = 16^ (<М3 4- 3ha 4- ^) ' (°)
Если колонна имеет постоянный момент инерции, то

И __2ЛЗ_._________1_ _3_______

11 ЗЕ/ ’ ЗЕ/ ' 2 4 ЗЕ/

x=^h-

(5')

3. Действие на раму крановой нагрузки Dmax и Dmin (фиг. 1073). Ука
ванные нагрузки приложены к подкрановым площадкам в месте изменения се
чения колонны.

Момент вызываемый силой Dmax, обозначим через mlt а момент, вызы
ваемый симиИ — через т2. Построив эпюру моментов от действия т

Фиг. 1072. Расчет двухшарнирной рамы.
Эпюры моментов от нагрузки q.

Фиг. 1073. Расчет двухшарнирной
рамы. Эпюры моментов от крановой
нагрузки

и. т2 (фиг. 1073) и проинтегрировав ее с эпюрой Хх = 1 (фиг. 1070), по-

._____(я + A) fat, (с । А)Ат2 (о+л)» ,

1»— 2Е/„ 2£/2 2£/, 1т1 + "У

_ 81р_ 3 (g 4-^) (/И, 4-wg) z6)

Xl~ — Г^~~4 ' ‘

При постоянном моменте инерции колонны:

з (а 4-A) b (mi +m.)

Х' 4 А’

(6')
Величина h в формулах (6) и (6') есть расстояние от основания колонны
до места приложения крановой нагрузки.

4. Действие на раму горизонтальных тормозных усилий (фиг. 1074).
Горизонтальные тормозные силы приложены к головкам рельсов подкрановых
балок на высоте от чистого пола. Эпюра моментов от указанной нагрузки
изображена на фиг. 1074.

Интегрируя ее с эпюрой Л'1 = 1, находим, что

81,=°.

следовательно от этой нагрузки и

= 0 . (7)

5. Действие на раму горизонтальной ветровой силы 1Г3, приложенной
к колонне в плоскости подкрановой площадки (фиг. 1075).

Эпюра моментов от указанной нагрузки изображена на фиг. 1075.

Интегрируя ее с эпюрой A\ = l, находим:

» 2£/2

8.,= 3МЙ~4)

8п 4(Л3а2 4-ЗЛа+д2) *

При постоянном моменте инерции колонны:

Фиг. 1076. Статически неопре-
делимые параметры жесткой
рамы.

Б. Однопролетная рама с защемленными стойками в основании и
капители

Пусть стойди этой рамы, как и в предыдущем случае, имеют перемен-
ный момент инерции, меняющийся по высоте один раз (фиг. 1076).

Указанная рама является трижды статически неопределимой. Для расчета
ее по методу сил сделаем симметричный разрез по середине ригеля (фиг. 1076),
приняв таким образом за лишние неизвестные обобщенные силы Х,, Х2 и Х3,
и составим три уравнения, выражающие собой ту мысль, что обобщенные
перемещения, соответствующие этим силам, представляющим собою поперечную
силу, нормальную силу и момент в разрезе ригеля, Хи Х2 и Х3, равны нулю.

Общий вид этих канонических уравнений следующий:

81Л + -ь W+= о; (9)

$21^1 + $22^2 "Ь °23^3 + 82р = ° I (10)

8зЛ1 4~ Ъ32Х2 -4- SggXg -|- 63р = 0 . (П)

Рассмотрим в качестве примера действие на рассматриваемую раму ве-
тровой нагрузки

Эпюры моментов от единичных сил в элементах рамы и от указанной
нагрузки изображены на фиг. 1077, 1078, 1079 и 1080.

Взаимное интегрирование единичных эпюр М2 и Л43 с эпюрой даст
нуль, так как эпюры М2 и 7И3 являются симметричными, а эпюра — косо»
симметричной. Вследствие этого подобные перемещения:

612 = $21 = °,
$13 = $31 = 0 •

Для определения дальнейших коэфициентов попрежнему обозначим:

Фиг. 1079. Расчет жесткой рамы.
Эпюра моментов от параметра на-
грузки = 1.

Фих. 1080. Расчет жесткой рамы
Эпюра моментов от нагрузки W.

Тогда, интегрируя соответствующие эпюры, получим:

(12)
82э=-^(3*‘’+М2 + *2): (13)
83’=-^-(t + a> + 4: (14)
823 = 832=-^-1а(1+Аз) + Л1; (15)
»„—[«(i+*»)+*); <*б)

8,,-•^-(ЗЛа+Ма + *2); (17)

8s, =--2Ei~^a^ О8)

Подставляя полученные величины перемещений в уравнения (9) — (11), из
уравнения (9) получаем непосредственно величину Xlt а именно:

_ 8>, V [«(!+*»)+*)/,

Л1 24/» (л, + А2+±у
а так как

А • A — k

I ' b 2’
то

Г,А [*(1 + ^>+1]*»

X. =—1— . —-------------J_ Л СП

Решая совместно уравнения (10) и (11), найдем, что

АГ3 = 0 и Хг=^.

Теперь нетрудно вычислить моменты в узлах и опорные реакции рамы
от рассматриваемой нагрузки.

Как видно из фиг. 1080, 1079 и 1078,

В расчетах рам, ригель которых представляет собою сквозную ферму,
иногда ради упрощения считают возможным вовсе не учитывать упругих де-
формаций самого ригеля (стропильной фермы) ввиду большой жесткости его
в вертикальной плоскости. В таком случае момент инерции ригеля /3 принимается
равным бесконечности. При таком предположении выражаемая формулой (19)
величина Хх преобразуется в следующий вид:

Умножим числитель и знаменатель полученного выражения на -j-. Полагая

<ч

г Л ° '

/3 = оо и обозначая -у = п и — = X, получим:

__Wh (Х*-|-и —иХ*)

1— I 2(Х-{-п —лХ)

Прочие неизвестные, очевидно, попрежнему будут:

^=4^и *»==°-

(24)

Пользуясь формулой (24) и имея в виду, что отношение между а и h

известно из геометрической схемы рассчитываемой рамы, можно для различных
отношений между-у- быстро подсчитать величину А\, а следовательно и вели-
чины изгибающих моментов и опорных реакций. По этим формулам составлены
графики указанных величин МА, Мв, Мр, Мс, Мр, Н и V, помещенные

в приложении VIII.

Через Afp здесь обозначен изгибающий момент в месте перемены сечения
нагруженной стойки, который, очевидно, равен (фиг. 1080, 1079, 1078):

Afp=-lFia+X1l + X2a = (-^la+Xil). (25)

Совершенно аналогично можно вывести формулы и на основании их
составить таблицы или построить графики и от других случаев загружения
данной рамы (см. приложения VIII).

В. Числовой пример расчета однопролетной рамы с защемленными
стойками в основании и капители

Использование симметрии при выборе основной системы однопролетной
рамы с защемленными стойками в основании и капители привело к тому,
что систему трех канонических уравнений мы разбили на две системы: на
уравнение (9) с одним неизвестным Ххи на уравнения (10) и (11) с двумя
неизвестными Х2 и Xs, что конечно значительно облегчило решение этих
уравнений. Но можно пойти и дальше и притти к трем уравнениям, содер-
жащим по одному неизвестному. Покажем этот прием на частном примере.

Пример 100. Пусть дана рама пролетом 7=16 м и высотой h = 20 м\
расстояние от основания до подкрановой площадки Л =16 м, а расстояние
от подкрановой площадки до оси ригеля а = 4 м. Моменты инерции /3 = оо,
Л = 0,04 м* и ^ = 0,01 м\ т. е. 12 = 4/1 (фиг. 1081).

Разрежем попрежнему эту раму по середине ригеля и прикрепим
в месте разреза два близких друг к другу абсолютно жестких стержня (фиг. 1082).
Нетрудно заметить, что от прикрепления таких стержней в работе рамы ничего
836
не изменится. Лишние неизвестные Xlt Х2 и Х3 приложим теперь не на оси
ригеля, а на концах стержней, подчинив их тем же условиям, т. е. условиям,
чтобы соответствующие им обобщенные перемещения равнялись нулю.

Эпюры моментов от единичных сил Х2 и Х3, очевидно, попрежнему
будут симметричные (фиг. 1084 и 1085), а эпюра Л4, — кососимметричная
(фиг. 1083), т. е. побочные перемещения:

Фиг. 1081. Рама примера
100.

$12----$91 — °,

= $31 = °-

Фиг. 1082. Статически не- Фиг. 1083. Эпюра моментов
определимые параметры от параметра = 1.

рамы примера 100.

Для того чтобы обратилось в нуль и третье побочное перемещение 623,
подберем длину прикрепленных жестких стержней с из условия:

$23 = 0,

Фиг. 1084. Эпюра моментов
от параметра Х2 = 1.

Фиг. 1085. Эпюра моментов
от параметра Х3= 1.

Фиг. 1086. Эпюра момен-
тов от нагрузки W в
основной системе.

т. е. из условия, которое в общем виде выражается

так (фиг. 1084 и 1085):

£4

(л с)(с а)(й_а)

с -к (с — а)
2

“El.

откуда

А2л-|-а2(1-—л)
2 [Ал-1- а(1 —л)]'

(26)

где п =
Для нашего примера, подставляя в формулу (26):

Л = 20, а = 4 и п = 5??1=о,25,
’ 0,04 ’ ’

получим:

202. о,25 + 42 • 0,75 _100+12=112

С~ 2(20-0,25 + 4 -0,75)“ 2(5 + 3) “ 16 '

Тогда
- __о/8-16-8 8-4-8 \ 1024.

°п “2 \ 4Е/Г + ЕЦ )~Е11;

822=2 [+(2’7'7+2’3'3+3‘7+7-3)+

+ б • 13- 13 + 2-3-3 —13-3—3-13)1 =

4 1744

= -- (98 + 18 + 21 J- 21 + 338 + 18 — 39 — 39) = „ -

«38

= 2

/4-1 - 1 16-1 -1\ 16

\ ЕЦ + 4ЕЦ )~Е11'

1. Действие на раму ветровой нагрузки Wr Эпюра моментов от ука-
занной нагругки изображена на фиг. 1086. Интегрируя последнюю с эпю-
рами Mlf М2 и 7И3, получим:

41^4-8 201^ + 4^ 8 _ 4481Г,

Ji? — — 2EJt 2 ’ 4ЕЦ ~ Е1г ’

4 16

Ч = ™-(2 • 3 • 4W\ + 7 - 4^) + —^ (2 - 3 - 4^ — 2 - 13 - 20 +

+ 3-20^ — 13-4^) = — (2417х + 28 + 24 Wt — 520 +

+ 60^ — 52^) =

872 ITj
ЗЕЦ ’

4^-4 1 41^ + 201^ 1 _ 56W;

Ьзр~ 2 ‘ ЕЦ 2 ’ ‘ 4ЕЦ ЕЦ

Подставив вычисленные перемещения в уравнения (9), (10) и (11) и
имея в виду, что все побочные перемещения в этих уравнениях равны

нулю, получим:

448 Wi
1024

= 0,44171;

Ч/ &721Г,
322 1744

= 0,51Гр

«зз 16

3,51?+
Теперь остается определить моменты в узлах и опорные реакции рамы,
а именно:

МА = 8Я\ + 13 Х24-Х3 — 20^ = 8 • 0,44^ 13 • 0,5+ 3,5Wt —

— 20 Wx = 3,51^ + 6,51^ 3,5 — 20 = — 6,5

Мв = 8A\ — 7Х> 4- X3 = 8 • 0,44 — 7 • 0,5 ^4-3,5 VT, = 3,5^;

Mc = — 8-0,441^— 7 • 0,5^ + 3,5^ = — 3,5^;

MD= — 8 • 0,441^4-13 • 0,51^4-3,51^ = 6,51^;

MP = 8 • 0,44 — 3 • 0,5 ITj 4- 3,5^ —• 4 Wx = 1,5

HA = X2 — = 0,5 w; — ITj = — 0,5 ITp

Hp= —X2= — 0,5 ITp

^=—^=—0,44^;

^ = ^ = 0,44^.

Фиг. 1087. Эпюра момента от
нагрузки IF рамы. Пример 100.

Фиг. 1088. Эпюра момен-
тов от нагрузки q в ос-
новной системе.

Те же величины моментов и реакций можно определить и пользуясь
графиками приложения VIII.

Так например, для определения величины МА воспользуемся графиком
приложения VIII. Для этой цели предварительно подсчитаем величину:

к =

= 0,2

и найдем точку пересечения кривой I—0,2 с вертикалью 0,25, соответствующей
отношению-у-. Слева читаем значение коэфициента k, соответствующего
'2

найденной точке пересечения; в данном случае k= —0,325.

Искомое значение момента МА определяем по формуле:

МА = k • Wi • h = — 0,325 • • 20 = — 6,5 тм.

Аналогично находятся и другие величины моментов и опорных реакций.

В частности опорную реакцию VD определяем по графику приложения VIII.
Коэфициент k, соответствующий точке пересечения кривой /—0,2 с верти-
h

салью 0,25, равен k = 4~ 0,35. Умножив его на • —, получим:

V n = kW^ = 0,35-VTi = 0,44 UZ. и т. д

27 I 16
Окончательная эпюра моментов от действия ветровой нагрузки IF, изоб-
ражена на фиг. 1087.

2. Действие на раму ветровой нагрузки q т1пог. м, равномерно распре-
деленной по стене. Эпюры моментов от единичных сил А\, АГ2 и Х3, очевидно,
будут прежние (фиг. 1083—1085). Эпюра же моментов от рассматриваемой
нагрузки изображена на фиг. 1088^ Интегрируя ее с эпюрами Л11г Л42 и ^з>
получим:

, Т8’4-8 (4-200..20-18?4)8^ 8320?

EIt 4£/i ЗЕ/, ’

±8.4(3+1)

=------ЁД-----h 6 • 4Е/, [2 • 3 • 8.-2 • 13 • 200.-8.13 +

+ 200.3 — 2 ^ ( — 13 + 3)] = g + 2 (48. — 5200? — 104. +

6OO7-j-64O7) =

7904^,
ЗЕЦ *

.______T8*-4-1 (4 - 200.-20-48.4)1 10409

°31’ ЕЛ 4E/S —

Подставив вычисленные перемещения в уравнения (9), (10) и (11) и
решая последние, получим:

8 _ 83207 _

3 - 1024 ~2,

2р 79047
8а2~ 1744 ~4

. = ^40. = 21>7?_
°зз 3 • 16

Вычислим теперь моменты в узлах и опорные реакции:

МА = 8 • 2,727 + 13 - 4,537 + 21,77 — 2OO7 = 21,77 + 597 + 21,77 —
— 2007= —97,67;

Мв = 8 • 2,77 — 7 • 4,537 + 21,77 = 21,77 — 31,77 -f- 21,77 = 1IJ7;

Мс= -8.2,717 — 7-4,537-5-21,77= —31,77;

MD = — 8-2,71713-4,537-1-21,77 = 597;

Л4р = 8 • 2,717 --‘ 3 • 4,537 “|~ 21 >77 — 87 = 21,77 — 13,67 21 1а —

— 8q = 21,87;

НА = 4,537 — 207 = —15,57;

HD = 4,5q-,

Vx=-2,7.;

Vp = 2,7?.

Окончательная эпюра моментов от действия ветровой нагрузки . т1пог. м
изображена на фиг. 1089.

840
3. Действие на раму моментов от крановой нагрузки тх и /«2.
Интегрируя эпюру моментов от заданной нагрузки (фиг. 1090) с единичными
эпюрами Л4г, Л42 и Л43, получим:

Л /«<16 • 8 । /«,16 -8 32 , .

=------4ЁЦ~ + ~^~ = “ЁД

, (3-13)-16 , (3—13)16_______20

~ 2 • 4ЕД 2 • 4ЕЦ 2 ~ Е1Х 1 +

ч=

/«<16 • 1 «и 16 -1 4,1ч

--------

4Е1.

4ЕЦ

Фиг. 1089. Эпюра моментов от на-
грузки q рамы примера 100.

Фиг. 1090. Эпюра моментов крановой
нагрузки в основной системе.

Подставив вычисленные перемещения в уравнения (9), (10) и (11)
решая последние, получим:

о. QQ

= — -^ = —-- (/П1 — mJ = 0,031 (mt — mJ;

Оц

х2 = — ^ = (тх 4- mJ = 0,034 (/«i 4- mJ;

° 22 ' **

8» 4

Х3 = ——= — (/«! 4- mJ = 0,25 (тх 4~ mJ.

°Ьз 10

Моменты в узлах и опорные реакции:

МА = 8 • 0,031 (тх — /п2) 4- 13 • 0,034 {тх 4~ mJ 4- 0,25 (/«г 4- mJ —
— тх = — 0,06/Wj 4- 0,44/n2.

Мв = 8 • 0,031 (/«j — mJ — 7 • 0,034 (т1 4" т<2.) + + ,пг) =

= 0,26/«1 — 0,24 /«2;

Мс = — 8 • 0,031 (/«i — mJ — 7 • 0,034 (ntx 4~ mJ 4~ 0,25(m1 + mJ =
= — 0,24тх 4- 0,26/«2;

7I4d = — 8 • 0,031 (/«i — mJ -j- 13 • 0,034 (/«х 4~ mJ 4~ 0,25 (/«х 4" w2) —
— /«2 = 0,44/«1 — 0,06т2;

Мр = 8 • 0,031 (/«д — mJ — 3 • 0,034 (тх 4~ mJ 4~ 0,25 (тг 4“ mJ — ш, =

= —0,6/Wj — 0,1/«2;

НЛ = 0,034(/«14-/«2);

HD=— 0,034(тх 4-mJ;

VA = — 0,031 (mt — mJ;

VD = 0,031 (/«j —/n2).
Окончательная эпюра М от действия на раму моментов от крановой
нагрузки mt и т2 изображена на фиг. 1091.

4. Действие на раму горизонтальной ветровой силы W3, приложенной
к колонне в плоскости подкрановой площадки. Интегрируя эпюру моментов
от рассматриваемой нагрузки (фиг. 1092) с единичными эпюрами Mlt Л4а и М3,
получим:

g __ _ "________ _ _ W з .

* ~ 4EZX “ ~ ЕЦ ’
4= 6Т^77(-2 •13 • 16^+3 •161Га)=

_ ± 16^6.i_ 321Г8

4ЕЦ Е1Х *

Фиг. 1091. Эпюра моментов от крановой
нагрузки рамы примера 100.

Фиг. 1092. Эпюра моментов
от силы 1Г3 в основной си-
стеме.

Подставив вычисленные перемещения
решая последние, получим:

в уравнения (9), (10) и (И) и

_ 2561Г3 _ .

Г,-Л024 °’25 И»’

о3,_73Щ,_

822- 1744 -°>42М/з>

S = 32Wi
Л__ In 3

Моменты в узлах и опорные реакции:

МЛ = 8 • 0,25UZ3-f-13 • 0,42UZ34-2lT3— 161F3 = — 6,51Г8;

Мв = 8- 0,25Wg — 7 • 0,421Г34-21Г3= 1,061Г3;

Mc = — 8 • 0,25 ТГ3 — 7 • 0,42U73 J-21T3= — 2,94IT8;

MD = —8 • 0,251^3-}- 13 • 0,42ir34-2lT3 = 5,5lT3;

Mp = 8 • 0,25 Wg — 3 • 0,42 IF3+ 2UZ3 = 2,74 IT3;

HA = 0,42 IF3 — IT3 = — 0,58 IT3;
HD= -0,421Г3;

VA = —0,25WV

Vp = 0,25lT3.

Окончательная эпюра моментов от действия ветровой нагрузки IF3
изображена на фиг. 1093.

Г. Двухпролетная рама с защемленными стойками в основании
и капители

Поперечная конструкция промышленных зданий очень часто представляет
собой двухпролетную раму с защемленными стойками в основании и капители
(фиг. 1060 и 1061).

Расчет такой рамы, как было сказано выше, проще всего произвести
по методу деформаций, приняв за лишние неизвестные три угла поворота
верхних узлов рамы и одно горизонтальное сме-
щение ригеля. С этой целью следует ввести
четыре дополнительных закрепления: три, пре-
пятствующие повороту углов, и одно, препят-
ствующее горизонтальному смещению ригеля

Фиг. 1093. Эпюра моментов от си-
лы Wg рамы примера 100.

Фиг. W94.

(фиг. 1094), подчинив эти закрепления условиям, чтобы реакции в них»
получаемые от поворота и смещения узлов и от заданной нагрузки, равнялись
нулю, т. е. чтобы удовлетворялись следующие четыре канонические уравнения:

rii?i 4- '’12<?г+'’1з<Рз4-ru8+г1Р = °;

'•21?14-'-22?2 + '-23?з4-г248 + г2р = 0;

Г31?1 -F г32?2 4" Г83?3 + г348 -Ь Г3р = °’,
Г41?1 + г42?2 + Г43(?3 4“ Г448 + rip = °»

где через г обозначены реакции, возникающие в наложенных связях, через ф—
искомые узлы поворота и через 8—горизонтальное перемещение верхнего
ригеля.

Нетрудно заметить, что стержни рамы с защемленными узлами (фиг. 1094)
являются заделанными по обоим концам балками, для определения моментов
и реакций которых существуют готовые формулы, которыми и следует поль-
зоваться щри определении коэфициентов г уравнений (27).

Вычислив коэфициенты и подставив их в уравнения, следует решить
последние.

Решение уравнений лучше всего производить, пользуясь алгоритмом
Гаусса, который, представляя собой совершенно определенный и однообразный
процесс решения, допускает проверку промежуточных вычислений.
Определив неизвестные a>j,©2, <?s и о и имея соответствующие им единич-
ные эпюры моментов и эпюру моментов в основной системе от заданной
нагрузки, нетрудно построить окончательную эпюру М.

Для более глубокого ознакомления с методами расчета рассматриваемого
типа рам рекомендуем воспользоваться курсом проф. И. М. Рабиновича
^Методы расчета рам“, ч II, т. II (М. Госстрой и здат, 1934 г.).

§ 4. КОНСТРУКЦИЯ И РАСЧЕТ РАМ И КОЛОНН, РАБОТАЮЩИХ НА ОСЕВУЮ
СИЛУ И ИЗГИБ

А. Схемы перекрытий

Геометрические размеры поперечной рамы промышленного цеха опреде-
ляются следующими габаритными размерами: а) по ширине (фиг. 1064) расстояние
между колоннами в свету на уровне подкрановых рельсов равно расчетному
пролету мостового крана £0 плюс 2с, где с — габаритный размер от оси подкра-
нового рельса до лица колонны. Величина с зависит от конструкции опорного
узла мостового крана и дается в таблицах мостовых кранов; б) по высоте
расстояние от уровня чистого пола до низа конструкций перекрытия равно
Л14~Л2 (фиг. 1068), где hr — расстояние от уровня пола до головки подкра-
нового рельса и Л2 — расстояние от головки рельса до низа конструкций
перекрытия (определяются условиями технологического процесса). Наименьший
размер Л2 определяется условиями охраны труда (минимум /г2=1,6—1,8 м).

Наиболее распространенный тип рамы, служащей перекрытием промыш-
ленного здания, состоит из сквозной стропильной фермы, являющейся ригелем,
и колонн, являющихся стойками рамы.

Стропильные фермы в рамах цехов применяются двух основных видов:
а) фермы с опорными стойками, с пологим очертанием верхнего пояса
= —н i j (фиг. 1060) и б) фермы с острыми опорными узлами, с крутым
подъемом верхнего пояса (Z = -i- — ---|-| (фиг. 1063).

\ 2 2,о о /

Подъем (уклон верхнего пояса) стропильной фермы зависит от типа
кровли, что в свою очередь зависит от технологических условий проектируе-
мого здания, а именно: от возможности допущения сгораемой или несгораемой
кровли, холодной кровли или же теплой и т. п.

В качестве материала кровли для металлических промышленных зданий
применяются: а) дощатые кровли, покрытые рубероидом, а также толем, ко-
торые могут быть теплыми и холодными; б) кровли из бетонных тонкостенных
плит, в) кровли из волнистого железа, преимущественно холодные.

Применение кровли рубероидной или кровли из бетонных плит требует
пологого очертания верхнего пояса фермы, при применении же волнистого или
кровельного железа необходимо иметь крутое очертание верхнего пояса стропил
(гл. IV и XII).

В целом ряде случаев целесообразно применение схемы поперечной рамы
цеха, имеющей ригель сплошного сечения, жестко связанный с колоннами.
Пример такой схемы указан на фиг. 1061 и 1095.

Подобного рода рамное решение отличается хорошей поперечной жест-
костью, что весьма существенно при наличии динамических крановых нагрузок.
Особенно это важно при высоком расположении подкрановых площадок над
уровнем пола.

На фиг. 1095 и 1096 показаны два варианта решения одной и той же
рамы. Основные размеры указаны на чертеже. Во втором случае (фиг. 1096)
сквозная стропильная рама поддерживается колоннами, имеющими в своей
844
1095. Поперечная рама цеха с ригелем сплошного сечения, жестко связанного

с колоннами.
верхней части незначительное сечение, не достаточное для восприятия опорных
моментов в верхних узлах. Рама по этой схеме рассчитана в предположении
шарнирной в верхних узлах с жестким защемлением стоек в базе. Горизон

Фиг. 1096. Поперечная рама цеха с ригелем в виде стропильной фермы.

тальное перемещение, определенное в уровне подкрановых рельсов от гори-
зонтальных нагрузок, оказалось равным 47 мм.

В первом случае (фиг. 1095) ригель рамы сплошного сечения жестко
соединен со стойками. Сечения колонн обеспечивают восприятие опорных мо-
ментов. Рама рассчитана в предположении жестких сопряжений в верхних и
846
нижних узлах. Горизонтальное перемещение, определенное в уровне подкра-
новых рельсов, оказалось равным 18 мм.

В весовом отношении оба варианта незначительно отличаются один от
другого.

Ригель сплошного сечения является менее трудоемким при изготовлении.,
нежели сквозная стропильная ферма. Следовательно стоимость изготовления
сплошного ригеля ниже сравнительно со стоимостью сквозной фермы.

Следует однако иметь в виду, что при легких нагрузках, действующих
на перекрытие, и незначительных поперечных силах сплошной ригель большого
пролета (25 м и более) может оказаться несколько тяжелее, нежели сквозная
стропильная ферма. Поэтому, назначая схему поперечной рамы, необходимо
предварительным подсчетом установить весовые показатели сравниваемых схем.

Б. Схемы колонн

Колонны, являющиеся стойками поперечной рамы цеха, имеют следующие
основные схемы:

1. Колонны постоянного по высоте сечения, воспринимающие нагрузку
как от перекрытия, так и от мостовых кранов. Нагрузка от мостовых кранов
передается на стержень колонны посредством кронштейнов, на которые опи-
раются подкрановые балки.

Указанная схема колонн применима при сравнительно небольших крановых
нагрузках, а именно для кранов мощностью до 15 т.

Подобного рода колонны широко применяются в американской практике
благодаря наличию широкополых двутавровых прокатных сечений (профиля
Пейне и Карнеги), обладающих высоким моментом сопротивления (W х до
18 000 см3). Такие колонны, составленные из одного стержня прокатного се-
чения, фчень просты и обладают весьма небольшим строительным коэфициентом,
т. е. крайне небольшой затратой металла на дополнительные части >.

На фиг. 1097 указан пример наружной колонны постоянного по высоте
двутаврового сечения. Аналогично конструируются и средние колонны, под-
держивающие крановые пути с обеих сторон.

2. Колонны переменного по высоте сечения. Схема такой колонны ука-
зана на фиг. 1098.

Сущность этого типа заключается в том, что подкрановые балки уста-
навливаются на одной из ветвей стержня колонны.

Место установки подкрановых балок на колонну будем называть под-
крановой площадкой. На протяжении от базы до подкрановой площадки
колонна имеет ширину а, а на протяжении от подкрановой площадки до ка-
пители ширина колонны равна е. Ширина нижней части колонны а
должна быть не менее (е-^-с), где с — габарит опорного узла мосто-
вого крана.

Верхняя часть колонны воспринимает нагрузку от перекрытия; а нижняя
часть — нагрузку от перекрытия, а также и от давления, передаваемого под-
крановыми балками.

Указанная схема колонн весьма распространенная. Преимущества ее перед
схемой / заключаются: а) в меньшем влиянии эксцентричности приложения
крановых нагрузок и б) облегчении сечения, а следовательно и веса верхней
части колонны, менее нагруженной сравнительно с нижней частью. Недостатком

1 Мы имеем применение такого типа колонн из прокатных широкополых двутав-
ровых профилей в целом ряде металлических промышленных зданий, а именно: в ос-
новных це>ах Сталинградского тракторного завода, Челябинского тракторного завода,
Нижегородского автозавода, завода им. Сталина (б. АМО в Москве), Верхнесалдин-
сквго мостового завода и др.
•Э10Э1ЧЯ OU КИНЭЬЭЭ OJOHHBCWOU ГЧННО1ГОЯ d3KHd[J *£601
является несколько большая трудоемкость изготовления сравнительно с первой

схемой. .

Переход от первой схемы ко второй
является неизбежным при возрастании крано-
вых нагрузок. В зависимости от условий тех-
нологического процесса мостовые краны могут
располагаться в два яруса или даже в три яруса
по высоте. В таком случае колонны могут иметь
сечение, меняющееся по высоте несколько раз.

На фиг. 1099 показаны наружные колонны
здания рассматриваемого типа. То же на фиг. 1100
и 1111—показаны такого же типа сварные ко-
лонны со сплошной стенкой. На фиг. 1101
указана колонна рассматриваемого типа сред-
него ряда с расположением подкрановых путей
в разных уровнях по высоте колонны.

3. Раздельные колонны (с приставной под-
крановой ветвью). Указанного типа колонны
(фиг. 1103) составлены из двух рядом стоящих
стержней, работающих независимо один от

другого.

Наружный стержень представляет собой
колонну, поддерживающую перекрытие и фах-
верк. Этот стержень воспринимает горизон-

тальную ветровую нагрузку, а также горизон-
тальную нагрузку поперечного торможения кра-
новой тележки.

Внутренний же стержень (подкрановая
ветвь) воспринимает вертикальную нагрузку от

мостовых кранов, а также горизонтальную на-

грузку от продольного торможения кранов.

Фиг. 1098. Схема ко-
лонны переменного се-
чения по высоте.

Колонны такого ти-
па имеют следующие до-
стоинства:

а) Рамы с колон-
нами раздельного типа
дают значительно мень-
шие деформации при про-
ходе кранов, поскольку в
них крановые давления
воспринимаются непосред-
ственно сжатием подкра-
новых стоек, тогда как в
других типах колонн кра-
новая нагрузка, прило-
женная с эксцентрисите-
том, возбуждает не толь-
ко сжатие, но и изгиб
колонны.

