Текст
90 к.
ЛЕГКИЕ
КОНСТРУКЦИИ
СТАЛЬНЫХ
КАРКАСОВ
ЗДАНИЙ
И СООРУЖЕНИЙ
БИБЛИОТЕКА СТРОИТЕЛЯ
М. М. САХНОВСКИЙ, д-р техн, наук
ЛЕГКИЕ
КОНСТРУКЦИИ
СТАЛЬНЫХ
КАРКАСОВ
ЗДАНИЙ
И СООРУЖЕНИЙ
КИЕВ «БУД1ВЕЛЫЧИК» 1984
38.54
С22
УДК 624.014
Легкие конструкции стальных каркасов зданий и сооружений / М. М. Сахнов-
ский.— К.: Буд1вельник, 1984.— 160 с.
Приведены данные по выбору экономичных марок сталей и профилей металло-
проката для легких стальных конструкций из тонкостенных и широкополочных
двутавров и тавров, сварных труб и гнутосварных профилей, профилированных
настилов и др. Рассмотрены конструктивные решения и расчет легких покрытий,
ферм, тонкостенных и перфорированных балок, легких стоек и колонн, а также
балок для подвесного транспорта.
Даны примеры расчетов элементов и узлов легких стальных конструкций с при-
менением методики расчета и конструирования по СНиП Н-23-81.
Нормативный материал дан по состоянию на 1 января 1984 г.
Для инженерно-технических работников проектных и строительных организаций.
Табл. 38. Ил. 64. Библиогр.: с. 160.
Рецензенты: чл.-кор. АН УССР, д-р техн, наук, проф. В. Н. Шимановский,
д-р техн, наук, проф. В. В. Трофимович
Редакция литературы по специальным и монтажным работам в строительстве
Зав. редакцией инж. Н. А. Логинова
библиотека строителя
Михаил Михайлович Сахновский,
д-р техн, наук
ЛЕГКИЕ КОНСТРУКЦИИ СТАЛЬНЫХ КАРКАСОВ
ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
Редактор Т. Ю. Копачевская
Художественный редактор Н. С. Величко
Технический редактор О. Г. Шульженко
Корректор Н. Н. Басенко
ИБ № 2032
Сдано в набор 12.04.84. Поди, в печ. 16.11.84. БФ 10374. Формат 60Х90’/1б- Бум. тип. Ns 2.
Гарн. лит. Печ. выс. Усл. печ. л. 10. Усл. кр.-отт. 10,57. Уч.-изд. л. 11,07. Тираж 8000 экз.
Изд. № 426. Заказ 4—1466. Цена 90 к.
Издательство «Буд1вельник». 252053, Киев-53, Обсерваторная, 25
Киевская фабрика печатной рекламы им. XXVI съезда КПСС. 252067, Киев-67, Выборгская, 84.
3202000000—096
с------------— 20.84
М203(04)—84
© Издательство <Буд1вельник», 1984
ВВЕДЕНИЕ
К легким конструкциям стальных каркасов промышленных зда-
ний и сооружений относят несущие конструкции пролетами 12
30 м, несущие ограждающие конструкции кровли и стен массой
1 м2 40—60 кг в зданиях бескрановых или с подвесными кранами
грузоподъемностью до 5 т, а также с мостовыми кранами грузо-
подъемностью до 20 т.
Появление качественно новых легких несущих стальных кон-
струкций связано, в первую очередь, с разработкой и внедрением
в промышленное строительство легких ограждающих конструкций
кровель и стен из оцинкованного профилированного настила или
асбестоцементных волнистых листов с легкими утеплителями из пе-
нопласта, шлаковаты и др. Применение таких ограждающих кон-
струкций позволило значительно снизить постоянные нагрузки на
несущие конструкции и металлоемкость последних.
По степени индустриальности легкие стальные конструкции
можно разделить на две основные группы:
комплектной поставки по типовым проектам каталога унифици-
рованных зданий из легких металлических конструкций и другим
типовым проектам, утвержденным Госстроем СССР (изготовляются
на высокомеханизированных поточных линиях специализирован-
ных заводов Главспецлегконструкции и других производственных
объединений);
индивидуальные для нетиповых зданий с легкими ограждающи-
ми конструкциями (изготовляются на заводах металлических кон-
струкций общего назначения, что несколько увеличивает их трудо-
емкость и стоимость).
По конструктивным схемам можно выделить следующие типы
легких несущих металлических конструкций:
плоские — фермы из труб, гнутосварных профилей, одиночных
уголков, с поясами из тавров и двутавров; тонкостенные, перфори-
рованные и биметаллические балки; рамы со стойками и ригелями
коробчатого сечения;
пространственные — перекрестные фермы и балки;, структуры
со стержнями из труб, гнутосварных профилей, уголков.
Легкие несущие стальные конструкции целесообразно приме-
нять для зданий с легким и средним режимом эксплуатации и сла-
боагрессивной средой (учитывая тонкостенность элементов кон-
струкций) .
Оптимальное конструктивное решение строительных стальных
конструкций должно удовлетворять трем главным условиям: мини-
1* 3
мальной металлоемкости; минимальной стоимости; высокому уров-
ню технологичности.
Металлоемкость и стоимость легких несущих металлических
конструкций покрытий промышленных зданий приведены в табл. 1.
Плоские легкие несущие стальные конструкции по удельному
расходу (на 1 м2) металла и стоимости более экономичны, чем про-
странственные.
Таблица 1. Металлоемкость и стоимость легких несущих металлических
Стропильные фермы
Наименование показателей из уголков из круглых труб с поясами из тавров
Расход металла на 1 м2, кг 17,7 IV 16,7
18,5 16,4 17.1
Стоимость 1 т (на стадии монтажа), руб. 309 305 329 326 306 300
Удельная стоимость 1 м2 (на стадии мон- 5,48 5,17 5,12
тажа) 5,64 5,34 5,14
Примечание. В числителе приведены данные для пролета 18, в знаменателе — 24 м.
Для повышения степени индустриальности, снижения трудоем-
кости и сокращения сроков изготовления и монтажа каждый про-
ект легких металлических конструкций должен быть отработан на
технологичность. При этом технологичным конструктивным реше-
нием будет такое, которое обеспечивает наиболее простые, быстрые
и экономичные изготовление, транспортирование и монтаж, а так-
же экономичную эксплуатацию при обязательном соблюдении тре-
бований надежности (по прочности, устойчивости), стойкости про-
тив коррозии и указаний соответствующих нормативных докумен-
тов [21].
Понятие технологичности строительных металлических кон-
струкций по аналогии с машиностроением можно определить как
совокупность свойств, проявляемых в возможности минимальных
затрат труда, средств, материалов и времени при изготовлении,
транспортировании, монтаже и эксплуатации сооружений.
Уровень технологичности определяется количественными и ка-
чественными признаками и сравнением их с аналогичными призна-
ками изготовленных ранее конструкций.
Основными количественными характеристиками технологично-
сти являются трудоемкость и стоимость на стадиях изготовления
и монтажа. Дополнительными количественными характеристиками
технологичности могут быть: удельные (на 1 т) показатели коли-
чества наплавленного металла заводских и монтажных сварных
швов, деталей, уровень механизации сварки и др.
Отработка на технологичность проектов несущих легких сталь-
4
них конструкций по количественным и качественным признакам
может быть осуществлена по схеме, приведенной на с. 6—7.
При отработке проектов стальных конструкций со сварными
соединениями на технологичность следует учитывать также наибо-
лее общие условия и требования:
I. Конструктивная форма должна обеспечивать наименьшие
стоимость и расход (в «черной» массе) металлопроката. Этого
конструкций [15]
Тонкостенные балки Рамные конструк- ции Пространственные конструкции
с ребрами жесткости без ребер жесткости складча- тая структура «Кисловодск» структура на ванной сварке (ЦНИИСК) структура из уголков
18,1 19,7 29,8 22,7 19,1 — —
— — 31,5 23,4 25,7 18,5 24,2
302 294 — — 630 — —
— — — — 545 320* 268"
5,46 5,79 — — 12 — —
— — — — 14 6ДЮ 5ДИ
можно достичь как снижением массы отдельных деталей, так и
применением наиболее экономичных марок стали и категорий по-
ставки, эффективных прокатных профилей стандартных длин (или
их долей) и рационального раскроя металла (с минимальными не-
используемыми отходами);
II. Конструктивное решение должно содержать необходимые
предпосылки для повышения скорости, снижения трудоемкости и
стоимости переделов изготовления и монтажа каркаса сооружения.
К таким предпосылкам относятся:
наибольшая типизация отправочных элементов и нормализация
деталей по стандартам заводов-изготовителей конструкций, что
обеспечит изготовление на поточных линиях;
максимально возможный перенос трудоемких операций сборки
и сварки элементов с монтажной площадки на заводы-изготовите-
ли, т. е. поставка укрупненными отправочными элементами в преде-
лах наибольших габаритов для грузов, перевозимых по железной
дороге;
возможно больший перенос трудоемких операций сборки и свар-
ки монтажных соединений с «верховых» работ (в проектном поло-
жении) на «низовые» — на площадках укрупнительной сборки, т. е.
применение скоростных способов монтажа — поточно-блочного и
конвейерного;
применение передовой техники и технологии изготовления и
монтажа — автоматической и полуавтоматической сварки, механи-
зированной кислородной резки, кондукторной сборки и образования
5
монтажных отверстий для болтовых соединений, крупноблочного и
безвыверочного монтажа и др.;
III. Конструктивные решения должны обеспечивать при изготов-
лении и монтаже условия, необходимые для получения высокого
качества и надежности сварных и болтовых соединений (путем
расположения сварных швов и болтов в удобных для производства
работ местах, доступных для контроля как в процессе изготовления
и монтажа, так и при эксплуатации сооружения).
Отработка строительных сварных сталь -
по изготовлению по транспортированию
Минимум Максимум
расхода и стоимости металлопроката в «черной» массе (до обработки деталей) трудоемкости всех переделов изготовления сварочных деформаций и напряжений от заводских соединений стандартных размеров металлопроката для раскроя деталей условий для механизации технологических процессов изготовления применения поточных линий условий для соблюдения точности геометрической формы и размеров элементов учета допусков на металлопрокат и изготовление деталей и отправоч ных элементов переноса сборочно-сварочных операций на завод-изготовитель
Минимум Максимум
стоимости транспортирования от завода-изготовителя до места монта- жа предохранения от погнутостей, рванин и других нарушений формы и целостности элементов при транспортировании укрупнения отправочных элементов использования грузоподъемности подвижного состава (вагонов, авто- транспорта и др.) предпосылок для изготовления и отгрузки конструкций по ходу мон- тажа
IV. Конструктивная форма должна обеспечивать условия для
выполнения сварки всех заводских и монтажных соединений с ми-
нимальными остаточными напряжениями и деформациями, которые
зависят не только от технологии сварки (режима, последователь-
6
ности), но и от типов и размеров сечений сварных швов, располо-
жения их в конструкции. Особенно велики остаточные сварочные
напряжения в местах пересечения швов, значительные сварочные
деформации возникают при несимметричном расположении угло-
вых сварных швов, когда сумма статических моментов площадей
поперечных сечений противоположных швов относительно ней-
тральной оси не равна нулю.
V. Конструктивные решения должны предусматривать рацио-
ны* конструкций на технологичность
по монтажу
по эксплуатации
Минимум Максимум
Минимум Максимум
нальную разбивку конструкций на транспортабельные отправоч-
ные и крупноблочные монтажные элементы при максимально воз-
можном (по условию транспортабельности) объеме сборочных и
сварочных работ на заводе-изготовителе. Отработка этого условия
7
часто затруднена необходимостью соблюдения двух противореча-
щих друг другу требований — отгрузки с завода-изготовителя наи-
более укрупненных элементов и максимального использования гру-
зоподъемности подвижного состава, что обеспечивается погрузкой
в один вагон большого количества мелких элементов (например,
структурных конструкций). Оптимальная увязка этих требований
может быть достигнута соответствующими технико-экономическими
расчетами с учетом фактора времени, особенно при монтаже.
VI. Конструктивные формы элементов и узлов должны учиты-
вать допуски на прокатку металла, изготовление и монтаж сталь-
ных конструкций, а также на общестроительные подготовительные
работы, предшествующие монтажу. Невыполнение этого условия
влечет за собой необходимость производства трудоемких и дли-
тельных подгоночных работ, снижение темпа и ухудшение качест-
ва монтажа.
В некоторых случаях целесообразно применять монтажные уз-
лы, обладающие компенсационной способностью погашать неточ-
ности в размерах и форме соединяемых элементов. Однако иногда
следует оговорить в проекте требования повышенной точности к из-
готовлению отправочных элементов (фрезеровка торцов, образова-
ние монтажных отверстий по объемным и связанным кондукторам
и т. п.), а также к производству подготовительных к монтажу
строительных работ (установка опорных плит или анкерных бол-
тов по кондукторам и возведение фундаментов на проектную от-
метку низа опорной плиты колонн с повышенной точностью и т. п.).
VII. Конструктивные решения должны обеспечивать минималь-
ные трудовые и денежные затраты на ремонт, текущее содержание,
а также реконструкцию и усиление конструкций при увеличении
эксплуатационных нагрузок и воздействий, надежную (безотказ-
ную) эксплуатацию на весь расчетный срок службы здания. При
отработке в проекте этого условия технологичности следует преду-
сматривать: доступность для регулярных осмотров всех узлов и
стыков, особенно обеспечивающих расчетную несущую способность
и надежность эксплуатации зданий и сооружений; минимальную
площадь поверхности элементов и их сопряжений в узлах стальных
каркасов, эксплуатируемых в агрессивной среде, доступность всех
поверхностей для периодической очистки и окраски; возможность
простого, быстрого и экономичного (без остановки производства и
демонтажа конструкций) ведения работ по реконструкции и усиле-
нию элементов и узлов для повышения их грузоподъемности; в зда-
ниях, сооружаемых на просадочных грунтах, — дополнительные
элементы и детали в стойках и колоннах несущего каркаса для
простой и быстрой рихтовки каркаса при неравномерных осадках.
VIII. Конструктивная форма должна обеспечивать применение
такой технологии изготовления и монтажа отдельных элементов
и сооружения в целом, которая не снижала бы усталостную проч-
ность и не увеличивала бы возможность хрупкого разрушения кон-
струкций, а также не снижала бы несущей способности по прочно-
сти и устойчивости. Другими словами, фактическая (технологиче-
8
екая) прочность, зависящая от технологии изготовления и монта-
жа сварных элементов, должна быть не ниже проектной прочности,
обусловленной СНиП.
Одновременное удовлетворение приведенных условий и требо-
ваний технологичности практически невозможно из-за противоречи-
вости способов и приемов учета каждого из них. Так, уменьшение
металлоемкости может обусловить увеличение трудоемкости; сни-
жение сварочных деформаций может' вызвать рост остаточных
сварочных напряжений; поставка конструкций крупноблочными от-
правочными элементами усложняет и повышает стоимость транс-
портирования конструкций к месту монтажа и т. п. Однако практи-
ка проектирования стальных конструкций показывает, что даже
элементарный учет условий и требований технологичности с внесе-
нием коррективов в общепринятые решения и оптимальным соче-
танием противоречащих друг другу мероприятий, как правило,
повышает уровень технологичности конструкций, т. е. приводит к
снижению трудоемкости и повышению производительности труда.
Непременным условием технологичности является соблюдение
требований надежности по прочности и устойчивости на основе
расчетов по действующим нормативам.
С 1 января 1982 г. введен в действие СНиП П-23-81 «Нормы
проектирования. Стальные конструкции» [25], который имеет ряд
особенностей по сравнению с ранее действовавшим СНиП П-В.3-62.
Эти особенности направлены на дальнейшее совершенствование
проектирования строительных стальных конструкций и снижение
их металлоемкости. Основными из них являются:
1. Ликвидация классов прочности стали, в которые были объ-
единены по несколько марок сталей с различными гарантируемыми
механическими свойствами. Гарантируемые механические свойства
установлены по маркам стали, видам и толщинам проката. Диф-
ференцирование расчетных сопротивлений будет способствовать
наиболее полному использованию механических свойств применя-
емого металлопроката, что является значительным резервом сни-
жения металлоемкости конструкций без снижения их надежности.
2. Установление безразмерных параметров для определения
расчетных коэффициентов и компоновочных решений, обеспечива-
ющих прочность, общую и местную устойчивость как элементов в
целом, так и отдельных деталей; расширение области расчетов с
учетом неупругих деформации. Все это создает возможность для
снижения металлоемкости конструкций.
3. Условие прочности по первой группе предельных состояний
(по несущей способности) имеет вид
(1)
УпУт
где N — расчетное усилие, принимаемое как щ — коэффи-
циенты перегрузок; Nin — усилия от нормативных нагрузок; А —
статическая характеристика сечения для растянутых элементов Ап
(площадь сечения нетто), для сжатых — А (площадь сечения брут-
9
то), для изгибаемых элементов W и т. п.; ус— коэффициент усло-
вий работы, принимаемый равным 1 для всех случаев, кроме эле-
ментов, указанных в табл. 2; уп — коэффициент надежности соглас-
но Правилам учета степени ответственности зданий и сооружений
(для легких металлических конструкций yn=l,0); Ryn — норматив-
ный предел текучести стали (по ГОСТ). При расчетах по времен-
Таблица 2. Коэффициенты условий работы ус для элементов стальных конст-
рукций (по СНиП 11-23-81)
® Элементы конструкций Тс
1 Сплошные балки и сжатые элементы ферм перекрытий под залами
театров, клубов, кинотеатров, трибунами, магазинами, книгохранили-
щами, архивами и т. п. при весе перекрытий, равном или большем
временной нагрузки 0,9
2 Колонны общественных зданий и опор водонапорных башен 0,95
3 Сжатые основные элементы (кроме опорных) решетки составного
таврового сечения из уголков сварных ферм покрытий и перекры-
тий при гибкости Х^60 0,8
4 Сплошные балки при расчете на общую устойчивость 0,95
5 Затяжки, тяги, оттяжки, подвески из проката 0,9
6 Элементы стержневых конструкций покрытий и перекрытий:
а) сжатые (кроме трубчатых сечений) при расчете на устойчивость 0,95
б) растянутые в сварных конструкциях 0,95
в) растянутые, сжатые, а также стыковые накладки в болтовых
соединениях (кроме высокопрочных болтов) из стали с Ryn до 440
МПа (45 кгс/мм2), несущие статическую нагрузку, при расчетах па
прочность 1,05
7 Сплошные составные балки, колонны, а также стыковые накладки
из стали с RLm до 440 МПа (45 кгс/мм2) в болтовых соединениях
(кроме высокопрочных болтов), несущих статическую нагрузку, при
расчетах на прочность 1,10
8 Сечения прокатных и сварных элементов, а также накладок с Ryn
до 440 МПа (45 кгс/мм2) в местах стыков на болтах (кроме высоко-
прочных), несущих статическую нагрузку, при расчетах на проч-
ность:
а) сплошных балок и колонн МО
б) стержневых конструкций покрытий и перекрытий 1,05
9 Сжатые элементы решетки пространственных конструкций из оди-
ночных равнополочных или неравнополочных (прикрепляемых боль-
шей полкой) уголков:
а) прикрепляемые непосредственно к поясу сварными швами или
двумя и более болтами (вдоль уголка)
крестовая и раскосная решетки с совмещенными узлами в двух
сопрягаемых плоскостях 0,9
то же, полураскосная решетка 0,85
крестовая и раскосная при несовмещенных узлах (вразбежку) 0,8
б) прикрепляемые к поясу одной полкой, одним болтом или на фа-
сонках, независимо от вида соединения 0,75
10. Сжатые элементы из одиночных уголков, прикрепляемые одной
полкой (для неравнополочных уголков только меньшей полкой), за
исключением ферм из одиночных уголков 0,75
Примечания: Два и более коэффициента ус<1 при расчете одновременно не
учитывать.
2. Учитывают одновременно ус по п. 1 и 6в; 1 и 7; I и 8; 2 и 7; 2 и 8а; 3 и 6в; 36 и 8б.
3. Коэффициенты ус в п. 3; 4; 6а и 6в, 7; 8; 9; 10, а также 5 и 66 (кроме стыковых свар-
ных соединений) при расчетах соединений указанных элементов не учитывать.
ному сопротивлению вместо Ryn в выражении (1) будет Runion, где
Run — нормативное временное сопротивление стали (по ГОСТ);
уи — дополнительный коэффициент надежности при расчете по вре-
менному сопротивлению, равный 1,3. Такой расчет по временному
сопротивлению имеет смысл, когда RUn!yu>Ryn\ ут— коэффициент
надежности по материалу, принимаемый для сталей с пределом те-
кучести до 380 МПа , равным 1,05, с пределом текучести более
380 МПа — 1,1.
В рабочие формулы входит, как и прежде, величина расчетного
сопротивления (табл. 1 [25]):
n . п Rurl
Г\у , К и
Ут УиУт
N^AycRy; (3)
(4)
Формула (3) применяется при расчете по пределу текучести,
формула (4) — при расчете по временному сопротивлению.
В табл. 51 [25] приведены расчетные сопротивления при растя-
жении. сжатии и изгибе. Расчетные сопротивления сдвигу Rs =
= 0,58Ry; смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки)
RP = Ru, растяжению в направлении толщины проката Rth = Q,5Ry.
Расшифровка буквенных обозначений и индексов в расчетных
формулах в соответствии со СНиП 11-23-81 приведена на форзаце.
(2)
Таким образом,
СТАЛИ И СОРТАМЕНТ МЕТАЛЛОПРОКАТА
ДЛЯ ЛЕГКИХ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
КОНСТРУКЦИОННЫЕ СТАЛИ
Для легких стальных конструкций применяют малоуглероди-
стые и низколегированные (в наиболее напряженных элементах)
конструкционные стали.
Марки малоуглеродистых конструкционных сталей и их техни-
ческие характеристики для легких стальных конструкций прини-
мают по ГОСТ 380—71* и ТУ 14-1-3023-80. Сталь по ГОСТ 23570—
79 для строительных конструкций применяется ограниченно, в ос-
новном она предназначена для машиностроения.
В ГОСТ 380—71* сталь мартеновской или кислородно-конвер-
торной выплавки подразделена на три группы.
Сталь группы А поставляется с гарантированными механически-
ми характеристиками, но без гарантии химического состава (кро-
ме вредных примесей серы и фосфора), который указывают в сер-
тификате. Для сварных конструкций сталь группы А не применя-
ется, однако может использоваться для болтовых заклепочных сое-
динений, а также в нерасчетных (вспомогательных) элементах и
настилах.
Для группы А установлены следующие марки стали: СтО; Ст1;
Ст2; СтЗ; Ст4; Ст5; Стб. Марка СтО, по-.существу, принята для не-
кондиционной стали, являющейся отбраковкой от более высоких
марок. Стали марок Ст1—Ст4 могут быть различных степеней рас-
кисления— кипящие (кп), полуспокойные (пс) и спокойные (сп),
а стали марок Ст5 и Стб только полуспокойные и спокойные. В за-
висимости от категории поставки гарантируются различные меха-
нические характеристики (табл. 3).
Таблица 3. Категории поставки малоуглеродистых сталей группы А по
ГОСТ 380—71 *
Категория поставки Марки стали всех степеней раскисления Гарантируемые механические характеристики
временное со- противление относитель- ное удлинение изгиб в холод- ном состоянии предел текучести
1 СтО —Стб + +
2 + 4- —
3 Ст2 — Стб + + + "Г
В маркировке стали указывают: марку стали, степень раскисле-
ния и категорию поставки по гарантируемым характеристикам. На-
пример, СтЗкпЗ означает, что это сталь марки СтЗ, кипящая, 3-й
категории поставки.
Сталь группы Б для строительных стальных конструкций не
применяется, так как не обеспечивает гарантированные механиче-
ские характеристики для несущих конструкций.
Сталь группы В по ГОСТ 380—71 * поставляется с гарантиро-
ванными механическими характеристиками и химическим соста-
вом. Эта группа является основной для строительных сварных
стальных конструкций.
Для группы В установлены следующие марки стали шести ка-
тегорий поставки (табл. 4): ВСт2, ВСтЗ, ВСтЗГпс, ВСт4, ВСтб.
Стали марок ВСт2—ВСт4 поставляются всех степеней раскисле-
ния, ВСтЗГпс — только полуспокойная, а ВСтб — только полуспо-
койная и спокойная.
Таблица 4. Категории поставки малоуглеродистых сталей группы В по
ГОСТ 380—71 *
Категория поставки Марка стали всех степеней раскисления Гарантируемые характеристики
химический сос- тав [по группе Б) временное сопро- тивление относительное удлинение изгиб в холодном, состоянии предел текучес- ти ударная вязкость
при темпера- туре, °C ОЗ 2 О S я я 0J О <и Ч « О. С Я U
+20 —20
1 ВСт2 — ВСтб 4- + + + — — — —
2 ВСт2 — ВСтб + 4- 4- + 4- — — —
3 ВСтЗ — ВСт4 4- 4- 4- + + + — —
4) 4- 4- 4- 4- + — + —
5 ВСтЗ, ВСтЗГпс 4- 4- 4- 4- 4- —— 4- +
6) + 4- 4- 4- 4- 4- 4- —
Низколегированные конструкционные стали поставляются по
ГОСТ 19281—73 (для фасонного проката), ГОСТ 19282—73 (для
листового проката) и ТУ 14-1-3023-80 (стали марок 09Г2 и 09Г2С
повышенной прочности).
Марка низколегированной стали обозначает ее приближенный
химический состав. Цифры перед буквами показывают среднее со-
держание углерода в процентах, увеличенное в 100 раз; цифры
после букв — содержание легирующей добавки в процентах, уве-
личенное до целого числа (1 % не обозначается). Например, марка
09Г2СД расшифровывается так: 09 — углерода (в среднем, 0,09 %);
Г2 — марганца до 2 % (в действительности 1,3...1,7 %); С — крем-
ния до 1 % (в действительности 0,5...0,8 %); Д — меди до 1 % (по
норме 0,15...0,30 %). В марке 10Г2С1 цифра 1 означает не 1 %, а
модификацию данного химического состава.
Для низколегированных конструкционных сталей в зависимости
от гарантируемых характеристик установлены 15 категорий поста-
вок, отличающихся условиями испытаний на ударную вязкость.
В табл. 5 приведены категории поставки для низколегированных
сталей, применяемых для строительных стальных конструкций.
Таблица 5. Категории поставки низколегированных сталей (по
ГОСТ 19281—73 и ГОСТ 19282—73), применяемых для строительных конструкций
Гарантируемые характеристики 6 Категория поставки 15
7 9 12 13
Химический состав + + + + 4- +
Механические свойства при растяжении и холодном изгибе + + + + + +
Ударная вязкость при температуре, °C: —40 + — — — — —
—50 — + — — — —
—70 — — + — — —
Ударная вязкость после механического старения при температуре, °C: —40 4-
—50 — — — — + —
—70 — — — — — 4-
В ТУ 14-1-3023-80 для сталей марок ВСтЗ, 09Г2 и 09Г2С уста-
новлены дополнительно две группы прочности с дифференцирован-
ными по видам и толщинам проката нормами механических харак-
теристик.
Выбор марки стали для легких стальных конструкций обуслов-
ливается следующими требованиями: назначением конструкций и
температурными условиями их эксплуатации; снижением металло-
емкости (с обоснованием экономической эффективности примене-
ния стали повышенной прочности); реальными возможностями за-
вода-изготовителя конструкций. Для удовлетворения этих требова-
ний в проекте следует применять не более двух разновидностей ма-
рок сталей (с учетом категории поставки) для конструктивного эле-
мента и не более четырех — для объекта в целом.
При выборе марок стали и категорий их поставки необходимо
учитывать степень ответственности и условия эксплуатации сталь-
ных конструкций по группам (в соответствии со СНиП П-23-81):
группа 1 — сварные конструкции либо их элементы, работаю-
щие в особо тяжелых условиях или подвергающиеся непосредствен-
ному воздействию динамических, вибрационных или подвижных
нагрузок (подкрановые балки, балки рабочих площадок с подвиж-
ной или вибрационной нагрузкой, фасонки сварных ферм и т. п.);
группа 2 — сварные конструкции либо их элементы, работаю-
щие на изгиб при статической нагрузке (фермы, ригели рам, балки
перекрытий и покрытий и т. п.), а также конструкции и их элемен-
ты группы 1 при отсутствии сварных соединений;
группа 3 — сварные конструкции либо их элементы, работаю-
щие на центральное или внецентренное сжатие и растяжение (ко-
лонны, стойки, опорные плиты, конструкции, поддерживающие тех-
Таблица 6. Рекомендуемые марки и категории поставки стали для легких
стальных конструкций
Группа конст- рукции Марка стали ГОСТ или ТУ Категория поставки стали по климатическим районам
П4(-30> >/^-40), П# и др. (/>—30) 1а, п2. П8 (—40>/> S&-50) 14<—50> >/>—65)
1 ВСтЗсп ВСтЗсп 09Г2С; 10Г2С1 09Г2С 15ХСНД 10ХСНД 16Г2АФ ГОСТ 380—71 * ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 19281(2)—73 ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 19281(2)—73 ГОСТ 19281(2)—73 ГОСТ 19282—73 5 5 12 12 12 12 12 13 13 13 13 13 15 15 15 15 15
2 ВСтЗпс ГОСТ 380—71 * 5 — —
ВСтЗпс ТУ 14-1-3023-80 5 —
09Г2, 10Г2С1 ГОСТ 19281(2)—73 6 12* 12*
09Г2 ТУ 14-1-3023-80 6 12* 12*
09Г2С, 15ХСНД ГОСТ 19281(2)—73 6 13 15
14Г2, 10ХНДП ГОСТ 19281(2)—73 6 — —
16Г2АФ ГОСТ 19282—73 6 13 13
3 ВСтЗкп ГОСТ 380—71 * 2 — —
09Г2 ГОСТ 19281(2)—73 и ТУ 14-1-3023-80 6 6 12
09Г2С, 14Г2 ГОСТ 19281(2)—73 6 6 7 и 12
10Г2С1, 15ХСНД ГОСТ 19281(2)—73 6 6 7 и 12
10ХНДП ГОСТ 19281(2)—73 6 6 —
4 ВСтЗкп ГОСТ 380—71 * 2 —
ВСтЗсп ТУ 14-1-3023-80 — 5 5
Примечания: 1. t — расчетная температура, °C. до 10 мм
2. Звездочкой обозначены категории поставки стали при толщине проката
категория 5 без гарантии ударной вязкости.
нологическое оборудование, стволы и башни антенных сооружений
и т. п.), а также конструкции и их элементы группы 2 при отсут-
ствии сварных соединений;
группа 4 — вспомогательные конструкции зданий и сооружений
(связи, элементы фахверка и лестницы, трапы, площадки, ограж-
дения и т. п.), а также конструкции и их элементы группы 3 при
отсутствии сварных соединений.
В табл. 6 приведены рекомендуемые марки и категории постав-
ки сталей для легких конструкций в зависимости от расчетных тем-
ператур при эксплуатации в различных климатических районах.
Наиболее широко для легких стальных конструкций, эксплуа-
тируемых при расчетных температурах до — 40 °C, применяются
следующие марки сталей:
малоуглеродистые — ВСтЗкп2, ВСтЗкп2 (группа 1); ВСтЗпсб,
ВСтЗпсб (группы 1 и 2); ВСтЗспб, ВСтЗспб (группы 1 и 2);
низколегированные — 09Г2-6, 09Г2-6 (группы 1 и 2); 09Г2С-6,
09Г2С-6 (группы 1 и 2); 10Г2С1-6, 14Г2-6, 15ХСНД-6, 16Г2АФ-6
(при технико-экономическом обосновании).
СОРТАМЕНТ МЕТАЛЛОПРОКАТА
ДЛЯ ЛЕГКИХ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
Для легких стальных конструкций применяется следующий сор-
тамент металлопроката:
листовая сталь — тонкий лист (до 4 мм), толстый лист (4—
6 мм), универсальная широкополосная (4—60 мм), слябы (плиты
60—200 мм), рифленая, рулонная;
сортовая (фасонная) сталь — уголки равнополочные и неравно-
полочные, двутавры обычные, тонкостенные и широкополочные (с
параллельными гранями полок), тавры, швеллеры — обычные и
тонкостенные, оконно-рамные профили;
трубы — круглые сварные, квадратные и прямоугольные гнуто-
сварные;
холодногнутые тонкостенные профили, поставляемые металлур-
гическими заводами и изготовляемые заводами стальных конструк-
ций из полосовой и универсальной широкополосной стали.
При проектировании всех строительных конструкций необходи-
мо применять сокращенный сортамент стального проката (прило-
жения 1, 2).
ЭКОНОМИЧНОСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ СТАЛЕЙ РАЗЛИЧНЫХ МАРОК
И СОРТАМЕНТА МЕТАЛЛОПРОКАТА ДЛЯ ЛЕГКИХ СТАЛЬНЫХ
КОНСТРУКЦИЙ
При проектировании легких стальных конструкций следует учи-
тывать ряд условий, влияющих на их экономичность.
Стоимость и трудоемкость изготовления конструкций зависят
от вида прокатной стали и размеров деталей; марок и категории
поставки стали; трудоемкости изготовления, обусловленной уров-
нем технологичности конструктивных решений; группы конструк-
15
ций по загрузке железнодорожных вагонов; дальности перевозки
от завода-изготовителя до места монтажа; дополнительных требо-
ваний к точности геометрической формы и размеров, степени ук-
рупнения отправочных элементов, подготовки монтажных соедине-
ний для скоростного монтажа и др.
Для заказа листовой стали установлены формы, в зависимости
от которых определяются доплаты (по прейскуранту 01-08):
Ф1 — для заказа листов складских (стандартных) размеров по
ГОСТ 19903—74. Не менее 80 % листов поставляется заказанного
размера и до 20 % листов — заказанной толщины, но до трех дру-
гих размеров по ширине и длине (по выбору поставщика). Для
этой формы заказа установлена основная цена без доплат;
ФН — для заказа листов по толщине без указания определен-
ных размеров по ширине и длине, которые выбираются поставщи-
ком (в том числе до 20 % маломерные). Для этой формы заказа
установлена скидка 15 %. Заводы строительных стальных конструк-
ций листовую сталь по этой форме не заказывают;
ФШ — для заказа листов кратных размеров (по раскрою). Та-
кой заказ возможен, когда размеры деталей кратны складскому
размеру. Для заказа по этой форме доплат нет;
Ф1У — для заказа мерных листов (определенных размеров).
Является основной формой, по которой производят заказ все заво-
ды строительных стальных конструкций, так как плановые отходы
при раскрое не должны превышать 3—4 %, что предусматривается
при выделении фондов на металлопрокат. По этой форме поставля-
ются 100 % заказанных размеров листов. В зависимости от требуе-
мых размеров листов взимаются соответствующие доплаты, %;
В пределах одного из складских стандартных размеров 4
Нестандартных, но в пределах складских размеров 6
Нестандартных и выходящих за пределы складских размеров:
по ширине 8
по длине 8
по ширине и длине 11
При ширине, мм:
от 2600 до 3000 10
3200 и более 15
В проектах следует предусматривать применение листовой ста-
ли складских (стандартных) размеров по ГОСТ 19903—74 шириной
не более 2400 мм [21].
Листовая сталь в рулонах складской (стандартной) ширины
поставляется без доплат, при заказе определенной ширины в пре-
делах складской доплата составляет 6, а за пределами склад-
ской — 8 %.
Для сортовой и фасонной стали, применяемой в строительных
стальных конструкциях, основные цены установлены при немерной
длине, в пределах 6—12 м (для большинства профилей).
При других формах заказа взимают доплаты, %:
За мерную длину в пределах немерной 6
За мерную длину с остатком 4
За кратную длину 4
16
За ограничение длины с разбегом более 1 м
За кратную длину с остатком
За каждый полный метр сверх немерной длины
2,5
3
1
Заводы строительных стальных конструкций, как правило, за-
казывают сортовую и фасонную сталь мерной длины — 12 м, что
кратно модулям 2, 3, 4, 6 м и обеспечивает минимальные отходы в
пределах норм выделения фондов (3—4 %).
Для всех видов проката в прейскурантах указаны цены для ба-
зовых категорий поставки (по гарантируемым характеристикам).
Для категорий поставки сортовой и фасонной стали, применяе-
мой в строительных стальных конструкциях, установлены допла-
ты, приведенные в табл. 7.
Таблица 7. Доплаты, %,' за категорию поставки сортовой и фасонной стали
(по прейскуранту № 01-08 1980 г.)
Сталь База Категория поставки
3 5 6 7 9 12 13 15
Малоуглеродистая марки: ВСтЗкп АСтЗкп +6 — — — — — — — ВСтЗпс АСтЗпс ВСтЗсп АСтЗсп +6+10+7 — — — — — ВСтЗГпс ВСтЗпс Низколегирован- ная Категория 3 0+1 +6 +8 +14 +9 +11 +17
за 1
т стальных конструкций в
При определении оптовых цен
прейскуранте № 01-22 1981 г. за базу приняты конструкции из ста-
ли марки ВСтЗпсб. Для других марок стали установлены доплаты,
приведенные в табл. 8.
С повышением прочности стали увеличивается трудоемкость пе-
редела изготовления и снижается удельная масса конструкции, что
учтено соответствующими доплатами (табл. 9).
Кроме доплат, указанных в табл. 8 и 9, прейскурант предусма-
тривает и другие доплаты: за механическую обработку деталей
(СНиП Ш-18-75, п. 1.19), за гарантию формы, шероховатости свар-
ного шва и отсутствие брызг в околошовной зоне (СНиП Ш-18-75,
п. 1.51 и 1.52), за гарантии плотности, механических свойств и от-
сутствия дефектов сварных швов (СНиП Ш-18-75, п. 1.53—1.56,
1.60, 1.61), за поставку конструкций повышенной заводской готов-
ности, прошедших общую сборку (СНиП Ш-18-75, п. 1.28), за изго-
товление конструкций повышенной заводской готовности длиной
свыше 13,5 м и выходящих за I степень негабаритности для пере-
возки по железным дорогам, за пакетирование конструкций, за до-
полнительные требования к формированию документации и марки-
ровке продукции, предназначенной на экспорт, за изменение схемы
противокоррозионной защиты.
2 4—1466
17
Таблица 8. Доплаты Дст к оптовой цене 1 т стальных конструкций за марки
стали (прейскурант № 01-22 1981 г.)
№ по прейс- куранту Марка стали Доплаты Дет- ₽ув' № по прейс- куранту Марка стали Доплаты Дст. РУб.
1 ВСтЗкп2 -8 34 09Г2С-6-2 + 36
2 ВСтЗпсб База 35 09Г2С-9-1 +44
3 ВСтЗсп5 + 13 36 09Г2С-9-2 +50
4 ВСтЗГпсб + 6 37 09Г2С-12-1 +36
5 ВСтЗкп2-1 —7 38 09Г2С-12-2 + 41
6 ВСтЗпсб-1 + 1 39 09Г2С-15-1 +49
7 ВСтЗпсб-2 + 6 40 09Г2С-15-2 +54
8 ВСтЗсп5-1 + 19 41 14Г2-6 +24
9 ВСтЗГпс5-1 +8 42 14Г2-12 +28
10 ВСтЗГпс-2 + 12 43 10Г2С1-6 + 31
20 09Г2-6 +28 44 10Г2С1-9 + 44
21 09Г2-9 +41 45 10Г2С1-12 + 36
22 09Г2-12 + 33 46 10Г2С1-15 + 49
23 09Г2С-6 +29 47 10Г2С1Д-12 + 40
24 09Г2С-9 + 42 48 10Г2С1Д-15 + 53
25 09Г2С-12 + 34 49 15ХСНД-9 + 75
26 09Г2С-15 + 47 50 15ХСНД-12 + 67
27 09Г2-6-1 +30 51 15ХСНД-15 + 81
28 09Г2-6-2 + 35 52 10ХНДП-6 +83
29 09Г2-9-1 + 43 53 10ХНДП-12 +89
30 09Г2-9-2 +49 55 10Г2С1-6 т/у + 58
31 09Г2-12-1 + 35 56 10Г2С1-9 т/у +71
32 09Г2-12-2 +40 57 10ГС1-12 т/у + 63
33 09Г2С-6-1 +31 58 10ГС21-15 т/у + 77
Примечание. Индексом т/у обозначены термоупроченные стали.
Таблица 9. Доплаты на 10 р. норматива чистой продукции за изменение расхо-
дов по переделу изготовления конструкций из стали повышенной прочности
Доплаты, руб.
I Na ц/п Марка стали I к норма- к оптовой тиву чп- цене стой про- 1 дукции
1 ВСтЗ всех степеней раскисления категорий поставки и групп прочности База
2 09Г2, 09Г2С всех категорий (6, 9, 12, 15) 2,4 1,70
3 14Г2, 10Г2С1, 15ХСНД, 10ХНДП — всех категорий (6, 9, 12, 15) 3,2 2—30
4 10Г2С1—термоупрочненная, 10ХСНД всех категорий (6, 9, 12, 15), 14Г2АФ; 15Г2АФ всех категорий (6, 9, 12, 15) 5,9 4—30
5 16Г2АФ всех категорий (6, 9, 12, 15) 6,30 4—60
Оптовые цены за 1 т легких стальных конструкций приведены
в табл. 10.
В стоимость стальных конструкций включается также стоимость
их перевозки по железной дороге от станции отправления (завода
стальных конструкций) до станции назначения (монтажная пло-
щадка), приведенная в табл. 11.
Приведенная стоимость стальной конструкции с учетом капи-
тальных вложений на стадии изготовления
Цп = (Цр + ЕсрКп) Мк, (5)
18
Таблица 10. Оптовые цены за 1 т стальных конструкций из стали марки
ВСтЗпсб, франко-вагон станции отправления (по прейскуранту 01-22 1981 г.)
№ по прейску- ранту Наименование конструкций Норматив чистой продук- ции, руб. Оптовая цена, руб. Группа погрузки Коэффи- циент тру- доемко- сти
301-1 Одноветвевые колонны одно- этажных промышленных зданий Составного сечения из листовой стали при массе 1 м, т: до 0,10 71,8 263 4 1,68
301-2 0,101—0,15 68 258 4 1,59
301-3 0,151—0,20 63,4 251 4 1,48
301-4 0,201—0,25 60 246 4 1,40
301-5 0,251—0,30 57,1 242 3 1,33
301-6 0,301—0,40 53.8 237 3 1,25
301-10 Из двутавров с параллельными гранями полок при массе 1 м, т: до 0,10 71,8 255 4 1,17
301-11 0,101—0,15 68 251 4 1,11
301-12 0,151—0,20 63,4 250 4 1,05
301-13 0,201—0,25 60 248 4 1,00
301-14 0,251—0,30 57,1 249 3 0,96
301-15 более 0,30 53,8 248 3 0,94
301-17 Составного сечения из горяче- катаных профилей, соединен- ных планками или листом 62,2 249 3 1,45
301-42 Доплата за монтажные соеди- нения на фланцах и высоко- прочных болтах 5,4 7,4 0,13
303-1 Подкрановые балки Из двутавров с параллельными гранями полок, разрезные, мас- сой 1 м до 0,2 т 49,5 262 1 1,15
303-2 С поясами из тавров и стенкой из листовой стали пролетом 6 м, массой 1 м, т: до 0,10 67,6 288 2 1,50
303-3 0,101—0,20 60,9 279 2 1,35
303-4 0,201—0,30 53,3 269 1 1,18
303-5 0,301—0,40 46,6 260 1 1,03
303-6 более 0,40 42,0 254 1 0,92
303-7 То же пролетом 12 м и более массой 1 м, т: до 0,20 49,6 264 2 1,09
303-8 0,101—0,30 45,3 258 1 1,00
303-9 0,301—0,40 43,3 256 1 0,95
303-10 0,401—0,60 39,9 251 1 0,87
303-11 более 0,60 37,4 248 1 0,82
303-12 Из листовой стали двутаврово- го сечения, пролетом 6 м мас- сой 1 м, т: до 0,10 67,6 256 2 1,58
303-13 0,101—0,20 60,9 246 2 1,42
303-14 0,201—0,30 53,3 235 1 1,24
303-15 0,301—0,40 46,6 226 1 1,08
303-16 более 0,40 42,0 219 1 0,97
2* 19
Продолжение табл. 10
№ по прейску- ранту Наименование конструкций Норматив чистой продук- ции, руб. Оптовая цена, руб. Группа погрузки Коэффи- циент тру- доемко- сти
303-17 То же пролетом 12 м массой 1 м, т: до 0,20 49,6 230 2 1,15
303-18 0,201—0,30 45,3 225 1 1,05
303-19 0,301—0.40 43,3 222 1 1,00
303-20 0,401—0,60 39,9 218 1 0,92
303-21 более 0,60 37,4 214 1 0,86
303-24 Тормозные конструкции Решетчатые с элементом креп- ления к поясу 48,9 226 7 1,13
303-25 Сплошные с ребрами 46,3 236 1 1,07
303-29 Монорельсы с накладными планками Пролетом до 6 м из двутавров типа М: звенья прямолинейные 33,6 223 1 0,77
303-30 звенья криволинейные 55,1 254 1 1,28
303-31 Пролетом 12 м составного сече- ния из листовой стали и про- катных профилей: звенья прямолинейные 67,2 258 2 1,57
303-32 звенья криволинейные 73,0 262 2 1,71
303-34 Доплата за поставку блоками подкрановых балок: с решетчатыми тормозными конструкциями 15,9 21,9 7 0,38
303-35 со сплошными тормозными конструкциями 22,9 31,5 6 0,55
303-36 с монтажными соединениями на фланцах и высокопрочных болтах 9,0 12,4 0,21
304-1 Стропильные фермы пролетом 18—48 м Из спаренных уголков массой 1‘ м, т: до 0,10 72,6 259 6 1,70
304-2 0,101—0,125 66,7 250 6 1,56
304-3' 0,126—0,15 60,4 241 5 1.41
304-4 0,151—0,175 55,9 235 5 1,30
304-5 0,176—0,20 54,2 232 5 1,26
304-10 Из одиночных уголков массой 1 м, т: до 0,10 65,5 248 6 1,53
304-11 0,101—0,125 60,2 240 6 1,40
-304-12 0,126—0,150 54,5 232 5 1,27
304-13 0,151—0,175 50,4 226 5 1.17
304-14 0,176—0,20 48,9 224 5 1,13
304-16 С поясами из двутавров с па- раллельными гранями и решет- кой из гнутосварных профилей массой 1 м, т: до 0,10 72,6 284 6 1,36
20
Продолжение табл. 10
№ по прейску- ранту Наименование конструкций Норматив чистой продук- ции, руб. Оптовая цена, руб. Группа погрузки Коэффи циент тру- доем.
304-17 0,101—0,125 66,7 277 6 1,26
304-18 0,126-0,15 60,4 270 6 1,И
304-19 0,151—0,175 55,9 265 5 1,05
304-20 0,176—0,20 54,2 263 5 1,02
304-25 С поясами из тавров и решет- кой из одиночных уголков мас- сой 1 м, т: до 0,10 72,6 275 6 1,56
304-26 0,101—0,125 66,7 267 6 1,44
304-27 0,126—0,15 60,4 259 5 1,30
304-28 0,151—0,175 55,9 253 5 1,20
304-29 0,176—0,20 54,2 251 5 1,16
304-32 Из круглых труб массой 1 м, т: до 0,10 72,6 300 6 1,70
304-33 0,101—0,125 66,7 291 6 1,56
304-34 0,126—0,15 60,4 282 5 1,41
304-35 0,151—0,175 55,9 279 5 1,30
304-36 0,176—0,20 54,2 274 5 1,26
304-66 Доплата за изготовление ферм с монтажными соединениями на фланцах и высокопрочных бол- тах 5,4 7,4 0,13
306-1 Рамы и арки Рамы с прямолинейными ветвя- ми из листовой стали и прокат- ных профилей 58,0 243 3 1,35
306-2 Рамы и арки полигонального или криволинейного очертания из листа и профиля 64,4 255 3 1,50
308-1 Прогоны Пролетом 6 м из швеллеров и двутавров 25,7 203 1 0,58
308-2 Пролетом 6 м из гнутых профи- лей 25,7 217 1 0,58
308-3 Пролетом 12 м решетчатые из катаных и гнутых профилей массой, т: до 0,4 57,8 261 1 1,35
308-4 более 0,4 40,1 232 1 0,92
308-5 Пролетом 12 м составного сече- ния из листовой стали массой, т: до 0,4 104 319 1 2,45
308-5 более 0,4 т 72,7 268 1 1,70
309-18 Балки перекрытий Составного сечения из листовой стали, при опирании настила на верхний пояс и массе отправоч- ной марки, т: до 1 62,2 249 1 1,45
309-19 1,01—3 55,1 239 I 1,28
309-20 более 3 47,9 228 1 1,11
21
Продолжение табл. 10
№ по прейску- ранту Наименование конструкций Норматив чистой Продук- ции, руб. Оптовая цена, руб. Группа погрузки Коэффи- циент тру- доемко- сти
309-24 Из двутавров с параллельными гранями при массе отправочной марки, т: до 1 62,2 243 1 1,11
309-25 более 1 55,1 242 1 1,02
323-1 Различные конструкции, не пре- дусмотренные в основных раз- делах прейскуранта Из горячекатаных профилей при массе отправочной марки, т: до 0,05 145 369 6 3,43
323-2 0,051—0,10 113 324 6 2,66
323-3 0,11—0,50 85,9 285 5 2,02
323-4 0,51—1,0 67,2 259 4 1,57
323-5 1,01—3,0 62,9 253 2 1.47
323-6 более 3,0 55,8 243 1 1,30
323-7 Из двутавров с параллельными гранями полок при массе от- правочной марки, т: 0,1—0,5 79,3 288 6 1,86
323-8 0,51—1,0 60,9 262 4 1,42
323-9 1,01—3,0 55,8 255 2 1,30
323-10 более 3 50,1 247 1 1,16
323-11 Из гнутых профилей при мас- се отправочной марки, т: до 0,05 159 405 7 3,76
323-12 0,051—0,10 124 356 6 2,93
323-13 0,11—0,50 94,3 314 6 2,22
323-14 более 0,50 73,8 285 5 1,73
323-15 Из круглых труб и гнутосвар- ных профилей при массе от- правочной марки, т: до 0,1 161 430 6 3,81
323-16 0,11-0,5 107 354 5 2,52
323-17 0,51—1,0 83,7 321 4 1,97
323-18 1,01—3,0 78,4 313 2 1,84
323-19 более 3,0 69,4 300 1 1,62
323-20 Из толстолистовой стали при массе отправочной марки, т: до 0,05 170 403 7 4,02
323-21 0,051—0,10 130 346 6 3,07
323-22 0,11—0,50 98,8 301 5 2,33
323-23 0,51—1,0 75,9 269 4 1,78
323-24 1,01—3,0 69,4 260 2 1,62
323-25 более 3,0 62,2 249 1 1,45
где Цр — расчетная стоимость 1 т конструкции с доплатами, оп-
ределяемая по формуле (6); Еср — нормативный коэффициент
сравнительной эффективности капитальных вложений, принимае-
мый для всех видов металлических конструкций равным 0,12;
22
Таблица 11. Средняя стоимость перевозки 1 т стальных конструкций Дт, руб.
(по прейскуранту № 01-22 1981 г.)
Группа погрузки конструкций по табл. 10
Расстояние, км 1 2 3 4 5 6 7
100 2,1 2,3 2,7 3,1 3,8 4,3 8,5
101—200 2,7 2,9 3,4 3,9 4,8 5,4 10,7
201—300 3,2 3,5 4,2 4,7 5,8 6,5 13,0
301—600 5,0 5,4 6,4 7,1 8,9 9,9 20,0
601—800 6,1 6,7 7,9 8,8 11,0 12,2 24,4
801—1000 7,3 7,9 9,4 10,5 13,1 14,5 29,1
1001—1200 8,4 9,2 10,8 12,1 15,2 16,8 33,7
1201—15QQ. 10,1 11,1 13,0 14,6 18,2 20,3 40,6
1501—1800 11,8 12,8 15,1 16,9 21,2 23,5 47,0
1801—2100 13,5 14,8 17,4 19,5 24,3 27,0 54,1
2101—2500 15,8 17,3 20,4 22,8 28,5 31,7 63,3
Мк — масса конструкций по проекту (или по варианту), т; Кп —
приведенные удельные (на 1 т) капитальные вложения, руб. в год).
Стоимость 1 т конструкций определяют из выражения
Цр = Цп + ДстКст + Дп Кст + Дт, (6)
где Цп — оптовая цена 1 т металлоконструкций по прейскуранту
№ 01-22 (1981 г.) (см. табл. 10); Дст — доплата за марку стали,
отличающейся от базовой (см. табл. 8); Кст — доля массы стали,
отличающейся от базовой, в общей массе элемента; Дп — доплата
за изменение стоимости передела изготовления (см. табл. 9); Нп —
норматив чистой продукции (см. табл. 10); Дт — стоимость транс-
портирования по железной дороге (см. табл. 11).
Пример 1. Определить стоимость 1 т и общую приведенную стоимость легкой
стропильной фермы пролетом 30 м общей массой 4,2 т (0,14 т/м) с поясами из
тавров из стали марки 09Г2С-6-1 и решеткой из одиночных уголков стали марки
ВСтЗпсб. Доля стали 09Г2-6-1 составляет 0,5 общей массы фермы. Дальность
перевозки 900 км.
Оптовая цена 1 т фермы заданной конструкции по табл. 10 (п. 304-27) Цп=
= 259 р., норматив чистой продукции 60 р. 40 к., группа погрузки 5, коэффици-
ент трудоемкости Кт = 1,30.
Для стали марки 09Г2С-6-1 доплата по табл. 8 (п. 33) составляет 31 р.
Доплата за изменение по переделу изготовления по табл. 9 (п. 2) к оптовой
цене 2 р. 40 к. на 10 р. норматива чистой продукции.
Стоимость транспортирования 1 т конструкций группы погрузки 5 на рас-
стояние 900 км по табл. И Дт=13 р. 40 к.
Стоимость 1 т стропильной фермы заданной конструкции по формуле (6)
60,4
Цр = 259 + 31 .0,54-2,4 • 0,5 + 13,1 =294 р. 75 к.&295 р.
Для расчета приведенной стоимости принимаем для ферм Кп=234 р. (см.
пояснения к формуле (5). Тогда
Цп = (295 4“ 0,12 • 234) 4,2 = 1356 р. 94 к. & 1357 р.
23
При разработке вариантов конструктивных решений целесооб-
разно сравнивать заводскую стоимость отдельных элементов (без
транспортирования), которую можно определить из выражения
Ц9 = (цп + ДеЛ» + Д„КСТ Мэ, (7)
где Мэ — масса элемента.
Пример 2. Определить массу и стоимость сжатого элемента легкой фермы из
стали марки ВСтЗпсб-I по вариантам сечений: из спаренных неравнополочных
уголков, сварной трубы и гнутосварного коробчатого профиля квадратного сече-
ния. Длина элемента 3 м, осевое усилие центрального сжатия Л/=240 кН.
Вариант /. Раскос из спаренных неравнополочных уголков из стали марки
ВСтЗпсб-1. По расчету раскос состоит из двух уголков сечением 100X63X7 мм,
масса 1 м Mi = 17,4 кг. Тогда масса элемента M2=Mi/= 17,4-3 = 52,2 кг=0,0522 т.
Оптовая цена 1 т по табл. 10 (п. 304-1) Цп = 259 р., Нп=72 р. 60 к. Доплата
за марку стали по табл. 8 (п. 6) составляет 1 р. Доплаты за изменения пере-
дела при использовании стали марки ВСтЗпсб-I по табл. 9 нет.
Стоимость элемента Цэ = (Цп 4- Дст) Мэ = (259 + 1) 0,0522 = 13 р. 57 к.
Вариант II. Раскос из сварной трубы из стали марки ВСтЗпсб-1. По расчету
сечение трубы 102X5 мм, масса 1 м Mi = 11,96 кг. Масса элемента Мэ=М1/=
= 11,96-3 = 35,88 кг = 0,03588 т.
Оптовая цена 1 т по табл. 10 (п. 304-32) Цп = 300 р., Нп = 72 р. 60 к. Доплата
за марку стали по табл. 8 (п. 6) составляет 1 р.
Стоимость элемента Мэ = (300 + 1)0,03588 = 10 р. 79 к.
Вариант III. Раскос гнутосварного коробчатого профиля квадратного сече-
ния и стали марки ВСтЗпсб-I. По расчету сечение коробчатого профиля 100Х
Х4 мм, масса 1 м Mi = 12,1 кг. Масса элемента Мэ = Мг/ = 12,1 «3 = 36,3 кг =
= 0,0363 т.
Оптовая цена 1 т по табл. 10 (п. 304-16) Цп=284 р., Нп=72 р. 60 к. Допла-
та за марку стали по табл. 8 (п. 6) составляет 1 р.
Стоимость элемента Цэ = (284 4- 1) 0,0363= 10 р. 37 к.
Таким образом, наиболее экономичен раскос из гнутосварного коробчатого
профиля, а наименее металлоемкий элемент из сварной трубы. Практически эти
варианты равноценны.
Пример 3. Определить массу и стоимость вариантов балки из стали марок
ВСтЗпсб-1, ВСтЗпсб-2 и 09Г2-6-1. Пролет балки /=7,5 м, нормативная нагрузка
и„=92 кН/м=0,92 кН/см. Коэффициент перегрузки и =1,2, нормативный прогиб
/„=//250. Двутавры подобрать по сортаменту ТУ 14-2-24-72 (полки с параллель-
ными гранями).
Вариант I. Балка из стали марки ВСтЗпсб-1 по расчету принята из двутав-
ра 60БЗ (недонапряжение 1,25 %), масса 1 м Mi = 124 кг = 0,124 т. Масса эле-
мента Мэ=0,124 -7,5 = 0,93 т.
Оптовая цена 1 т по табл. 10 (п. 309-24) Цп = 243 р., Н=62 р. 30 к. Доплата
за марку стали по табл. 8 (п. 6) составляет 1 р.
Стоимость элемента Цэ = (243 + 1,0) 0,93 = 226 р. 92 к.
Вариант II. Балка из стали марки ВСтЗпсб-2 по расчету принята из двутав-
ра 60Б2 (недонапряжений нет), масса 1 м Mi = 114 кг = 0,114 т. Масса элемента
Мэ=0,114-1,5 = 0,855 т.
Оптовая цена 1 т по табл. 10 (п. 309-24) Цп = 243 р., Нп=62 р. 30 к. Допла-
та за марку стали по табл. 8 (п.7) составляет 6 р.
Стоимость элемента Цэ = (243 + 6) 0,855 = 212 р. 90 к.
Вариант III. Балка из стали 09Г2-6-1 по расчету принята из двутавра 60Б1
(недонапряжение 0,87 %), масса 1 м Mi = 103 кг = 0,103 т. Масса элемента
Цэ=0,103-7,5 = 0,773 т.
24
Оптовая цена по табл. 10 (п. 309-24) Цп = 243 р., Нп = 62 р. 30 к. Доплата
за марку стали по табл. 8 (п. 27) составляет 30 р. Доплата за изменение расхо-
дов по переделу по табл. 9 (п. 2) составляет 2 р. 40 к. на 10 р.
Стоимость элемента Ц9 = ^Цп 4- Дст 4- Дп Мэ — ^243 4- 30 4- 2,40 X
62,3 \
X —I 0,773 = 222 р. 77 к.
Таким образом, наиболее экономична балка из стали марки ВСтЗпсб-2, а наи-
менее металлоемка балка из стали марки 09Г2-6-1.
Выбор решения из рассмотренных вариантов производят в зависимости от
поставленной задачи — экономии металла или стоимости.
ЛЕГКИЕ КРОВЛИ И СТАЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
ЛЕГКИЕ КРОВЛИ
В настоящее время применяют несколько видов легких кро-
вель (рис. 1):
полистовой сборки — из профилированного стального настила
или волнистых асбестоцементных листов в неотапливаемых здани-
ях, с легкими утеплителями по профилированному стальному на-
стилу в отапливаемых зданиях;
панельные — монопанели с утеплителем и гидроизоляцией,
трехслойные панели типа «Сэндвич», асбестоцементные плиты.
Легкие кровли из профилированного оцинкованного настила
толщиной 0,8—1 мм (рис. 1, а) укрупняют до подъема в карты дли-
ной до полупролета фермы и прикрепляют к прогонам сваркой, са-
Рис. 1. Виды легких кровель:
а, б — полистовой сборки холодная и утепленная; в — монопанель; г — трехслойная
панель «Сэндвич»; д — асбестоцементная плита; / — прогон; 2— брусок; 3, 9 — вол-
нистый и плоский асбестоцементный лист; 4 — профилированный настил; 5—пароизо-
ляция; 6 — утеплитель; 7 — гидроизоляция; 8 — гравий; 10 — пленка.
монарезными винтами или нагелями (дюбелями) через волну. При
заготовке карт для устройства стыков листов настила ставят за-
клепки в холодном состоянии. Такой настил является совмещенной
конструкцией — несущей и ограждающей. Для экономии металла
вместо стальных используют также асбестоцементные волнистые
листы, но в этом случае уклон кровли должен быть не менее
1/3—1/6.
25
Утепленные кровли полистовой сборки (рис. 1, б) состоят из
несущего профилированного оцинкованного стального настила, па-
роизоляции, легкого утеплителя (35... 100 кг/м3), гидроизоляции и
защитного слоя гравия. В качестве паро- и гидроизоляции приме-
няют рубероид, в качестве утеплителя — минераловатные или стек-
ловатные плиты, перлитопластбетон, пенопласт и др.
Конструкция кровли должна соответствовать требованиям
СН 454-76 [5].
Выбор размеров профилированного настила (марки) можно
производить по данным табл. 12.
Таблица 12. Выбор марки профилированного настила при полистовой сборке
покрытия [23]
Марка профилирован- ного настила Масса 1 м2 на- стила, кг Расчетная нагрузка (постоянная + временная) на по- лосу шириной 1 м, кН/м при схеме и пролете настила (между прогонами), м
однопролетной трехпролетной
2,5 3,0 3,5 4,0 2,5 3,0 3,5 4,0
Н80-674-1,0 15,5 9,2 6,4 4,0 2,7 10,7 7,3 5,10 3,7
Н60-845-0.8 10,1 4,6 2,6 1,6 1,0 3,8 2,8 1,7 1,10
Н60-845-0,9 11,2 5,2 3,0 1,8 1,2 4,75 3,10 2,1 1,40
Н60-845-1,0 12,3 5,7 3,3 2,0 1,35 5,7 3,8 2,6 1,8
По расчетной схеме в зависимости от длины заготовленных
карт настил представляет собой однопролетную разрезную или
многопролетную неразрезную балку (рис. 2), в которой расчетные
изгибающие моменты и поперечные силы определяются (для поло-
сы настила шириной 1 м) по следующим формулам:
в пролете ^maxi = (kglg + М) (8)
на опоре МтаХ2 — (kg2g 4~ kv2V) ^2’> (9)
Qmax = (Ю)
Рис. 2. Расчетные схемы стального настила и обозначения к формулам (13)—(19):
/ — настил; 2 — прогон.
где g, v — постоянная и временная распределенные нагрузки,
кН/м; I — пролет настила (между прогонами), yi.\kglkg2kg3kvlkv2kv3—
коэффициенты по табл. 13.
Проверяем прочность полосы настила шириной 1 м по форму-
лам:
Таблица 13. Коэффициенты к формулам (8)—(10)
Нагрузка Коэффи- циенты Количество пролетов
1 2 3 4 5
Постоянная kg 0,125 0,07 0,08 0,077 0,078 k ' 0 —0,125 —0,100 —0,107 —0,105 0,5 0,625 0,600 0,601 0,605 Временная kv 0,125 0,095 0,100 0,099 0,099 k„ 0 —0,125 —0,117 —0,121 —0,120 k2 0,5 0,625 0,617 0,620 0,620 v3
в пролете — сжата широкая полка
= Mmawair ^R«’ (11)
на опоре — сжата узкая полка
= мта„.\о^. (12)
**3
т==. (13)
где №2, — моменты сопротивления, см3 (по табл. 14); Ry, Rs—
расчетные сопротивления изгибу и сдвигу, МПа; h, t — высота и
толщина настила, см.
Местная устойчивость гофра настила
(14)
°er Gloc,cr
где а2 — номинальное нормальное напряжение на опоре, МПа, по
формуле (12); о/ос — местное напряжение от реакции средней опо-
ры неразрезного настила:
°loc = ?-9~- ; (15) hoc^
Здесь Q — реакция средней опоры, кН:
Q = Qm«x + (g' + v)4-' (16>
hoc — длина условного участка, см, на который распространяет-
ся давление:
//ос = (^ + 2г)п; (17)
bf — ширина полки прогона, см; г — радиус закругления насти-
ла; bf+2rs^A,5h; п — количество гофров на ширине 1 м (см.