Это достоинство яв-
ляется основным и край-
не существенным при экс-
плоатации цеха, посколь-
ку от изгиба колонны
изменяется расстояние

Фиг. 1099. Пример клепаной
колонны пер< менного сечения
по высоте.
Фиг. 1100. Пример сварной колонны переменного сечения
по высоте.

Фиг. 1101. Пример клепаной
колонны среднего ряда с рас-
положением подкрановых
путей в разных уровнях.
между крановыми путями, что приводит к затруднениям их движения ъ вы-
зывает преждевременное изнашивание рельсов и ходовых частей кранов.

б) В процессе эксплоатации промышленного цеха весьма нередко выявляется
необходимость усиления тоннажа мостовых кранов, обслуживающих цех. В таких
случаях раздельные колонны с „подкрановыми стойками" позволяют без особых
затруднений, не нарушая нисколько целости рамного перекрытия, произвести
последовательно замену или усиление подкрановых стоек и подкрановых балок.

Фиг. 1102. Пример раздельной ко-
лонны, сварной для наружных ко-
лонн здания.

Фиг. 1103. Пример сварной колонны раз-
дельного типа для внутренних колонн
здания.

Необходимо лишь при первоначальном проектировании фундаментов пред-
видеть возможность некоторого усиления тоннажа мостовых кранов.

в) Конструкция подкрановых площадок для колонн с „подкрановыми
стойками" проще, нежели в колоннах предыдущего типа с переменным сечением.

г) В колоннах с подкрановыми стойками большая определенность работы
конструкции в отношении распределения нагрузок.

Учитывая указанные достоинства раздельных колонн (с подкрановыми
стойками), необходимо отметить, что в отношении весовых показателей
колонны этого типа определенно уступают колоннам предшествующего типа
(с переменным сечением по высоте).

На фиг. 1102 показана схема наружной колонны, а на фиг. 1103 — схема
внутренней колонны здания раздельного типа.

В последнем случае мы имеем три стержня: два боковых, поддерживающих
крановые пути, идущие в смежных пролетах здания, и посредине — третий
стержень, поддерживающий перекрытие.

В. Сечения колонн

В процессе изысканий наиболее оптимальных типов сечений колонн не*
обходимо иметь в виду, что сечение стержня колонны само по себе не является
еще показателем оптимальности всей конструкции колонны в целом, поскольку
на конструктивное оформление колонны самое существенное влияние оказывает
еще конструкция базы, подкрановой площадки и оголовка колонны. В отно-
шении затраты материала база колонны является крайне тяжелой и емкой де-
талью, резко повышающей общее количество металла на колонну. Это всецело
подтверждается сравнением строительных коэфициентов стержня колонны и
всей колонны, включая базу. Первый близок 1,08—1,35, второй нередко пре-
восходит 2,5, откуда ясно, сколь важна для экономии металла на колонну
хорошая конструкция базы.

При подборе сечений колонн необходимо предусматривать следующее:
а) Сечения стержней колонны должны быть экономичны сами по себе
как ло затрате материала, так и по трудоемкости их изготовления. В вопросе
экономичности сечения стержня колонны существенную роль играет правильное
распределение материала по сечению в соответствии с усилиями, возникающими
в ветвях колонны.

б) Сечения стержней должны быть тесно увязаны с конструкцией базы
и подкрановой площадки и должны предусматривать простые и надежные
устройства сопряжений с этими деталями с тем, чтобы средний строительный
коэфициент всей колонны в целом был по возможности невелик.

в) Сечения стержней должны предусматривать простые крепления элементов
фахверка со стержнями колонн.

Рассмотрим типы сечений колонн применительно к рассмотренным схемам.

/. Колонны постоянного по высоте сечения. Наиболее подходящий тип
сечений таких колонн состоит из одиночного широкополого прокатного дву-
тавра (типа заводов Пейне и Карнеги).

При отсутствии же таких профилей возможно применение двутавровых
профилей сварных и клепаных (фиг. 1104).

Следует иметь в виду, что обычные двутавровые прокатные профили по
сортаменту ОСТ в виде одиночных стержней весьма нерациональны для работы
на продольный изгиб вследствие весьма малого момента инерции сечения от-
носительно оси у—у, и потому такие сечения возможны только при неболь-
ших нагрузках.

Сечения стержней в виде одиночных широкополых двутавров по существу
по затрате материала менее выгодны, нежели сечения составных колонн, ветви
которых связаны решеткой в двух плоскостях (фиг. 1105, 1106, 1099).

Однако колонны из одиночных широкополых двутавров отличаются
исключительной простотой, что делает применение их крайне распространенным.
Строительный коэфициент в целом такой колонны составляет не более 1,4.

2. Колонны переменного по высоте сечения. Нижняя часть колонны этого
типа от базы до подкрановой площадки составлена из двух ветвей, соединенных
во взаимную связь.

Верхняя же часть колонны от подкрановой площадки до капители соста-
вляется либо из одной ветви двутаврового сечения либо также из двух ветвей.
852
Верхняя часть колонны имеет сечение более легкое, чем нижняя часть,
в соответствии с действующими на них нагрузками.

Рассмотрим сечение нижней и верхней частей в отдельности.

Нижняя часть колонны. Основными размерами нижней части
колонны являются ширина а и толщина b (фиг. 1108).

°асстояние между осями ветвей а по ширине здания для наружных
колонн при одноярусном расположении кранов как минимум равно (е 4- *)>
где с—габарит опорного узла мостового крана, е—ширина верхней части
колонны (фиг. 1098).

Для внутренних колонн, поддерживающих крановые пути двух смежных
пролетов, ah как минимум равно (e-f-q 4~ с2); величина а особенно увеличи-
вается при расположении кранов в несколько ярусов.

Практически расстояние а колеблется в пределах 0,7—2,2 м.

На фиг. 1101 показана колонна у _________|_______

печного' пролета мартеновского цеха, ~| "ч г*

имеющая расстояние между осями вет-
вей а = 20о0 мм. Здесь краны располо- •

а) 6} |я<_

П Я д-----г*""!—* Фиг. 1105. Пример постоя н-

Г I но го по высоте составного

сечения сварной колонны.'

Фиг. 1106. Пример постоянных по
высоте составных сечений колонн.

Фиг. 1104. Примеры постоянных по высоте
сечений колонн.

жены в три яруса по высоте. Разумеется, выбор величины а зависит не только
от габаритных размеров с и е, но и от усилий в колонне, изгибающих мо-
ментов и осевых сжимающих сил.

Величина е в зависимости от высоты верхней части колонны колеблется
в пределах 0,35—1,0 м.

При назначении толщины колонны b (вдоль цеха) (фиг. 1108) необходимо
иметь в виду конструкцию базы колонны, а также конструкцию подкрановой
площадки. При очень малых размерах b (например меньших 0,3 м) может
быть затруднительным прикрепление ветвей колонны к вертикальным листам
коробчатого сечения базы, особенно если прикрепление проектируется верти-
кальными сварными швами (фиг. 1141).

Кроме того размер b должен быть достаточным для возможности разме-
щения опорных стоек двух подкрановых балок, сходящихся на колонне, для
чего нужно иметь не меньше 0,3—0,4 м.

Затем крайне желательно с точки зрения равнопрочности колонны
подобрать такие соотношения между размерами b на (фиг. 1108), при которых
работа колонны в направлении обеих главных осей инерции была бы одинаковой.

Практически соотношения между b и а колеблются в небольших пре-
делах, а именно b = (0 4 -н 0,6) а, что, вообще говоря, удовлетворяет всем
указанным соображениям.

Внутренняя ветвь (фиг. 1107, 1108, 1109 и 1110), воспринимающая
нагрузку непосредственно от подкрановых балок, для полученья одинаковых
напряжений в обеих ветвях должна быть развита более внешней ветви (при-
мыкающей к фахверку).
Из различных применяемых типов сечений наименее трудоемким для
изготовления конструкции колонны будет сечение, составленное из двух
прокатных двутавров.

Усиление подкрановой ветви сравнительно с наружной ветвью возможно
путем приварки пары горизонтальных листов соответствующих размеров
к полкам двутавра, как это показано на фиг. 1107.

Недостатком такого сечения является ограниченность сортамента про-
катных двутавровых профилей.

Более мощные сечения возможно получить применением двутавровых

профилей клепаных или сварных.

У|

На фиг. 1108, 1109 и 1110 по-
казаны подобные сечения. Наиболее

подкрановая
бетво усилена
парой горизон-
тальны! листЛ

Фиг. 1108. Пример сечения ниж-
ней части колонны переменного
по высоте очертания.

Фиг. 1107. Пример сечений нижчей
части колонны переменного по высоте
очертания.

целесообразным для средних мощностей следует считать тип сечения колон-
ны, при котором внутренняя подкрановая ветвь двутаврового сечения,
а наружная — корытного сечения (фиг. 1108).

Сопоставляя этот тип сечения колонны с сечением из двух двутавров,
следует высказать следующие соображения в пользу первого варианта:

а) При одинаковой габаритности ширины колонны (в плоскости рамы)
вес колонны, имеющей сечением комбинацию корытного профиля с двутавро-

Фиг. 1109. Пример переменного
по высоте сечения сварной ко-
лонны.

Фиг. 1110. Пример перемен-
ного по высоте сечения кле-
паной колонны.

вым, несколько меньше (примерно на 5°/0) сравнительно с сечением из двух-
двутавров.

б) Устройство наружной ветви корытного профиля или таврового
(фиг. 1108, 1109 и 1110) весьма удачно для крепления элементов фах-
верка. Здесь балки (ригеля) фахверка непосредственно прикрепляются к стенке
швеллера, в то время как при двутавровом сечении наружной ветви-
ригеля фахверка, прерываясь при встрече с полками двутавра, могут при-
крепляться лишь при помощи особых коротышей.

В качестве соединительного элемента наружной и внутренней ветвей
колонны применяются:

а) Сплошной вертикальный лист, сплошная средняя диафрагма.
Вертикальный лист соединяется со стенками ветвей либо помощью верти-
кальных уголков (фиг. 1110) либо непосредственно помощью вергикальных
сварных швов (фиг. 1107, 1108, 1109 и 1100).
Соединение сварными швами экономичнее как по затрате материала,
так и по трудоемкости.

Толщина связующего вертикального листа должна быть наименьшей,
так как сечение вертикала, расположенное вблизи нейтральной оси стержня
колонны, мало используется. Если связующая диафрагма вводится в сечение
колонны, то наименьшая толщина листа определяется условием его устой-
„ h

чивости. При отношении — 50 крепления стенки ребрами жесткости не

требуется. При бдльших же расстояниях между ветвями широкая соедини-
тельная стенка диафрагмы должна быть укреплена против своего выпучива-
ния от потерь местной устойчивости.

Обычное укрепление — поперечными ребрами или уголками жесткости —
(фиг. 1100 и 1101) не является эффективным, так как здесь при больших
сжимающих усилиях в первую очередь является опасным потеря устойчивости
от действия нормальных напряжений. Если бы эти напряжения были равно-
мерно распределены по диафрагме (не было изгиба), то критическое напря-
жение, как было указано (глава XIV), равнялось:

h
что для получения R];p = 2400 кг]см2 требует min у = 50.

Выпучивание стенки в этом случае происходит по очень коротким
волнам ^0,7^ (стр. 757), разделенным горизонтальными узловыми линиями
(фиг. 978), что приводит к очень частому (на расстояниях, меньших или равных
0,7 h) размещению поперечного крепления уголками или ребрами для
эффективности. Все это делает его очень дорогим, а при больших расстоя-
ниях малодействительным. Несравненно рациональнее продольное крепление,
разбивающее широкую диафрагму на две части (фиг. 1112).

В то же время продольное ребро, уменьшая толщину соединительной
диафрагмы, используется как рабочий элемент сечения колонны. Прикрепле-
ние рабочего ребра к стенке осуществляется шпоночными швами, а потому
не может быть особо трудоемким.

Наконец возможно применение тонких диафрагм-мембран, недоста-
точно устойчивых. Но тогда их нельзя вводить в площадь сечения ко-
лонны. Применение таких диафрагм возможно потому, что местное выпу-
чивание диафрагмы вследствие зажатия ее ветвями колонны происходит
в ограниченном пространстве (фиг. 942), благодаря чему связь между
ветвями не уничтожается и при потерявшей свою устойчивость диа-
фрагме.

На фиг. 1113 показано сечение мощной колонны мартеновского цеха
с вертикальным ребром, усиливающим стенку диафрагмы. Полная ширина
стенки диафрагмы 1680 мм. Толщина стенки принята всего лишь 12 мм
благодаря вертикальному ребру, поставленному по середине ширины стенки
(таким образом ребро делит стенки на две половины по 840 мм).

б) Соединение ветвей колонны помощью соединитель-
ной решетки, располагаемой в двух плоскостях (фиг. 1099, 1102 и 1114).
Система решетки применяется раскосная, а также треугольная. Сравнение
веса этих систем решеток показывает, что треугольная система по весу не-
сколько легче раскосной (по исчислениям ЦНИПС разница составляет
около 4°/0).

При раскосной системе в узле сходятся не более двух стержней решетки,
при треугольной же три стержня. Это позволяет в ряде случаев в зависи-
мости от ширины полок соеди-
няемых ветвей колонны обхо-
диться при раскосной решетке
без узловых фасонок, особенно
в сварных соединениях.

При треугольной системе
это менее удается. На фиг. 1114
показано применение раскосной
системы решетки, стержни ко-
торой прикреплены непосред-
ственно к полкам ветвей колонны
без фасонок сварными швами.

Сравнение веса
сплошной диафрагмы
со сквозной решеткой
показывает некоторое преи-
мущество сквозной конструк-
ции связующей решетки срав-
нительно со сплошной диа-
фрагмой. Разница по подсче-
там ЦНИПС для тяжелых ко-
лонн составляет около 3—5°/0.

Фиг. 1113. Сечение мошной ко-
лонны мартеновского цеха с
вертикальным ребром жест-
кости.
Для легких колонн эта разница будет несколько выше. Однако в пользу при-
менения сплошной диафрагмы необходимо высказать следующие соображения.

а) Колонны со сквозной решеткой в двух плоскостях более гибки срав-
нительно с колоннами со сплошной диафрагмой, а между тем жесткость ко-
лонны в плоскости рамы при наличии изгиба от воздействия крана и гори-
зонтальных.тормозных сил имеет весьма существенное значение для улучшения
работы крана и потому является первейшим требованием.

-780*28 -240*28

1940

Фиг. 1114. Соединение ветвей сварной колонны решеткой раскосной системы.

С этой точки зрения сплошная, связующая ветви диафрагма предпочти-
тельнее сквозной решетки.

б) В практике проектирования нередки случаи, когда соотношения
между усилиями, возникающими в ветвях наружной и внутренней, настолько
различны, что выдержать условия их равнопрочности возможно только при
значительной разнице в площадях сечений наружной и внутренней ветви.

В таких случаях ширина наружной ветви обычно менее ширины внутренней.

Применение сквозной связующей решетки в двух плоскостях в этом
случае потребовало бы в ущерб экономии веса увеличивать ширину наруж-
ной ветви или гнуть решетку, что неудобно.
Устройство же сплошной одиночной диафрагмы позволяет ширину наруж-
ной и внутренней ветвей делать различными.

Однако следует отметить, что при одинаковой ширине наружной
и внутренней ветвей несколько проще прикрепление ветвей колонны к вер-
тикальным листам базы, что является преимуществом такого решения.

Кроме .решеток (или продольной диафрагмы) ветви колонны должны
быть еще связаны солидными поперечными диафрагмами. В сквозных колон-
нах эти диафрагмы превращаются в поперечные связи (фиг. 1114), скрепляю-
щие в одно целое пространственный брус колонны. В сплошных колоннах
они делаются обычно сплошными прямоугольного или Т-образного очертания
(фиг. 1113 1115). Назначение диафрагмы — укреплять конструкцию колонн
против скручивания, получающегося вследствие одностороннего приложения
сил продольного торможения или тяговых усилий движения крана. Эта ра-
бота колонны очень существенна и потому на развитие поперечных диафрагм
должно быть обращено серьезное внимание.

При хорошо развитых диафрагмах можно вместо сплошной стенки при-
менить и одиночную решетку Однако это решение, предложенное ЦНИПС,
€ще не привилось (фиг. 1116).

Верхняя часть колонны. Стержень колонны от подкрановой
площадки до капители поддерживает шатер здания.

Тип верхней колонны должен быть самым тесным образом согласован
с нижней частью и иметь простейшее с ней сопряжение. При сплошных
сечениях колонн наиболее простое решение состоит в устройстве верхней
части в виде двутавра со стенкой в плоскости диафрагмы и с непосредствен-
ным стыком верхней части с диафрагмой (фиг. 1100); при сквозных — в ко-
лоннах наружных рядов наиболее просто продолжение наружной ветви
колонны. Однако такое решение вследствие недостаточной жесткости ветви
в плоскости рамы, крайне существенной для работы колонны, требует креп-
ления ветви, что приводит конструкцию верхней части колонны к специаль-
ному стержню двутаврового или коробчатого сечения, соединенного с нижней
частью траверсой подкрановой площадки. В сквозных колоннах средних
рядов верхняя часть колонны, конструируемая в виде особого стержня, соеди-
няется с нижней также помощью траверсы подкрановой площадки (фиг. 1101).

Таким образом в сплошных колоннах, а иногда и в сквозных (фиг. 1099),
сечение верхней части колонны конструируется в виде одиночного двутавра.

Однако применение обычных прокатных двутавров (по ОСТ) здесь
невыгодно ввиду весьма малой устойчивости их в плоскости вертикальной
стенки и вследствие более сложного сопряжения с нижней частью. Поэтому
лучше всего применение широкополых сварных двутавровых сечений ввиду
большой свободы выбора размеров элементов такого сечения.

При применении клепаных двутавров для верхней части колонн следует
прибегать к неравнобоким уголкам для повышения момента инерции в пло-
скости стенки (фиг. 1124).

Ширина верхней части колонны двутаврового сечения колеблется в пре-
делах 0,3—0,8 м.

Возможно применение сквозных двутавров (с решеткой вместо стенки);
однако это вследствие своей большой трудоемкости мало распространено.

Взаимное расположение сечений верхней двутавровой и нижней сквозной
частей колонны показано на фиг. 1099, 1102 и др. Кроме двутаврового се-
чения для устройства верхней части колонны заслуживает внимания коробчатое
сечение, составленное из двух швеллеров (фиг. 1117 и 1106).

Из сравнения указанных на фиг. 1104 и 1117 трех вариантов сечения
верхней части колонны, а именно: клепаный двутавр, сварной двутавр и короб-
чатое сечение из двух швеллеров, видно, что при одинаковой ширине сечения
а и одинаковой площади сечения наивысший момент сопротивления дает короб-
555
чатое сечение. В то же время это сечение сравнительно с другими вариан-
тами оказывается более трудоемким.

Коробчатое сечение является сквозным и требует соединительных реше-
ток. При небольшом расстоянии между ветвями сечения а (а именно при
а = 300—500 мм) ветви целесообразно соединять помощью планок, привари-
ваемых к полкам швеллеров (фиг. 989). При более же значительных рас-
стояниях между ветвями соединение ветвей осуществляется сквозной решеткой,
располагаемой в двух плоскостях (фиг. 1096).

Фиг. 1115. Пример поперечной диа-
фрагмы мощной сварной колонны.

'сквозная решетка

Фиг. 1116. Схема
соединения ветвей
одиночной сквоз-
ной решеткой.

Фиг. 1117. Пример
сечения верхней ча-
сти колонны пере-
менного по высоте
очертания.

Фиг. 1118. Пример
не раци овального
сечения верхней
части колонны пе-
ременного по вы-
соте очертания.

Применяющиеся трубчатые сечения колонн, составленные из уголков или
швеллеров с расположением связующей решетки по четырем граням сечения
(фиг. 1118), весьма невыгодны как по затрате метериала, так и по трудо-
емкости их изготовления.

3. Раздельные колонны (с приставной подкрановой стойкой). Колонны
этого типа имеют особую шатровую часть, поддерживающую шатер и обра-
зующую с ним поперечную раму, и отдельные подкрановые стойки, под-
держивающие подкрановый путь.

По рассматриваемой схеме колонны наружных рядов имеют две неза-
висимые ветви: одну — наружную, поддерживающую перекрытие и фахверк,
и внутреннюю, воспринимающую крановую нагрузку.

Подкрановая стойка имеет сечение в виде одиночного двутаврового
профиля. Она работает на продольный изгиб от крановой нагрузки и про-
дольного торможения и расположена потому в плоскости, перпендикулярной
плоскости рамы (фиг. 1119 и 1103).

Поэтому она в плоскости рамы (относительно оси у—у) имеет малую
жесткость и требует своего укрепления или поддержки. Последнее осуществ-
ляется рядом промежуточных связей в виде горизонтальных планок (фиг. 1103,
1119), соединяющих подкрановую ветвь с шатровой ветвью, жесткость

Фиг. 1119. Пример раздельной сварной колонны.

Разрез 1-1

которой в плоскости рамы вполне достаточна для поддержания подкрановой

ветви (расчет см. ниже).

Фиг. 1120. Пример сечения раз-
дельной сварной колонны.

Шатровая (наружная) ветвь
в зависимости от высоты и нагрузок может
иметь следующие сечения:

а) прокатный двутавровый профиль _с
достаточно широкими полками; при этом осо-
бенно удобно применение прокатных широко-
полых двутавров (фиг. 1120), если таковые име-
ются, и в случае отсутствия таковых—сварных;

б) при больших нагрузках и большой

высоте шатровая колонна составляется из
двух ветвей (фиг. 1102 и 1103).
Сечение симметричное, так как обе ветви шатровой колонны испытывают
весьма близкие по величине усилия.

Взаимная связь между ветвями шатровой колонны осуществляется либо
в виде сплошной вертикальной диафрагмы либо в виде сквозной решетки.

Фиг. 1121. Раздельная сварная колонна для средних рядов цеха.

Наконец при небольших нагрузках, действующих на шатровую ветвь,
и небольшой высоте этой ветви возможно применение сечений в виде одиноч-
ных прокатных двутавров (по ОСТ).
Так как прокатные двутавры по ОСТ имеют весьма малую жест-
кость в направлении плоскости, перпендикулярной стенки двутавра (отно-
шение у ^20—27), то применение таких двутавров возможно лишь при
наличии ^соответствующих связей (в направлении, перпендикулярном плоскости
рамы). Такими связями для наружных полок двутавра являются горизонталь-
ные жесткие ригеля фахверка, а для внутренних полок двутавра — горизон-
тальные планки, связующие шатровую ветвь с подкрановой ветвью, благо-

даря чему устойчивость простого двутавра оказывается обеспеченной.

Совершенно аналогично разрешается колонна средних рядов с двумя
подкрановыми стойками (фиг. 1103 и 1121).

Базу колонны как для шатровой, так и для подкрановой
ветви целесообразнее делать общей. Поэтому сечения обеих
ветвей должны быть взаимно увязаны в отношении прикре-
пления их к траверсам базы (§ 5). С этой точки зрения
желательно ширину подкрановой и шатровой ветвей, т. е.
размеры в направлении вдоль здания, делать одинаковыми,
дабы не усложнять конструкцию базы.

Наименьшее расстояние

Фиг. 1122. Общий случай дей-
ствующих на колонну усилий.

от оси подкрановой ветви до
лица шатров должно быть не
менее с, т. е. габаритного рас-
стояния опорного узла мосто-
вого крана (фиг. 1102 и 1103).

Г. Основы расчета стержня
колонны

Стержень колонны в об-
щем случае находится под дей-
ствием следующих усилий: осе-
вой силы N, изгибающего мо-
мента в плоскости поперечной
рамы Мх, изгибающего момен-
та в плоскости вдоль здания
Му, поперечной силы Qx и по-
перечной силы Qy (фиг. 1122).

Изгибающий момент Му
и поперечная сила Qy в про-

Фиг. 1123. Дей-
ствие крановой
нагрузки на ко-
лонну постоян-
ного по высоте
очертания.

межуточных колоннах, не расположенных в плоскостях торцевых стен здания,

могут возникать в результате действия сил продольного торможения кранов.

Весьма часто силы продольного торможения воспринимаются продоль-
ными связями между смежными колоннами. Поэтому наиболее часто для про-
межуточных колонн расчет ведется на действие: осевой сжимающей силы Ar,
момента Мх, действующего в плоскости рамы, и поперечной силы Qx.

Торцевые колонны зданий, подвергающиеся действию горизонтальных
ветровых нагрузок в направлении вдоль здания, должны проверяться на дейст-
вие двух комбинаций нагрузок: 1) осевой сжимающей силы N, изгибаю-
щего момента Мх и поперечной силы Qx с учетом ветра поперек здания,
2) осевой сжимающей силы ЛГ, изгибающего момента Мх и поперечной
силы Qx без учета ветра поперек здания, изгибающего момента Му и по-
перечной силы Qy от действия ветра на торец здания. Если невозмож-
но по каким-либо причинам, например технологическим, допустить
устройство продольных тормозных связей между колоннами для восприятия

сил продольного торможения, тогда вдоль здания осуществляется продольная
рамная конструкция путем жесткой связи подкрановых балок с колоннами.
При такой схеме колонны будут работать и на действие изгибающего мо-
мента 7Иу, как стойки жесткой продольной рамы.

Значение силовых функций N, 7W и Q определяется расчетом рамы
согласно указаниям § 3.

Уточнение деталей расчета наиболее целесообразно отметить по отно-
шению к каждой из рассмотренных основных схем колонн.

1. Колонны с постоянным очертанием по высоте. Крановая нагрузка при-
ложена на консолях, прикрепленных к стержням колонн (фиг. 1097 и 1123).

Основные формулы расчета.

В плоскости изгиба (х — х):

ia устойчивость

п = — ---------ъ-----; (О

W брутто Г_
х ,х брутто

на прочность

П"=~^Г^------------F~~~' (2>

W нетто г
х нетто

В плоскости, перпендикулярной изгибу:

брутто

(3)

Для определения коэфициента уменьшения допускаемого напряжения
нужно знать свободную длину колонны /0.

При защемлении колонны в опоре и опирании в верхнем конце (каковой
случай предполагает шарнирное соединение с ригелем) свободная длина ко-
лонны /0 = 0,7 Z, где I — длина колонны от шарнира до фундамента (плоскости
заделки). При жестком соединении с ригелем свободную длину можно принять
Zo = O,5, Z, однако ввиду неполной защемленности колонны наверху рацио-
нально и здесь взять Zo = 0,7 Z.

В плоскости, перпендикулярной раме, защемления колонны в верхнем
конце не имеется и следовательно Zn = 0.7 Z.

В узких колоннах благодаря трудности устройства полного защемления
внизу безопаснее взять Zo = Z.

Таким образом обычно Zo = 0,7 Z.

Поскопьку в основной формуле

/ N . М\

П + ^7

' • брутто '

имеется три неизвестных, связанных друг с другом: F, <х> и UZ, решение воз-
можно повторными попытками.

Задачу можно упростить, если моменты брать не вокруг оси колонны,
а вокруг противоположной (по отношению к положению силы) приведенной
ядровой точки сечения стержня.

Действительно,
__М_1 JV. М
П~ vF ' W~ cF"*~ W’

где £ — плечо действия силы №, изгибающий момент — № = *•№
или

к . л
п~ + 5 )•
w

отношение — равняется расстоянию от нейтральной оси до ядровой точки,

каковое расстояние назовем через о.
Тогда

(4)

где p(iJ) = £-(- —-расстояние от точки приложения силы N до приведенной

ядровой точки, расположенной по другую сторону нейтральной оси на рас-

стоянии Мядр = Мрпр — момент вокруг этой точки.

Задача сводится к подбору балки на изгиб под действием момента Мндр.

Задача упрощается, потому что приближенные значения расстояний р
в функции генеральных размеров стержня известны для различных сечений.

Так, для двутаврового прокатного се- рх = 0,40А ру = О,1Од
чения

для сечения из листа и четырех уголков рх = О,ЗЗА ру = 0,09д

„ Пейнера и широкополой балки рх = 0,38 h ру = 0,Г2д

„ сечения с четырьмя уголками и го- ра. = 0,40А ру = 0,lid

ризонтальными листами

„ Н-образного сечения с окаймляю- рх = 0,39А ру = 0,15д

щими уголками

Вообще

2d
р =—-
Рх h

где г — радиус инерции.

При подборе удобнее всего задаться высотой сечения в плоскости дей-
ствия изгибающего момента на основании общих соображений (габаритных
или в функции высоты колонн), равной приблизительно (’/10—1l20) I.

Зная А, определяем радиус инерции по соотношению rx = a^h, где 04 —
коэфициент, указанный в таблице приложения VI.

По гх и свободной длине колонны определяем гибкость колонны и
коэфициент продольного изгиба <рх.

Далее, вышеуказанным соотношением определяем рх = $h, где (3 — коэфи-
циент, зависящий от типа селения стержня и указанный выше, и, зная

Е = — — плечо действия силы вокруг нейтральной оси, определяем р- =
/V , "Р

= F. » расстояние от силы N до приведенной ядровой точки и ядровый
момент Af , = V ( £ -I—— V

Ядр у * ? /

По моменту Л4яй!р определяем требуемое W сечения:

(5)
которое берется брутто.

По таблицам устанавливаем сечение, удовлетворяющее моменту, и затем
его проверяем по формулам изгиба.

Пример 101. Имеем колонну, на которую действует сила /V=60 т
и момент в плоскости у—у 2И = 11,4 тм\ материал — сталь 3 пониженная;
[п] = 1200 кг]см\
Высота колонны 1—1 м; колонна защемлена в нижнем конце и оперта
в верхнем.

Требуется подобрать сечение.

Свободная длина колонны /0 = 0,72 = 0,7 • 7 = 4,9 ^5 м.

Поскольку момент невелик, задаемся шириной колонны:

h = Дг Z = 35 см.

Берем колонну из листа и четырех уголков (фиг. 1124).
Тогда приблизительно гх = 0,40Л = 0,40 • 35 = 14 см.

Гибкость Kj. = — =-TT-= 36; <р = 0,91;

* гх 14

рг = = 0,33 • 35 = 11,6 см;

t М 1140 1О

Е — N ~ 60 — 19 СМ'

р = -?—М=Н^—1-19 =

' 0,91 * 1

= 12,7 + 19 = 31,7 си;

Фиг. 1124. Пример подбора сече-
ния колонны.