* Здесь и далее коэффициент 10 введен для удобства перехода от усилий в
килоньютонах к напряжениям в мегапаскалях.
27
d, bi Таблица 14. Сортамент
V Ч*
Марка настила Размеры, мм
В t bt bi
Н80-674-1,0 674 1,0 94 56 Н79-680-1,0 680 1,0 129 46 Н60-782-1,0 782 1,0 133,5 62 Н60-782-0,9 782 0,9 133,5 62 Н60-782-0,8 782 0,8 133,5 62 Н60-845-1,0 845 1,0 122 89 Н60-845-0,9 845 0,9 122 89 Н60-845-0,8 845 0,8 122 89 Н40-711-0,8 711 0,8 114 64 Примечания: 1. Значения 1х и IFj—приведены на 1 м ширины настила.
табл. 14); осг — критическое напряжение потери устойчивости от
нормальных напряжений:
^г = Мо1(-т2-У; (18)
\ "О /
ko — коэффициент по табл. 15; h = h—2(r+/); h — высота гоф-
ра настила;
й01 = 0,9 — 0,2 (1 — 2,45 . (19)
Если <0,9 или <0,4, принимают kai = 1; —
Л о2
критическое напряжение потери устойчивости от местных напря-
жений:
&1ос,сг — (20)
А — коэффициент, принимаемый по табл. 15; kx— коэффици-
ент, зависящий от ширины полки прогона bf.
bf, мм 20 40 60 80 120 160 200
0,262 0,192 0,161 0,141 0,118 0,104 0,094
В формуле (14) принимают ус=1 при опирании на двутавр или
гнутосварной профиль; ус = 0,9 при опирании на швеллер.
Прогиб настила с достаточной для практических целей точно-
стью можно определять приближенно (для полосы настила шири-
ной I м).
Для однопролетного настила
Мщах, п h _ 4~ vn) h
EXJ “ 8EJX 150 ’ ' ’
28
профилированного оцинкованного настила из стали марки ВСтЗкп
Масса 1 м2, кг 1х, .см4 Сжата широкая полка Сжата уз- кая полка Количест- во гофров
bi г см8 w2, см3 см3 wit см3
52 5 15,5 159 36,2 34,1 39,7 49,9 6,7 30 5,5 15,3 127,5 26,9 30,7 30,7 55,6 5,7 50 3 13,3 69,6 21,2 19,3 23,5 39,9 5,1 50 3 12,0 60,4 18,9 16,6 20,1 35,7 5,1 50 3 10,9 51,4 16,6 13,9 17,0 31,5 5,1 50 5 12,4 82,7 22,3 31,3 22,4 35,0 4,75 50 5 11,2 74,7 19,9 26,6 19,2 31,3 4,75 50 5 10,0 66,3 17,6 22,3 10,3 27,6 4,75 41 3,5 9,6 21,1 9,7 8,7 10,7 19,2 5,6 2. Высота настила h, мм, указана в марке (первое число).
Таблица 15. Коэффициенты к формулам (18), (20) и предельная расчетная
нагрузка на профилированный настил (на 1 м ширины)
Марка настила kQ А, МПа Предельная расчетная нагрузка кН/м, при nXh, м
1X3,0 | 2X3,0 | 3X3,0 | 4X3,0
Н80-674-1.0 3,70 442 6,37 7,42 8,90 8,48 Н79-680-1.0 2,80 436 5,03 5,75 7,15 6,70 Н60-782-1.0 2,90 565 3,61 4,40 5,47 5,72 Н60-782-0,9 2,80 509 3,10 3,76 4,68 4,38 Н60-782-0.8 2,75 450 2,60 3,18 3,46 3,63 Н60-845-1,0 3,10 477 4,17 4,18 5,22 4,88 Н60-845-0,9 3,00 430 3,72 3,59 4,47* 4,19* Н60-845-0.8 2,90 380 3,29 3,05 3,59** 3,40** Н40-711-0,8 2,85 480 — 2,0 1,43** 1,08** Примечание. В таблице обозначено: ♦ — предельная расчетная нагрузка по устой- чивости стенки гофра на опоре, ** — по условию жесткости (прогиба).
Для крайней панели неразрезного настила
f ------тах^п^ ) < / / 150> (22)
EJX \ 10 16 / 1 v 7
Здесь Мтах,п^ Mmaxi,n, Мтах2,п—максимальные изгибающие момен-
ты, кН*см, в однопролетном настиле, в крайнем пролете и на опо-
ре неразрезного настила от нормативных нагрузок (без коэффици-
ентов перегрузки); /1 — пролет настила (между прогонами), см;
Е — модуль упругости стали, равный 210 000 МПа; Jx— момент
инерции полосы настила шириной 1 м (см. табл. 14).
Легкие кровли полистовой сборки трудоемки: сначала они мон-
тируются на конвейерной линии, а затем устанавливаются в про-
29
Таблица 16. Швеллеры тонкостенные с узкими параллельными полками
ТЗО 300 85 4,8 7,0 11
ектное положение. Значительно снижается трудоемкость при Мон-
таже панельных кровель, так как готовые панели необходимо толь-
ко закрепить к прогонам.
По несущей способности стального настила панели изготовляют
с расчетными пролетами до 4 м. При устройстве несущего карка-
са панель может быть самонесущей (не требующей устройства
прогонов) пролетом би 12 м.
Монопанель (рис. 1, в) состоит из профилированного настила с
утеплителем, пароизоляцией и гидроизоляционным покрытием. В
качестве утеплителя используется пенополиуретан или фенолфор-
мальдегидный пенопласт. Масса 1 м2 панели 24—27 кг. Монопанели
применяются для кровель с уклоном 1,5 % с прогонами 3 м при об-
щей длине панели до 12 м (четырехпролетные).
Трехслойные панели типа «Сэндвич» (рис. 1, г) состоят из двух
листов профилированного стального настила (верхнего и нижнего)
и утеплителя, расположенного между ними. Для предохранения
от коррозии верхний лист покрыт полимерной пленкой (типа «Вер-
сакор»). Размеры панелей 1,0X3,0 п м, где п=2; 3, т. е. в расчет-
ной схеме двух- или трехпролетная балка с пролетами по 3 м. что
30
(ТУ 14-2-204-76)
Площадь попереч- ного се- чения А, см2 Масса 1 м профиля, кг Ось х — х Ось у — у z0, см
Jx, см4 Wxt см3 см Sxt см’ Jy, см4 Wy, см3 iy, см
6,4 5,0 135 22.5 4,6 13,4 5,0 2,2 0,89 0,76 7,6 5,9 213 30,4 5,3 18,2 6,6 2,7 0,93 0,78 9,0 7,1 332 41,6 6,1 24,8 9,2 3,5 1,01 0,83 10,8 8,5 504 56,0 6,8 33,5 14,6 4,8 1,16 0,94 12,9 10,1 748 74,8 7,6 44,6 22,4 6,5 1,32 1,06 15,1 11,9 1071 97,4 8,4 57,8 32,9 8,6 1,47 1,19 17,4 13,7 1476 123 9,2 72,9 46,3 11,0 1,63 1,31 20,8 16,3 2218 164 10,3 97,5 65,1 14,2 1,77 1,41 24,3 19,1 3187 212 11,5 126,2 89,1 17,8 1,91 1,51
(ТУ 14-2-205-76)
Площадь попереч- ного се- чения А, см2 Масса 1 м профиля, кг Ось х — х Ось у — у
J х, см4 Wx, см’ ‘х'см Sx, см3 Jv. см* 1 см3 | iy, см
7,8 6,1 181 30,2 4,8 17,4 6,9 3,1 0,94
9,3 7,3 291 41,6 5,6 24 9,8 3,9 1,03
11,1 8,8 455 56,9 6,4 32 13,9 5,1 1,12
13,0 10,2 668 74,3 7,2 43 19,2 6,4 1,21
15,1 11,9 960 96,0 8,0 55 25,8 7,9 1,3
17,4 13,7 1336 121 8,8 70 33,9 9,7 1,39
19,7 15,5 1790 149 9,5 86 43,8 11,7 1,49
23,2 18,2 2630 195 10,7 113 56,7 14,2 1,56
26,7 20,9 3694 246 11,8 143 72,1 16,9 1,64
обеспечивает несущую способность от нагрузки до 16 кН/м. Недо-
статком панелей «Сэндвич» является повышенный расход металла
(на две обшивки).
С целью экономии металла применяют асбестоцементные плиты
(рис. 1, д) на деревянном или асбестоцементном каркасе с мине-
раловатным утеплителем под снеговую нагрузку до 15 кН/м
(150 кг/м). Размер асбестоцементных плит 1,5x3 м, толщина 120—
160 мм, масса 1 м2 55—60 кг.
ПРОГОНЫ ДЛЯ ЛЕГКИХ КРОВЕЛЬ
Конструкция прогонов для легких кровель зависит от шага
ферм. Так, для шага ферм 6 м рациональны сплошностенчатые
прогоны из прокатных швеллеров и двутавров, холодногнутых
швеллеров и гнутосварных коробчатых профилей. Наиболее эконо-
мичными являются прогоны из тонкостенных швеллеров с узкими
параллельными полками (табл. 16) и тонкостенных двутавров с
узкими параллельными полками (табл. 17). Для кровель с укло-
нами 1/5—1/8 целесообразны прогоны из холодногнутых z-образ-
31
ных или из гнутосварных прямоугольный профилей, имеющих по-
вышенную жесткость по скату кровли (см. табл. 21).
Учитывая, что нагрузка на прогоны статическая и общая устой-
чивость их обеспечена прикрепленным к верхнему поясу кровель-
ным настилом, расчет прогонов согласно п. 1.8 СНиП 11-23-81 сле-
дует выполнять с учетом неупругих деформаций стали, т. е. с уче-
том пластической стадии в расчетном предельном состоянии по
формуле (39) для плоских кровель с уклоном 1,5 %, а при уклонах
1/5—1/8 — по формуле (40) из [25].
При проверке прогиба (по второй группе предельных состоя-
ний) предельно допустимым прогибом прогонов по СНиП П-23-81
является fn = ll2W.
ОСНОВНЫЕ ВИДЫ ЛЕГКИХ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ
Металлические стропильные фермы под легкие кровли разли-
чаются по видам сечений элементов и могут быть: из спаренных
уголков; из одиночных уголков; из сварных прямошовных труб; из
гнутосварных коробчатых (квадратных и прямоугольных) профи-
лей; с поясами из прокатных тавров или широкополочных двутав-
ров и решеткой из уголков труб или гнутосварных профилей.
Металлические стропильные фермы имеют две разновидности
по очертанию поясов в зависимости от гидроизоляции кровли: с
Рис. 3. Схемы легких стропильных ферм:
а — с уклоном до 1,5 %; б — с уклоном — ••• уу" •
параллельными поясами с уклоном / = 0,015 (рис. 3, а); треуголь-
ного очертания с уклоном /= 1/8...1/3,5 (рис. 3, б).
Стропильные фермы являются ригелями поперечных рам. По
типу сопряжений с колоннами каркаса, жестко прикрепленными к
фундаменту, различают системы (рис. 4): жесткорамные (с жест-
ким креплением ферм) и шарнирнорамные (с шарнирным крепле-
нием ферм).
32
Жесткорамные системы рациональны в одно- и двухпролетных
производственных зданиях, особенно при тяжелом режиме эксплуа-
тации и непросадочных грунтах.
В большинстве случаев, особенно в многопролетных зданиях,
целесообразно шарнирное сопряжение ригелей — стропильных
ферм — с колоннами и стойками, а жесткость поперечной рамы
обеспечивается жестким прикреплением баз колонн к фундамен-
там. Шарнирное опирание ферм ригелей поперечных рам приме-
няется независимо от
количества пролетов и
режима эксплуатации
при просадочных (на-
пример, лессовидных)
грунтах, а также при
сопряжениях металли-
ческих ферм с железо-
бетонными колоннами.
Для определения
расчетных усилий в по-
ясах и решетке ферму
считают однопролетной
балочной системой с
i
Рис. 4. Схемы несущих поперечных систем карка-
са:
а — жесткорамных; б — шарнирнорамных с защемлением
стоек в фундаменты.
условными шарнирами в узлах. Такая расчетная схема допуска-
ется в фермах с элементами из уголков и тавров без ограничения,
а при двутавровых, трубчатых и гнутосварных элементах можно
вводить условные шарниры в узлах при отношении высоты элемен-
та к геометрической длине стержня между узлами не. бол ее 1/10.
Если это отношение более 1/10, то осевые усилия определяют для
шарнирной схемы, а жесткость узлов и возникающие в элементах
изгибающие моменты учитывают приближенными методами или
точным расчетом статически неопределимой системы с жесткими
узлами с помощью ЭВМ.
В беспрогонных кровлях при опирании кровельных плит непо-
средственно на верхний пояс фермы, кроме осевых усилий, учиты-
вают местные изгибающие моменты, которые принимают Mioc
где v— равномерно распределенная нагрузка на 1 м поя-
са, а /1— длина панели фермы. Точный расчет стропильных ферм —
ригелей — с учетом жесткости узлов производят на ЭВМ.
В некоторых случаях в фермах с поясами из двутавров и труб
целесообразно центрировать раскосы выше или ниже центра узла.
При этом в узле возникает момент, который распределяется на
примыкающие стержни пропорционально погонным жесткостям, и
в них образуются дополнительные фибровые напряжения, добав-
ляемые к номинальным осевым, при этом их сумма не должна пре-
вышать расчетного сопротивления Ry. В более точном расчете эле-
менты решетки следует рассчитывать как внецентренно сжатые и
внецентренно растянутые.
3 4-1466 33
Фермы из спаренных уголков имеют значительные недостатки:
излишнюю металлоемкость из-за наличия сжатых элементов, обла-
дающих меньшей жесткостью, чем одинаковые по площади сечения
трубчатые и коробчатые элементы, а также из-за большого коли-
чества вспомогательных деталей в виде фасонок, прокладок и др.;
повышенную трудоемкость изготовления из-за большого удельного
(на 1 т) количества деталей, требующих обработки, сборки, свар-
ки; многочисленные места (пазухи), труднодоступные для очистки,
окраски и поэтому подверженные усиленной коррозии. В результа-
те в последнее время все большее распространение, особенно в
легких каркасах промышленных зданий, получают фермы из более
эффективных профилей.
ЛЕГКИЕ СТАЛЬНЫЕ ФЕРМЫ ИЗ ОДИНОЧНЫХ УГОЛКОВ
В фермах из одиночных уголков все элементы поясов и решет-
ки принимают из уголков, расположенных либо одной полкой в
плоскости фермы, а другой — из плоскости фермы (рис. 5, а), ли-
бо под углом 45° между вертикальной плоскостью фермы и плоско-
стями полок (рис. 5, б).
Рис. 5. Узлы ферм из одиночных уголков с полками в поясах:
а — горизонтальными; б — наклонными.
По сравнению с традиционными фермами из спаренных уголков
эти фермы имеют ряд преимуществ: большую устойчивость против
коррозии благодаря открытым сечениям, доступным для очистки,
окраски и периодических осмотров, меньшему отношению перимет-
ра к площади сечения; более низкую трудоемкость изготовления
вследствие меньшего количества деталей и удельной массы наплав-
34
ленного металла швов; массу одинаковую или меньшую (на 3—
5 %) массы ферм из спаренных уголков из-за отсутствия прокла-
док и меньших размеров узловых фасонок.
При расчете ферм из одиночных уголков учитывают следующие
особенности.
Расчетные длины сжатых элементов в плоскости 1Х и из плоско-
сти фермы 1У принимают:
верхнего пояса, закрепленного из плоскости фермы в каждом
узле, и опорного сжатого раскоса или стойки lx = ly = l$,
прочих элементов в плоскости фермы /х = 0,9/0г из плоскости
фермы 1у — 1$ (здесь /о — геометрическая длина элемента между
центрами узлов).
Расчетным радиусом инерции элементов из одиночных уголков
является imin (по сортаменту). При расчете всех элементов фермы
согласно п. 6а и 66 табл. 6 СНиП 11-23-81 учитывают коэффициент
условий работы ус = 0,95 (см. табл. 2). Кроме того, для элементов
из одиночных уголков применяют дополнительные коэффициенты
условий работы для сжатых элементов, когда в узле прикреплена
одна полка ус = 0,9, а при креплении обеих полок к поясу ус=1.
Вертикальные плоскости, проходящие через центр тяжести угол-
ков опорного раскоса и верхнего пояса, не должны быть смещены
больше, чем на толщину полки наиболее толстого уголка.
Рекомендуется сжатые раскосы прикреплять обеими полками к
поясам. Предельные гибкости элементов ферм следует принимать
по табл. 19 и 20 [25].
Расчет прикреплений уголков в узлах производится аналогич-
но расчету ферм из спаренных уголков.
ЛЕГКИЕ СТАЛЬНЫЕ ФЕРМЫ С ПОЯСАМИ ИЗ ТАВРОВ
Стальные фермы с поясами из прокатных тавров серии ШТ по
ТУ 14-2-24-72 конструируют с решеткой из спаренных (сжатых) и
одиночных (растянутых, а также сжатых в средней части фермы)
уголков. Основными преимуществами таких ферм являются: сни-
жение металлоемкости (до 10 %) по сравнению с фермами из спа-
ренных уголков; размещение швов, прикрепляющих элементы ре-
шетки, на стенке тавра иногда без добавления фасонок, иногда с
добавлением узкой полоски, что обеспечивает снижение трудоемко-
сти при изготовлении фермы; повышенная устойчивость против кор-
розии.
Примеры конструкции узлов фермы при поясах из тавров пока-
заны на рис. 6. Центрировочную ось поясов из прокатных широко-
полочных тавров для большей компактности узлов располагают на
расстоянии z0 или tf + r, округленном до 5 мм (/f — толщина полки,
г — радиус закругления в сопряжении стенки с полкой).
Предполагая, что все верхние узлы из плоскости фермы закреп-
лены панелями кровли, при проверке устойчивости сжатого пояса
принимают расчетные длины lx = ly = l^ т. е. равными расстоянию
между центрами узлов пояса (длине панели). Для прокатных тав-
3*
35
ров серии ШТ (широкополочный тавр) приближенное значение
радиусов инерции ix~0,27h; ^ = 0,23&. При этом для тавров
№ 13ШТ—25ШТ ix<iy, а для № ЗОШТ—35ШТ ix>iy.
Подбор сечения верхнего пояса выполняют в такой последова-
тельности.
Задаются предварительно габаритами тавра h и b в пределах
(Vis—’As) и выбирают по этим параметрам примерный номер тавра
с определенными размерами h и Ь.
Рис. 6. Узлы фермы с поясами из тавров.
Определяют приближенные гибкости, которые должны быть в
пределах значений по табл. 19 [25]:
Хх l0 / 0,27/z; Ку = 10 / 0,23b. (23)
По ЗНачеНИЮ Кщах находят коэффициент qCai и требуемую пло-
щадь сечения
л N • 10
A cal ™ о ’
'Veal 1с Ку
(24)
где ус для сжатых поясов ферм равен 0,95 (см. табл. 2).
По заданным h, b, Acai уточняют номер тавра и из сортамента
выписывают значения A, ix, iy, а окончательную проверку произво-
дят по схеме:
К? == /о / * 10 П /ПЕ\
, , , по Kmax-+<pmtn и а= —---------(25)
Ку = /0 / ly ) 4>min А
Кроме того, проверяют устойчивость сжатой стенки тавра по
п. 7.18 — формула (91) [25].
Пример 4. Подобрать сечение верхнего пояса фермы с усилием У=600 кН;
панель длиной li=3 м выполнена из широкополочного тавра из стали марки
ВСтЗпсб-1 (7?у = 240 МПа для фасонного проката толщиной 10—20 мм по
табл. 51 [25]).
Для предварительного подбора определяем высоту тавра: Zo/2O=300/20=
= 15 см, что соответствует тавру 15ШТ с шириной полки 200 мм по сортаменту
ТУ 14-2-24-72. Ориентировочно радиусы инерции ix~ 0,27А = 0,27-15=4,05 см;
iytt 0,23b = 0,23 -20 = 4,6 см.
Максимальная гибкость
Кх —
-^-«74.
4,05
Интерполяцией из табл. 72 [25] для стали с 7^=240 МПа и Х=74 находим
qw=0,727.
Требуемая площадь' сечения тавра
л ^’1° 600- 10 „
Са'~ ЧсаПсКу ~ 0,727 • 0,95 • 240 ~ '
По габаритам 6=150 мм, 6 = 200 мм, Лса/=36,19 см2 по сортаменту ТУ 14-2-24-72
принимаем тавр 15ШТ2 с 6=147 мм;
6 = 200 мм; А = 37,8 см2; ix = 3,86cm; iy — 4,8 см.
Максимальная гибкость
t.x = zo / 1Х = 300 / 3,86 = 77,72; \х = Хх V Ry/ Е = 77,72 У 240/210 000 = 2,63.
Интерполяцией из табл. 72 [25] для Хх —77,72 и /?у=240 МПа находим <р=
= 0,7015.
Проверяем напряжение:
N • 10 600 • 10
а = = 0>7015.ЗЛ8 = 226,62 МПа< = 0,95-240 = 228 МПа.
Недонапряжение 2,2 МПа —0,6 %<5 %.
Проверяем устойчивость нижней кромки сжатого тавра 15ШТ2 по п. 7.18 [25].
По сортаменту ТУ 14-2-24-72 тавр 15ШТ2 имеет размеры 6/ = 200 мм, tf =
= 13 мм, 6=147 мм, г=18 мм, t = 7,7 мм, расчетная высота стенки hef=h—12—
—г =14,7—1,3—1,8= 11,6 см.
Предельно допустимое отношение hef/t по формуле (91) [25]
11,6/0,77= 15,06 < 17,88, т. е. устойчивость нижней кромки обе-
спечена.
ЛЕГКИЕ СТАЛЬНЫЕ ФЕРМЫ ИЗ СВАРНЫХ ТРУБ
Для легких стальных ферм применяют только сварные прямо-
шовные трубы по ГОСТ 10704—76 диаметром от 50 до 426 мм, тол-
щиной от 2 до 10 мм (табл. 18).
По условиям местной устойчивости толщина сжатых труб долж-
на быть не менее 0,864 V d [3].
В СНиП 11-23-81 указаний по определению минимальной тол-
щины трубы нет, а на практике проектирования ее принимают в
зависимости от наружного диаметра d:
при 50 d 100 мм / > (2 ... 4 мм);
при 100 d 150 мм / > (3,5... 5 мм);
при 150<d (более 4,5 мм).
36
(26)
Таблица 18. Трубы стальные электросварные прямошовные
по ГОСТ 10704—76 (сокращенный сортамент)
Размеры, мм Масса 1 м, кг Площадь сечения А, см2 Радиус инерции 1, см Размеры, мм Alacca 1 м, кг Площадь сечения А, см2 Радиус инерции i, см
d t d t
30 1,6 1,12 1,43 1,01 5,5 15,67 19,9 4,00
2 1,38 1,76 0,99 127 4 12,13 15,5 4,35
2,5 1,70 2,16 0,97 5 15,04 19,2 4,32
32 2 1,48 1,88 1,06 5,5 16,48 21,0 4,30
2,5 1,82 2,32 1,04 140 4 13,42 17,1 4,82
3 2,15 2,73 1,03 5 16,65 21,2 4,78
36 2 1,68 2,14 1,20 5,5 18,24 23,2 4,76
2,5 2,07 2,63 1,19 152 4 14,6 18,6 5,24
3 2,44 3,11 1,17 5 18,13 23,1 5,20
40 2 1,87 2,39 1,35 5,5 19,87 25,3 5,19
2,5 2,31 2,95 1,33 159 5 18,99 24,2 5,45
3 2,74 3,49 1,31 5,5 20,82 26,5 5,44
45 2 2,12 2,70 1,52 6 22,84 28,8 5,42
2,5 2,62 3,34 1,50 7 26,24 33,4 5,38
3 3,11 3,96 1,49 8 29,79 38,3 5,35
50 2 2,37 3,02 1,70 168 5 20,10 25,6 5,77
2,5 2,93 3,73 1,68 6 23,97 30,5 5,74
3 3,48 4,43 1,66 7 27,79 35,4 5,70
3,5 4,01 5,11 1,65 8 31,57 40,2 5,66
60 2,5 3,55 4,52 2,03 203* 5 24,41 31,1 7,01
3 4,22 5,38 2,02 6 29,14 37,1 6,97
3,5 4,88 6,22 2,01 7 33,83 43,1 6,94
4 5,52 7,03 1,98 219 5 26,39 33,6 7,57
63,5 2,5 3,76 4,79 2,16 6 31,52 40,2 7,54
3 4,48 5,71 2,14 7 36,6 46,6 7,51
3,5 5,18 6,60 2,12 8 41,63 53,0 7,47
4 6,87 7,48 2,11 9 46,61 59,4 7,43
70 2,5 4,16 5,30 2,39 245* 5 29,59 37,7 8,50
3 4,96 6,32 2,37 6 35,36 45,0 8,45
3,5 5,74 7,31 2,36 7 41,09 52,3 8,42
4 6,51 8,29 2,34 8 46,76 59,5 8,39
76 3 5,40 6,88 2,58 325 6 47,20 60,1 11,3
3,5 6,26 7,97 2,57 7 54,89 69,9 11,2
4 7,10 9,04 2,55 8 62,54 79,6 11,2
5 8,75 11,1 2,54 9 70,14 89,3 11,2
5,5 9,56 12,2 2,49 351* 7 59,38 75,6 12,2
83 3,5 6,26 7,97 2,57 8 67,67 86,2 12,1
4 7,10 9,04 2,55 9 75,91 96,6 12,1
5 8,75 11,1 2,51 10 84,10 107,1 12,1
5,5 9,56 12,2 2,49 426 7 72,83 92,1 14,8
89 3,5 7,38 9,40 3,03 8 82,46 105 14,8
4 8,38 10,7 3,01 9 92,56 118 14,8
5 10,36 13,2 2,97 10 102,59 131 14,7
5,5 11,32 14,4 2,95 11 112,58 143 14,7
121 4 11,54 14,7 4,14 12 122,52 156 14,7
5 14,30 18,2 4,11
Примечания: I. Диаметры, отмеченные звездочкой, следует применять по согла-
сованию с заводом-изготовителем конструкций.
2. Кроме указанных в таблице в сортаменте ГОСТ 10704—76 включены диаметры труб
480, 530, 630, 720, 820, 920, 1020, 1120, 1220, 1320, 1420. 1520, 1620 мм толщиной до 14—16 мм.
38
Для растянутых элементов ферм применяют трубы диаметром
более 50 мм, толщиной не менее 2 мм. Разница толщин труб одина-
кового диаметра в одной ферме должна быть различима «на глаз»,
т. е. составлять не менее 1,5—2,0 мм.
Сечение растянутых элементов трубчатых ферм подбирают в
такой последовательности. Определяют требуемую площадь сече-
ния трубы:
л __ N' 10
са1~ ’
где — расчетное усилие, кН; ус = 0,95 для растянутых элементов
ферм (см. табл. 2); Ry — расчетное сопротивление, МПа, по
табл. 51 [25], принимаемое как для листового проката, из которого
изготовляют сварные трубы.
По площади Acai подбирают сечение (толщину) трубы по
ГОСТ 10704—76 (сварные трубы), принимая диаметр С/зб-^АбИо
с соблюдением максимальной гибкости по табл. 20 [25].
Подобранное сечение проверяют по формуле
О = —— < ycRy (28)
/1
Недонапряжение не должно превышать 5 % или быть обуслов-
ленным градацией по ближайшей меньшей толщине трубы приня-
того диаметра, при которой будет перенапряжение.
Пример 5. Подобрать сечение нижнего пояса фермы с панелью длиной 10=
= 6 м из сварной трубы, выполненной из стали марки ВСтЗпсб-1 (Ry — 230 МПа
по табл. 51 [25] для листа толщиной до 10 мм) при М=520 кН, ус=0,95.
Требуемая площадь сечения трубы по формуле (27)
л 520-10 о
Acai — ——— =23,8 см2.
cal 0,95-230
Задаемся диаметром /о/4О=600/40= 150 и принимаем по табл. 18 сварную
трубу размерами ^Х/ 159X5 мм (4=24,2 см2).
Проверяем напряжение по формуле (28):
520 - 10
= 214,8 МПа < ycRy = 0,95 - 230 = 218,5 МПа.
Недонапряжение 1,7 % <5 %.
Сечения сжатых элементов трубчатых ферм подбирают в такой
последовательности.
Принимают предварительно диаметр рассчитываемого стержня:
для сжатых поясов d = (1/15 ... 1/25) Zo ;
для элементов решетки d = (1/25 ... 1/40) Zo.
Определяют расчетную длину элемента, принимая из плоскости
фермы 1У = 1^ и предварительную^ гибкость трубчатого элемента
«Zo/(O,35d), по которой находят фса/ (формулы (8) — (9) [25]).
Требуемая площадь сечения трубы
А ' 10
VcalVcRy
где ус= 1 для трубчатых сжатых элементов по табл. 2.
(27)
a —
(29)
39
Зная габарит d и требуемую площадь сечения Acai по сортамен-
ту (см. табл. 18), подбирают сечение (толщину) трубы и проверя-
ют его на устойчивость.
Пример 6. Подобрать сечение верхнего (сжатого) пояса трубчатой фермы
из стали марки ВСтЗпсб-1 (/?у = 230 МПа для листа толщиной до 10 мм по
табл. 51 [25]). Длина панели 3 м. Расчетное усилие М =—750 кН.
Предварительно принимаем б/==/о/15 = ЗОО/15=2ОО мм; по сортаменту труб
d=203 мм, tmin = 203/36 = 5,64 мм.
300
Предварительно гибкость А, = м п — 42,25<XmflX = 120 (табл. 19 [25]);
0,Зэ-20,3
X = 42,25 /230/210 000= 1,40.
Коэффициент продольного изгиба по формуле (8) [25] для Х<2,5 qcal =
/ Ry \ _ г— / 230 \
= 1,00- I 0,073 — 5,53 X V X = 1,00 - I 0,073-’5,53 — I 1,40 X
X/M0 =0,889.
Требуемая площадь сечения трубы по формуле (29)
750 . 10
= ----------------- =36,68 см2.
eal 0,889-1,0-230
По сортаменту табл. 18, габариту d=203 мм и Acai — 36,68 см2 принимаем
трубу размерами dX^ 203X6 мм, т. е. толщина более tmin—203/36=5,64 мм, тре-
буемого по устойчивости. Площадь Л = 37,1 см2, 7=6,97 см.
% = Zo / i = 300 / 6,97 = 43 < lmax = 120; Т = 43 V230/ 210 000 = 1,42;
<р = 1,00— | 0,073 — 5,53 ~~---1 1,42/М2 = 0,887.
Y \ 210000 )
Проверяем устойчивость по формуле (7) [25]:
750 • 10
° = a = 22719 < = 1.0.230 МПа.
U,оо/ • о/ , 1
Недонапряжение 2,1 МПа — 0,9 % <5 %.
Существенным преимуществом трубчатых ферм являются бес-
фасоночные узлы, которые снижают металлоемкость и трудоем-
кость изготовления ферм. При конструировании этих узлов следует
учитывать такие положения:
центрировка всех элементов, сходящихся в узле, предпочтитель-
на по центрам тяжести (осям) труб, сходящимся в центре узла;
в необходимых случаях допустима децентрировка, но при этом
должны быть учтены дополнительные напряжения от возникающе-
го местного момента;
угол наклона раскосов к оси пояса должен быть не менее 30 и
не более 60°;
во избежание резкой концентрации напряжений в сопряжении
труб в узлах отношение большего диаметра (пояса) к меньшему
(раскоса или стойки) не должно превышать 4;
все сварные соединения должны обеспечивать герметичность во
избежание проникновения влаги внутрь труб и усиленной коррозии
40
внутренних поверхностей; открытые торцы, труб в стыках поясов
должны быть закрыты заглушками с плотными наружными швами.
Варианты узлов фермы из труб показаны на рис. 7.
В узлах, где примыкают два раскоса и стойка (подвеска), более
технологичным является устройство столика, чтобы избежать тех-
нологически сложных сопряжений в пересечениях труб, вызываю-
щих значительную концентрацию местных напряжений, повышаю-
щую способность к хрупким разрушениям.
Рис. 7. Варианты узлов фермы из труб.
Для опирания прогонов на трубчатый пояс рациональны «сто-
лики» из тавров (рис. 8).
Действительное напряженное состояние сварных швов, при-
крепляющих трубчатые элементы решетки к поясам, является
сложным. Сварное соеди-
нение имеет форму, пере-
менную по длине: в ме-
стах тупых углов примы-
кания оно может быть от-
несено к стыковым, а в
местах острых углов при-
мыкания — к угловым
швам (рис. 9). С некото-
рым приближением в за-
пас прочности в расчете
принимают весь шов при-
мыкания как угловой с
Рис. 8. Опирание прогона на трубчатый пояс.
катетом, равным толщине
трубы, в необходимых случаях усиленным накладкой. В обоих слу-
чаях наплавленный металл шва равнопрочен с металлом трубы,
если применять соответствующие электроды (табл. 55 и 56 [25]).
Несущую способность сварного шва, прикрепляющего раскос,
проверяют по условному срезу металла шва:
^•10 < р
т —
(30)
41
где N — расчетное усилие в раскосе, кН; Pf — коэффициент, учиты-
вающий глубину провара (для ручной и полуавтоматической свар-
ки pf = 0,7); kf — высота катета шва, см, принимаемая равной тол-
щине трубы раскоса td\ I™ — расчетная длина шва, см; Rwf —
расчетное сопротивление срезу, принимаемое по табл. 56 [25].
/7-/7
Рис. 10. Усиление трубы бандажом.
са; гр — коэффициент, принимаемый в
ния dd!d\
dd/d 0—0,2 0,5 0,6 0,7 0,75 I,
ф 1,00 1,01 1,02 1,03 1,04 1,
Рис. 9. Деталь прикрепления трубы-раскоса к трубе-поясу:
а — полным сечением; б — частью сечения.
Если неравенство (30) не удовлетворяется, определяют требуе-
мую высоту катета шва по формуле
k > N 1О.„ . (31)
QjlwRwf
Недостающую толщину трубы компенсируют накладкой (банда-
жом) толщиной не менее 2 мм (т. е. 2, 3, 4, 5, 6, 7, 8, 9, 10 мм), вы-
резанной из трубы того
же наружного диаметра,
что и усиляемый элемент,
с разрезкой на две поло-
винки (рис. 10).
Расчетную длину шва,
прикрепляющего раскос
(см. рис. 9, а), определя-
ют по формуле
(32)
где dd — диаметр раско-
зависимости от отноше-
8 0,85 0,90 0,95 1,0
05 1,06 1,08 1,12 1,22
ц — коэффициент (табл. 19), зависящий от угла а, определяе-
мого по tga = /i//0 с округлением до целых градусов в большую
сторону.
42
Таблица 19. Значения sina, tga и т] в формулах (32), (33), (35)
a” sin a tg a n a0 sin a tg a 4
30 0,5000 0,5773 1,5429 46 0,7193 1,0355 1,2031
31 0,5150 0,6009 1,5450 47 0,7314 1,0724 1,1908
32 0,5299 0,6249 1,4784 48 0,7431 1,1792 1,1106
33 0,5446 0,6494 1,4495 49 0,7547 1,1504 1,1682
34 0,5592 0,6745 1,4225 50 0,7660 1,1917 1,1577
35 0,5736 0,7002 1,3973 51 0,7772 1,2349 1,1479
36 0,5878 0,7265 1,3738 52 0,7880 1,2799 1,1385
37 0,6018 0,7535 1,3517 53 0,7980 1,3270 1,1295
38 0,6157 0,7813 1,3309 54 0,8090 1,3764 1,1211
39 0,6293 0,8098 1,3114 55 0,8192 1,4281 1,1131
40 0,6428 0,8391 1,2931 56 0,8296 1,4826 1,1055
41 0,6567 0,8693 1,2758 57 0,8387 1,5399 1,0983
42 0,6692 0,9004 1,2596 58 0,848'1 1,6003 1,0914
43 0,6820 0,9325 1,2442 59 0,8572 1,6643 1,0849
44 0,6947 0,9667 1,2298 60 0,8660 1,7320 1,0787
45 0,7071 1,0000 1,2160 90 1,0000 —. 1,0000
Если верхний пояс — широкополочный двутавр, т. е. d = oo, при-
нимают ip = l (как для ddld — ty. Если предусмотрен срез торца тру-
бы ( со стороны тупого угла примыкания), расчетную длину шва,
прикрепляющего раскос (см. рис. 9, б), принимают из выражения
lw = + 2^!, (33)
где а\ — отрезок, измеряемый по чертежу узла, выполненного в
масштабе 1 : 10...1 : 5.
Расчетную длину сварного шва примыкания трубчатых элемен-
тов решетки к поясам можно определять по формуле [3]
— К + 4 Н- 3 + /2,
где
dd
2 sin a
(34)
(35)
(36)
При примыкании к плоским полкам (например, широкополоч-
ным двутаврам) d = oo и соответственно l2 = ddl%. Расчет длины
швов по этим формулам дает сходимость с расчетом по формуле
(32) до 1 %, т. е. практически результат одинаков.
Пример 7. Определить длину шва по пересечению труб для панели длиной
/0 = 3 м, высотой Л = 3,1 м, диаметр пояса d = 203 мм, раскоса dd = 121 мм.
Вариант I. Определяем tg a = h 1 10 = 310 / 300 = 1,033; dd / d = 121 / 203 »
= 0,596. Тогда по табл. 19 a = 46°, t] = 1,2031; ф = 1,02.
По формуле (32) = 3,14 • 121 *1,02-1,2031 = 466 мм.
43
Вариант II. Для а = 46° по табл. 19 sin а = 0,7193.
121
По формуле (35) lt= =84,1 мм;
Z • v,/
. 121 3 —(121 /203)=
по формуле (36) 12= — • ”'2_'ц21 /203)2 = 6415 ”"=
по формуле (34) lw = 84,1 4- 64,5 + 3 1^84,I2 4- 64,52 = 466 мм.
Обе методики привели к одинаковым результатам — /w=466 мм.
Рис. 11. Децентрировка узла трубчатой фермы.
ющихся в узле элементов, т. е. момент в г-м
Л/Г _ ^loc
Если по конструктивным или иным соображениям центрирую-
щие оси раскосов пересекаются не в центре узла (рис. 11), необхо-
димо учитывать мест-
ный момент
М/ос = ДЛ^, (37)
где kN — разность уси-
лий в смежных пане-
лях пояса: AjV=W2—
е — эксцентриситет при
децентровке раскосов.
Этот местный мо-
мент учитывают при-
ближенно путем рас-
пределения его пропор-
ционально погонным
жесткостям (или их со-
отношениям) сопряга-
стержне
Погонная жесткость
kbt=-^-. (39)
h
Поскольку Е входит во все члены числителя и знаменателя форму-
лы (38), его можно не учитывать.
S kb — kbl + kb2 4- kba + kb£ 4- kbb 4- • •. • (40)
Здесь kbi, Ji, li — погонная жесткость, момент инерции и длина
i-ro стержня; kbi, kb2, kb3, kb4, kb5 — погонные жесткости левой, пра-
вой панелей верхнего пояса, 1-го и 2-го раскосов, стойки и т. п. До-
полнительные напряжения от местного изгиба в i-м стержне
Да = Mioc z * 1Q М/2) ,
Jxi
где Mioc i — момент инерции проверяемого i-ro стержня; di/2 — рас-
стояние от нейтральной оси до проверяемого растянутого или сжа-
того волокна (кромки).
44
Если погонная жесткость панели пояса в 8—10 раз больше, чем
в примыкающих раскосах, можно принимать, что весь узловой мо-
мент воспринят панелями пояса, и не учитывать его для раскосов.
Пример 8. Определить дополнительные напряжения от местного момента,
возникающего в узле при эксцентриситете в центрировке раскосов е=5 см. Схе-
ма узла, усилий и сечений показана на рис. 11.
Верхний пояс: труба размерами d"Xt 203X6 мм, А=37,1 см2; i=6,97 см; по-
гонная жесткость при длине панели /о=ЗОО см kbi — Q.
Левый раскос: труба размерами d х t 121 х 4 мм, А = 14,7 см2; i = 4,14 см;
J — 14,7 • 4,142 = 252 см4; погонная жесткость при длине раскоса 10 = 431 см
= У//0 = 252/431 =0,58.
Правый раскос: труба размерами d X t 89 X 4 мм, А = 10,7 см2, i = 3,01 см;
J = Ai2 = 10,7 * 3,01 = 96,94 см4, погонная (жесткость при длине раскоса /0 =
= 431 см kb3 = J/Zo = 96,94/431 = 0,22.
2^ = 64- 6 + 0,58 + 0,22 = 12,8.
Местный момент Mioc = (750 — 500) 5 = 1250 кН • см.
Момент в элементах пояса, примыкающих к узлу,
М!ос kbl 1250 • 6
= 585 кН • см.
. 10 . уь
—
J
1250 • 10 • 10,2 „„ , „„
1802 -33'1 МПа>
Левый раскос:
Mt =
Да =
Mi„ckb3 1250-10 - 0,58
--------=------------------= 56,64 кН • см;
2^, 12,8
М2 • 10 • yt 56,64-10.6
^7-^-=-^-------------------= 13,49 МПа.
Правый раскос:
М3 =
Mioc kb9 1250-0,22
——------= ------------=21,48 кН • см;
2^ 12,8
М3-10.у 21,48-10.4,5 ОО7МП
Да =-----------=--------——----------= 9,97 МПа.
J 96,94
Найденные дополнительные напряжения До следует добавить к напряжениям
от осевых сил и сумма их не должна превышать ycRy.
Как следует из данных распределения узлового момента, 94 % (585X2 =
= 1170 кН-см из 1250 кН-см) воспринимают панели пояса и только 6 % —
раскосы.
ЛЕГКИЕ СТАЛЬНЫЕ ФЕРМЫ С ПОЯСАМИ
ИЗ ШИРОКОПОЛОЧНЫХ ДВУТАВРОВ
Применение широкополочных двутавров для поясов стальных
ферм создает ряд преимуществ по сравнению с другими типами се-
чений:
узлы ферм с поясами из широкополочных двутавров при элемен-
тах решетки из сварных труб или гнутосварных квадратных и пря-
моугольных профилей бесфасоночные, что снижает металлоемкость
и трудоемкость;
45
оптимально могут использоваться беспрогонные легкие кровли;
повышается устойчивость фермы против коррозии, доступность
периодических осмотров, очисток и окрасок всех поверхностей.
Сечение поясов наиболее целесообразно принимать из наи-
меньших широкополочных двутавров 26Ш, ЗОШ по ТУ 14-2-24-72,
соблюдая ограничение высоты пояса (не более /0/Ю) для ферм с
О
Рис. 12. Варианты узлов фермы с поясом из двутавра.
условно шарнирными узлами и предельные гибкости по табл. 19 и
20 СНиП 11-23-81 [25].
Конструкция узлов фермы приведена на рис. 12.
При узловой нагрузке на ферму от кровли и снега (при нали-
чии прогонов или использовании каркасных крупнопанельных кро-
вельных плит) верхний пояс рассчитывают как центрально сжатый
элемент на устойчивость в плоскости и из плоскости фермы (по
большей гибкости).
При беспрогонной кровле, опирающейся непосредственно на
верхний пояс, производят проверку верхнего пояса на сжатие с
изгибом.
В плоскости фермы осуществляют проверку на прочность от
осевой силы и местного изгиба с учетом неупругих деформаций по
формуле (49) СНиП 11-23-81 [25]
(N V , Мх < j
\ ARylc J сх ^х *у Ус
где N — осевое усилие сжатия пояса как элемента фермы с шар-
нирными узлами; A, Wx — площадь сечения, см2, и момент сопро-
тивления сечения, см3, пояса из двутавра; Ry — расчетное сопротив-
ление, МПа, двутавра (табл. 51 [25]) в зависимости от марки стали
и толщины полки двутавра; ус=1 для сжатого пояса фермы; п,
Сх — коэффициенты, принимаемые с учетом неупругих деформаций
(пластической стадии) по табл. 66 [25]; МХ=М[ОС— местный изги-
бающий момент, кН-см, от веса кровли и снеговой нагрузки; его
можно приблизительно определить, как для неразрезной балки с
упруго оседающими опорами, например от равномерно распреде-
ленной нагрузки:
в крайних панелях (g + v)ll/ 10; (42)
в средних панелях (£ + у)/о/12; (43)
в узлах (g + v) Zo / 18; (44)
46
g и v — расчетные равномерно распределенные постоянная и вре-
менная нагрузки на пояс от кровли и снега, кН/м; /0 — длина пане-
ли верхнего пояса. Изгибающие моменты от сосредоточенной внеуз-
ловой нагрузки определяют также приближенно: в пролете 0,8 Мо,
в узле 0,12 А40 (изгибающий момент под силой в однопролетной
балке).
Устойчивость полки в плоскости фермы (момент) проверяют по
формуле (51) СНиП 11-23-81 [25], определяя параметры по форму-
лам (52), (53), табл. 73, 74 [25].
Проверка верхнего пояса на устойчивость из плоскости фермы
производится как для внецентренно сжатого элемента (см. фор-
мулу (56) СНиП 11-23-81, в которой с определяют по формуле
(57), [25], а ус = 0,95 согласно п. 6а табл. 6 [25].
При креплении профилированного настила непосредственно к
верхнему поясу через 300—400 мм проверка устойчивости из плос-
кости фермы (момента) не требуется. Нижний растянутый пояс из
широкополочных двутавров проверяют и рассчитывают как цент-
рально растянутый элемент по формуле (6) [25] по пределу теку-
чести или по формуле (7) [25] — по временному сопротивлению
Ru, если Rulyu>Ry (у«= 1,3). В обоих случаях коэффициент условий
работы ус принимают равным 0,95 согласно п. 66 табл. 6 [25] для
растянутых элементов сварных ферм (см. здесь табл. 2).
При внеузловой подвеске к нижнему поясу грузов (монорель-
сов, трубопроводов, площадок и т. п.) расчет прочности выполняют
по формулам (49), (50) СНиП П-23-81 [25], определяя прибли-
женно местный момент (при длине панели нижнего пояса, рав-
ной 2 /о) MtOc = Мо = , т. е. как изгибающий момент в однопро-
2/0
летной балке, а ус принимают равным 0,95, как для растянутого
пояса. При больших значениях сосредоточенных нагрузок (более
30 кН) целесообразно предусматривать подвеску пояса в месте
приложения нагрузки раскосом от верхнего узла фермы.
Пример 9. Подобрать сечение верхнего пояса стропильной фермы из широко-
полочного двутавра (по ТУ 14-2-24-72) из стали марки ВСтЗпсб (/^=240 МПа
для фасонного проката толщинбй 11—20 мм по табл. 51 [25]). Осевое усилие
# = 1400 кН, изгиб от кровли с расчетной нагрузкой (с учетом коэффициентов
перегрузки) постоянной g=l,2 кН/м и временной и = 2,4 кН/м. Длина панели
фермы Z0=3 м, каркасная панель крепится к поясу посередине панели (1У =
= 1,5 м). Шаг ферм В = 6 м.
Задаемся высотой двутавра /г = /о/1О = ЗОО/1О = ЗО см, что соответствует ши-
рокополочному двутавру ЗОШТ с шириной полки 6 = 20 см.
Требуемая площадь сечения двутавра по формуле (24) при (р~0,8 (с учетом
внецентренного сжатия)
л 1400-10
Л-' = 0-7.0,95.240 = 76-7 см2‘
Принимаем двутавр 30Ш2 по ТУ 14-2-24-72: А = 75,5 см2; Jx = 12 040 см4;
Wx = 818 см3; ix = 12,6 см; Jy = 1740 см4; Wy = 174 см3; iy = 4,8 см. Толщи-
на полки if— 13 мм, толщина стенки / = 7,7 мм.
47
Местный изгибающий момент определяем от сосредоточенной нагрузки посе-
редине панели как реакции каркасов панелей кровли шириной 1,5 м:
Fi = (g + v) В 4- = (1,2 + 2,4) -6.0- -^- = 27 кН.
Л
F.L 27 • 3,0
М1ос = О,8Мо = 0,8 == 0,8 ---------= 20,625 кН . м = 2062,5 кН • см.
4 4
Проверяем прочность пояса на внецентренное сжатие в плоскости фермы с
учетом неупругих деформаций, для чего определяем по табл. 66 [25] для двутав-
ра ЗОШТ показатель степени n=l,5. Af = 20-1,3 = 26 см2, AW=A— 2Af = 75,5—
—2,26=23,5 см2. AfIAW = 26,0/23,5 =1,11. Из табл. 66 [25] интерполяцией нахо-
дим коэффициент для определения пластического момента сопротивления сх=
= 1,066.
Проверку прочности производим по формуле (49) [25]:
/ ТУ * 10 X1’5 м1ос • Ю _ / 1400 • 10 у»5 2062,5 • 10______
75,5 . 1,0.240 J + 1,066 « 818 * 1,0.240 ~
= 0,679 + 0,099 = 0,778 < 1.
Для проверки устойчивости верхнего пояса в плоскости фермы (момента)
определяем:
Хх = /0 / ix = 300 / 12,6 = 23,8 < Ктах = 120 (табл. 19 [25]);
Хх = %х VR^Te = 23,8 /240 / 210 000 = 0,805.
Абсолютный эксцентриситет е = М / N = 2062,5 / 1400 = 1,47 см,
еА 1,47.75,5 Л
относительный эксцентриситет т — —-------------= 0,136.
Wх 878
Коэффициент, учитывающий форму сечения (по табл. 73) [25], q = (1,9 —
— 0,1m)—0,02 (6 —m)Ix= (1,9 — 0,1 • 0,136) —0,02(6 — 0,136)0,805= 1,792.
Приведенный относительный эксцентриситет те/ = qm= 1,792«0,136 = 0,244.
Для параметров Кх — 0,805 и mef=0,244 по табл. 74 [25], используя линейную
интерполяцию, находим фе = 0,876. Проверку устойчивости в плоскости фермы
(момента) производим по формуле (51) [25]:
= W 10 _ —1400_-_10— = = 0 95.240 = 228 мПа.
х <реА 0,876- 75,5 гс *
Для проверки устойчивости из плоскости фермы (момента) определяем пара-
метры для тх = т = 0,136 < 1,0: \с = 3,14 V Е / Ry = 3,14 У21 000 / 240 = 93;
= /у / 1У 150 / 4,8 = 31,5 < Кс = 93.
По табл. 10 [25] для тх=0,136 и ХУ<ХС принимаем сс=0,7 и Р = 1,0.
Коэффициент, учитывающий изгибно-крутильную форму потери устойчиво-
сти, по формуле (57) [25]
с =--------- =-----------!-------= 0,913.
1 -J- атх 1 + 0,7 • 0,136
Фу = 0,92 (для 1у = 31,5 при Ry — 240 МПа).
Проверка устойчивости из плоскости фермы (момента) по формуле (56) [25]:
JV-J0 ----------1400---О-------= 220,8 МПа < fcR„ = 0,95-240=228 МПа.
* сууА 0,913 - 0,920-75,5 у
Недонапряжение 7,2 МПа — 3,16 % < 5 %.
В рассматриваемом примере определяющей явилась проверка устойчивости
верхнего пояса из плоскости фермы (момента), которую можно было не произ-
водить при креплении профилированного настила непосредственно к верхнему
поясу фермы.
Пример 10. Подобрать сечение нижнего пояса фермы из широкополочного
двутавра (по ТУ 14-2-24-72) из стали марки ВСтЗпсб-1 (7?у = 240 МПа для фа-
сонного проката при толщине 11—20 мм по табл. 51 [25]). Осевое усилие N —
=900 кН, посередине панели длиной Z0=6 м приложен груз /71=30 кН.
Предварительно определяем требуемую площадь сечения при добавке от из-
гиба приближенно до 25 % расчетного сопротивления. Проверяем двутавр 26Ш1
по ТУ 14-2-24-72: Л = 54,6 см2; Jx = 6280 см4; Wx = 501 см3; ix = 10,7 см; Jy =
= 993 см4; Гу = НО см3; iy = 4,27 см.
Местный изгибающий момент
М1ос — • — ——— = 45 кН • м = 4500 кН-- см.
4 4
По табл. 66 [25] для проверки прочности с учетом неупругих деформаций в дву-
тавровом сечении находим показатель степени п—1,5.
Af =18» 1,02 = 18,36 .см2; Aw = А - 2Af = 54,6 - 2 • 18,36= 17,88 см2.
Af}Aw —18,36/17,88 = 1,027. Из табл. 66 [25] интерполяцией находим сх=1,07.
Проверку прочности производим по формуле (49) [25]
( * 10 \1,5 мюс ' Ю _ ( 900 • Ю \1,5
\ AycRy ) + cxWxycRy 54,6 • 0,95 • 240 ) +
4500 10
1,07.501 -0,95’240
= 0,614 + 0,308 = 0,982 < 1,0.
Недонапряжение 1,7 % <5 %.
Таким образом, проверяемое сечение из двутавра № ЗОШТ удовлетворяет
всем требованиям прочности и устойчивости.
ЛЕГКИЕ СТАЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
ИЗ ГНУТОСВАРНЫХ КОРОБЧАТЫХ ПРОФИЛЕЙ
Для легких стальных ферм рекомендуется применять гнуто-
сварные профили (квадратного и прямоугольного сечения) Моло-
дечненского завода легких металлоконструкций Минмонтажспец-
строя СССР по сортаменту ТУ 36-2287-80 (табл. 20, 21) с учетом
ограничений сокращенного сортамента по приложению 2, а в тех
случаях, когда необходимы более мощные профили, можно приме-
нять также спаренные швеллеры. Металлоемкость ферм из гнуто-
сварных профилей на 15—25 % меньше металлоемкости ферм из
спаренных уголков. Кроме того, использование ферм из гнутосвар-
ных профилей позволяет применять экономичные беспрогонные
кровли.
При конструировании ферм из гнутосварных профилей (рис. 13)
необходимо соблюдать следующие правила.
По условию местной устойчивости стенок для включения в
расчет полной площади сечения следует применять профили, у ко-
4 4—1466
49
Таблица 20. Профили гнутосварные квадратные
по ТУ 36-2287-80 Молодечненского завода легких
металлоконструкций
Размеры, мм Площадь попереч- ного сече- ния А, см2 Ось х — х Ось у — у Масса 1 м длины, кг
k t г см* Wx=Wy> см3 lx=iy' см S^y' см3
80 3 6 9,01 87,8 22 3,12 12,9 7,35
4 8 11,8 111 27,8 3,07 16,5 9,73
5 10 14,4 131 32,9 3,03 19,9 12,1
6 12 16,8 149 37,3 2,97 22,9 14,4
100 3 6 11,4 177 35,4 3,94 20,6 9,21
Л 8 15,0 226 45,3 3,89 26,7 12,2
5 10 18,4 271 54,2 3,84 32,3 15,2
6 12 21,6 312 62,3 3,79 37,6 18,1
120 3 6 13,8 312 52,1 4,76 30,1 11,0
4 8 18,2 402 67,1 4,71 39,2 14,7
5 10 22,4 485 80,9 4,66 47,7 18,3
6 12 26,4 562 93,7 4,61 55,8 21,8
140 4 6 21,4 652 93,1 5,52 54,1 17,1
5 10 26,4 791 ИЗ 5,48 66,2 21,3
6 12 31,2 920 131 5,43 77,7 25,5
7 14 36,0 1041 149 5,38 88,6 29,6
8 16 40,6 1154 165 5,33 99,0 33,7
160 4 8 24,6 987 123 6,34 71,4 19,6
5 10 30,4 1202 150 6,29 87,6 24,4
6 12 36,0 1405 176 6,24 103 29,2
7 14 41,6 1597 200 6,20 118 33,9
8 16 47,0 1777 222 6,14 132 38,6
180 5 10 34,4 1737 193 7,11 112 27,5
6 12 40,8 2036 ‘226 7,06 132 32,9
7 14 47,2 2321 258 7,01 152 38,2
8 16 53,4 2591 288 6,96 170 43,5
торых отношение расчетной высоты стенки между закруглением
Ло к толщине t составляет (рис. 14):-у- ^41 для стали с /?у =
= 210 МПа; А0//^37.при 210<Ry260 МПа; Ао//^35 при 260<
</?^290 МПа; Ао//< 1870/при ^>290 МПа.
Здесь hQ = h—6/ (h — полная высота профиля).
Толщину гнутосварных профилей для сварки швов в узлах при-
нимают не менее 3 мм, при этом разность толщин профилей одина-
кового размера в одной ферме должна быть не менее 2 мм.
Для сжатых поясов ферм и сжатых раскосов рациональны рав-
ногибкие квадратные профили, а при беспрогонных кровлях верх-
ний пояс целесообразно принимать из прямоугольных профилей с
большей жесткостью в плоскости фермы с соблюдением предель-
ных гибкостей по табл. 19 СНиП 11-23-81 [25].
50
Таблица 21. Профили гнутосварные прямоугольные
по ТУ 36-2287-80 Молодечненского завода легких
металлоконструкций
Размеры, мм . к CU S Й X о И х Ось х • — X Ось у —у s ч ч
h ь t г =?§ S О ® CJ 4’ см4 Wx, см3 см см3 Jy, см« W , см8 1у, см sy CMS Масса 1 м ны. кг
С
100 60 3 6 9,01 121 24,1 3,66 14,8 54,6 18,2 2,46 10,4 7,35
4 8 11,8 153 30,5 3,60 19,0 68,7 22,9 2,42 13,3 9,73
5 10 14,4 181 36,2 3,55 22,8 80,8 26,9 2,37 15,9 12,1
6 12 16,8 205 41,1 3,49 26,3 91,2 30,4 2,32 18,3 14,4
120 80 3 6 11,4 230 38,4 4,49 23,1 123 30,9 3,28 17,5 9,21
4 8 15 294 49,1 4,44 29,9 157 39,3 3,24 22,6 12,2
5 10 18,4 353 58,9 4,38 36,2 188 46,9 3,19 27,4 15,2
6 12 21,6 406 67,7 4,33 42,1 215 53,8 3,15 31,8 18,1
140 60 4 8 15 356 50,8 4,88 32,3 93,8 31,3 2,5 17,8 12,2
5 10 18,4 426 60,8 4,82 39,2 111 37,1 2,46 21,4 15,2
6 12 21,6 489 69,9 4,76 45,5 126 42,1 2,42 24,8 18,1
140 100 ' 4 8 18,2 504 71,9 5,27 43,2 300 60,0 4,06 34,3 14,7
5 10 22,4 608 86,9 5,21 52,7 361 72,3 4,02 41,8 18,3
6 12 26,4 705 101 5,16 61,6 418 83,5 3,97 48,8 21,8
7 14 30,4 794 ИЗ 5,11 70,0 469 93,8 3,93 55,4 25,2
160 80 । 4 8 18,2 598 74,7 5,74 46,4 204 50,9 3,34 28,7 14,7
5 10 22,4 722 90,2 5,68 56,6 244 61 3,3 34,9 18,3
6 12 26,4 836 105 5,62 66,2 281 70,2 3,26 40,7 21,8
7 14 30,4 941 118 5,57 75,2 314 78,5 3,21 46,1 25,3
160 120 4 8 21,4 793 99,1 6,09 58,9 510 85,0 4,88 48,4 17,1
5 10 26,4 962 120 6,04 72,1 618 103 4,84 59,2 21,3
6 12 31,2 1121 140 5,99 84,6 718 120 4,79 69,5 25,4
7 14 36,0 1269 159 5,94 96,6 812 135 4,74 79,2 29,6
8 16 40,6 1407 176 5,88 108 898 150 4,70 88,5 33,7
180 60 ' 5 10 22,4 218 90,9 6,05 59,5 142 47,2 2,51 26,9 18,2
6 12 26,4 946 105 5,98 69,5 161 53,8 2,47 31,3 21,8
7 14 30,4 1063 118 5,92 79,0 179 59,7 2,42 35,3 25,3
180 100 5 10 27,0 1089 121 6,49 75,1 731 86,2 4,12 50,3 21,2
6 12 32,3 1259 140 6,42 87,6 508 101,6 4,08 58,6 25,3
7 14 37,5 1413 157,1 6,35 98,9 569 113,8 4,02 66,3 29,4
8 16 42,6 1533 172,8 6,28 109,8 622 124,3 3,96 71,0 33,5
180 140 5 10 30,4 1431 159 6,86 94,5 973 139 5,66 79,7 24,4
6 12 36,0 1673 186 6,81 111 1136 162 5,61 93,7 29,2
7 14 41,6 1902 211 6,77 127 1289 184 5,56 107 33,9
8 16 47,0 2117 235 6,71 143 1433 205 5,52 120 38,6
200 160 । 5 10. 34,4 2030 203 7,69 120 1443 180 6,48 103 27,5
6 12 40,8 2381 238 7,64 142 1690 211 6,43 122 32,9
7 14 47,2 2715 272 7,59 162 1925 241 6,39 139 38,2
8 16 53,4 3031 303 7,54 184 2147 268 6,34 157 43,5
4=
51
Для растянутых элементов ферм возможно применение как
квадратных, так и прямоугольных профилей с большей жесткостью
из плоскости фермы, что существенно для транспортирования и
монтажа, а, иногда, для повышения прочности на «вырывание»
растянутого стержня в узле. Для растянутых элементов предельную
гибкость принимают по табл. 20 СНиП 11-23-81 [25].
Ширина поясов фермы по условиям примыкания элементов ре-
шетки в узлах должна быть не менее чем на 6/ (t — толщина поя-
Рис. 13. Узлы фермы из гнутосварных профилей:
а —опорный; б — треугольной решетки; в — раскосной решетки; г — примыкание стойки
к поясу.
са) больше ширины раскосов и стоек (см. рис. 15). При этом во
избежание резкой концентрации напряжений вдавливания сжатых
и растянутых элементов их ширина должна быть не менее (0,8...
...0,7)6 (6 — ширина пояса).
В одной ферме нельзя применять гнутосварные профили одина-
ковых калибров, но из разных марок стали, или из одной марки
стали, но разных групп прочности (по ТУ 14-1-3023-80).
Расстояние между смежными кромками элементов решетки
(2с) в месте пересечения с поясом фермы (см. рис. 13) должно
быть достаточным для размещения поперечных сварных швов. Во
избежание значительной концентрации местных сварочных напря-
жений (по п. 13.9 СНиП 11-23-81) ограничивают зазор 2
^66—20 мм, где t — толщина пояса (при ^5 мм вычитать 20 мм
не следует).
52
В фермах из гнутосварных профилей предпочтительны узлы с
примыканием двух элементов решетки, что дает возможность из-
бежать резкой концентрации местных напряжений. Однако не ис-
ключено применение ферм с традиционной треугольной решеткой,
включающей стойки; при этом в узлах могут сходиться три стерж-
ня. Из условий компоновки таких узлов целесообразна децентри-
ровка элементов решетки с вынесением их центра во внешнюю
сторону фермы, что обеспечит
необходимые зазоры между
торцами элементов.
Узловые эксцентриситеты
до 0,25/i можно не учитывать,
а при больших эксцентрисите-
тах можно считать приближен-
но, что узловой момент воспри-
нимается только смежными
панелями пояса. Для более
точного расчета узловой мо-
мент следует распределить на
все примыкающие к узлу эле-
менты пропорционально их по-
гонным жесткостям по форму-
лам (38), (39).
В местах приложения к поя-
сам сосредоточенных нагрузок
Рис. 14. Прикрепление элемента решетки
к поясу.
(прогоны, площадки, монорельсы
и т. п.) надо предусматривать накладки, прокладки, ребра и дру-
гие детали, снижающие местные напряжения и предохраняющие от
местных деформаций и повреждений (рис. 15).
В стыках и свободных торцах поясов необходимо устанавливать
заглушки, герметично закрывающие внутреннюю полость профиля
от проникновения влаги и пыли, вызывающих коррозию.
Рис. 15. Опирание прогона:
а — на подкладку; б — на подкладку с ребрами.
Для обеспечения требуемой устойчивости верхнего пояса из
плоскости фермы при непосредственном опирании профилирован-
ного настила на пояс крепление настила к поясу самонарезными
болтами, дюбелями должно производиться не менее, чем через
400 мм.