Л4 = 60 • 31,7 = 1900 /пси =19 тм.
мр

Требуемый момент сопротивления:

17^

1 900 000

1200

= 1585 слА

Требуемый момент инерции:

_ Wh

'тр 2

1585 • 35

= 27 800 смК

Подбираем сечение:
из листа 350 X 8
и 41_ 150ХЮ0Х12

F (см*)

115

143 см*

4 (ел4)

2 860

28 700

31 560 см*'

Проверяем на устойчивость по оси у—у'.

= 0,2Id = 0,21 • 30,8 = 6,5 см\

, 500

X, = -gy = 77; <р = 0,70;

п =

60 000 ™ , о

0,70-143 = 600 Кг<С^’

по оси х — х: Wx = —= 1750 см3.

По формуле (1):

60 000

max п = —

___ЦМ)ооо = _460_650=_1110

В том случае, когда на колонну действуют моменты в двух плоскостях,
формула подбора будет:

П <pF UZ, "г W/

(6)
В этом случае рационально привести ее к двучленному виду:

N М„( М, Г.\ N М(Д+с)

п~ <fF + w; V + м, wj <fF + wx ’

где

Л^, w,
м,' w/

после чего подбор идет по предыдущему.
л „ Wx

Приблизительные значения ~~ известны

для прокатных двутавров:

составных из листа и четырех уголков:

широкополых балок:

для многих сечений, а именно:

3,65 4*
о ’

ч = з,2о4;

сечений с окаймляющими уголками:

Ч=2,45|.

Пример 102. Подобрать колонну, на которую действует осевая сила

/V == 350 т и моменты Мх = 25 тм и Му = 4 тм\ колонна — сварная,
материал — сталь 3; [и] = 1400 Kzjc^^ длина ко-

Фиг. 1125. Подбор сече-
ния сварной колонны.

лонны 1=1 м, колонна внизу защемлена и оперта
вверху.

Свободная длина колонны Zo = O,7Z=4,9 м.

Задаемся генеральными размерами колонны:

h = Ь^1/1Ь1^0,5 м.

Тип колонны — Н-образная из трех листов
(фиг. 1125).

Тогда:

490

г = 0,43Л = 0,43 • 50 = 21,5 см\ \х = —— = 23;

» ' * 21,5

<р^0,96.

Коэфициент приведения моментов Му к Мх\

Wx
с~ • w.

AL h

С = А. 3,20- 1 = 0,51.

Приведенный момент:

= Мх(1 + с) = 25 • 1,51 = 37,8 тм.

Плечо приведенного момента:

Жпв 37,8
e=^-= 360 = 0'108 м~п см-

Расстояние до ядровой точки сечения:

= 0,38Л = 0,38 • 50 = 19 см.
Плечо ядрового момента:

v+*=w+11=31 см-

Ядровый момент:

= 0,31 - 350 = 109 тм.

Требуемый момент сопротивления колонны:

МоЯп 10 900 000

U7 =—^- =----——----= 7800 см\

тр [п] 1400

Требуемый момент инерции:

ГА

1тр = = 7800 • 25 = 195 000 ой4.

Подбираем сечение

1х(см*) 1у(см*)

листы 2 X 500 X 30

„ 1 — 500 X 16

300

210 000

16 700

62 500

380 226 700 62 500

226700 =8,00 ^;
Zo

U7y = -62^- = 2500 см*.

По формуле (6):

350 000 ! 2 500 000 , 400 000 _ псл ,

П “ 380 • 0,96 "Г 8100 * 2500 “9 +

+ 310+ 160 = 1430 кг [см2.

2. Колонны с переменным сечением по высоте.

Сечение нижней части колонны рассматриваемого
типа от базы до подкрановой площадки обычно состоит
из двух ветвей. Здесь следует рассматривать два слу-

Фиг. 1126. К опреде-
лению усилий в ветвях
сквозной колонны.

чая, а именно отдельно сквозные и сплошные колонны.

Сквозные колонны — ветви которых соединены сквозной решеткой.
В эт(м случае работа колонны отвечает работе сквозной фермы. Если пре-

небречь влиянием продольных деформаций стержня, то в сквозной ферме

вертикальные давления, приложенные к одной ветви, воспринимаются только
этой ветвью. Следовательно давление подкрановой балки на внутреннюю

ветвь воспринимается непосредственно этой ветвью.

Вертикальное давление от перекрытия, передаваемое верхним стержнем
колонны, распределяется между ветвями нижней части по закону рычага
благодаря работе траверсы подкрановой площадки, на которую опирается
верхний стержень колонны.

Горизонтальные нагрузки от действия ветра и сил поперечного тормо-
жения дают изгибающий момент, воспринимаемый ветвями. Усилия от момента,
, М
возникающие в ветвях, равны , где а — расстояние между осями ветвей.

Применительно к схеме, указанной на фиг. 1126, определим усилия, возни-
кающие в ветвях колонны.
Усилии во внутренней ветви:

1) сжимающее от давления подкрановых путей — Dmax

А е'

2) сжимающее от перекрытия, передаваемое верхней частью колонны,-------О- ;

3) от изгибающего момента (в основании колонны), от горизонтальных сил
ветра и поперечного торможения (см. действие указанных сил на левую

колонну) по фиг. 1127 и 1126 усилие равно--------.

Полное сжимающее усилие, возникающее во внутренней ветви ко-
лонны, равно:

V' Л-1.

S = — D ---------------------(8)

max д д V 7

Фиг. 1127. К определению усилий в ветвях сквозной колонны.

Усилия во внешней ветви:

1) сжимающее от перекрытия, передаваемое верхней частью колонны на нижнюю,
Ао (а — /)

равно----;

2) от изгибающего момента в основании колонны — от действия указанных
на фиг. 1127 и 1126 горизонтальных сил внешняя ветвь колонны (приме-
нительно к фиг. 1127 это будет правая колонна здания) будет иметь усилие,
Мр

равное---—.

Полное сжимающее усилие, возникающее во внешней ветви правой ко-
лонны, равно:

Л)(д —О MD

а а

^внешн

(9)

Усилие во внешней ветви левой колонны (применительно к фиг. 1127
п 1126), очевидно, будет равно:

S“ee =----------------1-1----£. (Ю)

внешн а I a v 2
По этим усилиям определяются местная устойчивость (от узла до узла)
и прочность стержней колонны по формулам:

Е5

брутто (р Г нетто

И ’

Коэфициент <р берется по свободной длине, равной расстоянию между
узлами решетки колонны.

Из усилий Е5 усилия от вертикальной нагрузки и торможения (не
более двух кранов) являются усилиями основными, отвечающими I допускае-
мому напряжению [п]р усилия же от ветра — случайными, отвечающими II
допускаемому напряжению [п]п, т. е. 1700 кг/см2 для стали 3 и 1450 кг[см2
для стали 3 пониженной. Соответственно с этим должны быть сделаны два
подсчета на основные усилия по формулам:

р ________ аосн .. .

Г брутто о Ы

* min1 -И

ИЛИ

р —__________gffk

нетто

и на случайные усилия по формулам:

или

р осн 4" $W

Г_____— •--------------

(13)

Н4)

и взяты наибольшие площади.

Если на колонну действует еще момент например от продольного
торможения, в плоскости, перпендикулярной раме, и колонна в этой пло-
скости сквозная (имеет четыре решетки), то имеется еще дополнительное
Лк

усилие S=—1-1 где b — ширина колонны. Оно должно быть прибавлено
b

к усилиям ES.

Если ветви колонны в этой плоскости сплошные, что делается чаще,
то от момента Мв в ветвях возбуждается напряжение пд. Для случая, когда
обе ветви имеют одинаковый момент инерции, наибольшее напряжение в ветви
определится по формуле:

Лк ES

в • брутто
или

2^.

<["1

(16)

и подбор производится согласно указаниям стр. 865.

В этом случае коэфициент ср отвечает продольному изгибу всего стержня,
т. е. его общей, а не местной устойчивости.

При расчете на продольный изги£ из плоскости рамы сле-
дует учесть,, что наружные ветви смежных колонн связаны по длине гори-
зонтальными балками, т. е. ригелями фахверка, а внутренние ветви — подкрано-
выми балками, причем соединения фахверка и подкрановых балок с колоннами
считаем шарнирными (при обычной установке подкрановых балок поверх
колонны).

Таким образом наружные ветви имеют большое число завязанных шар-
нирно точек по высоте, так как ригеля фахверка ставятся через 2 — 2,5—3 м
и устойчивость наружной ветви выше внутренней.

Наружная ветвь обычно имеет избыточную устойчивость, чего нельзя
сказать про внутреннюю ветвь.

Для повышения последней можно использовать то обстоятельство, что
в пределах одного температурного блока имеется несколько колонн, поддер-
живающих подкрановые балки (обычно от 4 до 7 — 8), имеющих различные
нагрузки в один и тот же момент времени.

При невыгоднейшей загрузке рассчитываемой колонны, испытывающей
наибольшее осевое сжатие, смежные колонны значительно менее нагружены,
так как при этом все грузы кранов сосредоточены у рассчитываемой колонны,
а потому возможно использовать избыточную устойчивость колонн, смежных
с рассчитываемой.

Решение вопроса об использовании избыточной устойчивости смежных
колонн разработано инж. Б. П. Михайловым; результаты этого исследования
изложены на стр. 875.

Эти исследования, определяющие расчетную свободную длину стержня, поз-
воляют в большинстве случаев считать возможным, что в уровне подкрановой пло-
щадки имеется неподвижный шарнир, несмотря на то, что при отсутствии
продольных связей колонна не имеет здесь жесткой в продольном направлении
точки, а в базе колонны — жесткие защемления, т. е. принимать расчетную
длину при продольном изгибе из плоскости рамы стержня в целом
равной 0,7/^^, где 1факт—расстояние от центра базы (по высоте) до под-
крановой площадки.

В плоскости рамы необходима также проверка общей устойчивости
нижней части колонны; в этом случае колонна работает на продольный изгиб
в условиях стержня, защемленного в основании и имеющего упругий шарнир
в уровне подкрановой площадки. Свободному перемещению верхнего конца
стойки в плоскости рамы (в уровне подкрановой площадки) препятствует
упругое сопротивление, оказываемое верхней частью колонны, имеющей за-
делку в месте сопряжения его с ригелем. Если пренебречь (ввиду незна-
чительности) упругим сопротивлением верхней части колонны, то рассма-
триваемая расчетная длина нижней части колонны будет равна двойной факти-
ческой длине, но не более 'полной длины колонны до ригеля.

Колонна в этой плоскости работает как сквозной стержень и должна
быть рассчитана по приведенной гибкости \пр.

Несмотря на большую свободную длину, равную двойной фактической,
и расчет по приведенной гибкости, рассматриваемая проверка благодаря боль-
шому радиусу инерции колонны в этой плоскости редко является лимитирующей
размеры колонны.

Проверка производится по формуле:

RS , /И

(17)

где ф — коэфициент продольного изгиба, отвечающий приведенной гибкости
колонны как цельного стержня, YF— ее площадь (площадь обеих ветвей),
z — расстояние от центра тяжести колонны до ветви.

Решетка (раскосы и стойки) колонны определяется по поперечной силе
изгиба колонны.

Если Q — поперечная сила изгиба и колонна имеет две решетки, то
усилие в дескосе:
а в стойке:

с — _

р 2sina*

S = «.

ет 2 ’

(19)

Раскосы и стойки берутся уголкового таврового (из двух уголков) или
швеллерного сечения. Подбор их производится согласно правилам подбора
легких стержней, указанных в гл. XII.

Если поперечная сила поперечного изгиба мала и меньше поперечной
силы продольного изгиба колонны, равной Q = 0,015EF, то решетка прове-
ряется по последней поперечной силе согласно указанной § 3, гл. XIV).

Сплошные колонны имеют ветви, связанные
сплошной продольной диафрагмой. В этом случае сечение
в целом воспринимает: 1) изгибающие моменты от гори-
зонтальных нагрузок и внецентренного приложения верти-
кальных сил, 2) равнодействующую сжимающих вертикальных
сил и 3) поперечную силу.

Применительно к фиг. 1128 наибольший изгибающий
момент в основании колонны МА составится из момента от
горизонтальных ветровых нагрузок, действующих на колонну,
момента от тормозной силы, момента от внецентреннего при-
ложения силы Z)max с плечом zu момента от внецентрен-
ного приложения силы До (давления кровли) с плечом zt
(моментом от веса фахверка пренебрегаем).

Равнодействующая от сжимающих вертикальных сил
равна*

ES==OTO+A>+0.

где G — собственный вес колонны.

Наибольшие напряжения в крайних фибрах внутренней
ветви колонны будут равны (применительно к фиг. 1128)

в плоскости изгиба: I

а также

Фиг. 1128. К ра-
счету сплошных
колонн пере-
менного по вы-
соте сечения.

(21)

Подбор производится согласно указаниям стр. 865.

Поверка на устойчивость в перпендикулярной плоскости:

п„, ы

^yFбрутто

(22)

При этом при работе на продольный изгиб нижней части колонны из
плоскости рамы свободная длина ее обыкновенно принимается, как это было
указано для сквозных колонн, равной 10 = ®,71факт, где 1факт — длина
стержня от центра опорного защемления до подкрановой площадки.

При расчете на продольный изгиб в плоскости рамы расчетную длину
рабочей части принимаем равной удвоенной фактической длине до подкрановой
площадки так же, как было указано для колонн, ветви которых соединены
сквозной решеткой.

Верхняя часть колонны от подкрановой площадки до оси ригеля
рассчитывается на действие изгибающего момента и нормальных сил аналогично
расчету нижней части колонны. При расчете на продольный изгиб от нагрузки,
передаваемой на колонну весом шатра, свободная длина принимается равной
расстоянию от подкрановой площадки до оси ригеля (стропильной фермы)
в плоскости рамы и расстоянию между осями балок фахверка в плоскости,
перпендикулярной раме.

3. Раздельные колонны с подкрановой стойкой. Раздельные колонны
состоят из двух частей; шатровой колонны и подкрановых стоек.

Шатровая колонна работает на: а) поперечный изгиб от действия
горизонтальных ветровых нагрузок и горизонтальных сил поперечного тормо-
жения. Кроме изгибающего момента от указанных горизонтальных нагрузок
колонны подвергаются действию момента от внецентренного приложения вер-
тикальной нагрузки от перекрытия и фахверка; б) продольный изгиб от вер-
тикальной нагрузки. Вертикальная нагрузка составляется из опорного давле-
ния на колонну от перекрытия, собственного веса колонны и веса фахверка.
Если ветви колонног связаны сплошной диафрагмой, то напряжения опреде-
ляются по формуле:

14 - — .

Чу * брутто

Подбор колонны по этим формулам производится согласно указаниям
на стр. 865.

Второй член формулы, дающий напряжения от осевой силы, обычно
значительно меньше первого (напряжения от поперечного изгиба). Поэтому
шатровая колонна обычно имеет симметричное сечение.

Если ветви колонны соединены сквозной решеткой, то напряжения
в ветвях шатровой колонны определяются, как в поясах сквозной фермы.

Стержень шатровой колонны соединен одной или двумя (в средних ко-
лоннах) планками с подкрановой стойкой (фиг. 1103 и 1104), причем гори-
зонтальное положение планок, соответствующее их наибольшей жесткости при
изгибе из плоскости рамы, дает достаточную жесткую связь шатровой колонны
с подкрановой стойкой. Это обстоятельство может быть учтено при расчете
колонны на продольный изгиб, почему при определении гибкости указанной
части шатровой колонны из плоскости рамы возможно считать, что она рабо-
тает совместно с подкрановой стойкой (общий момент инерции относительно
ОСИ X— х).

В соответствие с этими соображениями расчетная длина при изгибе шат-
ровой колонны из плоскости рам определяется так:

а) при маломощных сечениях шатровых колонн, имеющих небольшую
жесткость относительно 'оси у—у, например для простых двутавровых се-
чений (ось у—у совпадает с плоскостью стенки двутавра), свободная длина
нижней части принимается равной свободной длине подкрановой стойки и рас-
считывается вместе с нею.

В верхней части шатровая колонна не имеет связей из плоскости рамы
(стержень стоит самостоятельно), поэтому расчетная длина при изгибе из
плоскости рамы принимается равной от оси ригеля до подкрановой площадки.
872
В этом расчете для наружных колонн игнорируется связь фахверка
с колонной по наружной ее фибре, что идете запас прочности. Ввиду эксцен-
тричности прикрепления фахверка к колонне полный учет прикрепления был бы
неправилен.

б) При мощных сечениях шатровых колонн, имеющих большую жесткость
относительно оси у — у (ось у—у в плоскости рамы), целесообразнее при
отсутствии продольных связей игнорировать закрепление подкрановой стойки
балки и брать свободную длину при изгибе из плоскости рамы равной рас-
стоянию от центра базы до оси ригеля.

. При расчете шатровой колонны на продольный изгиб в плоскости рамы
расчетная длина колонны берется 0,7 расстояния от центра базы до оси

ригеля.

Подкрановые стойки рассчитываются на осевую сжимающую силу
по наибольшему опорному давлению, передаваемому подкрановыми балками.
По высоте стойки связаны с. основными шатровыми колоннами связями
в виде горизонтальных планок. Шатровые колонны в плоскости рамы обычно
имеют избыточную устойчивость, использование которой позволяет считать
свободную длину подкрановой стойки при изгибе в плоскости рамы при про-

верке ее местной устойчивости равной расстоянию мркду указанными планками.
Общая устойчивостью плоскости рамы проверяется, как указывалось выше

совместно с устойчивостью шатровой стойки и погло-
щается ею. Поэтому при расчете стоек на
продольный изгиб решающим является
расчет на изгиб из плоскости рамы.

Фиг. ИЗО. К ра-
счету сжатых
стоек подкрано-
вых эстакад.

Фиг. 1129. Расчетная схема подкрановой эстакады
в общем случае.

Подкрановые стойки в основании являются защемленными, а в капители
(т. е. в уровне подкрановой площадки) соединяются шарнирно болтами
с подкрановыми балками, которым при отсутствии продольных связей не дают
неподвижной точки скрепления.

Последнее делает работу подкрановой части неблагоприятной, так как
требует свободной длины, равной удвоенному расстоянию от базы до базы.

Однако, учитывая то обстоятельство, что в пределах одного темпера-
турного блока здания имеется ряд колонн, поддерживающих подкрановые
балки (обычно от 4 до 7—8), которые поддерживают друг друга при неоди-
наковой своей загруженности, можно работу колонны значительно облегчить,
так как при невыгоднейшей нагрузке рассчитываемой колонны, испытывающей
наибольшее осевое сжатие, смежные колонны продольной подкрановой эста-
кады значительно менее нагружены.

Для решения этого вопроса воспользуемся данными труда инж.
Б. П. Михайлова по исследованию вопроса устойчивости таких колонных
эстакад. Схема подкрановой эстакады в наиболее общем виде изображена
на фиг. 1129.

Для решения вопроса о свободной длине какой-либо стойки такой
эстакады (хотя бы стойки № 1) инж. Михайлов пишет (фиг. ИЗО) общее
уравнение упругой линии, соответствующее смещению конца данной стойки
на величину f (фиг. ИЗО):

Е1"^-Ру + Мв+Н.х,

где Н — отпорность прочих стоек, Мв — момент в голове стойки. При шар-
нирном соединении стойки с подкрановой балкой Л4в = 0 и
E^=-Py+f/-x.

Общий интеграл уравнения будет равен:

у = — G4 sin kx-j-B cos kx) -|-

где й2 = ^, Ди В — произвольные постоянные.

При х = 0; _у=0; В = 0: при х = А, y=f

А = [&Ё1~ sin7feA ;

далее, при х = А, у' = 0 при полном защемлении стойки внизу

Л = — . 1

WEI AcosAA * * '

Приравнивая формулы (а) и (Ь), получим:

Н (tg kh — kh) 4- k3EIf = О
или

НАЗ tgkh—kh

Elf * А'^з

Обозначая

Elf *

tgAA— kh ...

получим:

С/(А, А) 4-1=0.

(26)

(27)

(28)

Для определения функций f(k,h) инж. Михайловым составлен график
(фиг. 1131). Уравнением (28) можно воспользоваться для определения расчет-
ной длины стойки. При ненагруженных стойках реакция Н при изгибе
стоек на величину flt очевидно, равна (в этом случае стойка изгибается, как
консольная балка):

t-n

*=2

а при равных стойках:

Если стойка нагружена продольной силой и поперечной нагрузкой,
от которой имеется прогиб /, то прогиб от продольной поперечной
силы /= , , где;

1 —а2

874
(29)

i^EI

Ркр — критическая сила свободной стойки, равная
Следовательно в этом случае для стойки г:

(30)

При коэфициенте запаса полагая, что Рдоп = точно так же можем

написать:

а для п стоек:

Hn = 3Ef

i доп

(31)

где Pt— действительная нагрузка на какую-либо стойку эстакады, a Pidon —
допускаемая нагрузка на эту стойку, определенная в предположении незави-
симой работы этой стойки от прочих стоек системы (следовательно свободная
длина стойки в таком случае будет равна 2/zJ.

В том случае, когда очевидно, H>Q. Когда

Pi = Pidon Н=°>

т. е. взаимодействие между стойкой и системой перестает существовать.
При Pj^PiQon т. е. будет иметь место обратное взаимодействие

между стойкой и системой, а именно стойка будет поддерживать привязанную
к ней систему и в шарнирной связи появится усилие обратного знака,
нагружающее добавочно рассчитываемую стойку № 1.

Подставляя значение Нп из формулы (31) в формулу (26), найдем
параметр:

(32)

В том случае, если высоты всех стоек одинаковы и жесткости их
тоже одинаковы, то, очевидно:

e-’gC-pfJ- и”

Расчетная длина стойки, эквивалентной рассматриваемой, очевидно, опреде-
i&El

ляется из равенства -~р- = Рст<Лки

или

т&Е! к2

~Р~ = h*'
Зная величину С по уравнению (28);

С-f(k,h) i-i=o,

определяем f(k, h) =

фику фиг. 1131 величину —, а затем
kh

и по гра-

С=3

Фиг.

1131. График к расчету сжатых
стоек подкрановых эстакад.

так как сечения всех стоек одинаковы
и высоты тоже одинаковы, то

определим P2Jon:
для Т № 40:

2 доп

величину Zo = — • h. Расчетная длина
Мг

стойки, определенная из уравнения,
не должна быть менее 0,7Л. Если бы
длина стойки получилась менее 0,7А,
то это означало бы, что система имеет
настолько большой запас устойчивости,
что при увеличении нагрузки на рас-
сматриваемую стойку произойдет не по-
теря равновесия всей системы, а лишь
выпучивание данной стойки как части
системы при сохранении всей системой
устойчивости.

Пример 103 (фиг. 1132). Под-
крановая эстакада имеет длину 60 м.
Шаг колонны — 12 л/. Высота h = 10 м.
Нагрузка — два крана с давлением на
колесо 32 т. Сечения стоек — двутав-
ры № 40. 4 = 26 087 см*.

При установке нагрузки согласно
схеме наибольшее давление на рассчи-
тываемую стойку № 1 равно Рх =
= 97,5 т; на стойку № 2 Р2 = 30,5 /п,
прочие стойки № 3 — 6 не нагружены
вовсе (весом балок пренебрегаем).

По формуле (32) параметр:

26 087

1обдз-=15>7 см’

Х'=£=Ц£Г=127: ¥ = о’42:

Р2доп = Рбр<? • 1200 = 106,13 • 0,42 • 1200 = 53 300 кг;
с=з

По графику фиг. 1131 определяем коэфициент— = 0,9.

Свободная длина /0 стержня № 1 определится из соотношения:

/0 = 21 h = 0,9 • 10 = 9 м.

Гибкость стойки:

900 -57-

15J ’

<р = 0,81.

Действительное напряжение в стойке:

Р 97 500

«' = ----6Г8КЖ13 -1130 кг'с* <1200 кг‘смК

т брутто » avv.xv

Фиг. 1132. К примеру расчета стоек подкрановых эстакад.

Если пренебречь избыточной устойчивостью смежных стоек эстакады,
то необходимо расчетную длину стойки № 1 признать равной 2h, т. е. 20 м.
Тогда

Х = ^=127; <р = 0,42;

10,/

п =

97 500

0,42 • 106,13 ~ 2180 > 1200

Расстояние между связующими планками (фиг. 1133) подкра-
новой стойки с шатровым стержнем колонн определяется из условия, чтобы гиб-
кость подкрановой стойки при изгибе ее из плоскости рамы \ = — была
Гх
равна приведенной гибкости стойки при изгибе ее в плоскости рамы, т. е.

(34)

Здесь 10я — расчетная длина стойки при изгибе из плоскости рамы;

гх— радиус инерции сечения относительно оси х — х;

ч Z1 /

л1 = —, где Zj — расстояние между связующими планками;
ri

q — радиус инерции сечения подкрановой стойки относительно
оси у—j;

Xy=-F, где lQy— расстояние от центра базы до подкрановой
гу
площадки;

гу — радиус инерции составного сечения относительно оси у —у.
Пример 104. Предположим, что сечение шатровой колонны предыду-
щего примера — сварной двутавр со стенкой 600 X 10 и полками 400X 18.
Подкрановая стойка — прокатный двутавр № 40 (фиг. 1133).

Расстояние между планками /1 = 1,50 м.

Пользуясь данными из предшествующего примера (стр. 878), имеем:

/0а. = 900 см, ^=15,7 см, Ха. = 57,

/ 954 _ . /г 150

ТобдГ=3сл- xi=7t = ^~=so-

Положение центра тяжести составного сечения указано на фиг. 1133.
^-3/ = 414 000 сл<4> рбрутто всего сечения (шатровой ветви и подкра-
новой стойки) 310 ел2;

, / 414 000 __ _ . 10,00

Гу ]/ 310 36,5 CMt 36,5 ~27,

Приведенная гибкость:

\,р = /5024-27’ = 57,

Фиг. 1133. К примеру расчета планок, связующих ветви
колонн раздельного типа.

т. е. при расстоянии между
планками в 1,5 м гиб-
кость стойки при изгибе
в плоскости рамы и при
изгибе из плоскости ра-
мы одинакова.

Размеры связующих
планок назначаются кон-
структивно: толщина ли-
стов обычно 10 мм и
ширина приблизительно
200 мм.

Прикрепление пла-
нок наиболеэ удобно в

монтажном отношении делать глухим к подкрановой стойке и на болтах

к шатровой колонне.

§ 5. КОНСТРУКЦИЯ И РАСЧЕТ БАЗЫ КОЛОННЫ

А. Передача усилий от стержня колонны на фундамент

Передача усилий от стержней колонны на фундамент осуществляется
помощью башмака или базы (фиг. 1134).

В общем случае конструкция базы состоит из:

а) коробчатой опорной балки, расположенной поперек стержня колонны,
воспринимающей непосредственно усилия от стержней (траверса базы);

б) опорного листа, в частном случае — опорного ростверка, передающего
усилия непосредственно на фундамент;

в) анкерных закреплений, связывающих базу колонны с фундаментом.

Конструкция базы располагается обычно ниже уровня чистого пола здания
так, чтобы от уровня пола до верха конструкции базы было около 0,1 м
(толщина пола), так как выступающая над уровнем пола конструкция базы
представляет известные эксплоатационные неудобства.
Погружаемые в грунт ниже отметки пола металлические части базы
должны для предохранения от ржавления покрываться цементной штукатуркой
и обычно заполняются бетоном.

Передача усилий от стержня колонны на фундамент
производится по следующей схеме. Прежде всего принимается,
что усилия от стержня колонны передаются опорному листу базы через по-
средство заклепочных или сварных соединений.

Непосредственная передача усилий торцами стержней опорному листу
возможна лишь при условии надлежащей фрезеровки опорных торцов стержней

и тщательной пригонки торцов к опорному листу.

Так как практически осуществить подобное условие при изготовлении
конструкций во многих случаях за недостатком оборудования не удается
(особенно если изготовление конструкций сосредоточено не на заводе, а во
временных мастерских на месте возведения конструкций.), то в большинстве

случаев усилия от стержней колонны переда-
ются опорной базе через посредство заклепок
или сварных швов.

Значительная доля ;усилий от стержней
колонны передается горизонтальными заклеп-
ками т (фиг. 1134) на вертикальные листы
опорной балки (траверсы) базы и далее вос-
принимается вертикальными полками пояс-
ных уголков траверсы через посредство го-
ризонтальных поясных заклепок п.

Наконец горизонтальные полки пояс*
ных уголков передают усилия на опорный
лист базы и далее на фундамент колонны.
Некоторая незначительная доля усилия пере-
дается опорному листу через посредство за-
клепок р, уголков и заклепок t (фиг. 1134),
связывающих вертикальные стенки стержней
колонные опорным листом базы. Расчет всех

Фиг. 1134. Пример клепаной базы
колонны с указанием заклепок, вос-
принимающих усилия от стержня.

этих соединений производится согласно ука-
занной гл. XIV, стр. 785 по наибольшим уси-
лиям S, приходящимся на каждую ветвь.

Б. Сечения и размеры опорной траверсы

Высота вертикальных листов балок (траверсы) определяется из условий:
а) достаточности фронта для размещения заклепок или вертикальных
сварных швов, помощью которых усилия стержней колонны передаются на
вертикальные листы опорной балки, и б) достаточности сечения опорной
балки на восприятие момента, изгибающего опорную балку.

Обычно при назначении высоты коробчатой опорной балки решающим
является первое условие. На практике размеры вертикальных стенок заклю-
чаются в пределах 0,3-н 1,5 м.

При назначении высоты вертикальных стенок балок необходимо считаться
с условием возможности прикрепления стержней к вертикальным стенкам.

При небольшой ширине коробки (расстояние между ветвями траверсы)
и большой высоте вертикальных листов Нтр постановка вертикальных
швов ab (фиг. 1135) или заклепок крайне затруднительна.

В сварных конструкциях башмаков, назначая высоту балок, необходимо
особенно быть внимательным; следует стремиться к тому, чтобы отношение
высоты траверсы Нтр к ширине в свету между ее вертикалами В было не
более 1,5 (фиг. 1135).
В клепаных башмаках в простейшем случае при незначительных уси
лиях в базе (например при значениях опорных моментов 30—40 тм) кле-
паные опорные балки составляются из двух вертикальных фасонных листов
и двух уголков (фиг. 1136).

Более сильные опорные балки составляются из двух вертикальных листов
и четырех уголков (фиг. 1137).

Нижние опорные (поясные) уголки балки должны иметь достаточные

размеры вертикальной полки для размещения заклепок, передающих усилия на

опорный лист базы.