Подбор сечений растянутых элементов из гнутосварных про-
филей производят в такой последовательности:
1. Принимают предварительно габариты коробчатого сечения
Рис. 16. Расчетная длина элементов ферм
из гнутосварных коробчатых профилей.
h в пределах (1/35... 1/45)lQ, где
/о — геометрическая длина
стержня между центрами уз-
лов;
2. Определяют требуемую
площадь сечения по формуле
N • 10
хЛ
3. По габаритам h и тре-
буемой площади сечения под-
бирают размер гнутосварного
профиля (коробчатого или
прямоугольного) по сортамен-
ту ТУ-36-2287-80 (см. табл. 20,
21). Сечение проверяют на
прочность по формуле (5) СНиП 11-23-81 [25]. При этом
недонапряжение не должно превышать 5 % при условии, что бли-
жайшая меньшая толщина профиля данного габарита имеет пере-
напряжение.
Подбор сечений сжатых элементов ферм из гнутосварных про-
филей производят в такой последовательности:
1. Принимают предварительно габариты профиля: для сжато-
го пояса h = (1/15...1/25)/0; для сжатого раскоса h = (1/25...1/40)/0;
для сжатой стойки = (1/35... 1/45) Zo-
Размер b в сжатых элементах решетки (из плоскости фермы)
принимают около 0,85bf, но не менее 0,6bf по условиям снижения
местных напряжений вмятия.
2. Определяют приближенно радиус инерции гнутосварного .се-
чения заданного габарита. В среднем и = 0,39Л или ^ = 0,396.
Гибкость y^lcai/i^kmax (по табл. 19 [25]), где Icai — расчетная
длина 1Х или 1У по рис. 16: для верхнего пояса — по размеру пане-
ли фермы или между креплениями панелей кровли к поясу; раско-
сов — между вершинами острых углов; для стоек О,9/о.
По формулам (8), (9) СНиП 11-23-81 [25], используя линейную
интерполяцию, определяют коэффициент продольного изгиба ф.
_ ' N • 10
Рассчитывают требуемую площадь сечения по формуле •
По габаритам h, b и требуемой площади сечения подбирают со-
ответствующий размер профиля на основе сортамента ТУ 36-2287-80
(см. табл. 20, 21) и проверяют его на центральное сжатие по фак-
тическим параметрам (A, i, X, ф) в соответствии с формулой (7)
54
СНиП П-23-81 [25]. Недонапряжение не должно превышать 5 %
при условии, что ближайший меньший по толщине профиль сорта-
мента будет перенапряжен.
Для ферм под беспрогонную кровлю учитывают изгибающие
моменты, как и при двутавровых поясах, по формулам (42), (43),
(44). Предварительно подобранное сечение проверяют как внецент-
ренно сжатый элемент: на прочность с учетом неупругих деформа-
ций (по пластической стадии); на устойчивость в плоскости фермы
(момента) и из плоскости фермы (момента), при этом изгибающий
момент определяют для средней панели.
При ширине панелей 1,5 м расчетную длину панели из плоско-
сти фермы принимают /у=1,5 м.
При креплении кровельного настила по всей длине пояса про-
верку устойчивости из плоскости фермы не производят.
Пример 11. Подобрать сечение гнутосварочного квадратного центрально ра-
стянутого профиля раскоса фермы из стали марки ВСтЗпсб (£у = 225 МПа по
табл. 51 [25] при толщине листа 4—20 мм) при расчетном усилии М=550 кН;
коэффициент условий работы ус=0,95 (растянутый элемент сварной фермы —
п. 66 табл. 2).
Требуемая площадь сечения
550 • 10
Аса1 = ' А ----АГ" = 25,73 см2.
са1 0,95*225
Принимаем по сортаменту табл. 20 гнутосварной профиль квадратного сечения
140X140X5 мм с Л = 26,4 см2.
Проверяем прочность:
N * 10 550 • 10
а =------— = ---------= 208 МПа < ъКу = 0,95 * 225 = 213,75 МПа.
А 26,4
Недонапряжение 5,75 МПа — 2,7 % < 5 %.
Пример 12. Подобрать сечение гнутосварного квадратного центрально сжа-
того элемента решетки из стали марки ВСтЗпсб (/^ = 225 МПа по табл. 51 [25]
при толщине листа 4—20 мм) при расчетном усилии М=340 кН. Коэффициент
условий работы ус = 0,8 (п. 3 табл. 2), lCai = 4,2 м (между вершинами острых
углов).
Задаемся габаритом сечения h = lcai/30 = 420/30 = 14 см. Радиус инерции
ix = iy G,39h = 0,39 • 14 = 5,46 см. Гибкость X = lp/i = 420/5,46 = 77. Ус-
ловная гибкость х = X / £ = 77 У 225/210 000 = 2,52 2,5. По формуле
(10) [25] <рм, = 1 -(0,073 - 5,53ЯУ/£)~ГТ= 1 — ( 0,073 - 5,53 —) X
X 2,5/^5 = 0,735.
Требуемая площадь сечения
А N • 10 340 • 10
Acai = ---------—------------------=25,7 см;
ФмИЛ 0,735*0,8*225
Принимаем по сортаменту табл. 20 гнутосварной профиль квадратного сечения
140X140X5 мм с А = 26,4 см2, i = 5,48 см.
h~6t 14 — 60,5
Проверяем отношения h0 /t—----------=-------——----=22<37 (для Р^=225 МПа).
t U ,0
Х = 420/5,48 = 76,6. X = 76,6 /225 / 210 000 = 2,50.
М • 10 340 * 10
° = ~ = 0,735 • 26^6 = 175>22 МПа < = °-8 • 225’
Недонапряжение 4,78 МПа — 2,7 % < 5 %.
55
Пример 13. Подобрать сечение верхнего пояса стропильной фермы из гнуто-
сварного прямоугольного профиля из стали марки ВСтЗпсб (7?у = 225 МПа по
табл. 51 [25] при толщине листа 4—20 мм) для беспрогонной кровли. Осевое уси-
лие сжатия N=740 кН, расчетная нагрузка — постоянная распределенная
1,2 кН/м, снеговая 2,4 кН/м. Шаг ферм В = 6 м, длина панели 3 м. Кровельные
плиты оперты по длине панели, но прикреплены в узлах фермы, — ус=1 (сжа-
тый пояс трубчатого сечения по табл. 2).
Задаемся высотой профиля h = /0/15 = 300/15 = 20 см; шириной b — /о/20 =
= 300/20=15 см.
Требуемая площадь, принимая (рса/«0,7 (с учетом изгиба),
л N • 10 740 - 10 о
д ----------------------------------- 47 см2
Veal Ус Ry 0,7-1,0.225
По сортаменту табл. 21 к проверке принимаем гнутосварной профиль прямо-
угольного сечения 200 x 160 x 7 :А = 47,2 см2; /ж = 2715см4; №\ = 272см3;
ijc = 7,59 см; Jy = 1925 см4; Wy — 241 см3; iy — 6,39 см.
Проверяем условие устойчивости стенки:
h0 h — 6r 20 — 6'Q,7
~ =------~t----=------0 ......= 22,6 < 37 (для Ry < 260 МПа).
Изгибающий момент от беспрогонной кровли
Мх = (g + v) B(Z0/12) = (1,2-4- 2,4) • 60(3,0/12) = 16,2 кН • м = 1620 кН • см.
Проверяем прочность пояса на внецентренное сжатие в плоскости фермы с
учетом неупругих деформаций.
По табл. 66 [25] для гнутосварного прямоугольного сечения показатель сте-
пени п=1,5.
Af = bt= 16 - 0,7= 11,2 см2; Aw = А — 2Лу = 47,2 — 2 . 11,2 = 24,8 см2.
Af/Aw = 11,2/24,8 = 0,45. По табл. 66 [25] интерполяцией находим сх = 1,134.
Производим проверку прочности по формуле (49) [25]:
/ N • 10 V’5 Мх * 10 740 • 10
у Аус Ry у cxWxycRy 47,2-1,0.225
1620 • 10
4- ——-----«-------о - = 0,5819 4-0,233 = 0,815 <1,0.
1,134 * 272 • 1,0 • 225
1,5
Для проверки устойчивости верхнего пояса в плоскости фермы (момента) опре-
деляем гибкость = A)/G = 300 / 7,59 = 39,5 < \тах = 120 (по табл. 19 [25]) ;
условная гибкость Кх = V^Ry/E = 39,5 1^225/210 000= 1,29; абсолютный экс-
центриситет е=Л4/М=1620/740=2,19см; относительный эксцентриситет m=eAlW=
= 2,19-47,2/272 = 0,38. Коэффициенту, учитывающий форму сечения, при
A//Aw = 0, 45 и т = 0,38 определяем по табл. 73 [25] интерполяцией:
при AfjAw = 0,25 и т-0,38 у = (1,45 — 0,05m) —0,01 (5 — т) = (1,45—
— 0,05.0,38) —0,01 (5 — 0,38) - 1,29= 1,371;
при Ау/Лю = 0,50 и m = 0,38 у = (1,75 —0,1m)—0,02(6 —m)Ix= (1,75—
— 0,1 -0,38) —0,02 (6 — 0,38). 1,29 = 1,567;
при Aj/Aw = 0,45 и tn = 0,38 у = 1,528.
Приведенный относительный эксцентриситет mef = ym= 1,528-0,38 = 0,581.
По табл. 74 [25] для параметров те/=0,581 и Хх=1,29, интерполируя по
горизонтали и вертикали, определяем <ре=0,72.
Проверяем устойчивость в плоскости фермы (момента) по формуле (51) [25]:
0 _ У' ‘° =—740 ' 10 = 217,7 МПа < ycRy = 1 - 225 МПа.
* <ре-4 0,72.47,2 ’
56
Для проверки устойчивости из плоскости фермы (момента), принимая, что па-
нели кровли прикреплены в узлах фермы, т. е. /у = /0 = Зм, определяем для
т = 0,38< 1,0 = 3,14 УЛ/Яу =3,14 / 210 000/225 = 90,5; расчетная
гибкость %у = /у / iy = 300/6,39 = 46,95 < Ас = 90,5; условная гибкость Ку =•
= Ау/ 7?у/£' = 46,95/ 225/210 000 = 1,537 < 2,5. По табл. 10 [25] при тх =
0,38 <1,0 и Ху = 46,95 <ХС принимаем а = 0,7, 3=1,0.
Коэффициент, учитывающий изгибно-крутильную форму потери устойчивости, по
формуле (57) [25]
с =-----Ё------ = о,79.
1 + сстх 1 + 0,7 • 0,38
При % = 1,537 <2,5 по формуле (8) [25] <ру = 1,0 — (0,073 — 5,537?у / Е) X
X A VT= 1 — ^0,073 — 5,53 "21Q2^~j ’ 1,537 КГ537 = 0,872.
Проверяем устойчивость из плоскости фермы (момента) по формуле (56) [25]:
AM0 740 - 10
av=-----— =---------------=227,58 МПа^усА\,=1-225 МПа (превышение 1,7%).
у сфуЛ 0,79*0,872’47,2 у
Бесфасоночные узлы фермы из гнутосварных профилей прове-
ряют расчетами: на прочность сварных швов, прикрепляющих эле-
менты решетки к поясу; на продавливание или выравнивание уча-
стка стенки пояса в месте примыкания элемента решетки; на не-
сущую способность участка стенки пояса в месте примыкания сжа-
того элемента решетки; на местную устойчивость вертикальной
стенки пояса в месте опирания прогона; при наличии эксцентриси-
тетов в центрировке раскосов на прочность их с учетом дополни-
тельного момента.
Расчетная длина шва, прикрепляющего элемент решетки к
поясу,
/„ = 2 Г ~ 6<d + 1 ]+(/,- 6td + 1,5nQ - 1. (45)
Sin а
Расчетная высота катета шва
kf >
N 10
бу/ц, R wflc
(46)
Если kf>l,2t необходимо предусмотреть утолщение стенок эле-
ментов решетки или усиляющие накладки.
Проверку узла на продавливание (вырывание) участка стенки
пояса производят по следующим формулам [18]:
1) при bd/b < 0,9 и 0^.с/а < 0,25
2V< ycW2(a + e + /2te) .
10 (0,4 + 1,8с/а) 8 sin а
2) при bd/b <0,9 и г/а>0,25
10в sin а *
(47)
(48)
57
где bd, b, c, a, e, t, a — размеры по рис. 14; N — расчетное усилие в
сжатом (растянутом) элементе решетки; ус — коэффициент усло-
вий работы, принимаемый равным 1 при растяжении и при сжатии,
если N-jARy < 0,5, и = 1,5---------, если Ni/ARy>Q,5; A, Ry —
площадь сечения и расчетное сопротивление пояса; Ni — расчетное
усилие в поясе со стороны растянутого раскоса; yi = l при расчете
на продавливание; yi = l,15 при расчете на вырывание.
Несущая способность участка стенки пояса в плоскости узла в
месте примыкания сжатого элемента решетки при М^>0,85
N 2ycy2kRythd
10 sin2 a ’ 7
где k= 1, при h/t^AS и /?у^290 МПа; ус — как и в формулах (47)
и (48); у2= 1 при /г//<25 и у2 = 0,8 при
Местную устойчивость стенки пояса в местах опирания прого-
нов (см. рис. 16) при несовпадении плоскости опирания с плоско-
стью стенки (на радиус закругления) проверяют по формуле
у
3050 + 23 — — 0,09 2 (,‘ ~ 6<) — 5^~6<)
t г- t
р. (50)
Здесь F — реакция прогона, кН; t — толщина стенки пояса, см;
Ry — расчетное сопротивление пояса, МПа; h — высота пояса, см;
z — ширина подкладки, см; п = 2/ — внутренний радиус закругле-
ния, см (при этом наружный радиус будет 3/);
р= 0,06 —0,06—V 1,22 —0,22(51)
г t J\ 210 J ' '
При несоблюдении условия (50) стенку верхнего пояса усиля-
ют ребрами (см. рис. 15).
Пример 14. Рассчитать узел фермы из гнутосварных профилей (рис. 17) из-
готовленных из стали марки ВСтЗпсб (/?у=225 МПа при толщине листа 4—
20 мм по табл. 51 [25]). Сварка ручная электродами Э42; 0г = 0,7; 7?Wf=180 МПа
(по табл. 56 [25]), угол примыкания раскосов a = 45° (sina = 0,707).
Рис. 17. Узел фермы из гнутосварных профилей (к примеру 14).
58
Рассчитываем швы, прикрепляющие раскосы к поясу:
а) сжатый раскос квадратного сечения 140X140X5 мм (Л'з =—340 кН):
расчетная длина шва по формуле (45)
14-6 • 0,5 4- 1,5 • 3,14 • 0,5
0,707
4-(14— 6 • 0,5 4-1,5 • 3,14*0,5) — 1 =
= 63,5 см;
расчетная высота катета шва по металлу шва по формуле (46)
340 • 10
kf == -------------------= 0,43 см
f 0,7 • 63,5 . 180 • 1,0
Принимаем по толщине профиля kf=5 мм;
б) растянутый раскос квадратного сечения 100ХЮ0Х4 мм (W4 — 200 кН):
расчетная длина шва по формуле (45)
10 —6 - 0,44- 1,5 • 3,14 • 0,4
0,707
4-(10 — 6-0,4 4- 1,5-3,14’0,4) —1 =
= 45 см;
расчетная высота катета шва по металлу шва по формуле (46)
200 . 10
kt =----———• = 0,35 см.
7 0,7.45 • 180 ’ 1,0
Принимаем по толщине профиля kf = 4 мм.
Проверяем на продавливание пояса в месте крепления сжатого раскоса сечени-
ем 140 X 140 X 5 мм (Л^3 = — 340 кН; bd / b = 140 / 160 ж 0,9; с / а = 42 / 192 «
/V, • 10 360 • 10
«0,22); Yc = 1 при = 47 2 ' 225' = 0,34 < 0,5; V1 = 1 при рас-
чете на продавливание. По формуле (47) предельное усилие в раскосе N —
1,0 • 1,0 • 225.0,72(1Э,24-0 + У2 • 16 • 1) ,, „
=-------------------------—------------------= 969 кН>340 кН, т. е. проч-
10^0,44-1,8’-^-) 1,0’0,707
ность обеспечена.
Проверяем на вырывание пояса в месте крепления растянутого раскоса сечени-
ем 100 X 100 X 4 мм. При —~—— = —-—-в- - = 0,697 > 0,5 = 1,5 —
47,2 • 225
— 0,697 = 0,803; = 1,15 при расчете на вырывание. По формуле (47) предель-
0,803 - 1,15 • 225 - 0,72 (14,1 4- 3 4- /2 • 16 • 3)
ное усилие в раскосе N —-----------------------------г------------------ =
10(0,4 4- 1,8 ----) 3 • 0,707
\ 14,1 )
= 165,1 кН < 200 кН, т. е. прочность не обеспечена.
Так как прочность на вырывание не обеспечена, изменяем квадратное сечение
растянутого раскоса 100ХЮ0Х4 мм (Д = 15 см2) на прямоугольное равновеликое
по площади 120X80X4 мм с целью уменьшения е (на рис. 17 показано штриховой
линией), что увеличит предельное усилие.
В соответствии с новыми размерами раскоса изменились параметры а = 11,4 см;
16—12
с ~ 4,2 см; е = '--------= 2 см.
2
59
По формуле (47) предельное усилие в раскосе
N = ,15 ; 225 . 0,7411,4 + 4,2 + = кН>200 кН,
( 4,2 \
10 0,4 + 1,8 —-—) 2 • 0,707
\ 11,4 )
т. е. условие прочности на вырывание соблюдено.
Проверяем несущую способность стенки в плоскости узла в месте, примыкания
сжатого раскоса с усилием N — 340 кН. bd / b = 140 / 160 = 0,875 > 0,85, т. е.
20 —3 • 0,7
применима формула (49); ус = 0,804; у2 = 0,8 при h/t —-—----- = 25,7>25;
k = 1 при h 11 < 45.
Предельное усилие в сжатом раскосе, которое может быть воспринято стен-
ками пояса, по формуле (49)
N = 2-0.804 - 0,8’ 1,0-225.0,7(20-6,0,71 = >
10 . 0,7072
Проверяем местную устойчивость стенки пояса в месте опирания прогона. Реак-
Р 6,0
ция прогона, опирающегося в узле, F — (g + v) l0 — (1,2 4- 2,6) 3,0 —-— =
&
= 32,4 кН. Длина опорной планки (по высоте пояса) z = 20 см.
I 2 • 0,7 \ / 225 \
По формуле (51) р= I 1,06 — 0,06 ——М 1,22 — 0,22 -^-1 = 1,0017.
Предельное значение реакции прогона по условию местной устойчивости стен-
ки пояса по формуле (50)
Г =2,5 • 10~4 • 0,7 • 225
20 20(20 — 6’0,7)
3050 - 23 -- 0,09 -*———-
0,7 0,72
(20-6-0,7)
— о
0,7
Таким образом, местная устойчивость стенки обеспечена.
1,0017 = 89,18 кН >32,4 кН.
ОПОРНЫЕ УЗЛЫ ЛЕГКИХ СТАЛЬНЫХ ФЕРМ
В зависимости от принятой статической схемы сопряжение ферм
с колоннами может быть шарнирным и жестким.
Для шарнирного крепления фермы к колонне наиболее техно-
логичны фермы с нисходящими растянутыми первыми раско-
сами и расположением опорного узла на уровне верхнего пояса
(рис. 18, а).
Реакцию фермы может воспринимать опорный столик при пере-
даче ее посредством смятия фрезерованного или строганого торца
опорной планки (фланца). В этом случае болты, прикрепляющие
опорную планку к полке стойки, — нерасчетные и устанавливают-
ся в количестве от двух до четырех. Возможна также передача
реакции фермы на стойку через болты, а столик (нерасчетный)
предусматривается только для удобства монтажа.
Аналогична конструкция опорного узла, расположенного на
уровне нижнего пояса, при восходящем (сжатом) первом раскосе.
60
При жестком сопряжении фермы с колонной опорный узел
обычно расположен по нижнему поясу (рис. 18, б), где происходит
передача как вертикальной составляющей реакции фермы, так и
нижнего горизонтального усилия от опорного момента.
Рис. 18. Опорный узел при сопряжении колонны с фермой:
а — шарнирном; б — жестком; Z — из грунтосварных профилей; II — трубчатый, III — с по-
ясом из двутавра.
В узле крепления к колонне верхнего пояса фермы на колонну
передается только усилие в поясе от опорного момента в ригеле
рамы. Как и в предыдущем случае, вертикальная составляющая
реакции стропильной фермы может быть передана на колонну по-
средством смятия торца опорного фланца, а болты будут нерасчет-
ными (только установочными).
61
При передаче вертикальной составляющей реакции фермы на
колонну с помощью болтов столик будет служить только для опи-
рания фермы при монтаже, что облегчит и ускорит монтаж.
Опыт эксплуатации стальных каркасов промышленных зданий
показывает, что передача реакций ферм через болтовое соедине-
ние более надежна. Такие опорные узлы практически не имеют от-
казов (при хорошо затянутых болтах). При расчетных опорных
столиках и неплотностях в установочных болтах возможно соска-
кивание опорного фланца со столика.
Опорный узел ферм по нижнему поясу, который показан на
рис. 18, б, конструктивно решается однотипно для ферм из спарен-
ных и одиночных уголков, тавров и двутавров, гнутосварных и труб-
чатых профилей.
Применение таких узлов в фермах с элементами из гнутосвар-
ных и трубчатых профилей требует относительно сложной опера-
ции устройства разреза для пропуска опорной фасонки. Наиболее
просто и качественно прорезь образовывать дисковой пилой (со-
ответствующей по толщине фасонке), однако возможно примене-
ние и кислородной резки, если технологически обеспечивается над-
лежащая чистота кромок после резки. Если опорную фасонку не
пропускать сквозь коробчатое или круглое сечение элементов, схо-
дящихся в опорном узле фермы, то обработка, сборка и сварка де-
талей укрепления замкнутого профиля намного увеличат трудоем-
кость монтажа такого узла и снизят его надежность в результате
возникновения мест, являющихся острыми концентраторами напря-
жений с повышенной склонностью к образованию хрупких трещин.
Расчет нижнего опорного узла при жестком сопряжении риге-
ля с колонной производится одновременно с его конструированием.
Узел для фермы с элементами из спаренных уголков, приведен-
ный на рис. 19, рассчитывают в следующем порядке.
Определяют расчетные усилия для расчета сопряжения фермы
с колонной: F — реакция фермы от постоянной и временной нагруз-
ки кровли; Л^2 — горизонтальные усилия от опорного момента:
N = —, где Mi(+) — опорный момент с учетом ветра слева и
поперечного торможения кранов при движении тележки вправо;
м
N2 = —, где Мi(_) —опорный момент с учетом ветра справа и
Л1
торможении крана при движении тележки влево; hi — высота фер-
мы в месте сопряжений с колонной.
Расчет болтов. Проверку прочности болтов производят по наи-
большему растягивающему усилию в крайних болтах, прикрепля-
ющих опорную планку (фланец) к колонне (см. рис. 20), предпола-
гая поворот опорной планки вокруг верхней точки О.
При этом должно выполняться условие
Nnax=—(^ + -^r-\<Nb, (52)
где п — количество вертикальных рядов болтов в опорной планке;
62
tibt — общее количество болтов в одном вертикальном ряду; е —
эксцентриситет, т. е. расстояние между осью нижнего пояса и цент-
ром болтового соединения; утах — расстояние от верхней кромки
опорной планки (точка О) до оси нижних болтов; Nb — несущая
способность одного болта на растяжение по формуле (129) [25] с
введением коэффициента 1/10.
Расчет толщины опорной планки (фланца). Толщину опорной
планки (фланца) определяют из условия изгиба полосок шириной
Рис. 19. Опорный узел при жестком сопряжении колонны с фермой из
уголков.
(Ь\— 1,8 db), где Ь\—дорожка, см; db— диаметр болта, см, при-
нимая расчетную схему как для балки, защемленной в опорах (по
рис. 20, разрез Б—Б).
Изгибающий момент
Мг = . (53)
8
Толщина опорной планки с учетом неупругих деформаций
t = / ЗА/, (4 - 1,84) 10 (54)
V 4lRy ’ V ’
I — конструктивная высота опорной планки, см; Ry — расчет-
ное сопротивление с учетом предполагаемой толщины опорной
планки и принятой марки стали.
Полученную толщину опорной планки округляют в большую
сторону до стандартного размера (12, 14, 16, 18, 20, 22, 25, 28, 30,
32 мм).
63
Рис. 20. К расчету швов и фасон-
ки опорного узла фермы.
07 КО-
(55)
По условию допустимой деформации грибовидности опорной
планки после сварки швов, прикрепляющих опорную фасонку, тол-
щину ее не следует принимать менее &2/Ю, где Ь2 — конструктив-
ная ширина планки.
Расчет сварных швов. Сварной шов, прикрепляющий опорную
фасонку, проверяют в самой напряженной — нижней точке
(рис. 20), где кроме среза действуют наибольшие нормальные на-
пряжения от момента (прижимаю-
щего или отрывающего узел
лонны).
о — 1/"т2’ 4- а2 у R ,
wf ' W ' W • с wp
где напряжение среза
_ F * 10 •
Та,~ ;
нормальное краевое напряжение
ЗМ-1 • 10
= в Г71----пГ" ; (57>
F — реакция фермы; Mi — наиболь-
ший положительный («открываю-
щий») или отрицательный («при-
жимающий») опорный момент в ригеле рамы; pf — коэффициент
«провара» (ручная сварка), принимаемый равным 0,7; kf — катет
шва, принимаемый не более 1,2/; RWf— расчетное сопротивление
шва (по табл. 56 [25]).
Прочность опорной фасонки на сдвиг по сечению а—b (рис. 20)
проверяют по формуле
li, t — высота и толщина опорной фасонки.
Прочность на выкалывание по сечению cdef проверяют по фор-
муле
(56)
(58)
Ninf
(59)
о =----------—---------< уrRu.
[de 4-0,58 (cd + ef)]t c y
Прочность на сжатие по сечению klmn проверяют по формуле
,, ₽ (60)
о =-------------~< ycRu-
Здесь Ninf, — расчетные усилия в нижнем поясе и опорном рас-
косе.
Расчет опорного столика (см. рис. 19). Опорный столик рассчи-
тывают на восприятие опорной реакции фермы с учетом возмож-
ных перекосов и эксцентриситетов путем умножения усилия (ре-
акции фермы) на дополнительный коэффициент 1,2. Конструктив-
но принимают размеры опорного столика: ширину 63^&2 + 20 мм,
64
толщину tc^t-V 10 мм, где b2, t — ширина и толщина опорной план-
ки фермы.
Прочность на смятие по торцу опорной планки проверяют по
формуле
(61)
(62)
1,2Г • 10 п
“ b2t y‘Rp'
где Rp — расчетное сопротивление стали смятию, принимаемое по
временному сопротивлению в соответствии с табл. 59 [25].
Высоту столика а\ определяют из условия размещения швов,
прикрепляющих столик к колонне, задаваясь шириной столика Ь3
и катетом шва kf (от 10 до 16 мм):
а > 1 [1,2F - - 1) 7?^]
Д1 " 2 Р/А/Лс/
По приведенной схеме расчета опорного узла фермы из спарен-
ных уголков рассчитывают аналогичные опорные узлы других ти-
пов ферм — из одиночных уголков с поясами из тавров, из труб и
гнутосварных профилей.
Пример 15. Рассчитать опорный узел фермы по рис. 21. Опорная планка (фла-
нец) из стали марки ВСтЗпсб (7?у = 225 МПа по табл. 51 [25] при толщине листа
11—20 мм), болты нормальной точности диаметром dj> = 20 мм, класса 4.6. Реак-
ция фермы 77 = 324 кН, отрывающее усилие 7Vr = 4OO кН.
Болты размещены конструктивно, как указано на рис. 2, — 12 болтов в два
ряда с шагом 80 и 160 мм (в стесненных местах).
Центр тяжести болтового соединения от верхней кромки
У1 6 + 14 + 30 + 38 4- 46 + 62
У о = Т“ =--------------в------------
/I/, 6
где пь — количество болтов в одном вертикальном ряду.
Эксцентриситет е = ус—//о = 38—32,7 = 5,3 см.
Максимальное усилие в крайнем болте при передаче вертикальной реакции
фермы на опорный столик по формуле (52)
N 1__ / 400 ________________400 - 5,3 • 6,2_____\ _
^тах - 2 I 6 + 62 + 142 + 302 + 382 + 462 + б22 ) “
= 32,7 см,
= у- (66,66 + 15,39) = 41,025 кН.
Несущая способность на растяжение одного болта Nb — Ab Rt» 10 = 2,45 X
X 175 • 10 = 42,8 кН > Nmax - 41,025 кН.
Толщина опорной планки (фланца) по формуле (54)
t =
3 • 400(12 — 1,8 • 2) 10
------------------------= 1,28 см.
4 (70 — 2) 225
Принимаем /==14 мм.
Проверяем прочность на смятие торца столика от опорной реакции фермы:
1,2Г -10 1,2 • 324 • 10
ор =-----------=--------------- = 126,24 МПа < Rp ~ 365 МПа,
22 • 1,4
где 7?р = 365 МПа — расчетное сопротивление стали смятию ВСтЗкп2 (по времен-
ному сопротивлению) по табл. 59 [25].
5 4—1466
65
Проверку шва, прикрепляющего фасонку к опорной планке (фланцу), произ-
водим без учета швов, прикрепляющих полки нижнего пояса, т. е. передаем все
усилие только на вертикальный шов с катетом £/ = 6 мм при толщине фасонки
fi = 12 мм (по табл. 38 [25]). Напряжение среза по формуле (56)
324 • 10
2.0,7.0,6-62,6
= 61,6 МПа,
где расчетная длина шва Zw = 70—2—2-1,2—3-1=62,6 см (по рис. 22 вычитание
снизу вверх).
А-А
Рис. 21. Опорный узел фермы (к примеру 15).
Нормальное краевое напряжение по формуле (57)
3 - 2120 • 10
(W =-------——------—— = 38,64 МПа.
7 0,7 • 0,6 • 62,62
Тогда по формуле (55)
aw = /61,62 4- 38,642 = 72,72 МПа < Rwy = 180 МПа.
Оставляем катет шва kf — 6 мм как минимальный при толщине фасонки 12 мм.
Столик для опирания фермы принимаем конструктивно сечением 240Х^с, где
tc =2t=2-1,2=24 мм, т. е. 240X24 мм.
Высоту столика определяем по формуле (62)
1 [1,2 - 324 • 10 — 0,7.0,8(24— 1) 180]
“1~ 2 0,7.0,8. 180 + 1 -9 см.
Конструктивно принимаем П1 = 120 мм.
66
ЗАВОДСКИЕ СТЫКИ ПОЯСОВ СВАРНЫХ СТАЛЬНЫХ ФЕРМ
Заводские стыки поясов ферм назначают в местах, определен-
ных раскроем металла, т. е. на расстоянии не более 12 м от монтаж-
ных стыков. Заводской стык располагают, как правило, вне узлов
на расстоянии не менее 100 мм от крайних сечений узловых швов.
Однако не исключено размещение стыков и в узле: при одинаковых
сечениях стыкуемых элементов — в любом месте, а при разных се-
Рис. 22. Заводские стыки поясов сварных стальных ферм:
а, б — из уголков или тавров и двутавров одинаковой высоты; в, г — из
уголков или тавров и двутавров разной высоты; д—из труб.
чениях — на расстоянии 100—200 мм от центра узла в сторону дей-
ствия меньших усилий в поясе.
Учитывая равнопрочность наплавленного и основного металла,
возможно для выполнения заводских соединений сварки встык.
При этом назначают электроды, обеспечивающие механические
характеристики металла шва не ниже аналогичных характеристик
стали стыкуемых деталей: для деталей марок ВСтЗ всех степеней
раскисления и категорий — Э42; 09Г2С, 09Г2 1-й группы прочно-
сти— Э46; 09Г2С, 09Г2 2-й группы прочности, а также 10Г2С1,
14Г2, 16ХСНД всех категорий — Э50.
Заводские стыки поясов сварных ферм из уголков, тавров и дву-
тавров одинаковой высоты показаны на рис. 22, а. При толщине
полок и стенок до 14 мм рекомендуется V-образная, а при боль-
шей толщине Х-образная разделка кромок.
Заводские стыки поясов сварных ферм из уголков или тавров
разной высоты с устройством плавного перехода в виде скоса боль-
шей полки с уклоном 1 : 3 приведены на рис. 22, в. При смещении
осей поясов в стыке более 1,5 % высоты по п. 13.6 [25] следует
учитывать дополнительные изгибающие моменты. Плавный пере-
ход в заводском стыке ферм из двутавров разной высоты может
быть образован наклонной вставкой из обрезка тавра или двутав-
ра (рис. 22, г). Заводские стыки поясов ферм из труб разных диа-
метров наиболее технологично сваривать на прокладном фланце
(заглушке) по рис. 22, д.
5*
67
Для труб одинакового диаметра или гнутосварных профилей
одного размера применяют стык на подкладке (рис. 23). В случае
стыкования труб одинаковых наружных диаметров, но с разной
толщиной стенок в более тонкой трубе устанавливают дополнитель-
ное кольцо — выравнивающую прокладку.
Заводские стыки на накладках нетехнологичны (высокие трудо-
емкость и расход металла), так как не позволяют использовать од-
но из основных преимуществ сварки — непосредственную передачу
Рис. 23. Заводской стык пояса фермы из гнутосварного профиля на
подкладке.
усилий от детали к детали при равнопрочности основного и наплав-
ленного металла. Поэтому стыки на накладках применять не реко-
мендуется.
МОНТАЖНЫЕ СТЫКИ СТАЛЬНЫХ ФЕРМ
Монтажные стыки в стальных фермах предусматривают для
расчленения их на транспортабельные отправочные элементы. Тех-
нологичными монтажными стыками являются такие, которые обе-
спечивают полную симметрию отправочных элементов.
Для крепления элементов в монтажных стыках применяют свар-
ные соединения, обычные и высокопрочные, предварительно на-
пряженные болты.
Примеры конструкций монтажных стыков стропильных ферм с
поясами из различных профилей показаны на рис. 24, 25.
Рис. 24. Сварной монтажный стык пояса фермы из уголков.
68
В сварном монтажном стыке пояса фермы из спаренных угол-
ков (рис. 24) с целью разъединения решетки узловая фасонка раз-
делена на две половинки и стык пояса перекрыт уголковыми на-
кладками, площадь которых определяется из условий A^qAf (в
сжатом поясе) и A^Af (в растянутом поясе), где А и Af — пло-
щадь сечения накладок и стыкуемых поясов; ср — расчетный коэф-
фициент продольного изгиба сжатого пояса.
Расчетные размеры швов, прикрепляющих стыковые накладкц
(по обушку kj —lw и по перу со скосом/г у —lw ) определяются
пропорционально усилиям, найденным по правилу рычага.
В монтажном стыке на обычных или высокопрочных предвари-
тельно напряженных болтах предусматривают полосовые стыковые
накладки (рис. 25). Площадь сечения каждой из них должна быть
равна площади стыкуе-
мой полки или стенки
элемента.
Несущую способ-
ность болта и расчет-
ное количество болтов
определяют по методи-
ке п. 11.7 и 11.13 СНиП
11-23-81 [25].
Монтажные стыки
целесообразно рассчи-
тывать по равнопрочно-
сти соединения со сты-
куемыми элементами,
т. е. принимать расчет-
ным усилием несущую
способность элемента.
Технологичными для
ферм с поясами из ши-
рокополочных двутав-
ров, сварных труб и
гнутосварных коробча-
тых элементов являют-
ся болтовые монтаж-
ные стыки фланцевого
типа (рис. 26).
Толщину фланца
можно определить по
условной расчетной
схеме, показанной на
рис. 26, б, как в балке,
защемленной со сторо-
ны пояса и шарнирно
опертой по кромке
фланца, нагруженной
усилием в болте
Л
Рис. 25. Болтовые монтажные стыки пояса фермы:
а — из уголков (I) и тавров (II)-, б, в — из двутавров с
накладками и на фланцах.
69
Расчетные изгибающие моменты
1 3ll-al ’ Мг 31^-al
(63)
где ab а2 — размеры, мм, принимаемые в зависимости от диаметра
болта db, мм:
db 16 18—20 22
«1 35 40 45
а2 25 30 35
24 27 30
50 55 60
40 45 45
ё
Рис. 26. Монтажные стыки пояса фермы:
а — из труб (I) и гнутосварного профиля (II); б — деталь соединения стыковым или
угловым швом и расчетная схема фланца.
Расчетная толщина фланца с учетом неупругих деформаций
стали по п. 1.8 СНиП И-23-81 [25]
/i=iZ --47р'10 • ’ (б4)
где М — расчетный изгибающий момент, больший из ЛЬ и М2 (по
формуле (63)); — шаг болтов; Ry — расчетное сопротивление
фланца, принимаемое по табл. 51 [25].
Пояс крепят к фланцу сваркой. При этом возможны такие ва-
рианты:
1. Фланец представляет собой диск. Швы, крепящие торец тру-
бы к фланцу, — угловые с высотой катета
ль_1о_
Р/4» Rwfh
(65)
Если по расчету kf > 1,2/, то можно применить бандаж из разрезан-
ного на две половинки обрезка трубы того же диаметра, что и эле-
мент, необходимой толщины (kf—t).
Во фланцах квадратной и прямоугольной формы (при стыковке
гнутосварных профилей) можно предусмотреть угловые ребра, что
удлиняет швы, прикрепляющие элемент к фланцу, либо учесть
швы, прикрепляющие фасонки горизонтальных связей (если они
есть).
2. Во фланце образуют отверстие для вставки элемента (трубы,
гнутосварного профиля) и приварки двумя швами.
Напряжение в швах
Л/ - 10]
Т = 9R fe I (66)
2р/Л//ш
Здесь N— усилие в поясе в месте стыка, кН; 0; — коэффициент
«провара», принимаемый равным 0,7 (для ручной и полуавтомати-
ческой сварки); lw — общая длина шва (по периметру сечения,
см); RWf — расчетное сопротивление срезу шва (по табл. 56 [25]),
МПа; ус = 0,95 в растянутых стыках, ус=1 в сжатых стыках; t —
толщина стенки, см.
Расчетное количество болтов во фланце можно определить как
N/Nbi, где N — расчетное усилие или несущая способность элемен-
та; Мы — несущая способность одного болта на растяжение по фор-
муле (129) [25].
Количество болтов принимают исходя из равномерной разбив-
ки шага на фланце — 3, 4, 6, 8, 12 шт. При этом минимальный шаг
должен составлять 2,5J, где d — диаметр отверстия. Для уменьше-
ния расчетного количества болтов рекомендуется применять болты
повышенной прочности классов 5.6; 5.8; 6.6; 8.8; а также высоко-
прочные.
При расчете стыка по усилию следует принимать распределение
усилия в сечении пропорционально площадям полки и стенки:
в полке
ЛГ/ = JV ; (67)
в стенке
NW = N . (68)
Ап
Пример 16. Рассчитать по равнопрочности монтажный стык на высокопроч-
ных болтах из стали марки 40Х «селект» с db = 20 мм в отверстиях d = 23 мм
для пояса фермы из двутавра № 30Ш2 по ТУ 14-2-24-72 из стали марки ВСтЗпсб-1
(/</ = 240 МПа по табл. 51 [25] для фасонного проката толщиной 11—20 мм).
По сортаменту ТУ 14-2-24-72 Л =75,5 см2, геометрические размеры даны на
рис. 27; Af — 1,4X20 = 28 см2; Aw = A—2Af = 75,5—2-28= 19,5 см2.
При <Д = 20 мм площадь сечения болта нетто по табл. 62 [25] Лй,г = 2,45 см2.
Расчетное сопротивление стали болтов 40Х «селект» на растяжение по табл. 61
[25] Rbun = 1ЮО МПа.
Рис. 27. Монтажный стык пояса фермы из двутавра (к приме-
ру 16).
75 75 «7
Для газопламенной обработки контактных поверхностей без консервации и
контроля высокопрочных болтов по моменту закручивания по табл. 36 [25] при-
нимаем: коэффициент трения ц = 0,42; коэффициент надежности ул= 1,12. Коэф-
фициент условий работы при количестве болтов в стыке (с одной стороны) более
Ю уь=1,0 (см. формулу (131) [25])
Предварительное натяжение болта Fb — AnRbun** 10 = 2,45-1100: 10—269,5 кН.
Несущая способность высокопрочного болта на одну плоскость трения
(Hs=l)
Nbh = Fb рп3 = 269,5 • 0,42 • 1 • = 101,06 кН.
Несущая способность полки для соединений на высокопрочных предваритель-
но напряженных болтах при статической нагрузке определяется без учета ослаб-
ления отверстиями, если /1п^0,85 А. В данном случае Лм==28—2X2,3X1,3 =
=22,02 см2; Afn/A/— 22,02/28 = 0,786<0,82Л. Поэтому расчетная площадь полки
по п. 11.14 СНиП П-23-81 [25] Acf = 1,18 А{п = 1,18-22,02 = 25,98 см2. Тогда несу-
щая способность полки Nf = Afc Ry : 10 = 25,98-240 : 10 = 623,5 кН.
Расчетное количество высокопрочных болтов с одной плоскостью трения
Мд == 623,5/101,06 = 6,17. Принимаем 6 болтов (уменьшение на 2,76 % До-
пускаем).
Площадь сечения стенки нетто Awn~ 19,5—3X2,3X0,77=14,19 см2; Awn/Aw —
= 14,19/19,5 = 0,73<0,85. Расчетная площадь сечения стенки Awc= l,184Wrt =
= 1,18-14,9 = 16,74 см2. Несущая способность стенки Nw—AwRy : 10= 16,74-240 :
: 10 = 402 кН.
72
Расчетное количество болтов в стенке (по двум плоскостям трения) пь—
= ^2X^ = 402/2-101,6 = 2. Конструктивно принимаем три болта, поскольку при
двух соединение неравнопрочно стенке, ослабленной двумя отверстиями.
Размеры стыковых накладок принимаем по площади стыкуемых элементов:
по полке 200X14 мм (при полке 200,2X13 мм); по стенке А& 19,5 см2 накладки
при конструктивной ширине 220 мм будут иметь толщину /=19,5/2-22=0,44 см.
Принимаем / = 5 мм.
Конструкция рассчитанного монтажного стыка пояса фермы из двутавра по-
казана на рис. 27.
СВЯЗИ ПО ФЕРМАМ
Система связей по фермам легких покрытий промышленных зда-
ний является существенным элементом, без которого невозможно
обеспечить безопасное производство монтажных работ и требуемые
эксплуатационные качества здания. Наиболее важными функция-
ми связей по фермам покрытия являются:
обеспечение устойчивости ферм, удобства выверки их положе-
ния и закрепления монтажных соединений при монтаже;
создание надлежащих условий, исключающих потерю устойчи-
вости из плоскости фермы верхнего сжатого пояса, а также опор-
ных панелей нижних поясов ферм при жесткорамном сопряжении
с колоннами;
превращение несущих конструкций шатра промышленного зда-
ния в пространственную систему, воспринимающую не только вер-
тикальные, но и горизонтальные нагрузки — ветровые, сейсмиче-
ские и тормозные (инерционные) воздействия мостовых и подвес-
ных кранов;
придание покрытию надлежащей жесткости с минимальными
перемещениями и амплитудами на уровне опорных узлов ферм, что
необходимо для нормальной эксплуатации здания.
Связи предусматривают:
в плоскости верхнего пояса стропильных ферм — главным обра-
зом для обеспечения устойчивости из плоскости верхних сжатых
поясов ферм;
в плоскости нижнего пояса стропильных ферм — для образова-
ния жесткого контура по периметру температурного отсека, воспри-
нимающего и распределяющего вдоль каркаса горизонтальные на-
грузки и воздействия;
вертикальные — для обеспечения устойчивости ферм при мон-
таже, капитальных ремонтах;
по прогонам, если уклон кровли более 1/8, — для образования
дополнительных опор, воспринимающих реакции от скатной со-
ставляющей нагрузок кровли, снега и др.
Расположение связей по стропильным фермам регламентирова-
но п. 13.18 и 13.19 СНиП П-23-81 [25]. В отличие от применявшей-
ся ранее крестовой решетки связевых ферм рекомендована как ос-
новная треугольная решетка. Устройство продольных связей в
каждом пролете многопролетного здания не является обяза-
тельным.
73
Схемы расположения связей зависят от способа монтажа — по-
элементного или крупноблочного.
При поэлементном монтаже применяют следующие виды связей
по стропильным фермам. Связи в плоскости верхних поясов ферм
с опорными узлами в уровне нижнего пояса создают закрепление
узлов от потери устойчивости верхнего сжатого пояса из плоскости
фермы (рис. 28, а). Их располагают по торцам температурного от-
Рис. 28. Связи по поясам ферм:
а — верхним; б — нижним типов / и II.
сека при его длине 144 м. Если длина отсека превышает 144 м,
предусматривают дополнительный связевой блок посередине
отсека.
При наличии жесткого диска кровли, например из профилиро-
ванного настила, для выверки конструкций и обеспечения их устой-
чивости во время монтажа рекомендуется применять инвентарные
съемные связи по верхнему поясу ферм. Устойчивость верхних поя-
сов из плоскости ферм, удаленных от связевого блока, обеспечива-
ется при комплексном монтаже установкой прогонов, настила, па-
нелей или распорок, прикрепляющих узлы очередной смонтирован-
ной фермы к закрепленным узлам ранее установленной. На участ-
ках кровли под фонарями, где нет настила по верхним поясам
ферм, следует предусматривать стержневые связи с учетом того,
что в средней части фермы пояса имеют наибольшие сжимающие
усилия. Связи в плоскости нижнего пояса стропильных ферм с опор-
ными узлами в уровне нижнего пояса (рис. 28, б) создают жесткий
контур, обеспечивающий неизменяемость прямоугольного каркаса
здания в плане, восприятие и распределение вдоль каркаса гори-
зонтальных нагрузок и воздействий (ветровых, сейсмических, тор-
можения кранов и т. п.). Поперечные нижние связи так же, как и
по верхнему поясу, располагают в торцах отсека, а при длине от-
сека более 144 м — дополнительно и в его средней части.
Система типа I (рис. 28, б) состоит из одних поперечных свя-
зей в плоскости нижнего пояса стропильных ферм. Она примени-
ется при шаге колонн би 12 м в зданиях с кровлей без подстро-
пильных ферм из профилированного настила, бескрановых или с
подвесными, а также мостовыми кранами грузоподъемностью ме-
нее 10 т и с отметкой низа стропильных ферм менее 18 м.
Система типа II (рис. 28, б) состоит из поперечных связей в
плоскости нижнего пояса стропильных ферм и продольных связей,
расположенных вдоль крайних рядов колонн. В зданиях с тремя и
более пролетами предусматривают также продольные связи не ре-
же, чем через пролет при кранах тяжелого режима и через два про-
лета при кранах легкого и среднего режимов работы.
Систему связей типа II применяют в таких случаях: в зданиях с
опорными (мостовыми) кранами грузоподъемностью Юти более;
при шаге колонн 12 м и более и наличии подстропильных ферм
(т. е. при шаге стропильных ферм 6 м); при отметке низа стропиль-
ной фермы свыше 18 м независимо от наличия кранов и их грузо-
подъемности; при устройстве галерей для прохода вдоль крановых
путей; при шаге колонн 12 м и более и наличии фахверковых стоек
между колоннами для опирания верхушек этих стоек; во всех слу-
чаях жесткорамного сопряжения стропильных ферм с колоннами.
Система продольных и поперечных связей в плоскостях нижних
поясов ферм должна образовывать жесткие замкнутые прямо-
угольники.
Система связей, предложенная ЦНИИпроектстальконструкцией
[16], предусматривает использование сдвиговой жесткости кров-
ли из профилированного настила в диафрагмах жесткости, распо-
лагаемых как поперек, так и вдоль пролета здания (рис. 29), вме-
сто стержневых связевых ферм. Эта система рекомендована для
легких стальных каркасов с кранами легкого и среднего режимов
работы. Поперечные диафрагмы жесткости располагают по торцам
температурного отсека не реже чем через 72 м. Продольные диаф-
рагмы жесткости в зданиях с числом пролетов более трех проекти-
руют вдоль крайних рядов и посередине с тем, чтобы расстояние
между диафрагмами жесткости не превышало двух пролетов (при
кранах легкого и среднего режимов работы).
Поперечные и продольные диафрагмы жесткости полностью за-
меняют поперечные связи по верхним поясам стропильных ферм и
оба типа систем связей I и II по нижним поясам, особенно при
шарнирном опирании стропильных ферм на колонны, когда опор-
ный узел расположен в уровне верхнего пояса, а также в сплош-
ностенчатых рамах типа «Плауэн», «Канск» и др.
Поперечные и продольные связевые фермы по нижним поясам
стропильных ферм при устройстве диафрагм жесткости по верхне-
му поясу необходимы лишь в следующих случаях: для опирания
стоек фахверка в уровне нижнего пояса; при наличии подвесных
кранов; при горизонтальных крановых (тормозных) нагрузках,
превышающих 50 % общих горизонтальных нагрузок в том же на-
правлении (ветровых для I—V районов, сейсмических до 7—9 бал-
лов, монтажных, в том числе при крупноблочном монтаже и др.).
75
Размеры в плане поперечных диафрагм жесткости следует
принимать с соблюдением отношения /:&1^1,5. Для продольных
диафрагм жесткости достаточна ширина Ь2 = 6 м.
В диафрагмах жесткости крепление профилированного настила
производится самонарезными болтами (ТУ 67-72-75), а в несейсми-
ческих районах также и дюбелями, например ДГПШ 4,5хЗОЦхр
Рис. 30. Крепление прогонов в диа-
фрагме жесткости.
Рис. 29. Связи типа диа-
фрагмы жесткости:
1,2 — участки без фонарей и
с фонарями.
(ТУ 67-74-77). Между собой листы на-
стила крепятся заклепками (ТУ
67-74-75).
Расчетные характеристики жестко-
сти диафрагм из профилированного на-
стила определяются по [16].
При конструировании диафрагм
жесткости рекомендуется соблюдать
следующие условия: профилированный
настил крепить на всех опорах в каж-
дой волне; шаг точечных соединений в
пролете принимать постоянным и не более 500 мм; крепление прого-
нов, входящих в диафрагму жесткости, должно исключать возмож-
ность поворотов от сдвигающих усилий (рис. 30).
Вертикальные связи между фермами располагают в местах, где
установлены поперечные горизонтальные связи, на уровне поясов
стропильных ферм (рис. 31).
В стропильных фермах со стойками на колоннах при отсутствии
подстропильных ферм, устанавливают вертикальные связи, а ме-
ста их установки в пролете определяются предельной гибкостью
нижнего пояса из плоскости фермы, которая не должна превышать
Хтах^400 (по табл. 20 [25]). Элементы вертикальных связей под-
бирают из гнутосварных профилей по предельно допустимой гибко-
сти (Х^400 для растянутых, 7^200 для сжатых). Наиболее ра-
циональны квадратные профили от ГН 80X3 до ГН 160X4.
76
В промежутках между вертикальными связями на уровне нижних
поясов ферм устанавливают распорки из гнутосварных квадратных
профилей: при шаге ферм 6 м — ГН 80X3, при шаге ферм 12 м —
ГН 110X3.
При конвейерной сборке и крупноблочном монтаже покрытий
система связей по стропильным фермам должна обеспечивать
жесткость и неизменяемость блоков спаренных ферм с кровлей при
Рис. 31. Вертикальные связи фермы покрытий:
а — без фонарей; б — с фонарями.
подъеме и установке в проектное положение. Типовые блоки имеют
размеры 12x24, 12X30 и 12X36 м. Типовой схемой блока для кон-
вейерной сборки приняты две стропильные фермы с шагом 6 м,
опирающиеся на подстро-
пильные фермы пролетом
12 м (рис. 32).
Для пространственной
жесткости и неизменяемо-
сти блока предусматрива-
ются связи в плоскости
верхнего и нижнего поя-
сов, а также вертикаль-
ные. В бесфонарных бло-
ках, учитывая большую
сдвиговую жесткость про-
филированного настила,
связи в плоскости верхне-
го пояса можно не ста-
вить. При наличии фона-
рей в подфонарном участ-
ке необходимо устраи-
вать связи по верхним
поясам, где нет кровель-
ного настила.
4 План по верхнему поясу с
________,4--,-_____________I- __________
I I 1Ф1! \ /
а 5
Рис. 32. Связи ферм при блочном монтаже по-
крытий:
а — без фонарей; б — с фонарями.
77
Значительная часть связей может быть временной; после окон-
чания монтажа секции или температурного отсека, оставив попе-
речные связи по торцам и соответствующие продольные связи по
крайним рядам и через пролет, а также распорки, обеспечиваю-
щие предельную гибкость поясов, остальные элементы можно де-
монтировать и использовать повторно. Демонтаж инвентарных свя-
зей, применяемых для крупноблочного монтажа, после окончания
работ может быть легко осуществлен с подмостей, установленных
на мостовых кранах, а в бескрановых зданиях — со специальных
передвижных порталов.
Следует учитывать, что при крупноблочном монтаже в два-
три раза повышается производительность труда монтажников, од-
нако увеличивается металлоемкость несущих конструкций за счет
увеличенного количества связей (на 15—20 %). Повторное исполь-
зование большей части временных монтажных связей может значи-
тельно повысить эффективность крупноблочного монтажа покрытий
зданий больших размеров в плане.
ЛЕГКИЕ СТАЛЬНЫЕ БАЛКИ И СТОЙКИ
СТАЛЬНЫЕ БАЛКИ С ГИБКОЙ СТЕНКОЙ
К стальным балкам с гибкой стенкой относятся балки, условная
гибкость стенки которых~ ]/ Ry/E^b, что соответствует гиб-
кости стенки при 7?i/ = 210 МПа и ft/7>190.
Тонкостенные стальные балки являются разновидностью обыч-
ных сплошностенчатых и отличаются высоким уровнем технологич-
ности: по изготовлению — минимальной трудоемкостью (особенно
при отсутствии ребер) и максимальной индустриализацией с при-
менением автоматических линий для обработки деталей, сборки и
сварки балок; по транспортированию — удобством производства
погрузочно-разгрузочных работ, высокой степенью загрузки ваго-
нов, сохраняемости во время перевозок и хранения на складах; по
монтажу — простотой монтажа и выверки, закрепления и подготов-
ки к эксплуатации; по эксплуатации — повышенным сопротивлени-
ем коррозии, доступностью осмотров, ремонтов, очисток и окрасок
и др.
Однако сплошностенчатые балки традиционного двутаврового
сечения по металлоемкости рационально применять только для
пролетов до 30 м. При больших пролетах их масса и стоимость на-
столько превышает эти параметры для стальных ферм, что приме-
нение балок может быть оправданным только при динамических
нагрузках (например, в подкрановых балках) и при агрессивных
средах. В сплошностенчатых балках полное использование высо-
кой механической прочности стали возможно только в поясах и то
не всюду, а в сечениях с наибольшими изгибающими моментами.
Напряжения в стенке балки значительно меньше расчетных сопро-
тивлений, и толщину ее определяют, в основном, по условию мест-
ной устойчивости. Однако потеря местной устойчивости сжатой зо-
78
ны стенки балки от изгиба вовсе не означает общей потери несу-
щей способности всей балки, которая продолжает воспринимать
возрастающие нагрузки, но по новой схеме, соответствующей закри-
тическому состоянию стенки, при котором полностью выключен из
работы сжатый участок стенки, потерявшей устойчивость [7].
В результате исследований тонкостенных балок, проведенных в
ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, ЦНИИПроектстальконструкция
им. акад. Н. П. Мельникова и других организациях, сделаны сле-
дующие выводы [7, 20]:
Рис. 33. Расчетная схема поперечного сечения балки с гибкой стенкой:
/ — II — сечение Б—Б при двух- и односторонних ребрах.
1. После потери местной устойчивости в участке сжатой зоны
балки начинается закритическая стадия работы балки при отно-
шениях Мы!Мсг=7,8... 18,2, где Ми — изгибающий момент потери не-
сущей способности, полученный при эксперименте в момент разру-
шения балки; МСг — изгибающий момент при потере местной устой-
чивости стенки балки в сжатой зоне.
2. Для закритического состояния может быть принята следую-
щая расчетная схема поперечного сечения балки: верхний пояс с
примыкающей полосой стенки эффективной ширины (не потеряв-
шей устойчивость), нижняя растянутая часть стенки и растянутый
нижний пояс (рис. 33).
При закритическом состоянии в поясах балки напряжения до-
стигают предела текучести, а в стенке изменяются по линейному
закону от максимума у пояса до нуля в направлении к нейтраль-
ной оси.
Расчетная несущая способность балки по изгибающему момен-
ту Ми исходя из указанного расчетного сечения и эпюр напряже-
79
ний близка к фактическим (экспериментальным) значениям
Ми, obs и составляет Ми, obs= (0,99...1,09)Ми, что является вполне
удовлетворительной сходимостью.
3. В предельном состоянии (Ми ,obs) напряжения в верхнем поя-
се в среднем на 10 % выше чем в нижнем. Причиной разрушения
являются:
потеря местной устойчивости сжатого пояса (волна по кромке)
при отношении bfltf>2b без развития в поясе глубоких упругопла-
стических деформаций, сразу же после достижения напряжениями
предела текучести;
потеря устойчивости пояса в плоскости стенки в сторону ней-
тральной оси при отношении />f//f^25, когда в поясе развиваются
глубокие упругопластические деформации и расчетной схемой
участка пояса является сжатый стержень таврового сечения с за-
креплениями концов в местах крепления к поясу поперечных ре-
бер (т. е. длина отсека).
4. Тонкостенную балку, особенно с ребрами жесткости, очень
трудно изготовить без начальных выпучиваний (погибов) стенки,
возникающих в результате усадок поясных швов и креплений ре-
бер жесткости. Исправить этот дефект стенки практически не-
возможно.
В экспериментальных балках наибольшие стрелки таких выпу-
чиваний (погибов) достигали значений (9...13) tw, что составляло
/г/10.../г/15. Начальные погибы со стрелками до /i/15 не оказывали
существенного влияния на несущую способность и только опреде-
ляли места будущего участка потери местной устойчивости стенки
в сжатой зоне, а также не влияли на работу растянутой зоны стенки.
Выпучивание стенки в сжатых зонах при закритической стадии
работы балки составляло от 6 tw до 13 tw\ эти деформации суммиро-
вались с начальными погибами, но имели упругий характер при
приложении расчетных нагрузок на балку, так как исчезали со
снятием нагрузки.
Таким образом, начальные погибы гибких стенок могут быть
допущены в пределах [7]
flhw < al, (69)
где f — стрелка начального бокового погиба стенки относительно
проектной плоскости; hw — высота стенки; K — hwltw\ a = 4x 10~5 при
150^1^300; а —ЗхЮ-5 при 300<1^600.
Балки с гибкой стенкой по металлоемкости и стоимости конку-
(/l оу\
/
более 300—400 для пролетов от 12 до 30 м при статической нагруз-
ке, т. е. могут быть применены в качестве несущих конструкций по-
крытий и перекрытий.
Тонкостенные балки с гибкой стенкой могут иметь такие кон-
структивные решения:
с поперечными ребрами жесткости в местах крепления вспомо-
гательных балок (прогонов) для снижения концентрации местных
80
напряжений и конструктивного оформления узлов. Это основной
тип, рекомендованный СНиП 11-23-81 [25];
без ребер жесткости при надежном закреплении балок от поте-
ри общей устойчивости, например при креплении настила к верхне-
му поясу балки через 300—400 мм, и при удовлетворении других
требований [20].
Варианты сечений балок с гибкой стенкой приведены на рис. 34.
Традиционное решение сварного двутавра из трех листов
(рис. 34, а) нельзя при-
знать лучшим для балок
с гибкой стенкой, учиты-
вая недостаточный уро-
вень технологичности по
изготовлению (значитель-
ные деформации стенок
при сварке) и по транс-
портированию (недоста-
точная сохраняемость
при погрузочно-разгру-
зочных работах и склади-
ровании), а также значи-
тонкостенных балок с
тельную концентрацию
напряжений в поясных
Рис. 34. Типы сечений
швах и опасность пережо-
га тонкой стенки при
поясами:
а — из листа; б — из уголков; в — из тавров; г — из
швеллеров; д — из двутавров и тавров.
сварке.
Рациональным может быть применение для поясов тонкостен-
ных балок неравнополочных уголков с рассредоточением поясных
швов (рис. 34, б). Однако при этом увеличивается объем сварки
(четыре поясных шва на каждый пояс) и несколько снижается
центр тяжести пояса, что может увеличить металлоемкость балки
(на 1-2 %).
Перспективное применение для поясов тонкостенных балок про-
катных широкополочных тавров (рис. 34, в) с переносом поясных
швов в менее напряженную зону (по нормальным напряжениям) и
исключением их работы на восприятие местных сосредоточенных
нагрузок по верхнему поясу. Такое сечение рационально для би-
металлических тонкостенных балок.
Для мощных балок с большими нагрузками на верхний пояс и
надежном закреплении от потери общей устойчивости можно при-
менять пояса коробчатого сечения из двух швеллеров (рис. 34, г)
или широкополочного двутавра (рис. 34, д).
Проектирование балок с гибкой стенкой производится в соответ-
ствии с указаниями СНиП 11-23-81 [25], а также руководства [20].
Область применения балок с гибкой стенкой симметричного
двутаврового сечения определена по [25] для разрезных балок
под статическую нагрузку, изгибаемых в плоскости стенки, укреп-
ленной только поперечными ребрами жесткости, с условной гибко-
стью в пределах 6^XW^13, что может быть выражено отношением
6 4—1466
81
hwltw<KwlVRyIE, (70)
например, для стали с /?i/ = 210 МПа 190^/iay//w^411; с Ry —
= 240 МПа 177^^/^^384 и т. п.
Прочность таких балок проверяют по условию [25]
(—Y 4- ( — У < 1.0, (71)
где М, Q — изгибающий момент и поперечная сила в проверяемом
сечении балки; Ми — предельное значение изгибающего момента:
Ми —R^whw -2-+-^ (1-4- -у; (72)
Qu — предельное значение поперечной силы:
Qu^Rsiwh^ Г— + 3,3 fl— I (73)
" V Rs J I + и2 J io '
Здесь tw, hw — толщина и высота стенки; Af— площадь сечения
пояса; 7?s — расчетное сопротивление сдвигу (0,58/?^); тСг — крити-
ческое напряжение, определяемое по формуле
тг=10,зЛ + Л21\_^_; (74)
с \ Р J t?et
р, — отношение большей стороны пластинки к меньшей (alhu или
hl а); а — шаг ребер жесткости (см. рис. 33);
= (75)
d — меньшая из сторон (а или hw)\ р— коэффициент, зависящий
от параметра а: а = 8^ + (76)
Wmin — минимальный момент сопротивления таврового сечения ус-
ловного верхнего пояса балки, включая верхний пояс и участок
стенки шириной 0,5^ J/E/Ry > относительно собственной оси Xj—Х]
тавра, параллельной поясу балки; при а0,03
Р = 0,05 +5а >0,15; (77)
при 0,03 < а < 0,1
р-0,11 + За <0,40. (78)
Поперечные ребра жесткости должны быть расположены с ша-
гом не реже a^.2h и иметь сечения: парные 6h^/iw/30+40 мм;
одиночное Z?h^W24 + 50 мм. Толщина ребра 2bh VRyle.
Ребра рассчитывают на устойчивость как стержень на услов-
ную сжимающую силу N по формуле
1791
где F\— сосредоточенная нагрузка над ребром.
Расчетная длина условной стойки с ребром
/г/ = Лс(1-Р)>0,7Ла>. (80)
82
В расчетное сечение условного сжатого стержня включают пар-
ные и одиночные ребра жесткости и примыкающие к ним полосы
стенки шириной по 0,65 tw VE/Ry с каждой стороны ребра (см.
рис. 33).
Симметричное двухстороннее ребро следует рассчитывать на
центральное сжатие, а одностороннее — на внецентренное сжатие
с эксцентриситетом е от оси стенки до центра тяжести расчетного
сечения условного стержня.
Опорный участок балки конструируют из торцевого опорного
ребра и парных ребер на расстоянии а, равном не менее ширины
ребра bh и не более 1,3 twУ E/Ry.
Ширина свеса полки сжатого пояса из полосы не должна пре-
вышать по п. 18.6 [25] значения blf<Q,38tfVE/Ry, где b{f = Q,5bf
(bf — ширина пояса).