Развитие горизонтальных полок тех же нижних поясных уголков балки

имеет смысл, когда требуется придать базе доста-
точную ширину Впл (фиг. 1137, 1138) для умень-
шения единичного давления на фундамент.

траверсы клепаной
колонны легкого
типа.

Фиг. 1137. Сечение
траверсы клепаной
колонны.

Фиг. 1135. Сечение тра-
версы сварной колонны.

Поэтому при значительных усилиях и /V в базе нижние поясные уголки
балки обычно делаются крупносортные, а именно 130X130, 140X 140,
150X150.

Верхние поясные уголки балки имеют менее существенное значение,
их обычные размеры 75X75-4-100X 100- Кроме того уменьшение размеров
верхних поясных уголков опорных балок против нижних понижает нейтральную
ось балки. Вследствие этого уменьшается величина сдвигающей силы по оси

Фиг. 1138. Сечение тра-
версы клепаной ко-
лонны тяжелого типа.

нижних поясных заклепок, напряжения в которых весьма значительны.

В отдельных случаях
при особо значительных
усилиях, возникающих в го-
ризонтальных заклепках ниж-
них поясов опорных балок,
вместо поясных уголков при-
меняются швеллера, допу-
скающие размещение пояс-
ных заклепок в три ряда
(фиг. 1138). Применяются
также в отдельных случаях
(при больших усилиях в ба-
зе) парные уголки в ниж-
нем поясе балки (фиг. 1139).

При парных уголках улучшается работа горизонтальных поясных заклепок (двой-
ной срез), но применение парных уголков немного усложняет конструкцию
базы. Сечения сварных коробчатых траверс показаны нафиг. 1135, 1141 и др.

Фиг. 1139. Сечение тра-
версы клепаной колонны
тяжелого типа.

В. Длина траверсы

Длина траверс L (фиг. 1140) зависит прежде всего от размеров сечения
стержней в плоскости рамы. Кроме того, так как напряжения в фундаменте
880
зависят от длины базы, то длина траверсы Lmp должна быть достаточной для
того, чтобы наибольшие краевые напряжения в фундаменте не превосходили
допускаемых.

Практическая длина базы Lmp изменяется в широких пределах, а именно
от 0,5 до 4,6 м. 1

Опорные балки имеют симметричное развитие в обе стороны стержня,
как это указано на фиг. 1140, или асимметричное в одну сторону (внутрь цеха)
(фиг. 1119 и 1141). Симметричное расположение имеет смысл, если возможно
возникновение в базе переменных по знаку моментов, мало отличающихся по

Фиг. 1140. Пример клепаной базы колонны при симметричном распо-
ложении траверс.

величине, или наконец, если абсолютное значение опорных моментов невелико.

На фиг. 1140, 1101 и др. указаны базы колонн с симметричным распо-
ложением концов опорных балок относительно стержня колонны.

В колоннах промышленных зданий, особенно наружных, моменты, воз-
никающие в базе, переменные по знаку, значительно отличаются по величине.

Больший по величине момент имеет направление внутрь здания.'

В таких случаях следует давать несимметричное расположение опорных
балок базы, тем более что подкрановые стойки, несущие большие сжимающие
усилия, наиболее выгодно в целях уменьшения изгибающего момента располагать

1 Наибольший размер, встречающийся в настоящее время (проект типового
Мартена при шаге колонн 32 м и 220-zn кранов).
ближе к центру тяжести башмака. Отсюда целесообразность развития опорных
балок в сторону подкрановой стойки.

На фиг. 1103 показана база раздельной колонны с несимметричным
расположением опорных балок.

Совершенно аналогичны конструкции сварных баз. Они показаны на
фиг. 1141, 1144 и др.

Фиг. 1141. Пример сварной базы. Колонны раздельного типа с асимметричным рас-
положением траверс

Легкость крепления опорного листа сварной базы приводит, точно так же
как и в колоннах, работающих на осевую силу, к более широкому развитию
опорного листа базы, укреплению помощью вертикальных ребер-диафрагм
или стенок, что позволяет уменьшать допускаемое напряжение на фун-
дамент.

Расчет башмаков производится совершенно аналогично расчету баз колонн,
работающих на осевое сжатие, с той только разницей, что усилия, передаваемые
опорным листам и траверсам базы от наличия момента по длине траверсы,
будут неодинаковы. Они определяются при расчете анкерных закреплений

Г. Анкерные крепления базы к фундаменту

1. Назначение анкерных креплений. В большинстве случаев в колонна!
промышленных зданий в плоскости соприкасания опорного листа базы с фун-
даментом возникают растягивающие напряжения.
Для восприятия этих растягивающих усилий применяются анкерные
болты, один конец которых закреплен в фундаменте, а другой прикреплен
к башмаку колонны.

Диаметр анкеров определяется расчетом, указанным далее. В тех
случаях, когда соотнесение между опорным моментом и нормальной силой
в базе гаково, что растягивающие усилия равны нулю, то анкерные скрепле-
ния базы с фундаментом все же применяются.

В этом случае анкерные болты являются установочными бол-
тами. Помощью их точно фиксируется положение колонны в плане.

Диаметр установочных болтов конструктивно должен быть не менее
25 мм (1") или лучше 30 мм (I1//')-

Конструкция прикрепления анкерных болтов к базе и фундаменту должна
предусматривать возможность удобного и простого монтажа колонны, а также
легкого регулирования по-
ложения колонны в плане.

Определенность по-
ложения колонны в по-
перечном направлении зда-
ния обусловливается точ-
ностью расстояния между
осями подкрановых рель-
сов.

Положение колонны
может считаться оконча-
тельно фиксированным
после того, как точно
промеренное расстояние
между осями подкрановых
рельсов будет равно рас-
стоянию между центрами
катков мостового крана,
что производится путем
некоторой передвижки
колонн.

Поэтому неизбежна

некоторая регулировка по-

ложения колонны в плане во время монтажа, и анкерные устройства должны
быть соответствующим образом запроектированы.

Существуют следующие основные типы прикреплений анкеров к базе.

Анкерные болты пропускают сквозь отверстия в опорном листе базы
и в поясных уголках или швеллерах опорных балок. Гайки анкерных болтов опира-
ются на горизонтальные полки поясных уголков (или швеллеров) опорных
балок.

Пример подобного устройства показан на фиг. 1140.

Для того чтобы можно было пропустить конец болта сквозь указанные
отверстия, необходимо вывесить колонну на соответствующую высоту с
башмаком, затем направить болты в отверстия и после этого посадить
колонну на фундамент.

Такого рода устройство применимо, когда колонна имеет небольшой
вес, когда процесс вывешивания не представляет какого-либо труда. Кроме
того непосредственное опирание гаек анкерных болтов на горизонтальные
полки уголков или швеллеров возможно, когда диаметр болтов невелик, напри-
мер не более 40 мм.

При опирании гаек анкерных болтов на верхние горизонтальные полки
швеллеров во избежание изгиба указанных полок необходимо помещать
в пределах высоты стенки швеллеров газовые трубки так, чтобы болты
в пределах стенки швеллеры проходили сквозь указанные трубки.

При более значительных диаметрах анкеров вместо непосредственного
опирания гаек болтов на полки поясных уголков возможно дать более мощ-
ное устройство, которое заключается в следующем (фиг. 1142 и 1143). К вер-
тикальным стенкам опорных траверс прикрепляются вертикальные коротыши,
уголки аЬ или ребра (в сварных башмаках). Стержни анкерных болтов про-
пускаются в зазор между указанными ребрами. Горизонтальный уголок cd
в качестве шайбы перекрывает торцы уголков (или ребер) ab.

Усилие анкерного болта передается через торцы уголков коротышей на
вертикальные стенки опорных балок. Подобные же крепления анкеров в свар-

Фи,г. 1143. Крепление анкеров к траверсам.

ных колоннах указаны
на фиг. 1141, 1145
и др.

При очень зна-
чительных размерах
анкерных болтов, на-
пример при d = 75 мм
(3"), применяются
устройства, показанные
на фиг. 1144.

Здесь парные
швеллера уклад; в ют-
ся поверх верхнего
пояса опорных балок
базы. В зазор между
швеллерами пропуска-
ются анкерные болты;
гайки опираются на
шайбы толстого поло-
сового железа.

Рассмотренные
шособы креплений
анкеров к траверсам
(фиг. 1141,1142, 1144
и 1145) заслуживают
внимания с точки зре-
ния удобств монтажа.

При указанных
конструкциях анке-

ровки нет необходи-
мости вывешивать ко-

лонну для пропуска анкеров сквозь опорную плиту базы.

Благодаря прикреплению вертикальных уголков коротышей к торцам
вертикалов опорных балок стержни анкерных болтов располагаются вне
опорного листа и конструкций базы.

Благодаря указанному установка анкеров может быть произведена после
окончательной установки колонн на место.

В колоннах ветви, которых связаны сквозной решеткой и работают,
как элементы сквозной фермы, применяются также „раздельные базы".

На чертеже 1146 показана „раздельная база" мощной сварной колонны.

Каждая ветвь имеет свой отдельный башмак, связанный анкерами с фун-
даментом. При широко расставленных ветвях сквозных колонн применением
„раздельных баз" несколько уменьшается затрата металла на сплошные балки
траверсы и сплошной опорный лист. Кроме того сварка раздельных баз
доступнее сравнительно со сплошными базами, имеющими большую высоту
траверс (фиг. 1141).

2. Конструкция, соединений анкеров с фундаментом. Существуют
следующие типы соединения анкеров с фундаментом:

а) анкера закладываются наглухо в кладку фундамента и там скрепляются
помощью якорей из швеллеров или других фасонных профилей (фиг. 1148);

б) применяются также анкера, оканчивающиеся крюками Консидера
с якорями из круглого железа (фиг. 1147).

Глухое скрепление анкеров с фундаментом в процессе самой кладки
фундамента требует очень точной разбивки анкеров. Кроме того поскольку
положение колонны в плане должно быть очень точным, то в действитель-
ности после установки колонны требуется некоторое регулирование ее по-
ложения, что при глухом скреплении анкеров с фундаментом невозможно.

Фиг. 1144. Крепление анкеров к траверсам в мощных колоннах.

Для возможности некоторой игры верхняя часть анкерного болта
оставляется до окончания монтажа колонны в открытом колодце (глубиною
в зависимости от диаметра и длины анкера от 0,8 до 1,3 м), позволяющем
произвести некоторую передвижку колонны за счет изгиба анкерного болта.
Размер шахты обычно (15 X 15)-т-(20 X 20) см. Такая конструкция связана
с перенапряжением анкерных болтов при изгибе, и в этом заключается один
из ее недостатков.

Заделка круглых анкеров в шахте без достаточной их связи с фунда-
ментом помощью якорей не является безупречно надежной, так как она
зиждется на сопротивлениях сцепления бетона с железом; сопротивления же
эти не очень определенны и зависят от состояния поверхности болта и со-
става бетона. Применение указанной на фиг. 1145, 1146 конструкции можно
рекомендовать при не очень больших диаметрах анкеров, а именно не
свыше 50—55 мм. Глубина заделки анкера в бетон определяется из условия
равного сопротивления болта на растяжение и на сцепление его поверхности
с бетоном. При этом сопротивление крюка и якоря в запас прочности
обычно не учитывается. Таким образом будем иметь равенство:

у[»]=««И

Фиг. 1146. Раздельная база сварной колонны
где [/]— допускаемое напряжение на сцепление железа с бетоном, обычно
принимаемое равным 5 кг/см2, [п]—допускаемое напряжение на растяжение
в анкерных болтах, откуда:

Фиг. 1147. Соединение анкеров
с фундаментом.

Фиг. 1148. Соединение анкеров
с фундаментом.

Допускаемые напряжения для анкеров
маться несколько ниже основных допускаемых

на растяжение должны прини-
напряжений на растяжение со-
ответствующих марок стали.

Снижение напряжений
обусловливается следующими
причинами:

а) в процессе монтажа
колонны анкеру дается на-
тяжение, вызывающее началь-
ные напряжения;

б) степень натяжения
смежных анкеров в процессе
монтажа колонны может быть
различна, а потому в дей-
ствительности возможны не-
которые перегрузки анкеров.
Анкер, получивший большее
первоначальное натяжение,

Фиг. 1149. Соединение баз> г фундаментом помощью
анкеров из швеллеров или уголков.

вступает в работу ранее
анкера, менее натянутого.

На основе указанных
соображений допускаемое на-
пряжение при расчете анке-

ров следует снижать примерно на 20—25% против основных допускаемых
напряжений соответствующих марок стали.

Для анкеров из стали 3 пониженной допускаемое напряжение следует
принимать таким образом 900 кг] см2 и для стали 3 нормальной допускаемое
напряжение—1050 кг(см2. Соответственно этому глубина заложения анкеров
будет равна:

для анкеров из стали 3 - пониженной: 7=^~d = 45d,
для анкеров из стали 3 нормальной: 1= d = 52,5 d,

кругло 50 d.

При значительных усилиях в анкерах, когда сечения их получаются
большими, например при^^>70 мм, прибегают в целях уменьшения диаметра,
к увеличению числа анкеров до 4—6 с каждой стороны базы.

Фиг. 1150. Соединение анкеров с фундаментом помощью закладных балок
из швеллеров.

При большом числе анкеров усложняются монтаж и регулирование-
колонн, а также увеличивается неравномерность нагрузки анкеров.

При значительных усилиях в качестве анкеров применяют швеллеры или
уголки, прикрепляемые к базе (фиг. 1149). В фундаменте для пропуска таких
анкеров оставляются вертикальные шахты, которые заливаются бетоном после
окончательного отрегулирования колонны. Для удержания колонн в процессе
монтажа конструкций без расчалок применяются вспомогательные анкера
малого диаметра (dtt 23 мм), имеющие исключительно установочное значение.

Весьма распространена в Германии конструкция сопряжения анкеров,
с фундаментом помощью закладных балок из швеллеров, которые заранее,
в процессе бетонировки фундамента, закладываются в горизонтальные каналы,
оставляемые в фундаменте.
Над горизонтальными каналами в местах, соответствующих положению
анкерных болтов, делаются в фундаменте вертикальные шахты.

Конец анкерного болта снабжается особой головкой прямоугольного
сечения, показанной на фиг. 1150.

При такой головке возможно болт пропустить сквозь зазор, имеющийся
между парными швеллерами балки. Ширина зазора равна (d-{-5 жж), где
d — диаметр анкерного болта. После пропуска болта сквозь указанный зазор
болт поворачивается на 90° и захватывает длинной стороной головки балку,
Дабы головка болта при установке его стала в правильное положение,
к горизонтальным полкам швеллеров прикрепляются шайбы, которыми головка
болта задерживается в правильном положении. Парные швеллера 'балки
соединяются в концах горизонтальными накладками. После окончательного
урегулирования положения колонны в плане анкерные болты затягиваются и шахты
заливаются литым бетоном. При данной конструкции анкер удерживается
в фундаменте сопротивлением: а) сжатия бетона по площади соприкасания
горизонтальных полок швеллера с фундаментом и б) сцеплением бетона
с анкерами.

Д. Расчет базьки анкеров

Среди существующих методов расчета анкерных закреплений базы
следует признать наиболее целесообразным с точки зрения использования
материала фундамента и анкеров способ, учитывающий упругие свойства
бетона и металла.

Пусть колонна работает на осевую силу Р и момент М. При опреде-
лении изгибающего момента следует помнить, что его значение должно быть

Фиг. 1151. К расчету базы колонны.

определено для сечения в плоскости сопри-
касания опорного листа базы с фунда-
ментом. Этот момент будет несколько
больше момента в основании стержня ко-
лонны (каковой момент часто принимают
за расчетный как при подборе сечения
стержня, так и при расчете базы колонны).

Действие момента можно заменить
эквивалентной парой Pt, где Е— расстоя-
ние от точки приложения силы Р до

„ М
нейтральной оси, очевидно, равно t = —,

От силовых воздействий под плитою
базы проявляются, с одной стороны, сжи-
мающие' давления на бетон наибольшей

интенсивностью п6ет, с другой стороны, работает на отрыв анкер с силою
% панкВанк ’

Если х — протяжение области сжатия под плитою и Впл — ширина
плиты (фиг. 1151), то из равенства:

хВ„л

D = n6em--^ = Z + P

имеем, принимая, что 2 = = 2Р нх %Впл хВпл^анк
Кроме того ^бет % /И = , Панк 1 х
где т =—-= 15 — отношение модулей железа анкера и бетона фундамента;
панк 1

I—расстояние от анкера до сжатой кромки плиты.

Отсюда:

т • ПСет
т-П^т+Па««

1=^1,

где а — коэфициент, зависящий от п6ет и памк.
Из равенства моментов (фиг. 1151):

(3)

Коэфициенты ар ап и а1п в функции напряжений и п6ет дани
в следующей таблице:

Таблица 43

Коэфициенты для определения протяжения сжатой зоны фундаментов, длины
и площади анкерных болтов

10
lb

0,130
0,183
0,231
0,313
0,375

0,129

0,401
0,278

0,217
0,155
0,124
0,105

2,61
3,83

5,00
7,21

9,26

11,18

0,158

0,220

0,272

0,360

0,429

0,483

0,366
0,256
0,201
0,145
0,117

0,099

2,89
4,22

5,48
7,84

10,00
12,01

0,200
0,273
0,333
0,429
0,500

0,555

0,328
0,232
0,184
0,135
0,110
0,094

3,270

4,75

6,13

8,66

10,96

13,06

0,273
0,360
0,428
0,529
0,600
0,652

0,284
0,205
0,165
0,124
0,102

0,089

,87

,54

,08

,82
12,25
14,44
Ход расчета. Из конструктивных соображений колонны, указанных
выше, задаемся расстоянием между вертикалами траверсы и шириною Впл;
задавшись напряжением на фундамент пбет и напряжением анкера noWK,
по формуле (2) определяем расстояние от анкера до края плиты, по фор-
муле (1) определяем протяжение сжатой зоны и по формуле (3) — площадь
анкера.

Зная распределение напряжений, можем проверить толщину плиты
по формулам проф. Галеркина, прикрепление нижних уголков и изгиб тра-
версы, как это указано в § 4 гл. XIV, стр. 782.

Пример 105. Колонна имеет осевую силу Р=100 т и момент 2И=120 тм.
Сечение колонны состоит из двух вегвей с расстоянием между ними 1,0 м

(фиг. 1152); усилия в ветвях от момента равны —— =120 /п, полные уси-
лия в ветвях:

120 4- 75= +195 т и —120 + 75= —45 /и;

ветви имеют ширину 40 см.

Ширина плиты Впл = 40 + 2 • 2 + 2 • 10 + 2*2 = 68 см (фиг. 1152).

Эксцентриситет силы Р равен:

Расстояние от нейтральной оси стержня до анкера е принимаем:

0,5+ 0,3 = 0,8 м,

£ + « = 1,2 + 0,8 = 2 м,

Манк = 100 • 2 = 200 тм]

Манк__ 200

Впл °>68
Задаемся допускаемыми напряжениями:

= и «окл.= 800 кг/сл».

При таких значениях п6ет и панк по табл. 41 находим:
ап = 0,117 и аш= 10.

Тогда по формуле (2):

1 = ап1/ -к^ = 0,117 • 17,1 = 2 м
г пл

и по формуле (3) площадь анкеров:

F«™ = JT5(‘шВ»л 1ЛР) = W(10 • 0168 • 17,1-Ю0)=20,3^
\ Г &пл / OUU

Площадь сечения одного анкера равна 0,5 • 20,3 == 10,15 см*, откуда.

d = 3,6 см \d = Р/2").

Длина траверсы может быть уменьшена за счет повышения напряжений
в бетоне. Снижение напряжений в анкерах весьма нечувствительно отражается
на уменьшении длины траверсы.

Для рассмотренного примера длина траверсы определилась приблизи-
тельно в 2 м.

Если принять nffem = 50 к$[см2, памк = 800 кг[см\ то ац = 0,099; тогда:

= 0,099-17,1 = 1,7

м.

Повышение напряжений в бетоне увеличивает толщину опорного листа
базы, повышает армирование плиты ребрами жесткости.

В то же время уменьшение длины траверсы, а следовательно и высту-
пающих частей ее с (фиг. 1152) способствует уменьшению изгибающих
моментов в сечениях траверсы.

Пример 106. Колонна имеет осевую силу Р=150 т и момент М =
= 120 тм. Сечение колонны состоит из двух ветвей с расстоянием 1 м.
Ширина плиты 0,68 м.

Е = ^ = о,8л.

Расстояние от осевой силы до анкера е принимаем равным:
е == 0,5 0,4 = 0,9 м\ £-|-е=1,7 м;

= 150 - 1,7 = 255 тм;

= 19,36.

Пусть nffem = 40 кг] см2, nawJ. = 800 кг]см2.

Тогда ац = 0,117, аш=10.

0,117 - 19,36 = 2,3 л;
анх

(10 • 0,68 • 19,26 — 150) < 0.
о (JU

Следовательно анкеровки не требуется.

Однако поскольку анкера все же нужны—как установочные, хотя бы
минимального диаметра, то, очевидно, имеет смысл задаться при расчете
меньшим допускаемым напряжением панк. Это будет целесообразно, потому
что поведет к некоторому уменьшению длины траверсы без повышения
допускаемых напряжений в бетоне, что. очевидно, будет экономично.

Пусть = 40 кг 1см2, = 500 кг'см2,

J бет I ’ анк ! ’

ап = 0,106, аш= 11,55,

1 -55 • °168 •19136 -15°)=4

для одного анкера 2 см2, откуда d=l,6 см. Практически диаметр устано-
вочного анкера в зависимости от мощности колонны следует назначать не
менее 25 — 30 мм (т. е. Г'—I1//').

Длина I = ац

= 0,106 • 19,36 2,00 м вместо 2,3 м.

пл

§ 6. ПОДКРАНОВЫЕ ПЛОЩАДКИ

Существенной деталью конструкции колонн являются подкрановые пло-
щадки, воспринимающие опорные давления, передаваемые подкрановыми бал-
ками. Конструкция подкрановых площадок зависит от величины опорных
давлений, а также от сечения стержня коТюнны. Рассмотрим наиболее харак-
терные типы конструкций подкрановых площадок.

Фиг. 1153. Подкрановая площадка раздельной колонны.

1. Подкрановая стойка раздельной колонны. Сечение стержня двутав-
ровое. При опорных давлениях до 150 т может быть применено
следующее простое устройство (фиг. 1153).

Опорный лист подкрановой балки передает давление на горизонталь-
ные полки двух швеллеров (преимущественно крупных профилей № 24—30).

8Q4
Швеллера передают нагрузку на стенку стержня двухсрезными заклеп-
ками (^=20—23 мм}.

Для повышения сопротивления заклепок смятию стенка стержня обычно
усиливается парными накладками.

Накладки необходимо выпускать ниже горизонтальных полок швеллеров
и ирикреплять непосредственно к стенке стержня.

Число заклепок для прикрепления накладок к стенке:

Фиг. 1155. Подкрановая площадка для случая боль-
шого вертикального давления.

Фиг. 1154. Подкрано-
вая площадка.

Nc* —сопротивление заклепки смятию, равное ^6[п]сл[, где о — тол-
щина стенки.

Толщина опорного листа определяется следующим образом.

Пусть размеры опорного листа в плане будут В и L. Единичное дав
ление на 1 см2 площади:

Наибольшее напряжение при изгибе в опасном сечении (фиг. 1154) равно:

М __ 0,5 qa2

W Л

| (8* 4-/2)

(2)

Здесь t — толщина горизонтальной полки швеллера в опасном сечении..

При этом расчете допускаемое напряжение может быть принято равным
пределу упругости (для стали 3 пониженной равно 1900 кг} см2; для
стали 3—2100 кг[см2}.

Задавшись допускаемым напряжением, нетрудно из предыдущего со-
отношения определить 8.

Если по размерам в плане опорного листа возможно соединить его
с горизонтальными полками швеллеров достаточным количеством заклепок,
то можно считать работу на изгиб опорного листа совместно с полками
швеллеров.

В таком случае толщина опорного листа определится из соотношения:

М____ 0,5 да2

=£["]•

(3)

При конструировании подкрановой площадки необходимо предусмотреть
я опорном листе расположение отверстий для болтов, связующих подкрановую
<балку с колонной.

Фиг. 1156. Подкрановая площадка сварной колонны.

Разрез по С-ь

Олорный конец подкрановой балки соединяется с колонной четырьмя
'болтами. Таким образом в опорном листе необходимо предусмотреть восемь
отверстий для болтов.

2. Подкрановая стойка раздельной колонны. Сечение стержня двутав-
ровое. При больших опорных давлениях применимо следующее
устройство (фиг. 1155).

Олорный лист подкрановой балки передает давление на горизонталь-
ные полки двух большого калибра уголков. Давление от горизонтальных
полок уголков передается на торцы вертикальных уголков коротышей. Торцы
коротышей плотно пригнаны или приварены по периметру к горизонтальным
полкам уголков.

Вертикальными уголками опорное давление передается на стенку стержня
колонны.

Вертикальные уголки располагаются по осям опорных стоек подкрано-
вых балок, как указано на фиг. 1155.

При указанной конструкции возможно передать весьма высокие опорные
давления на колонну.
Для уменьшения местных высоких напряжений в стенке стержня колонны,
а также для повышения сопротивления заклепок смятию следует давать уси-
ление стенки стержня парными накладками.

3. Подкрановая конструкция площади сварной колонны (фиг. 1156).

Вертикальное опорное давление воспринимается:

а) горизонтальными швами, помощью которых осуществляется приварка
опорного листа к стенке колонны, а также горизонтальными швами, помощью
которых опорный лист приваривается к угловым вертикальным консолям.
Очевидно, указанные швы работают на сжатие, т. е. являются швами лобо-
выми;

б) вертикальными швами, помощью которых угловые консоли привари-
ваются к стенке стержня колонны; очевидно, указанные швы работают на
срез, т. е. являются швами фланговыми. Эти консоли целесообразно поместить
в прорези стенки стойки.

Плиту следует рассматривать как пластинку, у которой одна сто-
рона— тп— заделана, две стороны — md и пс— оперты на консоли и одна
сторона — de — свободна (фиг. 1156).

Единичное давление на 1 см2 плиты:

О)
DL.

Значения наибольших изгибающих моментов:

Af1(mei) = Р17а2‘| 1

Afj(mex) = > J

где коэфициенты £ могут быть определены по следующей таблице:

Таблица 44

Ца 0 Vs Vs 2/з 1
₽1 0 0,0078 0,0293 0,0558 0,0972
₽2 0,50 0,428 0,319 0,227 0,119

При размещении угловых консолей необходимо учесть расположение
отверстий для болтов, связывающих подкрановую балку с колонной.

4. Колонна переменного очертания. Ветви соединены вертикальным
листом (фиг. 1157). С внешней стороны подкрановой ветви колонны прикреп-
ляются коротыши, уголки или кусок швеллера. Торцы ветви и коротышей
привариваются к опорному листу подкрановой площадки.

Опорный лист проверяется на изгиб, как было указано в предыдущем
примере.

Подобный же тип подкрановой площадки для сварной колонны перемен-
ного очертания показан на фиг. 1100.

С конструкцией подкрановой площадки в известной степени связана
конструкция сопряжения отдельных частей колонны переменного очертания.
Если сечение верхней и нижней части колони одностенчатое, то конструкция
стыка чрезвычайно проста (фиг. 1157). Вертикальные листы сопрягаются
парными накладками. Уголки стыкуются, как указано на фиг. 1157.
В случае если верхняя часть колонны одностенчатая, а нижняя часть
составляется из двух ветвей (фиг. 1158), то конструкция сопряжения имеет

Фиг. 1158. Сопряжение о: ностенчатой верхней части колонны с нижней, имеющей
две ветви.

следующее устройство: в оголовке нижней части колонны ветви соединяются
помощью двух поперечных балок — траверс.
Между траверсами укрепляется вертикальная диафрагма. Пояса верхней
части колонны прикрепляются к диафрагме и к ветви нижней части колонны
(фиг. 1158).

Для восприятия момента в месте сопряжения верхней части колонны
с нижней устраиваются две горизонтальные диафрагмы, располагаемые
в плоскостях верхнего и нижнего поясов траверсы.

На фиг. 1096, 1101 показаны случаи сопряжений верхней и нижней
части колонн, составленных из двух ветвей помощью траверсы для клепаного
и сварного вариантов колонны. Высота вертикального листа траверсы зависит
от необходимого фронта для расположения заклепок либо сварных швов,
: прикрепляющих верхнюю часть колонны к нижней. В целом траверса должна
быть проверена на изгиб как балка, пролет которой равен расстоянию между
осями ветвей нижней части колонны. При этом необходимо учитывать как
вертикальное давление, передаваемое верхней частью колонны на нижележащую,
так и изгибающий момент в основной верхней части колонны. Подобные
конструкции сопряжений остаются в силе независимо от тосо, будет ли
колонна иметь одну или даже три подкрановых площадки.

На фиг. 1101 указана конструкция колонны, имеющая по высоте три
подкрановые площадки. Типы сопряжений частей колонн аналогичны описан-
ным выше.
ПРИЛОЖЕНИЯ
Приложение I

ЗНАЧЕНИЕ ЭМПИРИЧЕСКОЙ ВЕЛИЧИНЫ р° ДЛЯ ИСЧИСЛЕНИЯ СНЕГОВОЙ НАГРУЗКИ ПО НОРМАМ 1931 г.

Градусы широты Градусы долготы
20» 30е 40» 50» 60’ 70’ 80’ 90» 100’ ПО» 120’ 130’ 140’ 150' 160’ 170’ 180» 190»
70е 1,92 2,12 2,30 2,72 2,92 3,15 3,38 3,46 3,54 3,60 3,68 3,68 3,68 3,60 3,54 3,42 3,31 3,15
65е 1,92 2,10 2,27 2,66 2,89 з,сз 3,23 3,31 3,38 3,49 3,60 3,60 3,60 3,45 3,31 3,14 2,97 2,83
60» 1,92 2,07 2,23 2,61 2,86 2,97 3,18 3,15 3,23 3,38 3,51 3,51 3,51 3,31 3,08 2,88 2,53 2,30
55» 0,5 J 1,89 2,07 2,33 2,64 2,70 2,86 2,95 3,04 3,15 3,29 3,23 3,20 2,98 2,78 2,49 2,15 1,98
50» - 0,94 1,93 2,12 2,30 2,41 2,53 2,74 2,83 2,92 3,04 2,92 *2,86 2,61 2,23 2,01 1,33 0,37
45» - - 1,33 1,79 1,26 2,02 2,07 2,35 2,61 2,89 2,30 2,53 2,30 1,93 0,57 - - —
40’ - - 0,57 0,57 0,57 0,57 0,57 1,93 2,23 2,30 2,33 2,01 0,57 - - - - -
ГЕОГРАФИЧЕСКИЕ ДАННЫЕ ДЛЯ НЕКОТОРЫХ ПОСЕЛЕНИЙ

u/u Наименование поселений Широта Долгота Высота над уровнем моря в м
1 Акмолинск 51е 12’ 71» 23' 307
2 43» 16’ 76» 53’ 732
3 Архангельск 64’ 33' 40» 32' 5
4 Астрахань 46» 21' 43» 2' -21
5 Аулие-ата 42» 53’ 71» 23’ 800
6 Баку 40’ 22' 49» 50' 2
7 Барнаул 53» 20' 83» 18' 163
8 Батум . 41» 40' 41» 38' 3
9 52» 35' 85» 14' 194
10 Благовещенск 50» 15' 127» 38' ПО
11 Богословск 59» 45’ 60» 1' 194
12 Брянск 53» 15’ 34» 22' 200
13 Витебск . 55» И’ 30» 12' 160
14 Владивосток . 43» 7' 131’ 54' 18
15 43’ 2' 44’ 41' 684
16 Владимир 5,» 8’ 40’ 25’ 170
i7 Вологда 59» 14’ 39’ 53' 114
18 Воронеж 51» 47 39» 13' 152
19 Киров 58» 36' 49’ 41' 177
20 Грозный 43» 19’ 45’ 44' 125
21 Дербент 42’ 3' 48» 16' —5
Днепропетровск , , . , 48» 27' 35» 4’ 60
23 Ейск 46’ 40' 38» 16' 130
24 Кирово 48» 31’ 32» 17' 127
25 Ирбит 57» 41’ 63» 2' 68
26 Иргнз 48» 37' 61» 16' ПО
27 Иркутск 52’ 16' 104’ 16’ 468
28 Ишим 56’ 6» 69» 22’ 100
29 Казалинск 45» 45' 62» 7' 45
30 Казань . 55» 47' 49’ 8' 76
31 Калуга 54» 31' 36» 16’ 160
32 Кемерово 54» 23' 86» 02' —
33 64» 57' 34» 39' 13
34 45» 21' 33» 29' 6
35 Киев . 59» 27' 30’ 30’ 183
36 Коканд 40» 32* 70’ 57’ 393
37 Кола 68» 59’ 33» 1' 9
38 Кострома 57» 47' 40’ 55' ПО
39 Красноводск 40» 0’ 52» 59’ -20
40 Краснодар • 45» 1' 38» 58' 90
41 Красноярск................. .,. . 56» 1' 92’ 53' 170
42 47» 54' 33’ 20' 44
43 Кузнецк 53’ 16' 87» 11' 216
44 Курган 55’ 26’ 65’ 23' 90
45 Курск 51» 45' 36’ 8' 210
45 42’ 16' 42’ 44' 140
47 59’ 56' 30» 16' 5
43 Луганск 48’ 35' 39’ 20' 57
49 40» 38' 71» 43' 536
50 Минск • . 53’ 54' 27» 33' 210
51 Москва 55» 43' 37» 40' 137
52 Наманган 41» 0' 71» 41' 410
№ п/п Наименование поселений Широта Долгота Высота над уровнем моря в м
53 Нарым 59* 21’ 80» 16' 60
54 Нерчинск 51е 19' 119’ 37' 660
55 Горький 56’ 20» 44’ СО» 32
56 Николаев 46’ 58' 31» 58' 30
57 Николаевск н'Амуре 53’ 8' 140’ 45' 18
58 Новгород 53е ЗГ 31» 18' 19
59 Новороссийск 44’ 43' 37» 47’ 20
60 Новосибирск 55’ 01' 82’ 53’ 139
61 Новочеркасск 47е 25' 40’ 6' 3
62 Одесса 45е 29' 30’ 44’ 70
63 Омск 54’ 58' 73» 20' 80
64 Орел 52’ 57' 36’ 5' 170
65 51’ 46' 55’ 7' ПО
66 Пенза 53е 11' 45’ 1’ 190
67 Пермь 58е 1’ 56’ 16' 130
68 Петрозаводск 61* 47' 34» 23’ 67
69 Полтава 44» 35' 34’ 34' 145
70 Потн 42» 8' 41» 38' 8
71 57» 49' 28» 20' 45
72 Ростов и/Дону 47» 13’ 43» 43' 10
73 Рубцовск 51» 31' 81» 13' 211
74 Рязань 54» 3$' 39» 45' 111
75 Куйбышев 53» 11' 50» 5' 69
76 Самарканд 39» 39’ 66’ 57' 725
77 Саратов 51» 32' 46» 2' 60
78 Свердловск 55» 49’ 60’ 38 272
79 Севастополь • 44’ 37' 33» 31’ 60
80 Семипалатинск 50» 24' 80» 13' 18
81 Симферополь 44» 57' 34» 6' 260
82 Славгород 52» 56' 78е 40 123
83 Смоленск 54’ 47' 32» 3' 220
84 Ставрополе 45» 3’ 41» 59' 585
85 Сталинград 48» 42’ 44’ 31' 40
86 Таганрог 47» 12' 38» 39 35
87 Тамбов 52’ 44' 41» 26' 119
88 Ташкент 41» 19* 69» 16' 455
89 Тифлис 41» 43' 44» 47' 400
93 Тобольск 58» 12' 68’ 14' 1С9
91 Томск 56» ЗУ 84» 58' 78
92 Тула 54» 12' 37» 37' —
93 Туркестан 43» 18' 63» 17' 240
94 Тюмень 57» 10' 65» 32' 70
95 Ульяновск 54» 19’ 48» 24' 145
96 Уральск 51» 11' 51» 22' 50
97 Уфа 54» 43' 55» 55' 170
98 Харьков »’ 4’ 36» 9' 126
99 Херсон 46» 38' 32» 37’ 30
100 Ходжейг 40» 58' 69» 38’ 320
101 Чернигов 51» 29’ 31» 18» 96
102 Чита 52’ 2’ | 113» 20’ 630
103 Эриваиь 40» 10’ 44» 30 1000
104 Якутск 62» Г 129» 42' 160
105 Ялта 44» 30’ 34» 11' 42
106 Ярославль 57 ’ 38' 39» 53’ 102
Дополнение к ОСТ 4535/3

ВЫСОТА СНЕГОВОГО ПОКРОВА
(в сантиметрах)

(По данным .Климатологического справочника" Главной геофизической обсерва-
тории). Средняя из максимальных высот снегового покрова (по месяцам)
за последние 10 лет

XI XII 1 II III IV V
Северный край
Пустозерск 39 52 56 72 66 49
Моржовец U 19 32 46 56 56 33
Жижгин io 22 35 51 61 60 25
с.оловец и 24 38 48 55 53 17
Жужмуй 10 27 46 63 63 57 8
13 29 45 56 59 45 3
Патракеевская 15 34 48 62 68 60 И
Архангельск 16 33 51 64 68 48 4
Нижне-Койдокурское 15 32 46 61 69 59 10
Усть-Ba ака • 26 40 54 66 68 54 5
Вен денга 20 36 51 60 64 54 8
Глотово 21 36' 52 61 61 49 4
Щугор 38 61 82 89 95 90 28
Троицко-Печерское 26 46 63 74 78 70 6
Межадор 18 36 51 65 67 58 4
Кажимсксе 21 41 51 59 62 46 8
Объячево • 16 32 50 57 62 52 3
Заячье-Ростов*кое 12 27 43 60 64 46 7
Тотьма 14 32 48 59 63 51 1
Щулеао 8 23 44 S3 57 43 3
Кеитур 13 35 40 59 64 54 8
Ленинградская область
Териберка 21 29 38 52 53 5Э 28
Имандра 27 42 59 70 80 77 43
Усть-Ижора 5 12 19 28 27 13 0
Слуцк 7 17 30 42 43 29 2
Краколье 3 9 21 32 30 23 0
Кикерино 8 18 34 43 43 28 0
Путилово 7 14 27 42 41 25 4
Паньково 13 25 38 49 46 30 1
Верола 9 20 31 45 43 16 2
Воскресенское 10 24 41 S3 53 36 6
Ковжинский завод 7 18 36 54 54 37 1
Башки 9 27 42 52 58 50 3
Цынково И 28 47 59 63 53 2
Кириллов ' . . 8 24 39 52 56 42 3
Никольское 9 27 44 55 57 43 3
Медведев о 6 20 35 47 51 34 0
Валдай 9 24 41 50 56 35 3
Веребье . 6 20 38 51 52 28 2
Новгород 6 17 26 38 40 14 1
Луга 4 18 28 36 32 10 0
Гдов 4 10 21 26 26 10 0
Остров 3 9 10 ЗЭ 27 8 0
Карельская АССР
Морская Массельга 10 21 33 50 51 41 3
Пудожская гора 9 25 37 62 48 8
XI XII I II Ш IV V
Западная область
4 10 21 32 30 15 0
5 17 28 41 44 23 0
Веретье 7 17 31 46 46 26 3
Старица 6 18 29 42 44 29 0
Оносово 5 13 30 42 42 29 0
Вырубово. 7 18 37 50 54 42 1
Вязьма 6 18 39 52 53 29
Велиж 6 17 37 39 39 17
Тяполово 7 21 35 47 47 29
«Гленово 6 15 30 41 41 23
Княжое 5 14 27 37 36 2)
Рославль 4 14 26 36 37 19
Закрутое 5 12 29 44 41 21
Подкопаево 5 14 28 41 39 19
Жнздра 8 17 32 42 42 14
Брянск 2 13 24 33 32 9
Алтухово 4 14 26 39 39 20
Новозыбков 2 9 19 25 21 4
Московская область
Лесоклинск. Погост 6 19 34 48 53 33 2
Бежецк 7 22 37 47 48 32 2
Кашин 6 20 37 47 50 28 0
Максатиха 6 21 34 46 48 31 2
Вышний Волочок 5 18 33 45 47 32 8
Видогощи 5 13 31 41 44 22 1
7 17 -32 43 45 21 0
Москва .... 5 15 29 44 48 34 0
Можайск 6 17 29 43 41 19 3
Степановское 6 17 31 45 44 23 1
Елатьма 9 26 41 55 55 32 1
Борки 5 19 29 43 43 18 0
Исады 6 22 38 48 48 27 0
Рязань 6 21 36 45 45 22 0
Венев 6 19 32 43 -43 24 0
Лихвинс. леснич 4 14 27 37 35 17 0
Ск.ратово 5 16 26 38 37 2) 1
Гремячка 6 19 33 44 44 22 0
Ивановская промышлен-
ная область
Глебово 8 25 38 52 55 J38 2
Вахтнно 9 23 38 49 52 43 3
Вятские Поляны 9 25 40 52 57 40 9
Буй 10 27 45 53 57 43 4
Чухлома 13 30 47 G2 63 44 2
Парфентьев 16 30 43 56 60 40 4
Юрьевец 8 23 41 52 53 27 0
Кинешма 9 21 Зи 57 58 36 0
Родники 10 26 41 56 57 35 0
Иваново-Вознесенск 12 29 43 59 59 31 0
Сима 9 25 40 52 51 28 0
Владимир 8 23 31 42 44 17 0
Ковров 4» 23 36 46 46 15 1
Горьковский край
Муром 7 27 37 52 53 35 0
Васильева слобода 11 27 44 55 55 31 0
Горький . 7 22 38 51 50 26 0
Семенов 11 27 40 52 51 3J 0
XI XII I II III IV V
Какино 8 22 36 52 54 35 0
Княгинин 8 25 38 48 49 27 0
Курмыш Мариин~к. Посад 9 26 44 50 52 32 0
11 27 40 48 50 32 0
Козьм одемьянское 15 34 50 70 77 69 9
Вязка 21 39 55 70 71 58 1
Нолинск 10 33 50 66 70 44 0,4
Уржум Слободской * Срсдиев о лж с кий край 12 3) 46 57 59 34 0
18 35 53 66 70 57 0,3
Темников 9 • 29 41 54 54 22 0
Пенза, Учил, садоводства 2 12 17 44 48 18 0
Ардатов 12 27 38 46 51 30 0
Произино 9 22 38 48 49 24 0
Карсун 6 19 34 44 46 2J 0
Чилим . • 9 24 40 48 50 34 0
Рождествено 6 21 40 46 48 28 0
Неплюево 8 25 41 49 55 33 0
Новый кувак 7 22 42 62 57 28 0,2
Бузулук 8 24 38 50 53 25 0
Ключевский хутор 8 20 31 40 43 31 0,1
Оренбург 7 24 40 48 50 26 0
Орск Центральн о-Ч ерноземная область 7 17 27 30 30 9 0
Сковороднево • 1 10 20 28 28 8 0
Уютное • 2 10 22 30 27 8 0
Троена 2 15 28 38 38 14 0
Орел 3 13 24 36 35 14 0
Белгород 1 8 15 16 14 0,1 0
Богородиикое 2 12 26 36 36 15 0
Синие Липяги 2 10 20 24 22 5 0,1
Задонск 2 17 34 38 36 11 0
Острогожск 2 11 22 24 22 4 0
Ленков 5 19 27 36 37 12 0
Высокое 3 13 23 32 29 8 0
Лизиновка 1 9 19 22 21 5 0
Липецк 4 17 31 42 40 23 0
Павловск 2 12 26 28 24 3 0
Бутурлиновка 2 13 25 30 29 5 0
Знаменск. Карнан 2 15 29 36 40 16 0
Тамбов 7 21 38 46 43 13 0
Кариновский хутор 2 15 29 32 32 6 0
Моршанск Татарская АССР 6 18 31 41 37 10 0
Казань 10 28 45 59 60 37 0
Мензелинская школа 15 28 40 51 58 44 0,1
Ни жнево л жс кий край 12 26 42 54 57 29 0
Петровен 6 21 38 46 45 21 0
Ивановка 5 16 26 35 36 14 0
Пады 6 22 39 47 48 19 0
Саратов • • • 5 18 32 40 38 9 0
Малый Узень 2 8 12 14 13 1 0
Алексеевская 1 10 22 19 14 2 0
XI XII I II III IV V
Усть-Медведицкая •♦••••*••» 0,9 8 12 15 15 06 0
8 15 16 16 4 0
9 13 20 18 3 0
1 9 15 19 18 2 0
0,9 1 7 13 17 16 0,2 о
8 16 17 16 2 0
Сталинград 2 2 12 И 22 18 22 20 20 20 0,8 2 0 0
0,6 7 12 12 11 0,3 0
0,3 2 3 2 1 0 0

Сибирский край
Туру-тмигк .............. 45 75 93 100 109 109
16 33 52 63 65 44
24 49 53 60 64 60
20 34 46 52 56 50
15 30 39 46 47 28
11 27 37 45 46 28
8 24 40 46 47 21
15 28 43 47 48 27
13 29 45 48 49 26
10 22 26 29 28 7
21 37 47 52 54 45
28 54 69 75 76 62
23 41 51 57 61 53
Тайшет • • 21 31 37 41 43 18
18 30 38 42 43 23
21 33 41 46 48 30
18 81 39 45 46 35
32 45 56 62 64 67
14 24 30 34 35 24
9 16 19 22 22 4

Уральская область
Сургут • • • 23 42 58 71 80 79
28 46 68 77 82 63
31' 35 23 53 75 82 84 67
54 68 79 83 78
40 54 64 65 48
21 39 56 68 70 58
13 34 54 67 70 46
29 44 53 60 61 43
26 43 57 67 67 36
36 47 55 56 34
Р аевск зввод 32 50 53 И 26
Талицкий завод ••••••••• 16 30 40 47 48
Свердловск •»••••••••♦••• 14 28 36 40 42 24
УфалеЙ .••••••••••«••• 16 3S 53 56 56 8
Златоуст 23 42 59 74 78 56
14 30 41 48 52 28
19 37 52 57 61 34
Вознесенская • •••••••••••» 8 23 39 48 49 37
Дагестанская АССР Хасав-юрт ••♦•••••••• • • •* 2 6 5 9 6 0,1 0,2 0.4 0
0,2 0,7 0,4 5 о
Буйнакс • •_•••••••••••• 0,9 4 3 0,9 1 0
Дербент •••••••••• • • ••• 0,2 2 4 2 0,1 0
3 2 3 2 0
0,5 4 5 4 1 5 0,1

XI XII I 11 III IV V
Крымская АССР
Тар i-анку т ««•••••••••'••• Г,4 2
Евпатория 0,2 0,8 2 0,7 0,2 о
Тогайкой пя 2 0*8 0,2
Верхняя Аугка ............ 0 4 4 0*2
Аитолор 1 - ....... о 2 2
Ал. шта 0 2 4 0»2 0,1
Кыз-Аул 0,6 2 2 2 0*3 0*1
Кагерлес ............... 0,4 2 2 0^9 о
Автономная Казахская
ССР
Уральск 21 31 42 44 23
Эмба 2 13 29 28 25
9 15 21 24
Казалинск 5 5 9 9 ^6 02
Семипалатинск 6 20 31 40 42 И
Северок авказский край
Гаменс: 0,5 3 6 7 6 0,1
Александр-Грушевск 0,6 з 6 з 7
Новочеркасск з 7 7
Ростов-на-Дону 0,9 6 10 8
Троицкое. . Г 0,3 з 6 7
TaiaHpor 0,4 з 6 5 з Q
Елизаветовка 0,4 5 s 4 о
Краснодар 07 5 2
Тихорецк 0*5 з 0 1
Хуторок *2 6 10 0*7
Кабардинская 2 9 13 0 2
Майкоп 2 6 10 8 ’1
Ставрополь з 10 13 0,9
Елисаветпольск. пост 2 12 22 21 16 0,2
Александровское . 2 5 6 5 *2
Железноводск 2 6 8 8 4 0,4
Пятигорск 6 з 0,8
Ессентуки .... 5 10 10 5 Од
Моздок 6 10 8 з 0,4
Алагир 3 8 13 13 9 0*2
Владикавказ ..... ... 1 6 8 8 5 ОД)
Ларс 2 11 4 8 з 0 4
з 5 6 з
Иижчий Заромак 6 18 25 23 19 з
Хойская казарма 21 16 29 17 2
Кдрачай ....... Ц 20 25 16 10
Хомарэ з 6 4 0,1
Белорусская ССР
Новое Каролево «•••••«••• 8 16 28 40 40 21 0,2
Хотаевичи • . 5 10 16 22 19 5 ’о
Ла гы1 оличи .............. 13 20 28 23 7 0
Борисов ••••••••••*• •• л 12 21 27 23 з 0
Столбцы • •••«••••••«••• 6 5 12 14 11 о
Минск 10 21 26 23 6 о
5 12 24 32 28 5 о
Горки 5 16 32 42 41 20 0
Марьина Горка 3 8 16 18 14 2 0
Бобруйск ............... 2 8 16 17 14 3 0
Новая Ельня 12 21 27 24 10 о
Лучицы 1 5 16 19 15 0
Гомель . . . • 2 10 20 27 24 5 с
Василевичи 1 6 17 21 17 2 0
XI хп I II III IV V
Украинская ССР Каменец-Подольск 3 5 И 9 5 0,3 0
П'епетовка 2 8 11 13 1Л 0.5 0
2 8 12 10 7 0,9 • 0
Ялтушков 3 5 13 16 11 0,5 0
Голодьки 3 6 13 15 8 0,8 0
Большая Жмеринка 4 7 16 16 10 0,4 0
Лука Мелешковская 2 6 12 10 9 0,8 0
Бёрдичев 2 5 12 И 9 0? 0
Житомир 3 8 15 16 12 0,6
1 6 11 10 5 0,3 о
Немиров 2 5 11 и 8 0,7 0
Каэатин 2 6 13 14 10 0,3 о
Большая Черниговка 2 6 14 15 11 0,9 0
Куна Малая Ростовка 0,7 6 8 6 7 0 0
2 4 12 12 8 1 0
Соловьевка 2 5 12 11 Ю 1 0
Ананьев 0,5 3 7 7 5 0 0
Гофнунгсталь 0,2 2 2 1 0,1 0
Умань 2 5 10 11 9 0.6 0
Васильков 0,9 2 10 12 8 0,2 0
Одесса 0,3 1 4 4 2 0 0
Любеч 1 7 20 24 20 4 о
Курисово-Покровское 0,2 2 4 2 1 0 0
Корсунь 1 4 8 7 7 0,1 0
Мартыновка - 1 3 9 9 5 0,3 0
Шпола 3 5 10 11 6 0,3 0
Ваганичи 1 10 21 30 27 0
Кобыжча 2 6 17 20 17 3 о
Ново-Украинка 0,5 2 9 6 5 0 0
Згуровка 1 8 16 16 14 1 0
Николаев 0,3 2 5 4 2 0 0
Черкассы 1 3 11 9 6 0.4 о
Кирово. 0,6 4 7 5 3 0,1 0
Волынские Хутора 0,8 7 20 25 22 5 0
Новый Буг 0,5 4 8 6 2 0,2 0
Леляки 0,4 4 18 14 13 0,2 0
Шаповаловка 0,3 8 17 25 21 0
Знаменка 2 5 11 10 6 0,4 0
Херсон 0,2 1 5 3 0,6 1 0 0
Сагайдак 0,3 4 8 5 0 0
Малый Самбор 1 10 19 25 22 6 0
Гайковка 0,7 4 7 4 2 0,3 0
Лохвица 1 6 14 18 15 1 0
Каховка 0,6 2 4 2 0,5 0 0
Шостка 2 11 22 30 28 9 0
Миргород • 0,5 6 13 13 10 0,3 0
Савенков Хутор . 1 6 13 16 15 3 0
Полтава 1 5 10 11 7 0,2 0
Опошня 1 10 19 17 11 0
Грунь 2 10 15 18 16 0
Геническ . 0,1 0,8 1 2 2 0,1 0 0
Ахтырка 8 18 21 15 0,7 0
Джекенлынская дача 0,5 1 2 3 0,5 0,1 0
Синельникове '. . . 0,5 6 10 10 8 0,2 0
Кирилловка 1 7 16 14 10 0,2 0
Харьков (Дергачи) 1 0,2 10 19 18 16 1 0
Юрьевка 2 3 3 0,6 0 0
Лозовая 0,8 6 9 9 4 0,1 0
Бердянск (маяк) 0,2 2 4 2 0,5 0 0
Белосарайск (маяк) 0,3 0,6 1 5 4 3 0 0
Мариуп. лесничество (№5) 4 9 18 8 0 0
Новониколаевская 0,3 3 6 7 5 0 0
Адриановка 1 9 17 20 17 3 0
Лисичанск . . ........... 2 5 11 11 9 0,3 0
Луганск 1 5 9 10 6 0,4 0,3 0
Деркульск. лесничество (№ 1) .... 1 5 11 12 11 0
Стрельцовский завод 1 4 7 11 9 0,4 0
Алексеевская 1 4 11 11 8 0,1 0
нктп ОБЩЕСОЮЗНЫЙ СТАНДАРТ Проект
Комитет по стандартизации КРАН МОСТОВОЙ ЭЛЕКТРИЧЕСКИЙ Габаритные размеры и основные данные ОСТ
Подъе.ин. сооружен.

Настоящий стандарт устанавливает габаритные размеры и основные данные, необходимые
для проектирования и сооружения кранов мостовых электрических н зданий, обслуживаемых ими.

Габаритом крана называется предельное очертание крана в вертикальной к пути крана
плоскости, за которое не может выходить ни одна точка крана при стоянии его на подкрановых
путях при совпадении осн этих путей с осью кранового моста и нахождении тележки в любом ее
положении. Габаритом приближения строения к краиу называется предельное очертание, внутрь
которого не может выступать никакое сооружение.

Расстояние между габаритом крана н 1абаритом приближения строения предназначается
для возможных боковых перемещений крана при движении его в эксплоатационных условиях; это
расстояние не может быть занято никакими установками и оборудованием.

Пример условного обозначения крана мостового электрического е двумя крюками грузо-
подъемностью в 25 и 5 т и пролетом LK = 20,5 м: .кран мостовой электрический 25|5 т 20,5 м,
ОСТ-.............
Б. Габаритные размеры и основные данные

913

Г рузоподъемностъ! Пролет свыше до Краны с одним подъемом Краны с двумя подъемами
Внешние размеры кранов Положения крюка База крана, давление яа колесо, ширина рельса и пр.
4-колесяые краны 8-колесные краны Положения крюков
А max В шах Е шах шах С max Di шах D, max min м4 min . в Р4 шах общий вес крана min АГе min м, min а Р4 max общий вес крана С max D, max Dt max с max d около
т м мм мм мм мм мм мм JKJK мм мм мм т т мм | | мм мм мм т т мм мм мм мм мм
5 До 8 Св. 8 10 . Ю „ 12 . 12 „ 14 .14 . 16 • .16 .18 . 18 „ 20 . 20 „ 22 .22 .24 „ 24 „ 26 „ 26 . 28 . 28 „ 30 1600 1550 1600 1650 1700 200 2200 2500 2b00 2700 2800 350 650 750 850 950 550 500 450 400 350 800 900 2200 2200 2300 2400 2500 2600 2700 2900 3100 3300 3500 3700 3000 3200 3400 3500 3600 3800 4000 42.0 4400 4600 48U0 5000 65 6,1 6,4 6,7 7,0 7,3 7,6 7,8 8,1 8,4 8,7 9,0 9,3 13,5 14,5 15,4 16,4 17.5 18,6 19,7 20,8 21 9 23,0 24,1 25,3 -
10 До 8 Св. 8 „ 10 . 10 . 12 . 12 . 14 . 14 . 16 . 16 . 18 . 18 „ 20 . 20 » 22 . 22 . 24 . 24 „ 26 » 26 . 28 . 28 . 30 1700 1750 1800 1850 1900 220 2200 2500 2630 2700 2800 350 650 750 850 930 600 550 550 450 400 900 1000 2200 2300 2400 2500 2600 2700 2800 3000 3200 3400 3600 3800 3200 330tf 3500 3600 3800 4000 4200 4300 45СО 4700 4900 5100 55 9,1 9,4 9,8 10,2 10,5 10,8 11,1 11,5 11,8 12,2 12,5 12,9 15,5 16,5 17,6 18,8 20,0 21,2 22,4 23,7 25,0 26,3 274 29,1 - - - - - - — - -
1. При расчете подкрановых путей для кранов легкой работы табличные и стропильной фермой должен быть 400 мм. 4. Будка крана может подвешиваться данные для давлений на колеса уменьшаются на 4°/0; для кранов, предназначенных в любом месте крана по указанию заказчика, но не ближе 1000 мм от оси рельса, для тяжелой работы, увеличиваются на 6°/0. 2. Базы и давления на колеса 8-колес- Боковое очертание будки не может выходить за пределы буфера в сжатом до предела ных кранов даны ориентировочно. 3. При расположении троллейных проводов сбоку его состоянии. 5. Веса крана даны ориентировочно. 6. Для выбора пролетов мостов вазор между верхней точкой крана и стропильной фермой должен быть 100 мм. LK ОСТ вырабатывается. При расположении тех же проводов под стропильной фермой зазор между краном
3 | Грузоподъемность! Пролет свыше до Краны с одним подъемом Краны с двумя подъемами
Внешние размеры кранов Положение крюка База крана, давление на колесо, ширина рель'-а « пр.
4-колесные краны 8-колесные краны Положения крюков
А max В шах Е шах F шах С шах Di max оа шах min min а Pi max Общий вес крана 4 min 1 Кв min Mt min а Ре шах Общ"й вес крана С max max Dt max с max d около
м мм мм мм мм мм мм мм мм мм мм т т мм мм мм мм т т мм мм мм мм мм
15 и 15 3 До 10 Св. V г, 12 » 12 „ 14 „ 14 „ .6 „ 16 „ 18 „ 18 „20 „ i0 „ 22 „ 22 „ 24 ” 24 " 26 „ 26 „ 28 Z 28 „30 1900 1950 2000 2050 2100 240 2200 2500 2600 2700 2800 350 650 750 850 950 600 550 500 450 400 950 1050 2300 24 j0 25'Ю 2600 2700 2800 3000 3200 34 JJ 3600 3800 3300 34U0 36JJ 3800 4000 4200 44Э0 4600 4800 50С0 5200 55 12,3 12,7 13,1 13,6 ;4,о 14,4 14,8 15,2 15,6 16,1 16,6 18,4 19,6 20,9 22,3 23,7 25,2 26,7 28,2 29,7 31,3 32,9 - - - — — - 600 550 500 450 400 1050 1600 200 150 100 50 0 100U
20 и 20 5 ДО 10 Св. 10 „ 12 „ 12 „ 14 „ 1* « 16 „ 16 „ 18 „ 18 „ 20 . „ 22 „ 22 „24 „ 24 „ 26 „ 26 „ 28 „ 28 „ 30 2050 2100 2150 2200 260 2200 2500 2600 27С0 2800 350 650 750 850 950 650 600 550 500 1050 1150 2500 2630 2700 28 J0 2900 3000 310J 3300 3500 3700 3900 3500 36 J0 3800 4о00 4100 4300 45и0 4700 4900 5100 5300 55 60 15,0 15,5 16,0 16,6 17,1 17,6 18,0 18,5 19,0 19,5 20,0 20,0 21,3 22,5 25,0 26,5 28,0 29.6 31,3 32,9 34,7 36,5 — - - — - - 650 600 550 500 1150 1700 250 200 150 100 1050
25 и 25 5 До 10 Св. 10 . 12 . 12 . 14 . 14 „ 16 , 16 „ 18 , 18 . 2U „ 20 , 22 . 22 . 24 24 . 26 . 26 . 28 . 28 я 30 2200 2250 2300 280 22(50 2500 2600 2700 2800 350 650 750 850 950 650 600 550 1100 1200 2700 2800 29 иО ЗиОО 3100 3200 3300 3400 3500 3700 3900 3700 3800 4U00 42J0 4300 4500 4700 49JO 5100 5300 5500 60 70 17,8 18,5 19,1 19,6 20,2 20,8 21,4 21,9 22,4 22,9 23,5 22,0 23,5 25,2 26,8 28,6 30,8 32,0 34,5 36,4 38,3 40,3 — - — — - — 650 600 550 1200 1890 300 250 200 1100
Г руаоподъемностъ! Пролет свыше до Краны с одним подъемом Кран» с двумя подъемами
Внешние размеры кранов Положения крюка База крана, давление на колесо, ширина рельса и пр.
4-колесные краны 8-колесные краны Положения крюков
А шах В шах Е шах шах С шах Di шах О» шах min min а Р< шах Общий вес крана min Л'е min Л4в min а />, шах Общий вес крана С шах Dt max D< max с max d около
т м мм мм мм мм мм мм мм мм мм мм т т мм мм мм мм т т мм мм ЛЛ мм мм
1 8 s Sl“> 1 До 10 Св 10 . 12 . 12 . 14 . 14 . 16 . 16 , 18 . 18 . 20 . 20 , 22 . 22 , 24 , 24 . 26 . 26 „ 28 , 28 , 30 2350 2400 2450 300 2200 2500 2600 2700 2800 350 650 750 850 950 600 550 5С0 1200 1300 3000 3100 3200 3330 3400 3500 360J 3700 3800 4000 4100 4200 4300 4500 4600 4700 4900 5100 5300 5500 5700 70 20,5 21,4 22,1 22,8 23,4 24,0 24,6 25,2 25,8 26,4 27,0 24,0 25,9 27,8 29,7 31,6 33,6 35,6 37,7 39,8 41,9 44,1 - - - - - 600 550 500 1300 1900 350 300 250 1050
40 и 40 10 До 10 Св. 10 . 12 » 12 . 14 . 14 „ 16 П 16 „ 18 . 18 , 20 . 20 „ 22 . 22 „ 24 . 24 , 26 , 26 , 28 „ 28 . 30 2500 2550 2600 325 2200 2500 2600 2700 2800 350 650 750 850 950 750 700 650 1300 1400 3100 3200 3300 34V0 3500 3600 3700 3800 39 0 4100 4400 4500 4600 4800 4900 5000 5200 5300 5500 5700 5900 70 80 25,7 27,1 28,1 28,9 29,8 30,5 31,3 32,0 32,7 33,4 34,1 27,9 30,1 32,4 34,7 37,1 39,5 41,9 44,2 46,8 49,8 51,9 — - - — - — 750 700 650 1400 2100 400 350 300 1200
50 и 50 10 До 10 Св. 10 . 12 . 12 . 14 „ 14 . 16 . 16 „ 18 „ 18 . 20 . 20 . 22 . 22 . 24 П 24 . 26 , 26 . 28 „ 28 „ 30 2650 2700 2750 350 2200 2500 2600 2700 2Р*0 350 650 750 850 950 850 800 750 1400 1500 3400 3500 3600 3700 3800 3900 4000 4100 4800 4800 < 5000 5200 5300 5ч00 5500 5600 5800 5900 6100 80 100 31,5 32,9 34,0 34,9 35,7 36,4 37,1 37.8 38,8 39,3 40,1 31,8 34,4 37,0 39,7 41,5 45,3 48,1 50,9 53,7 56,7 59,6 1000 1000 5000 60 16,1 17,0 17,7 13,4 19,1 ;9.7 20,3 2j,9 21,5 22,1 22,6 35,0 30,1 43,2 47,3 51,4 55,5* 59,6 63,8 67.8 71,0 76,0 850 800 750 1500 2300 450 400 350 300
916