Общую устойчивость балок с гибкой стенкой можно не прове-
рять, если она обеспечена креплением настила к верхнему поясу
балки или при расстоянии между вспомогательными балками (про-
гонами) или узлами горизонтальных связей не более:
по [25] le/ < 0,2\b,VEiR; ; (81)
по [20] /е/< 16^1/210/(81а)
где lef — расчетная длина участка верхнего пояса между закрепле-
ниями из плоскости балки (например, между вспомогательными
балками или узлами горизонтальных связей).
При этажном опирании вспомогательных балок на верхний
пояс между ребрами проверяют местное напряжение в стенке:
= -77- < fyPc- ,82>
lwlef
где Fj — реакция балки; b\ — ширина полки прогона;
tf — толщина пояса балки.
Прогиб балок с гибкой стенкой определяют по обычным фор-
мулам: например, при равномерно распределенной нагрузке
f = $ 4~ -у») I* • Ю (83)
' 384 kredEJx ' 1
или для всех видов нагрузки
/^77- • (84)
hredEJх
Здесь vn, gn — нормативные временная и постоянная нагрузки
кН/см; I — пролет балки, см; kred — редукционный коэффициент:
kred = 1,2 —0,033Xw; (85)
т- / Ry
=----1/-------условная гибкость стенки; Е — модуль упруго-
tw V Е
сти стали; Jx — момент инерции, см4; Мп, max — максимальный из-
гибающий момент от vn и gn, кН/см.
6*
83
В балках с тремя и более равными сосредоточенными силами с
достаточной точностью можно определять прогиб как от равномер-
но распределенной нагрузки где F\n — нормативная со-
средоточенная нагрузка; а\ — шаг между Fln).
Для предварительного подбора сечений можно использовать су-
ществующую методику с поправочными коэффициентами.
Так, требуемый момент сопротивления балки
^7 __ ^тах * Ю
cal ~ 0,85Ryfc
(86)
где Мтах — расчетный изгибающий момент, кН-см; 0,85 — прибли-
женное значение редукционного коэффициента, учитывающего
расчетную эпюру напряжений в балке, после потери местной устой-
чивости в сжатой зоне стенки; Ry — расчетное сопротивление (по
пределу текучести) для пояса балки, МПа; ус — коэффициент ус-
ловий работы балки при статической нагрузке.
Задаваясь гибкостью стенок в пределах hjtw =
при от
V^IE
6 до 13, оптимальную высоту балки (по массе) можно определить
по формуле В. М. Вахуркина
= J/ -у KWcal.
^opt
(87)
Минимальная высота балки из условия нормативного прогиба
fn = lltif (n,f = 250 для балок покрытий, /^ = 400 для балок пере-
крытий)
hmin f . ю6 ’
In
Требуемая (предварительно) площадь сечения пояса балки
л Мтах10
cal = г
kc Ry
где kc — коэффициент, учитывающий положение центра тяжести
пояса: при поясных листах &с=1,0; при поясах из тавров или спа-
ренных неравнополочных уголков (широкими полками по горизон-
тали) &с = 0,95; hw — принятая высота балки в пределах hmin...hopt
с округлением до стандартных размеров листовой стали (предпочти-
тельно принимать h по hOpty если разрешают подбалочные га-
бариты) .
При компоновке сечения соблюдают ограничения по п. 18
СНиП П-23-81 [25] в отношении вылета полки, _верхнего пояса
(0,38/у —VE/Ry} и пределов гибкости стенки (Х^; При этом
размеры листовой, широкополочной и фасонной стали принимают
только стандартными, а сечение балки — симметричным с равны-
ми площадями сечений верхнего и нижнего поясов.
Предварительно подобранное и скомпонованное сечение балки
проверяют на прочность, а также на прогиб по предельным состоя-
ниям второй группы.
84
Общий расчет дополняют конструктивными расчетами опорных
участков, ребер жесткости, поясных швов и др.
Учитывая, что балки с гибкими стенками пока не получили ши-
рокого распространения, а область их применения ограничена
(под статические нагрузки), для реального проектирования парал-
лельно с методикой, рекомендованной СНиП 11-23-81 [25], можно
применять методику, приведенную в руководстве ЦНИИПроект-
стальконструкции [20], достоверно обоснованную эксперименталь-
ными и теоретическими работами В. В. Каленова и др. [7]. Осо-
бенно это относится к расчету тонкостенных балок без ребер жест-
кости.
Несущая способность балки симметричного сечения по прочно-
сти на изгиб в среднем (Z/2) сечении балки, работающем преиму-
щественно на изгиб, определяется предельным изгибающим мо-
ментом [20]
ма = krei W-ic Ry-^> мтах (90)
или проверкой напряжений в крайних волокнах
а
^тах ' Ю „ г»
(91)
Здесь W — момент сопротивления скомпонованного сечения; kred —
редукционный коэффициент, учитывающий потери местной устойчи-
вости сжатой зоной стенки, определенный по табл. 22 в зависимо-
сти от значений = AfIAw и = hwltw\ Af — площадь сечения поя-
са: лист (полоса), парные уголки и заключенный между полками
участок стенки, тавр (полная площадь), швеллеры и заключенный
между ними участок стенки и т. п.; Aw — площадь сечения стенки;
Таблица 22. Значения коэффициента kred в зависимости от и
к W
0,4 | 0,5 | 0,6 1 «.в 1 1,0 1 ‘•2 1 I Ы
160 0,916 0,929 0,941 0,950 0,952 0,962 0,965
200 890 909 918 933 942 949 955
240 868 885 898 919 929 941 946
280 848 867 882 905 920 930 936
320 829 869 871 894 912 926 931
350 820 840 863 888 906 921 926
375 812 840 856 881 902 917 923
400 808 834 852 878 898 913 916
425 801 828 846 875 895 907 922
450 793 820 840 874 892 907 918
475 787 815 833 869 887 907 918
500 781 812 835 840 886 905 917
525 779 809 830 860 885 904 915
550 774 807 826 863 882 899 912
575 771 802 826 857 880 897 912
600 751 797 821 851 876 896 909
85
hw — высота стенки между кромками поясов: листа, пера уголков,
кромки стенки тавра и т. п.; tw — толщина стенки балки; Ry — при-
нимают для пояса балки по табл. 51 [25].
Проверку устойчивости сжатого пояса в плоскости стенки бал-
ки при наличии поперечных ребер жесткости следует производить
при гибкости стенок /iw/^>350, считая, что при меньшей гибкости
устойчивость сжатого пояса обеспечена. Проверку производят по
условию [20]
-£ -72,5. 10*>Vc^, (92)
где iXf — радиус инерции сжатого пояса в плоскости стенки.
Опорные отсеки, работающие преимущественно на сдвигающие
усилия, проверяют по формуле [20]
^cr “Ь tw 6; Qmax' (^3)
1 + а1
где Хсг — критическое напряжение сдвига:
xcr = —_2 ; (94)
kt — 4 + 5,34/а? при аг<1,0; ^=5,34 + 4/а? при а1>1,0; at=a!hw—
отношение сторон отсека: шага ребер жесткости а к высоте стенки
hw\ с — ширина диагонального поля растягивающих напряжений
стенки в закритической стадии:
0,5£ + 2,4
с = ——— а = т.а\
£ + 16
(95)
§ характеризует изгибную жесткость пояса:
(96)
Jf — момент инерции пояса относительно горизонтальной оси, про-
ходящей через центр тяжести пояса; Gt — предельные растягиваю-
щие напряжения: при гибкости 250^.hw/tw<300
ot = Rt f1 - /3 ; (97)
\ /
при гибкости 300 < hw/tw < 600
<98>
\ 1<у /
Прочность отсека балки при совместном действии изгибающего
момента и поперечной силы проверяют по таким условиям:
при 0 < М < Ми Q < Q„; (99)
при о,бма<м<м{ Q = QU + (QU~Q<>) —; (100)
86
при QCQof д?“ -Д7~Ь (Ю1)
I Ми — Mf ]
где Mf — изгибающий момент, воспринимаемый только поясами:
(102)
hf — расстояние между центрами тяжести поясов; Qo — попереч-
ная сила, воспринимаемая стенкой отсека при напряжениях в сжа-
том поясе, равных расчетному сопротивлению изгиба:
Qo = + 2ctw sin S’': (103)
<p' — угол наклона диагонального поля растягивающих напря-
жений:
Устойчивость сжатого пояса отсека, работающего на совместное
действие изгибающего момента и поперечной силы, проверяют по
формуле (92).
При проектировании балок с гибкой стенкой без ребер жестко-
сти рекомендуется гибкость стенок ограничивать пределами 150^
для сталей с /?у^260 МПа; 150hw!tw300 для
сталей 260<7?1/^300 МПа [20]. Для сталей с /^>300 МПа следу-
ет применять балки с поперечными ребрами жесткости.
Предварительный подбор и компоновку сечений балок без ребер
жесткости производят по той же методике, что и балок с ребрами
жесткости.
Для проверки прочности сечений по изгибающему моменту при-
меняют формулы (90), а по сдвигающим усилиям — формулу (93),
но Хсг определяют по формуле
{ 820 • 103 \ / RT
+ 36) V <1051
Проверку прочности балок без ребер жесткости на совместное
действие изгибающего момента и поперечной силы производят в
зависимости от значений сдвигающих напряжений x = Q/ (hwtw). Ес-
ли соблюдается условие
т <(1-0,18/Р1)тсг, (106)
то несущую способность на изгиб проверяют по формуле (90) или
(91). Если условие (106) не соблюдается, несущую способность
балки определяют по формуле
Ma = kredWa0, (107)
где а, = /? Л.66 - . (108)
\ Pi 1,5т„ /
Здесь хсг вычисляют по формуле (105).
Предельное местное напряжение в стенке от сосредоточенной
нагрузки (например, реакций вспомогательных балок, опертых по-
этажно на верхний пояс балки без ребер жесткости) ограничива-
ет
ется условием избежания потери местной устойчивости стенки по
п. 5.13 СНиП 11-23-81 [25]:
р .10
(109)
lef
Рис. 35. Расчетные эпюры изгибающих мо-
ментов, кН-м, и поперечных сил, кН (к при-
меру 17).
где lef = Ьг + 2t/f bx— ширина нижнего пояса вспомогательной бал-
ки; tf — толщина верхнего пояса главной балки.
Пример 17. Рассчитать балку с гибкой стенкой и поясами из уголков, изго-
товленных из стали марки ВСтЗпсб-2 (/?у = 270 МПа по табл. 51 [25] для фасон-
ного проката толщиной 11—20 мм).
Пролет балки 24 м. Нормативная
равномерно распределенная на-
грузка gn+ttn = 60 кН/м, расчет-
ная g+a = 80 кН/м. Вспомога-
тельные балки устанавливаются че-
рез 3 м с реакциями /4 = 240 кН
(8Q кН/м при шаге балок 12 м).
Нормативный прогиб =
= 2400/250=9,6 см.
Определяем расчетные изгиба-
ющие моменты (под силами).
Реакция опоры FA = 240-7X
Х0,5 = 840 кН. Моменты: Mi =
= 840-3 = 2520 кН-м; М2=840Х
Х6—240-3 = 4320 кН-м; М3 =
= 840 • 9—240 (6 • 3) = 5400 кН • м;
М4 •= 840 - 12 — 240(9 +6 + 3) =
= 5760 кН-м = 576000 кН-см. По-
перечные силы: Qi = 840 кН; Q2=
= 840—240 = 600 кН; Q3=840—
-2-240 = 360 кН; Q4 = 840—ЗХ
Х240 = 120 кН.
Эпюры моментов и поперечных сил приведены на рис. 35.
Требуемый момент сопротивления балки по формуле (86)
576 000 * 10 ,
IT™/ = -----------= 25 097 см3.
cal 0,85 * 270
Задаемся гибкостью стенки Kw=hwftw = 350.
Оптимальная высота балки (по массе) по формуле (87)
. 350 • 25 097 = 237 см.
162 см.
ho pt ~
Минимальная высота балки (по прогибу fn=9,6 см) по формуле (88)
_ 270 * 24002 _
hmin— 9,6.10б “
Принимаем полную высоту балки 240 мм.
щадь поясов по формуле (89)
576 000 • 10
При этом предварительная пло-
Af ——------= 93,6 см2.
f'cal 0,95-270 - 240
Здесь коэффициент 0,95 учитывает понижение центра тяжести поясов из спарен-
ных уголков.
Принимаем стенку из листа 240X6 мм, пояса из уголков 200X125X14 мм,
соблюдая вылет полки по п. 7.24 СНиП П-23-81 [25] в пределах 0,5 tf ~\/E/Ry
= 0,5X1,4 1/210000/270 =19,72 см, что больше вылета полки b—tf—г=20—1,4
—1,4=17,2 см.
88
Л4й = 270 - 0,6 • 2132
Однако уголок 200X125X14 мм несколько превышает допускаемый вылет
полки по п. 18.6 СНиП П-23-81 [25], 0,38 tfVE/Ry =0,38-1,4"[/210000/270=
= 14,8<17,2 см. Полагаем, что это ограничение следует отнести к поясу из листо-
вой стали и поэтому допускаем ограничения вылета полки уголка по п. 7.24 [25].
Предельная гибкость стенки по п. 18.2 СНиП 11-23-81 для выбранной марки
стали с Ry=270 МПа hw)tw = 13/]/270/210000= 362. Принимая высоту стенки рав-
ной расстоянию между обушками уголков, т. е. /iw = 240—2Х (12,5-f-1) = 213 см,
гибкость стенки в скомпонованном сечении при tw = Q мм hw!tw 0 = 213/0,6 = 355<
_ 213 ,____________
<362. Условная гибкость стенки из формулы (85) Л "" V 270/210 000 =
0,6
= 12,73.
Расчетная площадь сечения пояса из двух уголков 200X125X14 и полосы
стенки (между обушками уголков) At = 43,9 • 2 4~ (12,5 4- 1) • 0,6 = 95,9 см2~
~ Af,cal = 93>6 см2.
Предельный изгибающий момент по формуле (72)
95,9 0,85 / _ 1
0,6 • 213 + 12,73 \ ~ 12,73
Для определения предельной поперечной силы рассчитываем статические ха-
рактеристики условного сечения верхнего пояса (при закритическом состоянии
примыкающей стенки), включая в это сечение площади поясных уголков и при-
мыкающую полосу стенки шириной (рис. 36) 0,5/^УE/Ry = 0,5 • 0,6 X
X 1/270/210 000= 8,4 см.
Статический момент относительно нейтральной оси уголков
21,9 \
-----— 3,9 I = 92,64 см3.
2 у
Площадь условного сечения верхнего пояса X^=2x43,9-j-21,9x0,6=100,94см2.
Расстояние от оси хэ — х0 до х — х у0 = §Л./Л;=92,64/100,94=0,92см'^0,9 см.
0 6-21 93
Момент инерции Jx = 2 • 551 4-2 • 43,9 • 0,924~ —’-’—
X (21,9~4,8)2 = 2195 см4.
Минимальный момент сопротивления = JxJy = 2195/17,1
8 • 129
По формуле (76) а = ———(2132 4- 3002) = 0,057.
и,О • 2il<j • oUU
муле (78) 0 = 0,11 4-За - 0,057 = 0,281.
Отношение большей стороны отсека к меньшей у = 300/213= 1,408.
Условная гибкость по меньшей стороне отсека по формуле (75) =------
— = 596 700 кН • см.
10
sx = 21,9 • 0,6
+ 0,6 • 21,9 X
12
= 129 см3.
Тогда по фор-
= 12,729.
Qu = 156,6-0,6 • 213
1/__£L
F 210 000
Расчетное сопротивление сдвигу 7?s ~ 0,58Ry — 0,58 • 270 = 156,6 МПа.
Критическое напряжение по формуле (74) %сг = Ю,з( 1 4- ) 1^72^9
= 13,76 МПа. Х
Предельная поперечная сила по формуле (73)
13,76 . 3 3 / j _ 13,76 \ 0,281 • 1,408
156,6 ‘ \ 156,6 ) I-}- 1,4082
= 988 кН > = 840 кН.
1
10
89
Проверка прочности по условияю (71):
/ Af V
для среднего отсека ( —+
\ Ми )
(—X
\ Qu )
5760 V
5967 ) +
4
^0,868<1,0;
для крайнего отсека
/ 120
\ 488
=0,554<1,0.
Рис. 36. Балка с гибкой стенкой и ребрами жесткости (к примеру 17).
момент инерции скомпонованного сечения (пренебрегая собственными момен-
тами инерции уголков)
/ 240 \2 0,6 • 2403
Jx== 2 * 2 • 43,9 I —— 3,9 \ +-------—-----= 3 015 815 см4;
момент сопротивления Wx ~
3015815 - 2
240
= 25 132 см3;
hyy
гибкость стенки = 213/0,6 = 355;
отношение Af/Aw — 95,9/213 ♦ 0,6 = 0,75;
редукционный коэффициент (см. табл. 22) kred~0,8681;
предельный изгибающий момент по формуле (90) Ми ~ 0,8681 • 25 132 • 1,0 X
X 270—= 589 061 кН • см > Мтах = 576 000 кН • см.
Запас
5890,61 —5760
5760
100 «2,26 %.
Проверяем прогиб балки с подобранным сечением от нормативной погонной
нагрузки £п4-ил=60 кН/м=0,6 кН/см с учетом коэффициента £п?л_понижающего
жесткость балки с гибкой стенкой: по формуле (85), в которой Xw —12,73 (см.
выше),
5
bred ~ 1.2 — 0,033 • 12,73 = 0,78; по формуле (83) / = X
ио4
0,6 • 2404 • 10
X -T-TZ———7—— = 5,25 см, что менее fn = 2400/400 = 6 см.
0,78 . 210 000 • 3 015 815 1п
Можно также определить прогиб приближенно для любого вида нагрузки по
формуле (84) с использованием значения максимального изгибающего момента от
(gn + v^ 60
% И ёп ^п,таХ - "(g^ 000= 432 000 КН ’ СМ:
432 000 • 24002 -10
0,78- 21 0000 • 3 015 815
= 5,04 см < fn == 6 см.
По сравнению с прогибом, определенным как для равномерно распределен-
ной нагрузки, по этой универсальной формуле расхождение составляет менее 5 %.
Проверяем устойчивость в месте расположения поперечных ребер жесткости,
которые принимаем из стали марки ВСтЗпсб (Ry = 225 МПа) таких размеров:
h 2130
о/: + 40 = ——— + 40 — 111 мм (принимаем 120 мм);
/ft>: 26ft ~\/ Ry/E ~ 2 • 12 • /225/210 000 = 0,79 (принимаем 8 мм).
В сечение условной стойки включаем примыкающие участки стенки шириной
0,65/ ~\/EIRy =0,65-0,6-1/210 000/225 =10,88 см (принимаем 11 см). Сечение
условной стойки показано на рис. 36. Площадь условной опорной стойки
41 = 2(12-0,8+11X0,6) =34,4 см2.
По данным, полученным ранее, принимаем: хсг ~ 13,76 МПа; Rs = 156,6 МПа;
3 = 0,281; р= 1,408.
Сжимающая сила по формуле (79)
Л\ = 3,3 • 156,6 • 0,6 -213(1 — -13-7-
1 I 156,6
0,281 - 1,408
1 + 1,4082
1
10
= 242 кН > /4 = 240 кН.
Расчетная длина стойки по выражению (80) lef = 213(1 —0,281) = 153 см >
>0,7/^ = 0,7 • 213= 149 см.
Статические характеристики условной стойки:
0,8 • 24,63
=------—------=992,46 см4;
iy= /992,46/34,4 = 5,73 см; X = 1е1Цу = 153/5,73 = 26,7; Х = Х/Я,/£ =
(/^ \ _____________________________________________________________
0,073 — 5,53 —— ) X Их = 1 —
f /
/ 225 \ r____________ N • 10 242 • 10
— 0,073 - 5,53 —-------- 0,8739/0,8739 = 0,945; а =—— = =
\ 210 000 / 0,945 • 34,4
= 74,44 МПа < Ry = 225 МПа.
Опорный участок балки компонуем в виде опорного ребра 420X14 и парных,
ребер 120X8 мм, расположенных на расстоянии 200 мм, что не более 1,3/w
‘|/£//?у = 1,3-0,6 Д/210 000/225 =23,8 см и не менее ширины ребра (120 мм).
В состав расчетного сечения опорной стойки (см. рис. 36) включены: опорное
ребро, первая пара поперечных ребер и стенка от торца до края полосы за по-
перечными ребрами шириной 0,65/ ~[/E/Ry =0,65 • 0,6/210 000/270 = 10,88^
11 см.
Площадь условной опорной стойки = 42 • 1,4+ 12,08-2 + (20 + 0,8 +
+ 11) . 0,8= 103,44 см2.
1,4 - 423 0,8(11 + 0,8+ 11)3
Момент инерции из плоскости балки Jy -----—---- +---------—---------- =
=9433 см4. Радиус инерции iy = V^Mi = /9433/103,44 = 8,56 см. Гибкость
ку = h/iy = 240/8,56 = 28. Условная гибкость ки = куУ Ry/E =28/270/210 000=
\ — 1 ~
0,073 — 5,53—£7" I ку V ку =
/ 270 \ г_______
= 1 — 0,073 — 5,53 — - 1,0/1,0 = 0,9341.
у 210 000 у
Напряжение в стойке
У А + Л) ‘ 10 (840 + 240) • 10
а = XX------L-----= -А-----X-----L-----=111,77 МПа < Ry = 270 МПа.
0,9341 . 103,44 у
Проверяем прочность на смятие торца и сжатие опорной плиты:
(FA + Fi) * 10 (840 + 240) • 10
с = —-------±-----= —------21----------= 183,7 МПа < /?„ = 225 МПа.
bQt0 49 . 1 4 У
42 • 1,4
Общая устойчивость балки согласно п. 18.5 СНиП П-23-81 [25] обеспечена
при расстояниях между закреплениями верхнего пояса из плоскости балки на
расстояниях
< 0,21^/£7^7= 0,21 . 40,6 /210 000/270 = 237,8 см.
Так как расстояние между вспомогательными балками, предназначенными
для закрепления пояса из плоскости балки, равно 3 м, то общая устойчивость
балки по [25] не обеспечена, т. е. необходимо установить дополнительные связи,
например по рис. 36 — подкосы к верхнему поясу.
Если принять условие обеспечения общей устойчивости по [20], то по фор-
муле (81а)
lef < 16 • 40,6 /210/270 = 513 см > 300 см.
Этот результат соответствует определению lef по формуле (35) табл. 8 [25],
т. е. общая устойчивость по такому расчету обеспечена, связи можно не устанав-
ливать. Однако формулы табл. 8 [25] даны для предельного состояния балок в
упругой стадии, а расчетная стадия тонкостенных балок учитывает развитие не-
упругих деформаций, и общую устойчивость этих балок следует проверять по
п. 18.5 [25].
СТАЛЬНЫЕ БАЛКИ С ПЕРФОРИРОВАННОЙ СТЕНКОЙ
Двутавровые балки с перфорированной стенкой могут изготав-
ливаться двумя способами:
путем зигзагообразного разреза автоматами кислородной резки
(по копиру-шаблону) стенки прокатных двутавров и последующей
92
с^>250 a*w
Рис. 37. Балка с перфорированной стенкой, по-
лученная путем зигзагообразного разреза:
а — зигзагообразная линия реза; б — в — балки после
сдвижки половинок и сварки: симметричная; несим-
метричная; со вставками.
сборки со сдвижкой на полуволну и сваркой выступающих гребней
встык;
путем соединения прокатных тавров или половинок двутавра,
разрезанного посередине стенки, листовыми вставками с проме-
жутками между ними.
В первом случае
(рис. 37) получают дву-
тавр высотой до полутора
раз больше исходного.
При этом возможны три
варианта:
симметричный дву-
тавр из одного исходного,
т. е. моностальная балка
(рис. 37, б);
асимметричный дву-
тавр из двух исходных
двутавров разных ма-
рок стали и размеров
(рис. 37, в). Этот вид би-
стальных двутавров с пер-
форированной стенкой
при правильном выборе
сечений экономичен, так
как устойчивость стенки
без ребер в сжатой зоне
можно обеспечить, выпол-
нив ее большей толщины
из стали меньшей проч-
ности (таким образом,
уменьшается гибкость), а
нижний тавр в растяну-
той зоне — из стали повы-
шенной прочности, но
меньшей толщины;
двутавр с дополнительными вставками (рис. 37, г). Этот вид
конструкций увеличивает трудоемкость сборочно-сварочных работ,
но снижает расход металла.
Во втором случае перфорированная стенка образована прямо-
угольными (рис. 38, а), Х-образными (рис. 38, б) или трапецевид-
ными (рис. 38, в) вставками с зазорами между ними. Наиболее
слабым местом таких балок являются места сопряжения вставки
со стенкой, а также свободные кромки стенок тавров, особенно при
сосредоточенных нагрузках, действующих между вставками [7].
Усилить эти места можно, установив гнутые планки, которые пре-
вращают тавр между вставками в двутавр с усилением углов со-
пряжений и нижней кромки тавра.
На рис. 39, а показаны гнутые планки в верхнем и нижнем поя-
сах симметричной моностальной балки с перфорированной стен-
93
кой. На рис. 39, б пояса (верхний и нижний) приняты из широко-
полочных двутавров из стали одной или разных марок. На
рис. 39, в усиление планками предусмотрено по верхнему поясу.
Такая конструкция балок с перфорированной стенкой и усилен-
ным планками верхним поясом может быть применена не только
под равномерно распределенную нагрузку, но и при сосредоточен-
ных подвижных нагрузках, например от легких мостовых кранов
грузоподъемностью до 15—20 т.
Рис. 39. Перфорированная балка с
усилением углов отверстий:
а —обычная; б —с поясами из двутавров;
в — с поясами из тавров и трапецевидными
вставками.
Рис. 38. Балка с поясами из тавров и
перфорированной стенкой со вставками:
а — прямоугольными; б — Х-образными; в —
трапецевидными.
Для снижения концентраций местных напряжений в углах от-
верстий целесообразно в процессе резки выполнять закругления ра-
диусом г=(2...3)^, что не повышает трудоемкость зигзагообразного
углов
Рис. 40. Резка с закруглениями
перфорированной стенки.
реза на кислородорежущеи ма-
шине-автомате, но может су-
щественно увеличить ресурс
усталостной и хрупкой проч-
ности перфорированной стенки
балки.
При сварке стыков участков
гребней верхней и нижней ча-
стей балки между отверстиями
необходимо тщательно завари-
вать концы швов (узел А на
рис. 40) без вывода кратера
на основной металл стенки.
Наиболее экономичной раз-
резкой исходного двутавра яв-
ляется зигзаг с распределени-
ем гребня и впадины в соотно-
шении 0,75/г и 0,25/i (h — высо-
та разрезаемого двутавра), что
после совмещения гребней по-
94
зволяет увеличивать высоту балки до полутора раз, а момент инер-
ции вдвое против исходного двутавра.
При компоновке фасада балки с перфорированной стенкой со-
блюдают следующие размеры зигзагообразного реза (рис. 41):
длина опорного участка Со2>25О мм; ширина гребня и впадины
^100 мм; угол наклона к горизонтали 45—70°.
Рис. 41. К расчету балки с перфорированной стенкой :
а — разбивка перфорированной стенки и расчетные эпюры напряжений по СНиП
11-23-81 [25]; б — расчетная схема по [24].
Длина типовой ячейки s при равномерно распределенной на-
грузке может быть любой, а при сосредоточенной нагрузке разбив-
ка ячеек должна обеспечивать опирание вспомогательных балок
на участки со сплошной стенкой, т. е. между отверстиями.
При разбивке зигзагообразного реза должно быть соблюдено
условие
2c0 + ns=l1 (ПО)
где со — длина опорного участка (рекомендуется принимать с0=
= 0,55 или с0=$); s — размер типовой ячейки (шаг волны); п —
число ячеек; I — пролет балки.
Согласно п. 7.18 СНиП 11-23-81 [25] по условию устойчивости
>тношение расчетной высоты тавра сжатого пояса hef к его толщи-
че t должно удовлетворять условию
< 0,448 ( 1 + 0,25 1/ 2 — ) VEiRy. (111)
t \ г h.f
95
Таблица 23. Компоновка бистальных балок с перфорированной стенкой при
разрезке (0,25-f-0,75) h двутавров по ТУ 14-2-24-72
Исходный двутавр для пояса Л. е inf h, мм Исходный двутавр для пояса Л. f inf h, мм
А sup А sup
верхнего | нижнего верхнего | нижнего
23БЗ 20Б1 0,702 323 50Б2 45Б1 0,722 711
30Б1 23Б1 0,725 395 55Б2 50Б1 0,745 785
35Б1 26Б1 0,733 455 60Б1 50Б1 0,98 820
35Б2 30Б1 0,755 486 60Б2 70Б2 55Б1 60Б1 0,738 0,733 860 972
40Б1 30Б1 0,705 522 80БЗ 70Б1 0,658 1125
45Б2 35Б1 0,715 561 90БЗ 80Б1 0,643 1274
45Б2 40Б1 0,707 635 100БЗ 90Б1 0,662 1426
Это условие практически соблюдается для тавров высотой 0,25
высоты исходного двутавра с параллельными гранями полок до
№ 100Б включительно из сталей, имеющих Ry^360 МПа.
В сечениях балки между отверстиями местная устойчивость
стенки обеспечивается без ребер жесткости, если соблюдено ус-
ловие
hef г-----
< 2,5 К EIRy,
(П2)
где t — меньшая толщина стенки (в бистальных балках).
Это условие соблюдается для всех исходных двутавров до
№ 100Б при высоте 1,5 Л из сталей, имеющих /?у^360 МПа, для
КОТОРЫХ /Zef/^^60.
Для наиболее полного использования прочности стали в сжатой
зоне стенка должна иметь большую толщину, чем в растянутой. По-
этому наиболее экономичны бистальные балки с перфорированной
стенкой, у которых верхний пояс из стали с расчетным сопротивле-
нием Ry,Sup до 240 МПа, а нижний пояс — с Ry,inf до 360 МПа при
отношении Ry,suplRy,inf~QJ2, и соответственно обеспечивается оп-
тимальное соотношение площадей поясов 0,72.
Такое соотношение расчетных сопротивлений можно получить,
принимая, например, такие сочетания марок стали: верхний пояс —
ВСтЗпсб; нижний — 14Г2, 10Г2С1, 09Г2-2гр; 09Г2С или соответ-
ственно ВСтЗпсб-I и 09Г2-2гр, 09Г2С-2гр.
Оптимальное соотношение площадей сечения верхнего и нижне-
го поясов будут получены при комплектовании исходных двутавров
в Сочетаниях по данным табл. 23 для бистальных балок. Данные
для подбора моностальных балок с перфорированной стенкой при-
ведены ниже:
Исходный двутавр 23Б2 26Б2 30Б2 35Б2 40Б2 45Б2 50Б2
h, мм 345 390 450 525 600 675 750
Исходный двутавр 55Б2 60Б2 70Б2 80Б2 90Б2 100Б2 100Б4
h, мм 825 900 1050 1200 1350 1500 1564
96
Предварительный подбор сечения балки с перфорированной
стенкой можно производить по таким формулам.
Требуемый момент сопротивления
пр ^тах ' Ю
Wcal =
У С Ку
(113)
где Ry следует принимать для бистальных балок по нижнему поясу.
Оптимальная высота двутавра по массе
hopt ~ ^VWcal/t, . (114)
где t — толщина стенки, принимаемая предварительно в зависимо-
сти от пролета:
Пролет балки /,
м 6 9 12 15 18 Более 18
Толщина стенки
мм 5 8 10 12 14 16
Минимальная высота балки из условия нормативного прогиба
(115>
где I — пролет, см.
Для исходных двутавров в бистальной балке требуемые момен-
ты сопротивления:
верхнего пояса
^„„«0,651^,; (116)
нижнего пояса
Winf^ttWcal, (117)
В моностальных балках для предварительного подбора исход-
ного двутавра можно применять для обоих поясов формулу (113)
или определять ориентировочную требуемую площадь пояса по
формуле
По полученной требуемой площади сечения Acai или Wcai под-
бирают соответствующий исходный двутавр с разрезом зигзагом в
отношении (0,25 +0,75)6.
Скомпонованное сечение двутавра с перфорированной стенкой
проверяют на прочность.