£ Краны с одним подъемом Коаны с двумя подъемами
О I Пролет Внешние размеры кранов База крана, давление на колесо , ширина рельса и пр.
i крюка 4-колесные краны 8-колесные краны Положени я крюков
ё S L. до' А max В шах Е шах F шах С шах D, шах Dt шах min Л14 min а Р4 шах Общий вес крана min К mic м, min а Р, шах Общий вес крана С max max Dt шах с шах около
m м мм мм мм мм мм ММ мм мм мм мм т т мм мм мм мм т т мм мм мм мм мм
60 и 10 60 До 10 Св. 10 . 12 я 12 „ 14 . 14 „ 16 . 16 . 18 „ 18 „ 20 . 20 я 2> „ 22 „ 24 „ 24 . 26 „ 26 „ 28 „ 28 . 30 2800 2850 Sib 2200 2500 2600 2700 2800 350 653 750 850 950 950 900 1500 1600 3900 4000 4100 4200 4300 4400 4500 4600 5300 5400 55UO 5600 5700 5800 5900 6000 6100 6200 6400 100 120 37,2 38,8 40,1 41,4 42,6 43,7 44,8 *45,8 46,8 47,8 48,7 36,5 39,5 42,5 45,6 48,8 52,0 55,2 58.4 61,7 65,0 68,4 1150 1200 5200 60 70 19,5 20,4 21,2 22,0 22,7 23,4 24,0 24,6 25,2 25,8 26,3 44,0 48,0 52,0 56,0 60,0 64,0 68,0 72,0 76,0 80,0 84,0 950 900 1600 2600 500 450 1400
75 и 75 15 До 10 Св. 10 „ 12 . 12 . 14 - 14 - К „ 16 „ 18 „ 18 „ 20 „ 20 „ 22 я 22 я 24 „ 24 „ 26 „ 26 „ 28 „ 28 „ 30 3000 3050 400 2200 2500 2600 2700 2800 350 650 750 850 950 1150 1100 1600 1700 - - - - - 1250 1500 3800 70 80 24,5 25,7 26,7 27,6 28,4 29,2 30,0 30,7 31,4 32,1 32,7 58,0 62,5 67,0 71,5 76,0 80,5 85,0 89,5 94,0 98,5 103,0 1150 1100 1700 2800 500 450 1500
100 и 100 20 До 10 С . 10 „ 12 „ 12 „ 14 „ 14 . 16 „ 16 „ 18 , 18 , 20 „ 20 , 22 я 22 „ 24 . 24 . 26 . 26 я 28 „ 28 я 30 3300 3350 450 2200 2500 2600 2700 2800 350 650 750 850 950 1450 1400 1700 1800 - - - - - 1500 2000 7000 80 100 32,1 33,6 34,6 36,1 37,2 38,2 39,1 40,6 40,9 41,8 42,6 76,0 81,6 87,2 92,8 98,4 104,0 109,6 115,2 120,8 126,4 132,0 1450 1400 1800 3200 550 50С 1700
КОЭФИЦИЕНТ <р УМЕНЬШЕНИЯ ДОПУСКАЕМОГО НАПРЯЖЕНИЯ
ПРИ ПРОДОЛЬНОМ ИЗГИБЕ

i-L. о —।—! 1 2 3 4 5 6 1 7 8 9

0 1,000 0,999 ,999 ,998 ,997 ,996 ,995 ,994 ,993 ,992
10 0,990 ,989 ,987 ,986 ,984 ,982 ,980 ,978 ,975 ,973
20 ,970 ,£68 ,965 ,962 ,959 ,955 ,951 ,948 ,944 ,940
30 ,935 ,932 •' ,928 ,924 ,920 ,916 ^11 ,907 ,902 ,898
40 ,893 ,838 ,884 ,879 ,874 ,870 ,866 ,861 ,853 ,851

50 ,846 ,842 ,837 ,833 ,828 ,823 ,818 ,813 ,808 ,803
60 ,798 .792 ,786 ,780 ,775 ,769 ,763 ,758 ,752 ,747
70 ,741 ,735 ,729 ,724 ,718 ,712 ,706 ,700 ,695 ,689
80 ,683 ,677 ,671 ,666 ,660 ,654 ,648 ,642 ,637 ,631
90 ,625 ,619 ,614 ,608 ,602 ,596 ,591 ,585 ,579 ,574

100 .568 ,562 ,557 ,551 ,545 ,539 ,534 ,528 ,522 ,517
ПО ,511 ,505 ,5„О /94 ,488 ,482 ,477 ,471 ,465 ,430
120 ,454 ,448 ,442 ,437 ,432 ,427 ,422 ,417 ,412 ,407
130 ,402 ,397 ,392 ,387 ,382 ,377 ,372. ,367 ,362 ,357
140 ,353 ,349 ,345 ,341 ,337 ,333 ,329 ,325 ,322 ,319

150 ,316 ,31? ,310 ,307 ,304 ,301 ,298 ,295 ,292 ,290
160 ,287 ,284 ,281 ,279 ,276 ,274 ,271 ,268 ,266 ,263
170 .261 ,258 ,256 ,253 ,251 ,248 ,246 ,243 ,241 ,238
180 ,236 ,234 ,232 ,229 ,227 ,225 ,223 ,221 ,218 ,216
190 ,214 ,212 ,210 ,207 ,205 ,203 ,200 ,198 ,196 ,193

200 ,191

I — своЗодная длина сжатого стержня;

г —наименьший радиус инерции сечения.
ЖЕЛЕЗО УГЛОВОЕ, РАВНОБОКОЕ (ОСТ 14) (редакция 1926 г.)
Сортамент

Длина № профиля
20-25 30-50 60-80 90-150
Нормальная в м 6,5 6,5 6,5 6,5
Наибольшая в м 7,0 12,0 18,0 14,0

Радиус закругления л = 0,5 Я

№ профилей Площ. сечен. F Г в см’ 1 Вес 1 лог. м 1 1*в*г | Положение центра тяжести Ось х — х 1 Ось Х0 — *0 1 1 Ось Уо — Уо 1 ЛЮмИ -q1 j- Ось Xi—xt Xf
Ь d R «0 ах еУ в см* й Е « в см Ч в см* Г*о в с.ч в см* rXi в CM* ьсм* BCM
1,12 0,88 0,60 0,85 0,392 0,284 0,590 0,619 0,743 0,1651 0,384 3,50 1,400 1,251
20 3,5 1,45 1,14 0,64 0,90 0,492 0,362 0,583 0,771 0,730 0,212 0,384 4,76 1,905 1,280
з 1,43 1,12 0,72 1,02 0,798 0,448 0,745 1,262 0,940 0,333 0,489 5,86 1,954 1,432
25 4 4 1,66 1,46 0,76 1,07 1,012 0,582 0,740 1,597 0,925 0,427 0,478 7,92 2,64 1,460
4 2,26 1,77 0,88 СЧ 1,24 1,824 0,860 0,900 2,88 1,129 0,764 0,580 12,24 3,50 1,647
30 5 4 2,77 2,17 0,92 ci 1,30 2,180 1,048 0,890 3,44 1,132 0,925 0,578 15,56 4,44 1,676
2,67 2,10 1,00 1,41 2,95 1,182 1,050 4,68 1,32 1,227 0,676 17,92 4,48 1,833
35 5 5 3,28 2,57 1,04 сГ 1,47 3,56 1,447 1,045 5,64 1,31 1,493 0,675 22,7 5,66 1,86J
4 3,08 2,42 1,12 г 1,58 4,47 1,554 1,181 7,09 1,52 1,859 0,776 25,1 5,57 2,02
40 5 6 3,79 2,97 1,16 1,64 5,43 1,910 1,179 8.59 1,51 2,26 0,774 31,8 7,06 2,05
6 4,48 3,52 1,20 сГ 1,70 6,31 2,25 1,175 9,98 1,44 2,65 0,770 38,5 8,55 2,05
5 4,30 3,37 1,28 1,81 7,87 2,45 1,35 12,48 1,70 3,27 0,872 43,0 8,60 2,24
45 6 6,5 5,09 4,00 1,32 1,87 9,19 2,89 1,34 14,55 1,69 3,84 0,870 52,1 10,42 2,26
7 5,86 4,60 1,36 со 1,92 10,43 3,32 1,33 16,47 1,68 4,39 0,865 61,4 12,27 2,29
5 4,80 3,77 1,40 1,98 10,96 3,04 1,51 17,38 1,90 4,55 0,975 56.6 10,30 2,43
50 6 7 5,69 4,47 1,44 2,04 12,85 3,61 1,50 20,34 1,89 5,35 0,970 68,6 12,4b 2,45
7 6,56 6,15 1,48 га 2,10 14,62 4.15 1,49 23.lv 1,ъ8 6,13 0,967 80,6 14,67 2,48
6 6,91 5,42 1,69 8 2,39 22,8 5,29 1,83 36,15 2,28 9,53 1,172 112,0 17,22 2,84
60 7 8 7,98 6,26 1,73 2,45 26,1 6,и9 1,81 41,30 2,27 10,82 1,168 131,4 20,2 2,87
8 9,03 7,09 1,77 2,50 29,2 6,90 1,80 46,15 2,26 12,16 1,158 151,4 23,3 2,90
6 7,51 5,89 1,81 2,56 29,4 6,26 1,97 46,60 2,49 12.14 1,272 139,0 19,86 3,04
65 8 8 9,83 7,72 1,89 8 2,68 37,7 8,17 1,96 59,70 2,46 15,63 1,260 187.6 26,8
10 12;07 9,47 1,97 2,79 45,2 10,00 1,95 71,50 2.44 19,03 1,255 238 33,9 3,14
8 11,47 9,00 2,13 S 3,01 58,9 10,95 2,27 93,3 2,85 24,4 1,463 277 34,6 3,47
75 10 10 14,41 11,08 2,21 3,12 71.2 13„47 2,25 112.7 2,83 29,7 1,450 350 43.7 3,52
12 16,67 13,U9 2,29 3,24 82,6 15,86 2,23 130,3 2,80 34,9 1,445 424 53,0 3J57
8 12,27 9.63 2,25 3,18 72,5 12,60 2,43 114,6 3,06 30,4 1.572 331 38,9 3,67
80 10 10 15,11 11,86 2,34 S 3,31 87,2 15,40 2,40 138,6 3,02 35.8 1,54и 418 49,1 3,72
12 17,87 14,03 2,41 ю 3.41 102,0 18,25 2,39 160,7 3,00 43,3 1,555 508 59,7 3,77
10 17,13 13,45 2,58 3,65 127,0 19,80 2,72 201,3 3,42 52,5 1,750 580 61,0 4,11
90 12 11 20,29 15,9о 2,66 3,76 148.0 23,3 2,70 234 3,40 61,4 1,740 702 73,9 4,16
14 23,37 18,35 2,74 3,88 167,8 26,8 2,69 266 3,37 70,3 1,735 826 87,0 4,20
10 19,17 15,05 2,82 3,99 176,3 24,6 3,03 280 3,82 72,7 1,950 774 73,7 4,49
12 22,73 17,8, 2,90 g 4,10 206 29,0 3.01 327 3,78 85,7 1,949 938 89.4 4,54
14 26,21 20,57 2,98 4,21 235 33,4 2,99 371 3,76 97,6 1 930 1104 105,2 4,59
16 29,61 23,24 3,05 4,31 262 37,7 2,97 413 3,73 112,0 1.ЫЮ 1270 121,0 4,63
10 23,18 18,20 3,31 4,69 314 36,1 3,68 497 4,64 130,0 2,36 1302 104.2 5,30
12 27,54 2i,6'. 3,40 о> 4,80 367 42,6 3,65 584 4,60 150,4 2,34 1572 125,8 5,35
14 31,82 24,98 3,48 00 4,91 419 49,2 3,63 666 4.57 172,0 2,33 1846 147,5 5,39
16 36,02 28,28 3,55 5,02 470 55,6 3,61 7*13 4,54 197,3 2,33 2120 169,7 5,43
10 25,20 19,78 3,56 5,04 402 42,7 4,00 640 5,04 163,5 2,55 1634 121,0 5,70
12 29,96 23,52 3,64 о> 5,15 473 50,5' 3,97» 751 5,03 195,7 2,5b 1976 146,3 5,74
14 34,64 27,19 3,72 о 5,26 541 58,3 3,95 858 4,97 225 2,54 2310 171,3 5,78
16 39,24 30,80 3,80 5,07 606 65,9 3,93 96) 4,95 252 2,53 2660 197,2 5,82
12 32,37 25,41 3,89 о 5,50 596 59,0 4,29 947 5,41 245 2,75 2440 168,9 6,14
140 14 14 37,45 29,40 3,97 5,31 683 68,0 4,27 1084 5,39 282 2,74 2860 197,5 6,18
16 42,45 33,32 4,05 5,73 765 76,9 4,24 1215 5,35 316 2,73 3290 227,0 6,22
12 34,77 27,29 4,14 5,85 740 68,2 4,61 1177 5,82 303 2.95 2980 192,2 6,54
150 14 40,25 31,6., 4,2” в 5,95 849 78,7 4,59 1349 5,78 349 2,94 3500 225 6,59
16 45,Ь5 35,84 4,30 6,07 952 89,0 4,57 1513 5,76 3<2 2,93 4000 258 6.в2
18 50,97 40,01 4,38 6,20 1054 99,3 4,56 1674 5,74 343 2,92 4540 292 6,67
ЖЕЛЕЗО УГЛОВОЕ, НЕРАВНОЕОКОЕ (ОСТ 15) (редакция 1926 г.)

В мм 60-80 90-160
Длинал"^^^| | 30-45
Нормальная ГбТ~ “<5” ’ 6,5
Наибольшая || 12,0 18,0 14,0

919

Для сечения из двух уголков

Размеры II Л1.11 Площадь се- чения u> в см1 1 Вес 1 пог. м g в кг 5° хз g!* ЙЕ^ Положение центра тяжести Ось х —х Ось у— у Ось ха — х0 Ось у0-у0 -i;r~
вхь R в см У В.С.И 1х в см* ^min в см3 в см }У в см* ^xmin в см3 ТУ в см в см* % в см 1у°. в см* ГУо в см lxi f в CM* в CM3 r*i в CM (Vi в CM* 8 CM3 ££* 1,147 1,175
ЗОХ 20 3 4 3,5 1,4'2 1,11 1,45 0,422 0,421 0,99 1,03 0,50 0,54 1,267 1,597 0,630 0,810 0,945 0,93 0,447 0,561 0,298 0,384 0,561 0,550 1,458 1,829 1,013 0,993 0,256 0,329 0,424 0,422 8,84 11,86 2,52 3,38 1,764 1,790 3,73 5,12 1,065 1,464
45Х 30 4 6 5 2,87 4,17 2,25 3,27 0,433 0,424 1,47 1,55 0,74 0,81 5,74 8,08 1,893 2,74 1,41 1,39 2,03 2,83 0,898 1,292 0,840 0,825 6,63 9,25 1,52 1,49 2,02 1,984 ^'—1 0,629 0,630 33,7 5i,2 . 6,74 10,24 2,42 2,48 12,88 19,96 2,57 3,99 1,496 i,54S
60Х 40 6 8 7 5,69 7,41 4,47 5,82 0,4оО 0,425 1,99 2,07 1,01 1,08 20,06 25,5 5,00 6,49 1,88 1,85 7,07 8,91 2,37 3,05 1,115 1,200 1,41 1,39 1,37 23,1 29,2 0,839 0,838 110,8 148,8 17,u6 22,9 J,12 3,16 4u,l 54,9 6,17 8,43 1,877 1,923
75Х 50 6 8 10 8 7,21 9,43 11,57 5,66 7,40 9,08 0,432 0,429 0,426 2,43 2,51 2,59 1,20 1,28 1,36 42,2 51,9 62,5 8,32 10,40 12,73 2,42 2.35 2,32 14,33 18,27 21,84 3,77 4,91 6,00 48,3 59,7 71,5 2,59 2,52 2,48 8,27 10.43 12,80 1,070 1,050 1,050 208 275 346 26,0 34,4 43,2 3,80 3,82 3,f 6 7o,4 96,4 123,7 12,78 17,50 22,5 2,21 2,26 2,31
80Х 40 6 8 10 8 6,91 9,03 11,07 5,42 7,09 8,69 0,257 0,252 0,247 2,84 2,83 3,01 0,88 0,96 1,04 44,8 57,5 69,1 8,68 11,33 13,85 2,54 2,52 2,50 7,э2 9,55 11,36 32,65 39,30 2,41 3,14 3,84 7,22 8,85 1,05 1,j3 1,01 47,6 60,9 72,9 2,62 2,60 2,57 4,72 6,18 7,57 0,827 0,828 0,827 1,270 1,265 1,382 1,380 1.430 '244 "" 327 410 28,7 38,5 48,2 4,20 4,25 4,30 41,4 57,6 75,2 9,28 12,80 16,72 1,730 1,785 1,843
90Х 60 8 10' 9 1 ),4о 1 „09 8,99 11,08 0,433 0,429 2,95 3,04 1,43 1,56 92,1 111,4 15,23 18,70 2,84 2,81 1,69 1,67 "1,833 1,811 1,79 106,2 128,2 3,04 3,02 18,51 22,6 456 576_ 48,0 60,6 4,45 4,52 155,1 193,0 23,9 30,5 2,60 2,65
100Х 65 8 10 12 9 12,65 15,59 18,45 9,93 12, Л 14,48 0,412 0,4и9 0,406 3,28 3,37 3,45 1,56 1,64 ' 1,72 127,1 154,3 179,9 18,90 23,30 27,50 3,17 3,15 3,12 42,5 51,2 59,1 8,60 10,53 12,38 145,4 175,9 204 3,39 3,36 3,33 24,2 29,6 37,8_ 616 776 936 58,7 74,0 89,2 4,93 4,99 5,04 192,2 245 301 27,5 35,0 43,0 2,76 2,80 2,86
120Х 80 10 12 14 11 19,13 22,69 26,17 15,02 17,81 20,54 О,4бо 0,430 0,426 3,92 4,00 4,08 1,95 2,03 2,10 275,6 323,0 368,4 34,10 40,4 46,5 3,80 3,77 3,75 98,2 114,3 129,8 16,22 19,16 22,0 2,24 2,22 2,23 318 372 423 4,07 4,05 4,01 553 65,2 75,3 1,70 1,694 1,697 1,910 1,903 1,902 1300 1568 1833 104,0 125,4 146,9 5,83 5,87 5,91 426 531 614 5 J, I 62,5 72,2 3,34 3,42 3,42
130Х so 10 12 14 12 21,15 25,11 28,99 16,60 19,71 22,76 0,472 0,468 0,465 4, .5 4,24 4,32 . 2,18 2,26 2,34 353,4 4.9,7 479,2 40,5 47,9 55,2 4,12 4,09 4,07 140,9 164,7 186,8 20,7 24,4 29,4 2,58 2,56 2,54 2,84 2,82 2,80 420 493 561 4,45 4,43 4,40 5,11 5,08 5,05 5,27 5,25 77,3 91,3 1ь4 8 1630 1970 2300 2970 3470 3'8J 12 j,7 146,0 170,3 6,20 6,26 6,30 586 711 842 61,7 75,0 88,6 3,73 3,78 3,81
150X100 12 14 16 13 28,74 33,22 37,62 22,56 26,08 29,53 0,436 0,434 0,432 4,89 4,97 5,05 2,42 2,50 2,57 643,6 743,2 833,3 64,0 74,0 83,7 4,76 4,73 4,70 231,6 263,6 294,9 3j,6 35,2 39.7 750 857 959 .30,0 149,6 169,5 2,13 2,12 2,12 191,7 224 257 7,19 7,23 7,28 654 1123 1298 9J,8 107,2 123,6 4,07 4,il 4,<5
160X 80 12 14 .3 27,54 31,82 21,62 24,98 0,269 0,267 5,72 5,80 1,77 1,85 7.9,0 823,0 70,0 80,6 5,11 5,09 122,0 138,6 i9,6j 22,7 2,10 2,09 764 875 77,3 88,9 1,675 1,670 3570 4170 216 253 8,C5 8,09 527 629 oj,2 59,9 3,l0 3,i4
920

ЖЕЛЕЗО ДВУТАВРОВОЕ (ОСТ 16) (редакция 1926 г.)

Уклон внутренних граней полок 14«|0

Для профилей № 10—12 14,24 26-45
Длина нормальная в м 9,0 16,0 14,0
Длина наибольшая в м 12,8 19,2 19,9

К—коэфициент для определения устойчивости сечения при изгибе
(по нормам 1931 г.)

М про- филей Размены в мм Пло- щадь сечен, в сж» Вес 1 пог.м в кг Ось х—х Ось у—у 'у к- — 1 * Про- j филей
м/.н-Й г У
Л Ь d t г 1х в см* 1ГХ в см» гх в см Ту в см* Wy в еж* Гу в см
10 100 57,0 4,5 6,3 4,5 ЦТ 11,03 8,659 180,4 36,1 4,05 16,1 5,65 1,21 11,20 2,165 10
12 120 63,4 5,1 7,1 5,1 3,1 14,34 11,257 334,4 55,7 4,83 25,2 7,95 1,33 13,27 2,160 12
14 14J 69,8 5,7 7,9 5,7 3,4 18,08 14,193 569,0 81,3 5,61 37,7 10,80 1,44 15,10 2,165 14
16 160 76,2 6,3 8,8 6,3 3,8 22,26 17,474 909,0 113,6 6,39 54,3 14,26 1,56 16,75 2,170 16
18 180 82,6 6,9 9,6 6,9 4,1 26,87 21,093 1&я,о 153,4 7,17 75,9 18,40 1,68 18,20 2,175 18
20 2ио 89,0 7,5 10,4 7,5 4,5 31,91 25,049 2014,0 201,4 7,94 103,4 23,24 1,80 19,48 2,175 20
22 220 95,4 8,1 11,3 8,1 4,9 37,38 29,343 2843,0 258,5 8,72 137,5 28,83 1,92 20,68 2,185 22
24 240 101,8 8,7 12,1 8,7 5,2 43,29 33,983 3903,0 325 9,49 180,0 35,36 2,04 21,68 2,185 24
26 260 108,2 9,3 13,0 9,3 5,6 49,63 38,960 5234,0 403 10,25 231 42,75 2,16 22,66 2,195 26
28 280 114,6 9,9 13,9 9,9 5,9 56,40 44,274 6878,0 491 11,05 293 51,10 2,28 23,47 2,19 28
30 ЗОЭ 121,0 10,5 14,7 10,5 6,3 6?,61 49,934 8881,0 5Э2 11,80 366 60,50 2,40 24,27 2,20 30
32 320 127,4 11,1 15,5 11,1 6,7 71,25 55,931 11292,0 706 12,58 452 70,90 2,52 24,98 2,20 32
36 360 140,2 12,3 17,2 12,3 7,4 87,82 68,939 17544,0 975 14,14 668 95,ЗС 2,76 26,26 36
40 4 U0 153,0 13,5 < 18,9 13,5 8,1 106,13 83,312 26087,0 1304 15,68 954 124,7 3,00 27,34 2,22 40
45 450. 17и,0 16,2 24,3 16,2 9,7 147,00 115,000 45888,0 2040 17,66 1722 20,3 3,42 26,64 2,38 45
ПОЛОВИНА ДВУТАВРОВОГО СЕЧЕНИЯ

Сечен, об-
разован,
разрезы-
ван. дву-
тавра

№ 10
№ 12
№ 14
№ 16
№ 18
Л 20
№ 22
№ 24
№ 26
№ 28
№ 30
№ 32
№ 36
№ 40
№ 45

Таблица

моментов инерции и моментов сопротивления половины

двутаврового сечения (по ОСТ 16 1926 г.)

Размеры в мм Площадь в см' Вес в кг/м в см в см Наимень- ший ра- диус инер- ции ас м Моменты инерции Моменты сопротивления
1х в см* /у в см* I z см'
А В С D F 1ГХ1всж» 1ГХ| в С.ч'
57,0 63,4 69,8 76,2 82,6 89,0 95,4 101,8 108,2 114,6 121,0 127,4 1402 153,0 170 48,0 58,0 68,0 78,0 880 97,5 107,5 117,5 127,5 137,5 147,5 . 157,0 177,0 197,0 222,0 4,5 5,1 5,7 6,3 6,9 7,5 8,1 8,7 9,3 9,9 10,5 11,1 12,3 13,5 16,2 4,30 4,88 5,46 6,13 671 7,29 7,96 8,54 9,21 9,89 10,47 11,04 12,29 13,55 18,35 37 46 54 63 71 80 88 97 105 114 122 130 147 165 181 5,43 7,07 8,93 11,00 13,30 15,77 18,49 21,43 24,58 27,95 31,54 35,29 43,54 52,66 73,01 4,25 5,55 7,01 8,64 10,44 12,38 14,51 16,82 19,30 21,94 24,76 27,70 34,18 41,34 57,12 1,14 1,43 1.71 1,99 2,28 2,56 2,85 3,14 3,43 3,72 4,02 4,30 4,88 5,47 6,12 3,66 4,37 509 5,81 6,52 7,19 7,90 861 8,32 10,03 10,73 11,40 12,82 14,23 16,08 1,218 1,335 1 459 1,571 1,688 1,812 1,926 2,044 2,170 2,289 2,408 2,530 2,770 2,0Ю 3,434 9,3 19,5 ' 34 6 54,5 89,9 134,1 193,3 269,2 365,8 485,3 638,0 815,2 1277,3 1925 9 3355,1 8,05 12,60 18,85 27,15 37,95 51,75 68,70 90,00 115,50 146,50 183,00 226,00 334,00 477,00 861,00 8,16 13,64 20,23 27,39 39,43 52,38 67,82 85,73 106,65 130,46 158,71 189,58 261,74 352,08 548,22 2,54 4,46 6,80 9,38 1379 18.65 24,47 31,27 39,25 48,38 69,46 71,51 99,63 135 34 208,35 2,82 3,97 5,40 7,13 9,19 11,63 14,40 17,68 21,35 25,57 30,25 35,48 47,65 62,35 101,29
ЖЕЛЕЗО ШВЕЛЛЕРНОЕ (ОСТ 17) (редакция 1926 г.)

И1 11/

Уклон внутренних граней полок 8»,о

Для\рофнлей № | 5-8 10 12-30
Длина нормальная в м | 9,0 9,0 14,0
Длина наибольшая в м 1 12,8 19,2

№ профи- лей Размеры в мм Площ. сечен, в см* Расст. центра тяжест. в см Вес в кг!пог. 1 м Ось х—х Ось у—у Сечение 1 Л1
h b d t R г гх *х гх ГУ *У ГУ ГУ1

5 50 38 5 7,5 7,5 3,75 7,45 * 1,41 5,86 27 57 1.,из 1,92 9,44 3,942_ 1,122 73,2 17.11 2,22
6,5 65 42 5,5 8 8 4,0 9,62 1,43 7,55 59,9 18,43 2,50 14,98 5,42 1,25 101,6 21,6 2,30

8 80 45 6 9 9 4,5 11,85 1,53 9,30 113,9 28,5 3,10 20,9 7,02 1,33 ' 139,6 27,9 2,42
1U 100 50 \ 6 9 9 4,5 13,92 1,60 10,93 213,2 42,65 3,91 Зи,16 8,86 1,47 183,4 33,4 2,56

12 120 55 . 6,5 9,5 9,5 4,75 17,26, 1,65 13,55 371,6 61,9 4,64 44,9 11,67 1,61 250 41,5 2,69
14 14о 6J 7 10,5 10,5 5,25 20,92 1,80 16,42 624,0 89,2 5,46 64,5 15,35 1,75 300 46,2 2,90
16 16J 65 У,5 11 11 5,5 24,92 1,86 19,56 954,0 119,2 6,19 89,0 19,20 1,89 456 65,1 3,02
18 180 70 а 12 12 6 29,26 2,01 22,97 1433,0 159 2 7,00 121,0 24,26 2,03 610 81,3 3,23
20 2о0 75 85 12,5 12,5 6,25 33,93 2,08 26,64 2018,0 202,0 7,71 150,2 29,40 2,17 770 96,2 3,37
22 220 80 9 13,5 13,5 6,76 38,94 2,23 30,57 2831,0 257,3 8,57 207,8 36,00 2,31 996 117,2 3,58
24 24J 85 9.5 14 14 7 44,28" 2,30 34,76 3773,0 314,4 9,24 264,0 42,60 2,44 1222 136,0 3,72
26 260 90 10 15 15 7,5 49,95 2,45 39,21 5и45,0 388,0 т,и5 <134,0 51,00 2,62 1538 162,0 3,92
30 3JC 100 ~бУ“ 16,5 8,25 62,30 ’ 2,68 48,91 8361,0 557,0 11,57 510,0 69,70 2,86 2280 217,0
ЖЕЛЕЗО ЛИСТОВОЕ (ОСТ 19-20)

Железо листовое толстое (ОСТ 19)

Тол- щина листов в JHM Ширина прямо- угольных или диаметр кругл, листов в мм для заводов Длина листов в мм для заводов Вес в кг/м* Тол- щина Ширича пр- мо- угольных или диаметр кругл, листов в мм для заводов Длина листов в мм для заводов Вес в кг/м*
Урала Юга и центра Урала Юга и центра В мм Урала Юга и центра Урала Юга и центра
16,0 1400 1850 2800 7500 125,60
3,5 1400 1600 2800 5500 27,48 17,0 1400 1853 2803 7500 133,45
4,U 1400 1600 28и0 6500 31,40 18,0 1400 1850 2аои 7500 _141.3з
4,5 14J0 1600 28оо 6500 35,32 19,0 1430 185-3 280J 7503 14 ,_Л
5,0 1400 1600 2800 6500 39,25 20,0 1400 1850 2800 7530 157 00

6,0 1400 1600 2800 6500 47,10 22,0 1400 1850 2800 7500 172,70
7,0 1400 1600 2800 6500 54,95 24 1400 1850 2800 4630 188,40
8,0 1400 1600 28и0 6500 62,80 26 — 1850 — 4600 204,10
9,и 1400 1600 2800 6500 70,65 28 — 1850 — _4600_ 2j9,8O
10,0 1400 1850 2800 75иС 78,56 го — 1850 — 4300 235,50

ч,о 1400 1850 2800 7500 86,35 32 — 1850 — 4300 251,20
12,0 1400 1850 2800 7500 94,20 34 — 1850 — 4303 266,93
13,0 1400 1850 28ОЭ 7500 102,90 36 — 1850 — 3700_ 282,63
14,0 1400 1850 2bv0 7500 109,90 38 — 1850 — 3700 208,30
15,0 1400 1850 28j0 7500 117,75 40 — 1850 — 3700 314,00

42 1850 — 3700 329,70

Примечание. В настоящее время возможно применение листов шириною до 2100 мм.

Железо листовое тонкое (ОСТ 20) Рекомендуемые размеры листов

(по ОСТ 500) 1

№ Толщина листа в мм Диаметр круглых или ширина прямоугол. листов в мм Длина листа в мм Вес в кг)м*
9 0,9 900 2400 7,065
10 1,0 900 2400 7,85
12 1,2 900 2400 9,42
15 1,5 1000 2400 11,78
20 2,0 1000 2400 15,70
25 2,5 1000 2400 19,63
30 3,0 1000 2400 23,55

Толщина листов в мм
0,9 1,00 1,25 1,50 1,75 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 4,5 5,0 6,0 7,0 8,0 9,0 10,0 п.о 12,0
710X1 420
1 000X2 000 | 1 1 1 1
1 250X2 500
1 400X2 800 | 1
1 400X4 200 | 1
1500X3 000
1500X4 500
1 500X6 000
1 800> 5 00о
1 800> 10 000

1 Листы указанных размеров прокатываются на заводской склад и могут поставляться заказчикам
в наименьшие сроки.
ЖЕЛЕЗО УНИВЕРСАЛЬНОЕ (ОСТ 18) РИФЛЕНОЕ И

ВОЛНИСТОЕ (ОСТ 26)

Железо универсальное (ОСТ 18)

Толщина в мм Ширина через каждые 10 мм Длина в м
нормальная । наибольшая
4- 5 от 200 до 380 6,4 18,0
6 . 200 . 400 6,4 18,0
7 . 200 . 600 8,5 25,0
8—1и—12 . 200 . 300 8,5 25,0
8—Ю—12 „ 310 „ 450 8,5 19,0
8—10—12 „ 460 . 780 8,5 19,0
14-16-18 . 200 . 300 7,3 25,0
14-16—18 „ 310 . 450 _ 7,3 19,0
14—16—18 . 460 . 600 5,5 12,0
14-16-18 w 610 . 780 5,5 12,0
20 22—25 . 200 , 3v0 7,3 21,0
20-22-25 . 310 . 45о 5,5 14,0
20-22-25 „ 460 „ 600 5,5 11,0
20-22-25 . 610 „ 780 5,5 9,0
28 „ 200 „ 300 5,5 19,0
28 „ 310 „ 450 4,6 14,0
28 . 450 „ 600 4,6
28 „ 610 „ 780 4,6 7,0
30 „ 200 „ 300 5,5 19,0
30 „ 310 w 450 4,6 14,0
30 „ 460 „ 600 4,6 9,0
30 „ 610 „ 780 4,6
32 „ 200 „ 300 4,6 14,0
32 . 310 „ 450 4,6 11,0
32 „ 460 „ 6и0 4,6 5,0
32 „ 610 „ 780 4,6 5,0
36 „ 200 „ 300 4,6 11,0
36 „ 310 „ 450 4,0 5,0

Железо рифленое (ОСТ 26)

Высота рифа в мм Толщина с рифами в мм Наибольшая длина при ширине до Приблизит, вес, вклю-
1060 1220 1420 чая рифы в кг/м*
1,о 4 4200 28
1,0 5 6000 — — 36
1,5 6 6000 60J0 — 42
1,5 8 6000 6000 6000 58
2,0 10 70
2,0 12 86

Железо волнистое (ОСТ 26)

№
проф.

Размеры листов

длина! шир. толщ,
в мм I в мм 8 в мм

2400 | 75Э

2400 | 9jJ~
24,0 | 950

2400 | 750

Размеры воли
длина Z высота
в мм h в мм

Сечение
на 1 м
ширины
в сл*

1Гна
1 м ши-
рины
в см*

Вес
лкг/м*

1,50
1,50

1.50
1М)
SZ6

Ширина в мм 'Г о л щ и н а в
4 6 6 7 10 12 14 16 18 1 20 | 22 » 1 30 35 40 | 50 60
Вес 1 пог. м в кг
12 0,377 0,471 0,565 Нормальная длина от 6,4 до 8,5 м Наибольшая ширина — 200 мм Наибольшая толщина — 60 мм
14 0,440 0,550 0,659 и,769
16 0,502 0,628 0,754 0,879 1,005
18 0,565 0,707 0,848 0,989 1,130
20 0,628 0,785 0,942 1,099 1,256 1,570
22 U,691 0,864 1,036 1,209 1,382 1,727 2,072
25 0,785 0,981 1,178 1,374 1,570 1,963 2,355 2,748 3,140
30 0,942 1,177 1,413 1,648 1,884 2,355 2,826 3,297 3,763 1
35 1,099 1,374 1,649 1,923 2,198 2,748 3,297 3,847 4,396 4,946 ""1
40 1,256 1,570 1,884 2,198 2,512 3,140 3,768 4,396 5,024 5,652 6,280 6,908 7,850 1
45 1,413 1,766 2,120 2,473 2,826 3,533 4,239 4,946 5,652 6,359 7,065 7,772 8,830
50 1,570 1,962 2,355 2,748 3,140 3,925 4,710 5,495 6,280 7,065 7,850 ' 8,635 9,813 11,775 13,738
55 1,727 1,884 2,160 2,591 3,022 3,454 4,318 5,181 6,045 6,908 7,772 8,635 9,420 10,794 12,953 15,111
60 2,355 2,826 3,297 3,768 4,710 5,652 6,594 7,536 8,478 9,420 10,362 11,775 14,130 16,485
65 2,041 2,551 3,062 3,572 4,082 5,103 6,123 7,144 8,164 9,185 10,205 11,226 12,756 15,308 17.859
70 2,198 2,747 3,297 3,847 4,396 5,495 6,594 7,693 8,792 9,891 10,990 12,089 13,738 16,485 19,233 21,980
75 2,355 2,944 3,532 4,121 4 710 5,887 7,065 8,242 9,420 10,598 11,775 12,953 14,719 17,663 20,606 23,550
80 2,512 3,140 3,768 “4,396 5,024 6,280 7,536 8,792 10,048 11,304 1 ~Т2^60~ 13,816 15,700 18,840 21,98о 25,120 31,400
90 100 2,826 3,140 3,532 3,925 4,239 4,710 4,946 5,495 5,652 6,280 7,065 7,850 8,478 9,420 9,891 10,990 11,304 12,560 13,816 12,717 14,130 15,543 14,130 15,700 17,270 15,543" 17,270 17,662 19,625 21,588 21,195 23,550 24,/28 27,475 28,260 31,400 35,325 39.250 4/.1W .
110 3,454 4,317 5,181 6,045 6,908 8,635 10,362 12,089 18,997 25,905 30,223 34,о4о 43.17S
120 3,768 4,710 5,652 6,594 7,536 9,420 11,304 13,188 15,072 16,956 18,840 20,724 23,550 28,260 32,970 37.680 4/,1ии
130 4,082 5,103 6,123 7,144 8,164 10,205 12,245 14,287 16,328 18,369 20,410 22,451 25,513 30,615 35,718 40,820 51,025
140 4,396 5,495 6,594 7,693 8,792 10,990 13,188 15,386 17,584 19,782 21,980 24,178 27,475 32,970 38,46о 43,960 54,950.
150 4,710 5,887 7,065 8,243 9,420 11,775 14,130 16,485 И,840 21,195 23,550 25,905 29,438 35,325 41,213 47,100 58,8/Г*
160 5,024 6,280 7,536 8,792 10,0 48 12,560 15,072 17,584 19,782 20,096 22,608 22,608 25,434 25,120 28,260 27,632 31,086 31,400 35,325 37,680 43,960 50,240
180 5,652 7,065 8,478 9,891 11,304 14,130 16,956 42,390 49,455 56,520
200 6,280 7,850 9,420 10,990 12,560 15,700 18,840 21,280 25,120 23,260 31,400 34,540 39,250 47,100 54,950 62,800
Железо круглое (ОСТ 8)

Длина м d мм
8—30 30—48 52—75 75-103
Нормальная 4-6 4-в 4—6 4-6
Наибольшая 12 9 8 7

Диаметр Плошадь поперечн. сечения в см* Вес в кг/пог.м Радиус инерции в см Момент соцрот. W в см* Диаметр Площадь поперечн. Вес кг/пог. м Радиус инерции в см Момент соор от. в сж»
JHJM * мм | - сечен, в сж*
8 0,50 0,39 0,200 0,050 IV. 1,140 8,95 0,953 5,43
7е U./1 ‘ ,56 0438 0,^85 39 1,195 9,38 0,975 5,83
10 и,79 0,62 0,250 0,1.98 — 1% 1,337 10,50 1.032 6,90
И 0,95 0.75 OJ2/5 о,131 42 1..85 10.88 1,050 7,274
12 1,13 и.»=» 0,30j и,17и 45 1,590 1-.48 1,125 8,95
/» 1.27 । I 1.Ю 0,3.8 0,199 48 1,810 14,21 1,2з0 10,858
14 1.54 1,21 0.350 0,269 — '2 2.027 15,91 1.270 12,68
15 1.77 । I 1.л9 0,о75 0,Зл1 52 2,124 16,67 1.300 13,82
16 2.', ..оЬ 0.400~ 0,402 56 2,463 19,33 1,400 17,28
17 ^,_7 1.78 0,425 0,482 60 2,827 22,20 1,500 21 ДО
18 2.54 -М> 0,s50 о,о73 65 3.318 26.о5 1,625 26,96
19 2.84 2,23 0,4/5 1,6.3 70 3,848 ‘ Эи,21 1,750 33,67
20 3,14 2,46 0,500 | | и,785 /5 4.418, 1 34,68 1.875 41.42
21 3,46 2.72 0.525 0,9j9 80 5,027 | о9.46 2,000 50,27
22 3.80 2,98 0,550 1,045 85 5,675 1 44,54 2.125 60,29
24 4,52 о,55 и,ы.О 1,357 90 ; 6,362 1 49,94 2,250 71,57
1 о,и7 । 3,?8 _ Г.635_ 1,6о9 95 7,088 65,64 2,375 84,18
27 5,7л । 4.49 0.675 1,932 1 -0 7,854 61.65 2.5J0 98,18
'А 6.42 5,и4 0.7 U 2,29 1.0 9,ооЗ 74,(0 2,750 131
Зи 7,и7 Ь.ол Ц.75л 2,651 120 11.310 88,78 з,ио 170
7< 7.92 6.22 n,7s 4 | 3,14 13J 13,273 104,19 3,25 216
33 • ,о5 0./ 1 0 25 ' 3,53 140 15,3.4 120,84 3.5J 269
об М j | 7,99 4.5Я 1о0 17,672 138,72 3,76 331

Железо квадратное (ОСТ 9)

Нормальная длина от 4 до 6 м

Сторона квадрата а в мм Площадь поперечн. сечения в см* Вес в кг/пог. м Радиус инерции г в см Момент сопротивл. W в см*
8 0,64 0,50 0,23 0,085
10 1,00 0,79 0,29 0,167
12 1,4 1,13 0,35 0,286
14 1.96 1,54 0,su 0,457
16 2,56 2,01 0,46 и,баз
18 3,24 2,54 0,52 0,972
20 4,00 3,14 0,58 1,333
22 ч,84 3,80 0,64 1,774
25 6,25 4,91 0,72 2,604
28 7,84 6,15 0,81 3,6э9
30 9,00 7,07 0,87 4,500
32 10,24 8,04 0,92 5,464
35 12,25 9.62
о8 14.44 11.34 1,10 9,145
40 16.0J 12,56 1,1о 10,667
45 2и,25 15.9J
50 25,00 19,63 1,44 20,83
55 30,?5 23,75 1,59 27,73
60 36,00 28,26 1,73 36,00
ЖЕЛЕЗО ЗЕТОВОЕ И ТАВРОВОЕ (ОСТ 29) (редакция 1926 г.)

1. Железо зетовое

| № профилей | Размеры в мм г Площадь се* чеиия и сж* Вес в кг/пог. м
а Ь С d R
6 60 45 5 7Г5 7,5 3,75 9,18 7,21
8 80 50 6 8,5 8.5 4,25 12,51 9,82
10 100 6,5 8 1 9Л 9,5 4 75 16,01 12,57
14 140 65 I >1,5 11г5 5J5 24,74 19,42
20 200 80 ° 15 15 1 41,72 32,75

Норман — «та от М до W 4

№ лргфи- лей Моменты инерции в см* Угол ПСТ1ПМВ | Рзсетааине до главных осей в см
4 'у Zmax Лп1п главных осей х, У
6 51,3 37,4 80,1 8J64 1,70 2,10 5,02
8 124 57,4 164,4 16Д2 3;“«Г5В* 2,18 2,36 5,87
10 248 85,6 306,0 27,22 27*1**14* 2,58 2,58 6,81
14 738 170 846,6 61,44 21*48*19* 3,32 2,97 8,77
20 2514 411 2764 1603 18’04’48* 4,30 3,58 11,83

2. Железо тавровое высокое

Уклон граней ребра и подошвы 2°/0
Длина: нормальная от 6,4 до 8,5 м
наибольшая » 12 . 18 ,

Размеры в .«.« Пло- щадь про- филя в см? Вес в кг(пог.м Расст. центра тяж. z0 в см Момент инерции в см* Момент со- прот. в сл3
а ь d R Г Р гх 'J 1 'л ^0 wy0
518 4 Я 25 40 53 75 6 8 3,0 6 8 1,75 I-5 4 0,87 1,25 И 1,64 3,74 5-66 11,45 1,29 2,91 4,41 8,99 0,72 1,18 1,38 2,12 >,71 10,20 23 06 111,0 0,863 5,10 12,2 58,8 0,439 2,80 5,99 29,0 0,485 1,81 3,36 10,93 0,351 1,40 2,40 7,74

У,

3. Железо тавровое низкое

Уклон граней: ребра—2»'
подошвы—4°/#

Размеры в мм Пло- щадь про- 1 филя 1 в сла Вес в кг/пог.м Расст. центра тяж. z0 в см Момент инерции в см* Момент со- прот. в см*
а 6 d R Г Р I гх 7х0 ГУо ^0 wy0
60 30 6 ь 3 >т5 5,06 3,97 0,71 5,49 2,92 9,99 1,27 3,33
80 40 7 7 3,5 1,7Ь 7,92 6,22 0,91 14,82 8,26 27,5 2,67 6,87
100 50 9 9 4,5 2,25 12,72 9,99 1,55 37,4 20,64 69,1 5,36 13,82

Длина: нормальная: от 6,4 до 8,5 л,
наибольшая . 12 , 18 ,
СССР Совет труда и обороны Всесоюзный комитет по стандартизации ОБЩЕСОЮЗНЫЙ СТАНДАРТ ОСТ 14
Сталь прокатная УГОЛЬНИКИ РАВНОБОКИЕ Редакция 1932 г.

Ц\ х — ж, - • М-* X.
№ профилей Вес 1 пог. м в кг Размер в мм Пло- щадь про- филя Г в см* сьХ—X Ось Хо—Хи Ось У0-У0 Ось Xi—Xi
b d R г в см* в см Гх0 max В СИ* ч max в см min в см* ч min в см в см* Расстоя» иия центра тяжести г0 в см
2 0,89 1,15 20 3 4 3,5 1,2 1,13 1,46 0,40 0,49 0,60 0,58 0,63 0,78 0,75 0,73 0,17 0,21 0,39 0,38 0,81 1,09 0,60 0,64
2,5 1,12 1,46 25 3 4 3,5 1,2 1,43 1,86 0,80 1,02 0,75 0,74 1,28 1,63 0,95 0,94 0,32 0,41 0,47 0,47 1,56 2,12 0,73 0,77
3 1,78 2,18 30 4 5 4,5 1,5 2,27 2,78 1,82 2,20 0,90 0,89 2,90 3,47 1,13 1,12 0,75 0.93 0,58 0,58 3,62 4,58 0,89 0,93
3,5 2,10 2,57 35 4 5 4,5 1.5 2,6.7 3,28 3,02 3,61 1,06 1,05 4,77 5,71 1,34 1,32 1,27 1,51 0,69 0,68 5,74 7,23 1,01 1,05
4 2,42 2,97 3,52 40 4 5 6 5,0 1,7 . 3,08 3,79 4,48 4,60 5,54 6,41 1,22 1,21 1,20 7,26 8,75 10,1 1,53 1,52 1,50 1,93 2,34 2,70 0.79 0,78 0.78 8,53 10,7 13,0 1,13 1,17 1,21
4.5 2,73 3,37 3,99 45 5 6 6,0 1,7 3,48 4,29 5,08 6,60 8,00 9,29 1,38 1,37 1,35 10,5 12,7 14,8 1,74 1,72 1.71 2,63 3,26 3,78 0,88 0,87 0,86 12,1 15,3 18,4 1,26 1,30 1,34
5 3,77 4,47 50 5 6 5,5 1,8 4,80 5,69 11,2 13,1 1,53 1,52 17,8 20,7 1,92 1,91 4,61 5,39 0,98 0,97 20,9 25,2 1,42 1,46
6 4,57 5,42 7,09 60 5 6 8 6,Б 2,2 5.82 6,51 9,03 19,9 23,3 29,6 1,85 1,84 1,81 31,4 36,8 46,8 2,32 2,31 2,28 8,29 9,76 12,4 1,19 1,19 1,17 35,9 43,3 58.2 1,66 1,70 1,78
6,5 5,93 7.75 9,51 65 6 8 10 8,0 2,7 7,55 9,87. 12Д 29,8 38,1 45,4 555 47,2 63,3 72,0 2,50 2,48 2,44 12,3 15,8 18,8 1,28 1,27 1,25 54,8 73,7 92,9 1,82 1,90 1,98

Утвержден Всесоюзный комитетом по стандартизация при Совете труда и обороны 14 октября 1932 г. как обязательный для новых заводов с момента их пуска, а для действующих заводов с 1 ян- варя 1934 г.
УГОЛЬНИКИ РАВНОБОКИЕ

I OCT и

№ профилей Вес 1 пог. м в кг Размеры в мм Площадь профиля F в см9 Ось Х-Х ОгьХ0-А0 Ось Уо—Уо Ось Xt-Xt
b d R г * 0 £ 1 3 0 а? а 5 0 0 а в см* «к S « » Ць? X Йи
6,89 6 8,78 11,5 46,7 2,31 73,3 2,89 20,1 1,51 83,9 2,06
9,03 8 9,0 60,1 2,28 94,9 2,17 25,3 1,48 113 2<4
7,5 11,1 75 10 3,0 14,1 72,2 2,26 114 2,84 30,3 1,47 142 2,22
13,1 12 16,7 83,3 2,24 132 2,81 34,9 1,45 172 2,34
9,6 8 9,0 3,0 12,3 73,3 2,44 116 3,07 30,3 1,57 137 2,27
11,9 10 15,1 88,4 2,42 140 3,05 36,5 1,56 172 2,35
11,0 8 14,0 106 2,76 168 3,46 43,6 1.77 194 2,51
13,5 10 3,7 17,2.. 128 2,74 204 3,44 53,1 1,76 244 2,59
16.0 9Q 12 11 20,4 149 2,71 237 3,41 61,7 1,75 294 2.67
18,4 14 23,4 169 2,69 267 3,38 71,9 1,75 345 2,74
12,3 8 15,6 147 3,07 233 3,87 61,( 1.98 265 2,75
15,1 10 19,2 179 3,05 284 2,85 74.9 1,97 ЗзЗ 2,83
10 17,9 100 12 12 4,0 22,8 209 3,03 331 3,81 87,6 1,96 4о2 2,91
20,6 14 26,3 237 3,01 375 3,78 99,1 1,95 472 2,99
23,3 16 29,7 265 2,99 416 3,75 113 1,95 542 3,66
18,3 10 23,3 316 3,68 503 4,64 130 2,36 575 3,33
12 21,7 120 12 27,6 371 3,66 590 4,62 153 2,35 693 3,41
25,4 14 13 4,3 31,9 423 3,64 671 4,59 174 2,34 811 3,49
28,4 16 36,1 474 3,62 749 4,56 199 2,34 931 3,56
19,8 10 25,3 406 4,01 646 5,05 166 2,56 7с0 3,58
23,6 12 30,0 477 3,99 759 5,03 196 2.55 88U с,66
27,3 14 13 4,3 34,7 545 3,96 £66 5,00 223 2,54 1030 3,74
30,9 16 39,3 608 3,93 967 4,96 249 2,52 1182 3,82
27,4 12 34,9 745 4,62 1186 5,83 305 2,95 1347 4,15
31,7 14 40,4 857 4,60 1358 5.8J 356 2,97 1577 4,22
15 36,0 1-50 16 15 5,0 45,8 961 4,58 1522 5,77 399 2,95 18о8 4,30
40,1 18 54,1 1060 4,56 1679 5,73 440 2,94 2 41 4,38
44,3 20 56,4 1154 4,52 1830 5,70 478 2,91 2275 4,46
18 38,3 1S0 14 5,0 48,8 1515 5,57 2405 7,03 625 3,58 2721 4,97
43,5 16 55,4 1704 5,55 2705 7,G0 703 3,о6 3117 5,05
48,7 16 62,0 2355 6,17 3755 7,79 951 3.93 4254 5,55
54,4 200 18 6,0 69,3 2619 6,15 4165 7,77 1074 3,93 4868 5,62
63,1 2J 76,5 2868 6,13 4520 7,74 1175 3,92 5J55 5,70
71|3 24 90,8 3349 6,07 -5313 7,66 1384 3,90 64о6 5,Ь5

Допускаемые отклонения

1. По ширине полок:
при ширине до 50 мм ± 1 мм
„ „ св. 50 » rt 2%

2. По толщине полок:
при ширине полок до 50 лыс вкл.

от 6J
. 80
„ 120
. 150

до 75 jc.ii
. 100 »
.150 .

± 0,5 мм
± 0.75 .

По длине угольников:

с неф резеро ванны ми концами длиной до 4 м

+ 1,25-1,5

с фрезерованными концами

свыше 4

• + 100 •
+ 10 мн

По спецзаказам для судостроения может оговариваться допуск qo весу 5%.

Д^иМ^чани е. Измерение толщины и ширины полок должно ГФОизводитьСЯ на расстоя-
нии 700 лслс от конца угольника.
СССР Совет труда и обороны Всесоюзный комитет по стандартизации ОБЩЕСОЮЗНЫЙ СТАНДАРТ ОСТ 15
Сталь прокатная УГОЛЬНИКИ НЕРАВНОБОКИЕ Редакция 1932 г.

У, У

Ось У—У

Ось X—X

ОсьХ.-Х,

Ось У.г-У1

Размеры в мм

4,5/3

6/4

8,5.5

3.79

4,49

0,51

1.12

1.86

1,61

0.34

0,^3

1,42

5,0

0,83

7,0

0,435

12,5

2,39

41,0

8,0

22,1

1,36

63,0

0,462

2,56

1,33

14,3

0,452

2,72

1,48

43,4

2.88

2,87

3,05

2,82

0,45
0,56

2,06
2,85

0,74
0,82

1.17
1,21

0,65
0,64

8.78

11,5

14,1

5,81

8,15

1,13
1.12
1,10

2,69
3,61

0,87
0,36
0,8о

0,432
0,423

Ю.З
12,6

194
244

2,52
2,6U

3,65

5,65

24,9
29,58

0,94
0,93

2,53

2,51

2,49

1,43

1,42

1,40

1,38

0,56
0.55

1,58
1,56
1,54

7,24
8.43

10,9

13,2

50,6
64,9
78,2

43.1
57,9

20,9
25,3
34,3

1,21
1,69

2,39

2,37

2,35

2,33

И.7
19,3
23,5

17,4

20,3
25,8

1,72

1,70

1,68

69,9
84,и
113
141

12,1
18,3

0,97
1,01

1,07
1,07

1,19
1.19
1,18

102
136

'8,06
9,9

10,8
13,1

6,19

7,20
9,04

33,4

40,3

57,5

93,2
113

1,48
1,56

0,428

0,423 [

1,90
1,88
1.86

1,29

0,430
0,422

0,437
0,433
О.42Г

1,95
2,00
2,08

1,00

1,04

0,432
0,430
0,42с

3,62
4,2и
5,39

2,26

3,28

2,88
4,18

7,5/5

4.8и
5,69

Утвержден Всесоюзным комитетом по. стандартизации при Совете труда и обороны 14 ок-
тября 1932 г. как обязательный для новых заводов с момента ил пуска, а для действующил г*
дов с 1 января 1934 г.
УГОЛЬНИКИ НЕРАВНОБОКИЕ ОСТ 15

1 ЛЬ профилей 1 Вес пог. м в кг Размеры в мм . Площадь профиля F в см» Ось Х-Х Ось У-У OcbXt-.Xi Ось У,—Ух Ось U-U
В b d R г Jx в см* 1 3 1 5 п ’5 а Расот. центра тяж. у0 1 Гу1 min в см* 1 расст. центра тяж. х0 | /и min в см* 1 ru min в см Угол накл. оси tg а 1
10/7,5 10,6 8 13,5 135 3,16 65,0 2,19 266 3,11 113 1,88 35,4 1,62 0X8
13,1 100 75 10 10 3,3 16J 163 3,13 78,5 2,17 333 3,2и 143 1,96 42,6 1,60 0,545
15,5 12 19,7 19о 3,11 91,1 2,15 402 3,27 173 2,04 49,8 1,59 0,141
12/8 12,2 8 15,6 229 3,83 82,3 2,30 459 3,85 137 1,88 47,6 '1,75 0,438
15,1 120 80 10 п 3,7 19,2 279 3,8'1 99,6 2,27 575 3,93 173 1,96 57,7 1,73 0,436
17,9 12 22;8 326 3,79 116,0 2,25 692 4,01 210 2.04 66,6 1,71 0,432
13,5 8 17,2 297 4,15 118 2,62 683 4,08 195 2,11 66,5 1,97 0,471
13/9 16,7 19,8 130 90 10 12 12 4,0 21,3 25,2 362 424 4,12 4,10 4,08 143 167 2,59 2,57 731 879 4,16 4,25 245 297 2,19 2,27 81,4 94,8 1,95 1,94 0,469 0,467
22,8 14 29,1 484 189 2,55 1028 4,33 349 2,35 109 1,93 0,464
19,1 22,6 26,2 29.6 10 24,3 557 4,78 201 2,87 1120 4,81 335 2,35 115 2.18 0.439
15/10 150 _100 12 1Г 13 4,3 28Л 33,3 655 749 4,76 4,73 235 237 2Д5 2,83 1347 1575 4,9j 4,98 4о5 476 2,43 2,51 137 156 2,18 2,16 0,437 0,434
16 37,7 839 4,71 297 2,81 1804 5,06 549 2,58 175 2,15 0,430
27,4 180 120 12 34,9 1156 5,75 417 3,46 2325 5,79 695 2,82 240 2,62 0,440 0,438
18/12 31,7 35,9 14 14 4,7 40,4 1326 5,73 476 3,44 2717 2,87 816 2,9и 279 2,62
16 45,8 1490 5,71 532 3,41 3111 5,95 939 2,98 309 2,60 0,436
20/12 29,2 33,9 38,4 200 120 12 14 14 4,7 37,3 43,2 1546 1776 6,45 6,42 428 489 3,39 3,35 3188 372э 6,64 6,76 696 818 2,68 2,73 259 295 2,64 2,61 0,364 0,362
•16 49,0 1997 6,38 547 3,34 4264 6,80 941 2,84 331 2,6j 0,36s,

±2%

± 0,5 леи

± 0,75 „

-I- 0,75 — 1 .«
+ 1 - 1,25 .
+1,25- 1,5

+ 50 .и и
+ 100 „

Допускаемые Отклонение

1. По ширине полок;
при ширине До 50 мм
> . св. 50 „

2. По толщине полок:

при ширине больших полок до 50 мм включ.
" « " . от 55 ;.о 75 мм

” - - . . 80 „ 100 „

- - •• - » 120 „ 150 „

3. По длине у’ульникй^- ” св‘мн

с т.сфрезерованнцр..... аМИ длиной до 4 м

Фгезерованн"ми CBt ** •

4. По спецзаказам дли-судостроения может огоь_»

Примечание. Измерение толщины и ширины п

стоянии 700 .и и от конца у!Ьльнгка _’*"чся на рао

' "спуск по несу 5"'о
СССР Совет труда и обороны Всесоюзный комитет ло стандартизации ОБЩЕСОЮЗНЫЙ СТАНДАРТ ПО ОСТ 17
ШВЕЛЛЕРЫ Редакция 1933 г.

У. У

о г*

I— момент инерции
W— „ сопротивления
г —радиус инерции

}У. У

№ про- филей Вес 1 пог. м в кг Размеры в мм Плрщ Ось х—х Ось у—.у Ось Ji-Ji д ВС.М
h Ь d t Я г сечен F см* *х в см* в см* гх в см wy В СМ в см ГУ ‘ в см {у1 в см*
5 5,44 50 37 4,5 7,0 7,0 3,5 6,93 10,4 26,( ) 1,94 3,55 . 8,3 1 1,10 20,9 1,35
6,5 6,70 65 40 4,8 7,5 7,5 3,75 8,54 17,0 55,5 ! 2,54 4,50 • 12,0 । 1,19 28,3 1,38
8- 8,04 80 43 5,0 8,0 8,0 4,0 10,24 25,3 101,5 3,15 5,79 16,6 1,27 37,4 1,43
10 10,00 100 48 5,3 8,5 8,5 4,25 12,74 39,7 198,с 3,95 7,80 • 25,6 1,41 54,9 1.52
12 12,06 120 53 5,5 9,0 9,0 4,50 15,36 57,7 346,с 4,75 10,17 37,4 1,56 77,7 1,62
»: 14,53 16,73 140 58 60 6,0 8,0 9,5 9,5 4,75 18,51 21,31 80,5 87,1 563,7 609/ 5,52 5,35 13,01 14,12 53,2 61,1 1,70 1,69 107,1 120,6 1,71 1,67
16 ь 17,23 19,74 160 63 65 6,5 8,5 10,0 10,0 5,0 21,95 25,15 108,3 116,8 865,2 934,f 6,28 6,10 16,30 17,55 73,3 83,4 1,83 1,82 144,1 160,8 1,80 1,75
18 а Ь 20,17 22,99 180 68 70 7,0 9,0 10,5 10,5 5,25 25,69 141,4 Т369/) 6,84 20,03 21,52 111,0 1,95 189,7 йо,1 1,88 1,84
20 6 23,33 26JL 200 ^73_ 11,0 5,5 29J2 33,72 180,4 199,7 1804,0 1937,3 7,79 7,58 24,31 25,99 129.6 144,8 2,09 2,07 245,2 269,8 1,97 1.93
ь 26,54 29,99 220 77 79 8,0 10,0 11,5 11,5 5,75 33,81 38,21 223,4 239,6 2457,9 2в35,4 8,53 8,31 28,49 30,32 161,5 179,2 2,19 2,17 300,9 329,7 2,03 1,99
24 ъ с 26,85 29,78 33,54 240 78 80 82 7,0 8.5 10,5 12,0 12,0 6,0 34,21 37,93 42,73 254,3 270,0 289,2 3052,2 3240,4 3470,8 9,45 9,24 9,01 30,46 32,38 34,35 173,6 192,3 212,3 2,25 2,25 . 2,23 ; 324,6 353,1 2 385,9 2 >,10 1,06 ,02
а 27 b с , 30,83 34,11 33,35 270 62 84 86 7.5 9,0 11,0 12,5 12,5 6,25 j 39,27 43,45 48,85 323,4 342,9 • 367,2 ‘ 4362,1 4623.6 ; 4956,7 1 10,54 < 10,32 < 10,07 г ?5,52 17,60 59,65 : 215,6 237,2 260,1 2,34 < 2,34 3 2,34 4 193,1 2, 126,1 2, 64,2 2, ,13 ,09 - 04

ШВЕЛЛЕРЫ

№ про- филей Вес 1 пог. ж в кг Размеры в мм Плош. Ось х—х Ось у—у Ось У-У1 Zo в см
h ь d t R г в см* V7X в см3 в см* гх в см wy в см3 В СИ1 ГУ в см {у1 в см*
а 35,52 85 8,0 45,25 408,92 6132,9 11,64 41,73 264,2 2,42 476,5 2,17
30 ъ 39,16 300 87 9,5 13,5 13,5 6,75 49,89 433,2 6497,9 11,41 44,03 289,2 2,41 515,2 2,13
с 43,87 89 11,5 55,89 463,2 6947,9 11,15 46,38 315,8 2,о8 559,7 2.С9
38,70 88 8,0 49,30 489,5 8076,8 12,80 46.65 307,5 2,50 547,6 2,2 4
33 ь 43,88 330 90 10,0 14 14 7 55,90 525,8 8675,7 12,46 49,32 338.4 I 1 2,46 593,2 2,14
с 49,06 92 12,0 62,59 562,1 9274,7 12,18 51,81 367,9 1 2,43 64о,2 2,10
а 47,80 96 9,0 60,89 659,7 11874,2 13,97 63,54 •55,0 | 2,73 818,4 2,44
36 ь 53,45 360 98 11,0 16 16 8 68,09 7U2.9 12651,8 13,63 66,85 496.7 2,70 880,4 2,37
С 59,10 100 13,0 75,29 746,1 13429,4 13,36 70,02 536,4 1 2,67 947,9 2,34
а 58,91 100 10,5 75,05 878,9 17577,9 15,30 78,83 592,0! 2,81 1057,7 2,49
40 ь 65,19 400 102 12,5 18 18 9 83,05 932,2 18644,5 14,98 82,52 649,3 1 2,78 1135,6 2,44
с 71,47 104 14,5 91,05 985,6 19711,2 14,71 86,19 687,8 2,75 1220, 2,42

Таблица допусков

Длина Высота Ширина Толщина
при заказе в опре- деленных длинах при заказе в опре- деленных длинах с фрезерованными концами
До 6,5 м Свыше 6,5 ж + 50 + 100 Для всех длин + ю До 200 мм Свыше 200 и до 400 мм 1 ± 2 ± 3 Допуски по ширине и тол- щине проф ля не игеду<ма- триваюгся. Отклонение в ве.е каидой партии не должно превышать ± 5°/0

Примечание. Отклонение в размерах (допуски) выражено в миллиметрах
СССР

Совет труда и обороны
Всесоюзный комитет
по стандартизации

ОБЩЕСОЮЗНЫЙ СТАНДАРТ

Сталь прокатная
БАЛКИ ДВУТАВРОВЫЕ

Сортамент

г — момент инерции

W —

сопротивления

ОСТ 16

Редакция 1932 г.

х — радиус инерции

S —статический момент полусечеяпи

№ профилей 1 Вес 1 пог. м в кг Размеры в мм Площадь се- чения F в см' Для О 1 сей 7# профилей |
h b d t J? r х — х У—У
в см* в сл<* в см rX'SX 1У в см* *У в см' ГУ в см
10 11,2 100 68 4,5 7,6 6,5 3,3 14,3 245 49 4,14 8,59 33,0 9,72 1,52 10
12 14,0 120 74 5,0 84 7,0 3,5 17,8 433 72,7 4,95 10,3 46,9 12,7 1,62 12
14 16,9 145 80 5,5 9,1 7,5 3,8 21,5 712 102 5,76 12,0 64,4 16,1 1,73 14
16 20,5 160 88 6,0 9,9 8,0 4,0 26,1 1 130 141 6,58 13,3 93,1 21,2 1,89 16
18 24,1 180 94 6,5 10,7 8,5 4,3 30,6 1 660 185 7,36' 15,4 122 26,0 2,00 18
ол 3 27,9 200 100 7,0 H.4 9,0 4,5 35, & 2 370 237 8,15 17,2 158 31,5 2,12 3 ал
20 ь 31,1 200 102 9,0 11.4 9,0 4,5 393 2 500 250 7,96 16,9 169 33,1 2.U6 ь 20
99 3 33,0 220 iio 7,5 12,3 9,5 4,8 42,0 3 400 309 8,99 18,9 225 40,9 2,31 з «л
22 ь 35,4 220 112 9,5 12,3 9,5 4,8 46,4 3 570 325 8,78 18,7 239 12,7 2,27. b 22
94 а 37,4 240 116 8,0 13.0 10,0 5,0 47,7 4 570 381 9,77 23-7 280 48,4 2,42 я ол
24 Ь 41,2 240 118 10,0 r£0 10,0 5,0 52,5 4 800 400 9,57 2j,4 297 5J.4 2,38 ь24
27 а 42,8 270 8,5 13,7 10,5 5,3 54,6 6550 485 10,9 .23,3 345 56,6 2,51 а п-
2'ь 47,1 270 10,5 13,7 10,5 5,3 60,0 6 87U 599 10,7- 22,9 366 58,9 2,47 ь2'
а 48,0 300 126 9,0 14,4 11,0 5,5 61,2 8 951 597 12,1 25,7 403 63,5 2,5*
зоь 52,7 300 128 11,0 14,4 11,0 5,5 67,2 9 403 627 11,8 25,4 422 65,9 2,50 ьзо
с 57,4 300 130 13,0 14,4 11,0 5,5 73,2 9 850 657 11,6 25,0 445 68,5 2,46 с
33 ь 53,4 330. 130 9.5 15,0 11,5 5,8 68,1 11900 721 13,2 28,3 430 70,7 2,6?
58,6 33i) 132 11,5 15,0 11,5 5,8 74,7 12 503 757 12,9 27,9 484 7d,4 2,35 Ь 33
с 63,8 330 134 13,5 15,0 11,5 5,8 81,3 13 100 794 12,7 27,5 510 76,1 2,51 с
а 59,9 3S0 136 10,0 15,8 12,0 6.0 76,3 15 760 875 14,4 30,7 552 81,2 2,69 а
36b 65,6 360 138 12.0 15,8 12,0 6,0 8 J,5 16 53J 919 14,1 3J,3 582 84,3 2,64 Ь36
с 71,2 360 140 14,0 15,8 12,0 6.0 90,7 17 310 962 13,8 29,9 61-2 87,4 2,63 с
№ про* фвлей 51 S'" 0 П Разм еры в мм Площ. сечен. Г в см* Для осей № профилей
h ь d t R г X — X У
I в см* Wx в см* ГХ в см Л- W У в см* гу в см
а 67,6 400 142 10,5 16,5 12,5 6,3 86,1 21720 1090 15,9 34,1 660 93,2 2,77
40 Ь 73,8 400 144 12,5 16,5 12,5 6,3 94,1 22 780 1 140 15,6 33,6 G92 96,2 2,71 Ь 40
с 80,1 400 146 14,5 16,5 12,5 6,3 102,0 23 850 1190 15,2 * 33,2 727 99,6 2,65 с
80,4 450 150 П,Б 18 13,5 6,8 102 32 240 1430 17,7 38,6 855 114 2,89
45 b 87,4 450 152 13,5 18 13,5 6,8 111 33760 1500 17,4 38 894 118 2,84 Ь 45
с 94,6 450 154 15,5 18 13,5 6,8 120 35 280 1570 17,1 37,6 938 122 2,79 с
93,6 500 158 12 20 14 7,0 119 46 470 1860 19,7 42,8 1 120 142 3,07 а
50 Ь 101 600 160 14 20 14 7,0 129 48 560 1940 19,4 42,4 1 170 146 3,01 Ь 50
4 109 500 162 16 20 14 7,0 139 50 640 2С&0 19,0 41,8 1 220 151 2,90 с
а 105 550 166 12,5 2J 14,5 7,3 134 62870 2290 21,6 46,8 1370 16$ ‘ 3,19 а
55 b 114 550 168 14,5 2*1 14,5 7,3 145 65 640 2390 21,2 46,4 14,20 170 3,14 Ь 55
с 123 550 170 16,5 21 14,5 7,3 156 68 410 2 490 20,9 45,8 1 480 175 3,08 с
а 118 600 176 13 22 15 7,5 151 83 860 2800 23,5 51,8 1700 193 3,36 а
60 Ь 128 600 178 15 22 15 7,5 163 87 460 2920 23,2 50,7 1770 199 3,30 Ь 60
с 137 600 180 17 22 15 7Л 175 91060 3 040 22,8 50,2 1840 205 3,24 с

Допускаемые отклонения:

по высоте (размер Л), измеряемой

по средней линии стенки
для балок до № 20......................................................± 2мм

.. , свыше №20 до №40.....................................±3.

. „ свыше №40.......................................-....±4,

по весу............................................................ - - ± 5*/.

Для оговоренной в заказе длины ггои нефрезерованных концах
и длине до 6,5 м .......... .............. + 50 мм

и свыше 6,5 м.......................................4- 100 »

при фрезерованных концах.................................... ..........+ 10 .

Допускается уклон наружных граней полок до............................ 1,25*/«
— Центральный институт промышленных соору- жений ПРОЕКТ СОРТИМЕНТА ТАВРОВЫХ ПРОФИЛЕЙ Сектор металло- конструкций
н-—1 ifi 1 Ifri 1 ♦ h-1 Т /— момент инерции ц т — радиус инерции Z — расстояние до центра тяжести
№ Размеры в мм в см3 G в кг Z в см Ось х — х Ось у—у
h b d t 7? Г\ г- 1 Гх У гу
10 100 130 7,0 9,4 9 3,5 3,31 18,79 14,75 3,18 143,9 2,77 146,3 2,79
11 ПО 140 7,5 10,2 10 3,75 3,60 22,05 17,31 2,40 205,3 3,05 198,6 3,00
12 123 155 8,5 П.2 11 4,25 3,94 26,95 21,16 2,64 300,3 3,34 295,7 3,30
13 130 170 9,0 12.2 12 4,5 4,28 31,77 24,94 2,81 408 3,58 424 3,65
14 140 185 9,5 13,2 13 4,75 4,61 36,96 29,01 2,98 542 3,83 590 4,00
15 150 195 13,0 14,0 14 5,0 4,91 41,48 32,56 3,20 702 4,11 734 4,21
16 160 210 10,5 15,0 15 5,25 5,24 47,40 37,21 3,36 901 4,36 981 4,65
17 170 220 11,5 15,8 16 5,55 5,54 53,26 41,81 3,66 1169 4,69 1191 4,78
18 180 235 12 16,8 17 6,03 5,83 59,93 47,05 3,86 1457 4,93 1641 5,07
19 190 . 250 12,5 17,8 18 6,25 6,21 67,01 52,60 3,99 1795 5,18 1963 5,41
23 200 260 13,5 18,6 19 6,75 6,61 73,93 58,04 4,29 2238 5,50 2310 5,59
22 220 285 15,0 20,5 20 7,50 7,19 89,50 70,25 4,75 3300 6,07 3369 6,13
24 240 310 16,5 22,3 22 8,25 7,83 1С6,45 83,56 5,22 4398 6,64 4104 6,65
ЗАКЛЕПКИ С ПОЛУКРУГЛОЙ ГОЛОВКОЙ ДИАМЕТРОМ ОТ 10 ДО 38 мм
(ОСТ 301)

Диаметр непоста- вленной заклепки “ 9,5 11,5 13,5 16,5 19 22 1 25 28 31 34 37
Допуск, отклонения в диаметре заклепки анаиб 9,6 11,6 13,6 16,6 19,4 22,4 25,4 28,4 31,4 34,4 37,4
^наим 9,3 11,3 13,3 16,3 18,9 21,9 24,9 27,9 30,9 33,6 36,6
Размеры головки D 17 21 24 29 34 39 44 50 55 60 65
h 6 8 9 10 12 14 16 18 20 22 24
R 9 11 12,5 15,5 18 20,5 23 26 29 32 34
0,5 0,5 0,5 1 1 1 1 1,5 1,5 1.5 1.5
Диаметр отперстив под заклепку 10 12 14 17 20 23 26 29 32 35 38
1 ю зак/п — 0- -td- i i i L-H ?nok I t 20 22 24 26 28 30 32 35 38 40 42 45 48 5J 52 55 58 60 65 70 75 24 26 28 •30 32 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 61 «5 75 28 30 32 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 65 70 75 80 85 90 95 100 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 CO 65 «0 75 80 8c 90 95 100 40 42 45 48 50 52 55 58 6J 65 70 75 8j 85 90 95 100 no 11'0 130 140 150 48 50 52 55 58 60 65 7J 75 80 85 90 95 100 110 120 130 14) 150 16) 170 180 52 55 58 6j 65 70 75 80 85 90 95 1U0 110 120 13J 14') 150 160 170 180 60 65 70 75 80 85 90 95 100 110 120 130 140 15J 16J 170 180 65 70 75 80 85 90 95 1OJ 110 120 13J 140 150 16J 170 180 70 75 80 85 90 95 luO no 12J 130 140 15) 160 170 180 190 200 75 80 85 90 95 luO no 120 130 140 150 160 170 180 190 2 JO
1. Материал—сталь. 2. В случае крайней необходимости применять заклепки, длины которых не содержатся в данной таблице, рекомендуется для заклепок длиной до 100 мм включительно, выбирать ллины из ряда и»л х чи^ел с окончанием на 2, 5 и 8, а дли заклепок длиной свыше 1и0 мм — с оконча- нием на 5 и нуль. 3. Конусность на стержне допускается на длине приблизительно 59 .«.и, считая от конца стержня. 4. Пример обозначения стальной заклепки с полукруглой головкой диаметром 23 мм, длиной 110 мм. Заклепка полукруглая стальная 23\11С (ОСТ 301).
ЗАКЛЕПКИ С ПОТАЙНОЙ ГОЛОВКОЙ ДИАМЕТРОМ ОТ 10 ДО 33 мм
(ОСТ 302)

Диаметр непоста- вленной заклепки d 9,5 11,5 13,5 16,5 19 22 25 28 31 34 37
Размеры головки « 75е 60’ 45е
D 15,2 18,5 22 25,0 30 35 39,5 39,5 44 48 52,5
li 3,8 4,6 5,4 7,5 9,5 11 12,5 14 15,5 17 18,5
Диаметр отверстия под заклепку 10 12 14 17 20 23 26 29 32 35 38
Дли/ /азак) —4— г-н 1 1 -1- lemkl ч г 26 28 30 32 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 60 65 70 75 30 32 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 60 65 70 75 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 42 45 48 50 52 55 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 48 50 52 55 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 ПО 120 130 140 150 55 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 ПО 120 130 140 150 160 170 180 60 65 70 75 80 85 90 95 100 ПО 120 130 140 150 160 170 180 75 80 85 90 95 100 ПО 120 . 130 140 150 160 170 180 80 85 90 95 100 ПО 120 130 140 150 160 170 180 85 90 95 100 ПО 120 130 140 150 160 170 180 190 200 1 90 95 100 ПО 120 130 140 150 160 170 180 190 200

1. Материал — сталь.

2. В случае крайней необходимости применять заклепки, длины которых не содержатся
в данной таблице, рекомендуется для заклепок длиной до 100 мм включительно выбирать длины
из ряда целых чисел с окончанием на 2, 5 и в, а для заклепок длиной свыше 100 мм — с окон-
чанием на 5 и нуль.

3. Конусность на стержне допускается на длине приблизительно 50 мм, считая от
конца стержня.

4. Допускаемые отклонения в диаметре заклепки см. ОСТ 301.

5. Пример обозначения стальной заклепки с потайной головкой диаметром в 23 мм длиной
110 мм. Заклепка потайная стальная 23X110 (ОСТ 302).
Диаметр непоста- вленной заклепки d 9,5 11,5 13,5 16,5 19 221 125 28 | 31 34 37
Размеры головок « 75’ 60’ 45’
D 15,2 18,5 22 25 30 35 39,5 39,5 44 48 52,5
h 3,8 4,6 5,4 7,5 9,5 11 12,5 14 15,5 17 18,5
m 1,7 2 2,5 3 3,5 4 4* 5 5,5 6 6,5
R 18 22 25 28 34 40 48 42 46 50 56
Диаметр отверстия под заклепку 10 12 14 17 20 23 26 29 32 35 38
Длине ч-рЬ. 1 заклепок I 1 26 28 , 30 32 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 60 65 70 75 30 32 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 60 65 70 75 35 38 40 42 45 48 50 52 55 58 60 ‘65 70 75 80 85 90 95 100 i 42 45 48 60 62 55 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 48 50 52 56 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 110 120 130 140 150 55 58 60 65 70 75 80 85 90 95 100 110 120 130 140 150 160 170 180 60 65 70 75 80 85 90 95 100 110 120 130 140 150 160 170 180 75 80 85 90 95 100 no 120 130 140 150 160 170 180 80 85 90 95 100 110 120 130 140 150 160 170 180 85 90 95 100 110 120 130 140 150 160 170 180 190 200 90 95 100 110 120 130 140 150 160 170 180 190 200
— JJ- 1 i i 1

1. Материал — сталь.

2. В случае крайней необходимости применять заклепки, длины которых не содержатся
в данной таблице, рекомендуется для заклепок длиной до 100 мм включительно выбирать длины
из ряда целых чисел с окончанием на 2, 5 и 8, а для заклепок длиной свыше 100 мм — с окон-
чанием на 5 и 8. 3 4 5 *

3. Конусность на стержне допускается на длине приблизительно 50 мм, считая от конца
стержня.

4. Допускаемые отклонения в диаметре заклепки см. ОСТ 301.

5. Пример обозначения стальной заклепки с полупотайной головкой диаметром 23 мм

длиной ПО мм. Заклепка полупотайная стальная 23X100 (ОСТ 303).
ТАБЛИЦА ЗНАЧЕНИЙ РАДИУСОВ ИНЕРЦИИ ОСНОВНЫХ СЕЧЕНИЙ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ

у rx-0.30h -111 Ъ Гу = 0.30b 4EL1 r2=O.195h —1 'ь к- у 1 [ rx - 0.40h J □ k ZJ Г t \Гу=0.60Ъ Ь к ЙДТ rx. = 0.41h гу = 0.22b yi
zt-T rx-O.32h Л fa гу = 0.28b Лк I b i““T rx*o:45h ^2 ry--0.235b .L ! Гу-0.44b i У, н Т j |Т^ rx^o.32h : JL1 ry = 0.49b
т C±J_1 ' х~ nt ь 1 “I rx-0.30h У Гу = 0,215b ь 1Г 1 rx=044h (У j It j i k> J ! \^Lr^0.32h LLJ ry^0.58b У *< TlJjFT rx=0.29h гу = о.5оь
yi Гу = 0.20 b € У ^hr^0.43h _J JL ry»0.43b (,-J j "Jlfr = 072h |Z_Z>_J ry -0.40b тт Х Ь- -Да =0.29h , ILL Гу = 045Ь \-ь J у
, b Tt-4 У 'rx = 0.28h rv 0.24 b 4—Г. rx-0.39b tai лТЙ rx,038h —E Гу = 0.21b У У- ГХ-О.29Ъ \^Гу--0.29Ь
Рр-|л rx^0,30h L_i ry = Qj7b iy -kr % _ - y-j-- 1I~A О*. ~ 0.24 hep tpj-f Гу=0.41Ьср
х-4-лГ r,-0.4Zh Ж rWZb хТ-ь -Пр^4'* jj i I—1 r^--0J2b k-—Ь —J
rx-076h 1 I AJ_ ry = 0.21b fIi[ г, = а«л ж У _Г_|_.Т^/^=С4^Л •*L_lJ-L Гу-0.38 b fa г -0250
Jj.г Пг-J-L Гу-0.21b zLAJ rz*0M5h Т~тл1 гх = 0.365h L—t ry* 0.275b У У, *t |г"А| rx=0.37h I -iJLr JYk $ £
1# К Лн-ДТл’йлл 1 |У -ДТгтл"u3Sh tjT|u_L ry=053b -UU7
У z”TT r-045h l-RU-J. Гу^0Я4Ь —1 b k- ‘J У —г гх=а»л ~~A Гу-079b b к К-Э-г. Гт =0.40h 32-Г"Ь Гу=0.24Ь

Примечание. Сечения, помеченные буквой К, даны в американском сортаменте.
3

Ц)?-!
wV-в см2

1 1111111 г

IIIKIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIIII

График заёиси.^

между „u)Y“u Г

IIHIBHIIIHIII Klllllllllllllll mi
ifflllin»lllll IHIIIIIIIIIIIIII Illi
1111211111121111 IIIMIIHIIIIIIII Illi

сжатых стер.

60\

1М!Н8!к?!Н||й|!

IIIIIIIIIII

и)—Площадь сечения уг/

V — Коефиц. продольного в

IIHHHIKUIIH2I
S^HIIHIIknilllL______

lin^'IIHIkUHIhHHIHHI

С — Расчетная длина стер

miimwiikuiiiMiiiiiHuiiiiiiiii
11ь!11111КЧ1Н11111кЯ11111НГ--

IIIIINIIIlkMkUI
MIIIIKIIIIIIi^ll

Illi
Illi

50\

IIK'HINIIIIIHNIII
s'uiKimiiiihwiii
IIK2lll2<KlllllkS;ll

ЯНН
IHII
II3II
III2I
Hlk

jlllllimNWlhlNIIIIIIkl
!!!!!111швш1111кшнш1

ж н

IHIIHHI
HHIIHII
nirimi
HHiMiii

2 неравнобоких

уголка
(OCT-15)

smiiiiiiiiksiNiiiimMiiiiii
!!!!Ии>н111шмн11№111111

MIIIHIIIIIIIIIIIIIIII

40\

iiiHiiiiiiiiiiiiuiiiiii'iiuii 1«Й11Я?ЙИЙНЙИ!|

miiHikwiiiHS'iiHiNHii г----------1

llll^llllKUIIIIkJIIEILHVI

111Н1Н21|Н21НН1кЛ11ШКкН11Н2111к
|lllllHllhMlkMHHI?r....

u№-6 см2

N
11! м 111

Х=120

зс'

lllllll

;шки1111шн11№мшкш111

II 11ННННкинГ|№НН^21Н1ШкМ111ПНк.,!ЗН1

iiikHi

IIIHIIkUIKI

iS'llil
IIIK3I

IEMIIIIIKU2IIIII?2IIICIL42IIIIII
1Н12Ш1НН1Ш11№ШМВ№Ш11

Кривые продолжены

до. гибкости Х—200

iiiiiiiiiiiiii!iiii

-о метрах

Ш Ж HrrUFIIIIIIIIIIIII г

График зависим. между
окат, стержней
и)—Площадь сечения уголков
Ч—Ковфиц. продольн. изгиба
с—Расчетн. длина стержня
«ПГ"

iiiiiiiiiiHiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiiMiiiiiiiiiiiiiii

в»

!!!!!!!!!!!!!!!!!!№»! вИЯВДИ

2 неравно&оких уголка
(ОСТ-15).

iniiiuT^iiih^iiiiiiiiiiiiiiii inHiiiiiiiiiiiijIiiiiii
|||||iiii№s"!iil!!llil ili!lin"lllllllilli!'|||

----------

I 11111 Пт

!!!11Ш111111П№№'1111№:

!!!!i>:!Hi!iiiiiiiii:4iiiiiinhHiiiiiKMiiiiiikS!iiiiiiii^MiiiiiiL4uiiiSh
!!!!!!!!!!!:niimiiii:4iiiiiiiiKMiiiik:uiiiiiiK<4iuiii^4iiii^?uimi^
!!!!Hlllllllllii

LMii.:!miiiiini:!Hiiiisiiiiiiiisuiiii№3iiiiiiiib;Hiiiiini
lllllllllhBZMIIIIIIIiZ’llllfe’lllllllh’IIIIIIIK’IIIIIIIK’llllll
iiiiiiiiiiii№^2:miiiiH:4iK!iiiiiiiKHiiiii№iiiiiiiii:i»>

ISiHlllllinililllrii

продолжены до
гибкости Л=2оо

iihhiiuk ’ll
iiiiiiiiiiii № :!iiiiiii№iii:4iiiiiii^:HiiiiL........

iiiiiiuiiii in iiii:«uiiiiiii!iii;Miiiiii;^'iiiiiiih'
:===?”HIII HI IIIIIHK'IIIIIIHUliZUlimi^Wlliu
iniiiiiip: ”i iiiiiiiiiiiiHiiiih:iiii»suiiii№|H

lllrifflTtmtttttlit

4 5

б в мстран —
iiiiim^iimiiiiii
llllllllKIIIIIIIIII
llllllllllklllllllll
UIIIIIIIIL1IIIIIII
KMIIIIIIIIMIIIIII
IIIIMIIIIIIIMIIIII
MIIhMIIIII----------
ikMIlir

График заВисимости

между „(хТ?*и 8

сжатых стержней

со

со— Площадь сечения уголков

№4IIINIIKIIIIIIIIIIIIII

1Н1Л1ШНШ

!!!

'lllhllllllllll

iMIIHIILIIIIIMIIIMIIII
1КМ1КЧМИ1Г------------

!!!

пни

iiNmwiiiHiiii

ЛИП

Hill
!!!!!

I IIHMIKCVIIII
I ВМШНКМ11
I МПНШкЧЧ!
I 1Н1МШШ1
i imuuiiLw

IIVIII

IBlIIHIIll

IIIMIIkllllllll

IIIB1IBIJI
iimuiBj

IIIIBI

iiibiiI

III

IIIIINIMIIN

Ml IklinilBII
IM ИСИ1А1Ш
111 Н1М11Ш1

W— Коефициент продольного изгиба
Г —__~ 21_________- .__

С — Расчетная длина стержня

2 неравнобоких

уголка

(ОСТ-15)

смг

+WH

Л=150

И11111ИЧИН

1Ш1ШШП 1ЖШ

liiih'HBHiiiLimMciimml

кмн1тшнтм1ш»ш1
imMiimMiiiMHitniiiMi

'Ш11ЖШ1ШЧ1№1М11ШШ1111Ш
1Ш1ШП^М111\'МВ1М1Ч11М1М11П11Й
KhSWIIhMIILWIMHIIIMr--------!l

к=120

С-в метрах —

lllllllltlllHi

Приложение Vli!

График 1

Ролю с зоделоннЬипи стоиками
'О,40°ГТТТУТ\ I I Г ГГТТ1 I I I I П I 1~гт

9 nn$vdj