По методике СНиП 11-23-81 (п. 19.2) [25] проверяют напряже-
ния в точках 1, 2, 3, 4 (см. рис. 41, а), суммируя нормальные на-
пряжения от изгибающего момента балки с напряжениями от мест-
ных моментов, возникающих от поперечных сил в поясах балки, с
учетом развития неупругих деформаций:
в верхнем поясе в точке 1
» 10 Qsup0*lO ziin\
®SUP1 — ------------- Ус sup} (119)
JX zw sup, max
7 4—1466
97
в точке 2
®sup2 M2dt. 10 h + • Qsup а ' < sup, min *u, sup . VO ’ (120)
В нижнем поясе в точке 3
Mrh2 • 10 QinfO, • 10
Ginf3 — 4 - + 9П7, r inf, max <’4 Ry, inf > (121)
В точке 4
хт — - Mtd2 10 4- - Qjnf2 a * 10 < - 3- Ru, inf /199\
CTt/l/4 — г inf. mtn "
Здесь Mi, М2 — изгибающие моменты в сечениях 1—3 и 2—4;
Jx — момент инерции сечения балки в месте отверстия; WsuPtmax,
sup, mini Wtnf , max, Winf,mtn —максимальные и минимальные мо-
менты сопротивления тавров верхнего и нижнего поясов (табл.
24, 25);QSWP1, Qsup2, Qlnfl, Qinf2 — соответствующие поперечные си-
лы, воспринимаемые таврами поясов, которые определяют про-
порционально их жесткостям, т. е. принимают коэффициенты
распределения:
для верхнего пояса asup
Jstip
J sup + J inf
(123)
для нижнего пояса ainf — 1—а5ир, (124)
где J sup, J inf — моменты инерции тавровых сечений верхнего и ниж-
него поясов.
Тогда поперечные силы в поясах
Qsttpl = asupQv Qinfl — ^in/Q-l'i
QsupZ — ^supQi^ QinfZ ~ ^infQ-2 »
(125)
где. Qi, Q2 — поперечные силы в сечении /—5 и 2—4;
Ry, sup, Ru,sup, Ry, inf, Ru. inf— расчетные сопротивления для верхне-
го и нижнего поясов балки; ус — коэффициент условий работы для
балки; уи=1,3 для расчета по расчетному сопротивлению стали Ru.
Прочность опорного сечения балки по СНиП П-23-81 [25] про-
веряют по формуле
t = _Q^JO_</?sVc=o>58^Vc)
tan3
(126)
где Q — поперечная сила в сечении балки на расстоянии от опоры
c+s—0,5а; s, a, t, Аз— размеры по рис. 41, a (hs — высота стенки
между закруглениями). При разных толщинах стенки верхнего и
нижнего тавров принимают вместо th0 соответствующие площади
tsuphSup+ tinfhinf, где hsup и At-nf— высота верхнего и нижнего тав-
ров до закругления в сопряжении с полкой; Rs — расчетное сопро-
тивление сдвигу, принимаемое равным 0,58 Ry (при разных марках
СТаЛИ СООТВеТСТВеННО ДЛЯ tsup — Ry, sup, для tinf— Ry, Inf)-
Проверку прогиба балок с перфорированной стенкой произво-
Таблица 24. Характеристики тавров высотой 0,25 высоты
исходных двутавров Б по ТУ 14-2-24-92
№ исходного двутавра hi, мм Ai, см2 J , см4 W , CM3 max W . , см3 mm Z\, cm
20Б1 49 10,3 13,5 14,6 3,4 0,93
20Б2 50 11,3 14,4 15,3 3,54 0,94
20БЗ 51 12,5 16,2 16,5 3,94 0,98
23Б1 56,4 11,9 21,6 20,6 4,7 1,05
23Б2 57,5 13,1 22,9 21,7 4,89 1,06
23БЗ 58,7 14,7 25,9 *23,4 5,44 1,1
26Б1 63,8 14 32,7 28 6,27 1,17
26Б2 65 15,5 34,6 29,6 6,5 1,17
26БЗ 66,1 17,1 39,1 31,9 7,27 1,23
30Б1 73,8 16,4 53,3 40,8 8,78 1,31
30Б2 75 18,1 56,2 43,2 9,06 1,3
ЗОБЗ 76,1 20 63 46,6 10,1 1,35
35Б1 85,8 19,1 87,3 57,8 12,4 1,51
35Б2 87,5 21,7 93,2 62,7 12,8 1,49
35БЗ 88,7 24 104 67,6 14,2 1,54
40Б1 97,8 23,3 145 80,8 18,1 1,79
40Б2 100 26,7 156 88,8 18,9 1,76
40БЗ 101,2 29,3 174 95,5 20,9 1,82
45Б1 110,2 28,7 230 113 25,6 2,04
45Б2 112,5 32,9 247 123 26,7 2
45БЗ 113,9 36,2 276 133 29,7 2,07
50Б1 122,8 35,4 352 155 35,2 2,27
50Б2 125 39,8 374 168 36,4 2,23
50БЗ 126,6 43,8 413 180 39,8 2,29
55Б1 135,1 42,3 512 204 46,1 2,51
55Б2 137,5 47,5 544 221 48,2 2,47
55БЗ 139,1 52,1 605 237 53,3 2,55
60Б1 147,1 50,7 718 263 59,9 2,73
60Б2 150 57,3 767 285 62,3 2,69
60БЗ 151,7 62,8 860 307 69,5 2,8
70Б1 171,8 60,8 1300 384 93,8 3,37
70Б2 175 69,1 1390 425 97,4 3,26
70БЗ 177,8 77,2 1510 461 105 3,29
70Б4 179,8 84,6 1700 497 117 3,42
80Б1 195,8 72,6 2120 524 137 4,05
80Б2 200 83,9 2300 592 143 3,89
80БЗ 202,6 92,5 2520 638 155 3,95
80Б4 204,6 101 2830 687 173 4,12
90Б1 221,6 90,6 3400 747 193 4,55
90Б2 225 101 3610 821 199 4,4
90БЗ 228 113 4040 900 221 4,49
90Б4 230 124 4590 974 251 4,71
100Б1 245 106 4930 961 255 5,13
100Б2 250 122 5340 1080 266 4,83
100БЗ 254 137 5960 1190 292 5,0
100Б4 257 152 6790 1300 332 5,23
98
99
Таблица 25. Характеристики тавров высотой 0,75 высоты
исходных двутавров Б по ТУ 14-2-24-72
№ исход- ного дву- тавра h, мм F1( см2 J , X, CM* zti CM № исход- ного дву- тавра h, мм Ft, CM2 J . Xt CM* Z1, CM
20Б1 149 15,5 335 3,94 20Б2 150 16,5 350 3,80 20БЗ 151 18,1 384 3,81 23Б1 171,4 18,1 527 4,59 23Б2 172,5 19,3 551 4,41 23БЗ 173,7 21,4 607 4,39 26Б1 193,8 21,3 793 5,17 26Б2 195 22,7 830 4,96 26БЗ 196,1 25 916 4,99 30Б1 223,8 25,1 1260 6,01 30Б2 225 26,8 1320 6,75 ЗОБЗ 226,1 29,5 1460 5,76 35Б1 260,8 29,6 2050 7,12 35Б2 262,5 32,2 2180 6,70 35БЗ 263,7 35,4 2390 6,70 40Б1 297,8 36,9 3380 8,43 40Б2 300 40,3 3610 7,91 40БЗ 301,2 44,1 3960 7,96 45Б1 335,2 45,8 5340 9,59 45Б2 337,5 50 5700 9,02 45БЗ 338,9 54,9 6270 9,07 50Б1 372,8 56,4 8120 10,7 50Б2 375 60,8 8600 10,1 50БЗ 376,6 66,3 9360 10,1 55Б1 410,1 67,6 11810 11,8 55Б2 412,5 72,8 12480 11,2 55БЗ 414,1 79,6 13680 11,2 60Б1 447,1 80,7 16680 12,8 60Б2 450 87,3 17710 12,1 60БЗ 451,7 95,8 19540 12,2 70Б1 521,8 101 29140 15,8 70Б2 525 109 31110 14,9 70БЗ 527,8 119 33450 14,6 70Б4 529,8 131 37130 14,7 80Б1 595,8 125 47290 18,9 80Б2 600 136 51080 17,7 80БЗ 602,6 148 55460 17,5 80Б4 604,6 162 61320 17,8 90Б1 671,6 155 74780 21,2 90Б2 675 165 79290 20,2 90БЗ 678 183 87680 20,1 90Б4 680 203 98000 20,6 100Б1 745 183 109130 23,9 100Б2 750 199 117700 22,5 100БЗ 754 220 129900 22,1 100Б4 757 245 145520 22,5
дят по обычной методике. При этом в балках с отверстиями при
Z//zef^l2 момент инерции следует умножать на коэффициент 0,95.
В работах [8] и [24] принята несколько иная методика провер-
ки прочности балок с перфорированной стенкой, разработанная на
основании экспериментальных исследований ЦНИИПроектсталь-
конструкции и аналогичная расчету безраскосных ферм способом
Виренделя (рис. 41, б).
Напряжения определяют в тех же точках, что и по рис. 41, а, но
в разных критических сечениях. При этом расчетные формулы име-
ют вид:
в месте действия М max
°inf —
Мтах * IQ
Asaph'S
Ye Ry,
^max • 10
Ainf
(127)
(128)
&&иР
100
и в точках 1—4
М, • 10 - + Qsupia • 16 9U7 sup, max Ry, sup 7с» (129)
°2~- М2- 10 + ‘ Qsupifl *10 sup, min Run, sup Tc’ (130)
м3-ю - + Qinfa * 16 Ry, inf Ус ’ (131)
о3 = Ainfhs 2U7 inf, max
jM4 • Ю • + Qinfia * 16 Run, inf Ус • (132)
о4 — Ainfh^ ™lnf, min
Здесь М и Q — изгибающие моменты и поперечные силы в критиче-
ских сечениях; при сосредоточенных нагрузках — под каждой из
них, при равномерно распределенных — на расстояниях от опоры
х. = 1/2 — 1., (133)
, i . ^SUpf^3
где li для точки 1 li = asHP~------------К
sup, max
для точки 2 1г = asop - —а; (134)
sup, min
q i Ainfhs
для точки 3 l3 = а/я/ —------------a;
inf, max
. t ^inf^3
для точки 4 /4 = ain/ —------------ a.
inf, min
Напряжение сдвигу в шве, соединяющем гребни, по методике
[22] и [24] проверяют в опорном и первом после опорного отсеках
по формуле
т = ^-.1° = Д'= 0 58^ (!35)
J xta
Здесь Q — расчетная поперечная сила посередине отсека, а для
крайнего отсека — реакция опоры, кН; S — статический момент
сдвигаемого тавра, см3; s — шаг отверстий, см (см. рис. 46); Jx —
момент инерции сечения между отверстиями, см4; t — толщина
стенки (меньшая), см; а — длина шва, см.
Местную устойчивость стенки по методике [22], [24] проверяют
в опорном участке по формуле
(136)
где т — среднее скалывающее напряжение:
Qrnax
Т = ------------- ;
^sup^i 4- ^inf^2
(137)
tsup, tint — толщины верхнего и нижнего тавров (в бистальных бал-
ках); h\, h2 — расчетные высоты стенки (от конца закругления);
101
%cr — критическое напряжение сдвигу по формуле [20] при ц = оо,
т. е. когда отсутствуют поперечные ребра жесткости:
тсг=10,з(1 + -^)-^- . (138)
Пример 18. Рассчитать моностальную балку с перфорированной стенкой из
двутавра серии Б по ТУ 14-2-24-72 из стали марки ВСтЗпсб (#у=235 МПа,
Run=350 МПа по табл. 51 [25] при толщине фасонного проката 4—20 мм, Rs =
=0,58-235=136,3 МПа, /?р = 314 МПа). Пролет балки 12 м. Коэффициент усло-
вий работы Нагрузка на балку равномерно распределенная: нормативная
^л4-уя==40 кН/м (0,4 кН/см), расчетная 46 кН/м. Нормативный прогиб
fп = //250 = 1200/250 = 4,8 см.
Расчетные усилия:
(g л_ и) /2 46 , 122
изгибающий момент Afmax =------ «=-------=828 кН»м=82 800 кН-см;
реакция опоры (максимальная поперечная сила) FA = Q = (g -f- v)
———— = 276 кН;
2
£
2
требуемый момент сопротивления балки по формуле (ИЗ) Wcai = -^тах —- =
VcRy
82 800 * 10 л ,
= в 3523 см3-
1,0 * 235
Для исходного двутавра моностальной балки по формуле (116) W = 0,65й7са/ —
= 0,65-3523 = 2190 см3
Высота балки по оптимальной массе при /=1 и /=12 м по формуле (114)
[ hopt = 1,4 /3523/1' = 83 см.
t 325 - 12002
Минимальная высота по прогибу по формуле (115) hmjn = —-————
v । • тг * О • 1 v
= 78,3 см.
Принимаем двутавр № 55БЗ, разрезанный зигзагом, с таврами высотой 0,25/г и
0,75Л, что дает общую высоту балки 82,5 см и оптимальное соотношение //А =14,5.
Опорные участки задаем длиной 305 мм и шаг зигзага—17 участков по
670 мм (рис. 42, а).
Параметры пояса из тавра высотой 0,25БЗ по табл. 24:
= 52,1 см2; Jx = 605 см4; W^x = 237 см3; Wlmin = 53,3 см3.
Момент инерции балки по сечению с отверстием
82,5 —2 - 2,55 х 2
Jx = 2(Ald2l + Jxi) = 2 52,1
605 = 153 262 см4.
2
G1 _ а3 —
Проверяем сечение балки посередине пролета, где Мтах, a Q=0:
Ж, • 10 82 800 • 41,25 -_10_ = =
153 262 ' у
J
о2 = =
Mdj • 10
82 800 27,34 • 10 = = 1 . 235 МПа,
153 262 1 у
102
Проверяем сечение балки на расстоянии //6 от опоры, где максимальные главные
напряжения.
/ I \2
(2 + 0 V
^1/6 ~
46 (12/6)2
2
12
= 276 —
2 6
= 46 000 кН • см;
Q1/6 = Fa-(S + v^ -f = 276 - 46- 2= 1в4 кН.
— 460 кН • м =
Рис. 42. Балки (к примеру 18):
а — симметричная; б — несимметричная с усилением отверстий планками.
£
6
Так как жесткость поясов одинакова (Л1 = /Х2), поперечную силу делим по-
ровну между поясами: Q1 = Q2 = Q/2 = 184/2 = 92 кН.
Проверяем напряжения:
_ _ Mh * 10 __ ‘ 10 _ 46 000 - 41,25 - 10 92 * 21 > 10
di —о3— — 2Wltnax " 153 262 + 2 -237
• 10
= 132,43 + 40,76 = 173,19 МПа < ycRy = 1,0- 235 МПа;
Q1a ♦ 10 _ 46 000 • 27,34 . 10
Wimin - 153 262
, 92 • 21 • 10
+ ~ О о = 82’06 + 181 >24 =
£ • Оо । о
= 263,3 МПа < Run!yu = 350/1,3 = 269 МПа.
Опорное сечение проверяем на поперечную силу на расстоянии от торца
х = /0 + s — 0,5а = 30,5 + 67 — 0,5 • 21 = 86,5 см: Qo = 276 = 46-0,865=236 кН.
236 • 67 • 10
По формуле (126) т= • —— --------- =97,3 Mna</?s= 136,3 МПа.
1 • 21 ^О2,0 -2 . 2,0Э)
103
Расчетный прогиб от нормативной нагрузки (gn -j- vn) = 0,4 кН/см при отно-
шении l/h = 12/0,825 = 14,5 > 12 по формуле (84)
5 0,4 - 1200* - 10
384 0,95-210 000-153 262 “ ’ CM<fn-4» см.
Проверяем местную устойчивость стенки. Расчетная высота стенки (между
отверстиями)
= Й —2(/z4- г) = 82,5 — 2(1,774- 2)= 14,96 см.
Гибкость стенки
he<!t= 14,96/1 = 14,96 =2,5/£/Л = 2,5 1/210000/235 = 14,73 см.
Таким образом, местная устойчивость стенки обеспечена. Общая устойчивость
балки также обеспечена, поскольку к верхнему поясу прикреплен настил.
Проверяем условную опорную стойку таврового сечения в составе опорного реб-
ра 200X16 мм и примыкающей полосы стенки шириной 0,65/ У Е/Ry = 0,65-1,0Х
______________ 1.6-203
X/210 000/235= 19,43 см. Ло = 20-1,6 4- 19,43-1,0 = 51,2 см2; /Л=- ---- =
= 1067 см4; ix = УТуАо = /1067/51,2 = 4,56 см; X = hef/ix = 74,96/4,56 =16,44;
T=X//W = 16,44 /235/210 000 = 0,55<2,5; ф = 1— (0,073—5,5 ^-) X УГ=
\ J
= 1—(0,073 —5,55——— ) 0,55 УоТ55 = 0,933.
\ 210 000 /
Проверка устойчивости:
F л • Ю 876 • 10
- = 0,933-5.,2 = 57’8 МПа <= 1 • 235 МПа-
Проверка прочности на смятие торца и сжатие опорной планки поперек
проката:
Fa - 10 276 • 10
------= on 1 r = 8Q'25 МПа < = 1-235 МПа.
vq* q-• 1,0 "
Как вариант, рассчитаем бистальную балку с перфорированной стенкой при
размерах, нагрузках и расчетных усилиях предыдущего случая, применив методи-
ку расчета по [8] и [24]. Верхний пояс из стали марки ВСтЗпс-1 (RUiSup =
=240 МПа, Run,sap = 360 МПа. Нижний пояс из стали марки 09Г2-6 (Ru,inf==
= 290 МПа, Run>inf=420 МПа).
Исходные двутавры определяем по требуемым моментам сопротивления
г- 82 800-10
—---------------------------= 2242,5 см3;
240
W $ир — 0,65
= 0,65
^y,sup
Мщах • Ю _ _.
Ry,inf : 290
Компонуем сечение балки: верх из двутавра № 55Б2 (Wx = 2260 см2; hsup =
= 550-0,75 = 412 мм); низ из двутавра № 50Б2 (Wx = 1720 см2; hinf = 500-0,75=
= 375 мм).
Общая высота перфорированной балки h = hsup 4- hinf = 412 4- 375 = 787 мм.
При проверке прочности скомпонованной балки оказались значительными
перенапряжения <т2 и о4 (углы отверстий) и принято решение об установке уси-
Winf = 0,55
= 0,55
82 800 • 10
1570 см3;
о =
а =
104
ляющих планок — 60X6 мм в верхнем тавре из стали марки ВСтЗпсб-I, в ниж-
нем — из стали марки 09Г2-6.
Для верхнего пояса (рис. 42, б) Asup = 47,5 + 6x0,6 = 51,1 см2; статический
/ 0,6 \
момент относительно оси тавра Ssup — 6 X 0,6 I 14,3 — 2,47 — —-— I =41,5 см3.
Нейтральная ось проходит на расстоянии от оси тавра
$sup 41,5 п п
У sup— = zsup == si । +2,5 = 3,3 см.
Характеристики верхнего пояса:
/ 0,6 \2
Jxcup = 544 + 47,5 • 0,82 + 6 • 0,6 14,3 — 3,3 — 1,0 --у- = 988 см4;
988 988
^х,sup,max ~ 2>47 4- 0,8 = 302 СМЗ’ sup,min “ ц Q3 = 89,6 См3,
Для нижнего пояса (рис. 42, б): A^f = 39,8 + 6 • 0,6 = 43,4 см2; Siaf =
/ 0,6 \ о 64,24
= 6-0,6 ( 13,1 — 2,2 — —-- = 64,24 см3; yinf = —------------+ 2,2 = 3,7 см;
\ 2 / 43,4
/ 0,6 V
^.М= 374 + 39,8-1,52 + 6.0,6(13,1 -3,7—^-) = 767,5 см4; Wlnf>max =
= ~’5 = 207 см3; Wllt. mf = 767- =81,6 см3.
3,7 т/.пип 8,8 4-0,6
Расстояние между центрами тяжести поясов h3 = 787 — 33 — 37 = 717 мм.
Статический момент относительно оси нижнего пояса S = Asup + Ajnf = 51, lx
X 71,7 = 3663,9 см3.
Площадь сечения балки по отверстию А = AsupA~Afnf = 51,1+43,4 = 94,5 см2.
Положение нейтральной оси: yinf = S/Л = 3663,9/94,5 = 38,8 см.
/ж= 988 + 51,1 - 332 + 767,5 = 43,4 • 42,42= 135 426 см4.
Расчетный прогиб при отношении Ifh = 12/0,787= 15,2>12, т. е. с введением
коэффициента 0,95 к расчетному моменту инерции по формуле (83)
5 0,4 • 12004 - 10
1~ 384 0,95 - 210 000.135 426 ~ 3>" см < ^ <4’3 см-
Проверяем прочность подобранного сечения.
Напряжения в сечении посередине, балки, где Мтах, a Q = 0:
Мтах * 16 °sup~ A Ji /tsupn3 Mmax • 10 Л„/83 - 82 800 • 10 = ‘ТТГ+ГГ = 226 МПа < Я у = 240 МПа; 51,1-71,7 э 82 800 - 10 = — 4 7 — = 266 МПа < Ry = 290 МПа.
Для проверки напряжений в точках 1—4 определяем коэффициенты распределе-
ния поперечной силы между поясами:
988
— _ — 0.56»
р 988 + 767,5
ainf =1,0 — asup = 1,0 — 0,56 = 0,44.
105
Расстояния до расчетных точек от левой опоры определяем по форму
лам (134):
51,1 - 71,7
Zi = 0,56 • —; --21=71 см;
1 2-302
51,1-71,7
Z2 = 0»56 - -- - 21 = 239 см;
2 2-89,6
43,4 • 71,7
/ =0,44 --------— - 21 = 69 см;
8 2-207
, 43,4-71,7-21
Z4 = 0,44 • -----——-------= 176 см.
4 2-81,6
х2
Точка /: х^ 1/2 - = 12/2 — 0,71 = 5,29м; = FA — (g +?) -у- =
5,292
= 276-5,29-46 -у- = 1460 — 643,6 = 816,4 кН - м; Q = FA — (g + v) х± =
= 276-46 - 5,29 = 32,66 кН.
3,612
Точка 2: х2 = 12/2 — 2,39 = 3,61 м; М2 = 276 - 3,61 — 46-—=996,36—
— 299,74 = 696,62 кН - м; Qa = 276-46 - 3,61 = 109,94 кН.
5,312
Точка 3: х3 = 12/2 — 0,69 = 5,31 м; М3 = 276 - 5,31 — 46 —----= 1465,56—
— 648,51 = 817,05 кН - м: Q3 = 276 —46 - 5,31 = 31,74 кН.
4,242
Точка 4: х4 = 12/2 — 1,76 = 4,24 м; М4 = 276 - 4,24 — 46 • у-=1170,24—
— 413,48 = 756,76 кН - м; Q4 = 276 —46 • 4,24 = 80,96 кН.
Проверяем прочность в указанных точках по формулам (129) — (132):
81 640-10 0,56-32,66-21-10 Л Л о „
о, = ---------4- —!’-----------------= 222,8 4- 6,4 =
1 51,1 . 71,7 2-302
= 229,2 МПа < ycRytSup = 240 МПа;
69 662-10 0,56-109,94 - 21-10
=---------------к---------------------------- 190 -
2 51,1 • 71,7 ‘ 2 • 89,6
лао 355
= 262 МПа < —= — = 273 МПа;
Уа 1.3
81 705-10 0,44-31,74-21-10
о = -------------к----------------------- 2о2 ,о 4- 7,1 =
3 43,4 -71,7 2-207
= 269,7 МПа < ycRytinf = 290 МПа;
75 676 - 10 0,44 -80,96-21-10
о ---------------1 -2-----------------= 243 + 45,8 +
4 43,4 - 71,7 ° °’ с
2 - 81,6
Run inf 420
= 288,8 МПа < —~ 323 МПа.
7а 1.3
Для проверки напряжений сдвига швов, соединяющих гребни, определяем:
поперечную силу посередине первого гребня (х = 30,5 -f- 67 — 0,5-21=86,5 см)
Qo>8б5 = 276 - 46 • 0,865 = 236 кН;
статический момент верхнего тавра при 4sup = 76,8 см2; zsup = 11,2 см (см-
табл. 24) S = 76,8(41,25— 11,2) = 2187,6 см3;
момент инерции сечения между отверстиями Jx— 12 4804-72,8-24,9524-86004~
4-60,8 • 32,52 = 130 618 см4;
напряжения сдвига в стыковом шве (Rws—Rs—Q ,58Ry=0,58-290= 168,2 МПа)
236 - 2187,6 - 67 - 10
т = 130618 0,84 • 21 = 150 МПа < R™ = 168’6 МПа;
напряжение сдвига в стыковом шве опорного участка
276 • 2187,6 (30,5 + 12,5 + 0,5 • 21) • 10 „ „ „„ „ „ „„
130 618 - 0,84(30,5- 1,6) - Ю2,2 МПа < - 168,6 МПа.
Проверяем местную устойчивость стенки в опорном участке (Qmax). Среднее
сдвигающее напряжение по формуле (137)
276 - 10
т =------------------------= 43,71 МПа.
0,84 - 34 4-0,92 - 37,6
Критическое сдвигающее напряжение по перечных ребер, (|х = °°) и при м- z у Е - 084 формуле (138) при отсутствии по- 1 / 290 У 210 000 ~3,17
тсг = 10,3 -Л5- = 10,3 13~2 - = 143 МПа.
Nef 3,17
tlxcr — 43,71/139,2 = 0,306 <1, т. е. укрепление ребрами не требуется.
Произведем экономическое сравнение вариантов.
Масса балки по первому варианту из двутавра № 55БЗ (сталь марки
ВСтЗпсб)
Qx = gl . I = ЮЗ • 12 = 1236 кг.
Масса балки по второму варианту — верх из двутавра № 55Б2 (сталь марки
ВСтЗпсб-I), низ из двутавра № 50Б2 (сталь марки 09Г2с-6); планки 60X6 по
0,8-17=14 кг:
<?2 = 0,5 (gi +gjl + 2g3 = 0,5 (94 4- 79) - 12 4- 28 = 1066 кг.
В том числе стали марки ВСтЗпсб-1 Qi2r= 0,5-94*124~14 = 578 кг; стали
марки 09Г2С-6 Q22 = 0,5 • 79 • 12 4- 14 = 488 кг.
Стоимость определена в ценах 1982 г. по методике, приведенной во введении:
по первому варианту Ц = 270 • 1,236 = 333 р. 72 к.
/ 60,4 \
по второму варианту Ц = (270 4- 1) 0,578 4- I 270 4~ 29 4- 2,4 —jy— I 0,488 =
= 309 р. 63 к.
Таким образом, применение биметаллической балки с использованием стали
повышенной прочности дает экономию массы на 14 и стоимости на 7 %-
БАЛКИ ПОДВЕСНЫХ ПУТЕЙ
В промышленных зданиях с легкими стальными каркасами ши-
роко применяется внутрицеховой подвесной транспорт: монорель-
совые механизмы (кошки, ручные и электрические тали, однорель-
совые тележки), кран-балки, подвесные краны (штабелеры, много-
опорные подвесные краны). Это объясняется значительными пре-
имуществами подвесного транспорта по сравнению с мостовыми и
напольными кранами. К таким преимуществам относятся: незначи-
тельные капитальные вложения и эксплуатационные расходы; про-
стота реконструкции, которая заключается в перестановке подвес-
ных балок; гибкость и универсальность транспортной системы, бо-
лее рациональное использование производственных площадей; воз-
можность деления пролета для кранового обслуживания на части
и др.
Однако применение подвесного транспорта вызывает дополни-
тельные нагрузки на шатер, что требует некоторого увеличения
расхода металла на стропильные фермы. Но эти расходы окупают-
ся обычно снижением эксплуатационных расходов.
При расчете стропильных ферм с подвесным транспортом воз-
можен прямой учет нагрузок от его воздействия путем приложения
к фермам реакций балок в местах его подвески.
В случаях возможной перспективной реконструкции подвесного
транспорта с перевеской балок целесообразно в расчете стропиль-
ных ферм учитывать не сосредоточенные нагрузки, а эквивалент-
ную равномерно распределенную нагрузку от подвесных кранов
(табл. 26 [И]).
Таблица 26. Расчетная эквивалентная (по изгибающему моменту) удельная
нагрузка на стропильные фермы от подвесных кранов
Число кранов в пролете Шаг ферм, м Пролет, м Расчетная эквивалентная нагрузка, грузоподъемности кранов, т кН/м, при
1 | 2 | 3,2 | 5
6 18 0,33 0,55 0,77 1,1
Один 12 24 0,7 1,1 1,65 2,5
18 0,19 0,3 0,43 0,64
24 0,38 0,6 0,86 1,34
6 18 1,43 2,46 3,3 5,4
Два 12 24 1,12 1,87 2,5 4,2
18 0,77 1,25 1,73 2,78
24 0,59 0,99 1,34 2,26
Примечание. В расчетной эквивалентной нагрузке учтены коэффициенты перегруз-
ки от постоянных нагрузок п0=1,1 и от кранов п —1,2.
Указанная в табл. 26 равномерно распределенная нагрузка эк-
вивалентна по изгибающему моменту и близка к эквивалентной по
поперечной силе для раскосов опорных и прилегающих к ней па-
нелей фермы. Эквивалентная равномерно распределенная нагруз-
ка по поперечной силе для раскосов, расположенных посередине
пролета, несколько отличается от приведенной в табл. 30, однако
сечения этих раскосов обычно лимитируются не прочностью, а пре-
дельной гибкостью и уточнение эквивалентной распределенной на-
грузки не имеет практического значения.
Балки подвесных путей монорельсового транспорта прикрепля-
ют к узлам нижнего или верхнего пояса стропильных ферм
108
Рис. 43. Крепление подвесного пути:
а, б — монорельсового для электроталей к ниж-
нему и верхнему поясам ферм; в — д — для
подвесных кранов однопролетного, двух в про*-
лете и трехпролетного.
(рис. 43, а, б), балки подвесных путей электрокранов — к узлам
нижнего пояса (рис. 43, в—д).
Пролет ездовых балок определяется шагом стропильных ферм
(6 или 12 м). Глав-ная особенность балок подвесных путей заклю-
чается в том, что колеса подвесных механизмов передвигаются по
верхней плоскости нижнего пояса, являющегося, по существу, под-
крановым рельсом. При многократном движении подвесных меха-
низмов происходит усталост-
ный износ нижнего пояса ба- _______________ .
лок. Для увеличения срока
службы целесообразно прини-1 | 5 1 > 1 —tt
мать его из более износоустой- /
чивой стали, например марки
14Г2. Усталостный ресурс ба-
лок подвесных путей в зависи-
мости от отложений абразив-
ной пыли, выделяемой в дан-
ном производстве, для сталей
группы ВСтЗ составляет 10 —
20 лет, а для стали марки 14Г2
может быть значительно боль-
шим.
Применяют следующие ти-
пы балок подвесных путей
(рис. 44):
1. Из специальных двутавров
поГОСТ 19425—74* и ТУ 2-427-80
(профили 18М—45М) преимущественно для балок пролетом 6 м
(табл. 27). Верхний пояс балок пролетом 12 м может быть усилен
а
Рис. 44. Типы балок подвесных путей:
а — из специальных двутавров по ГОСТ 19425—74*; б — из двутавров по ГОСТ 8239—72*
с усиленным нижним поясом; в — из сварного двутавра с низкотавровым нижним поя-
сом; г — из сварного двутавра с тавровым рельсом; д — с нижним поясом из таврово-
го рельса.
треугольным шпренгелем с дополнительным укреплением верхнего
пояса для предотвращения потери общей устойчивости.
2. Из обычных двутавров по ГОСТ 8239—72 * преимущественно
для балок пролетом 6 м с усилением нижней полки полосой, при-
варенной фланговыми швами, а для грузоподъемных механизмов
109
д g 3
и •? О.
S
S
00 00 (О о
хххх
а блица 27. Рекомендуемые профили для балок подвесных путей пролетом 6 и 12 м
S
о
2
а
1
I
I
I
к
S.g
2 о
и 2
® в
<и К
О* Ч
s н
В «
3
I
Ю 1Л
<4 о —> сч
сч
СО
LO 00
Примечание. Над чертой приведены номера двутавров по ГОСТ 19425—74 * и ТУ 2-427-80 — левая или одна цифра для пролета 6, пра-
вая для пролета 12 м, под чертой — номера двутавров по ГОСТ 8239—72* и размеры усиляющей полосы по нижней полке см
110
грузоподъемностью более 2 т с дополнительным креплением поло-
сы по оси электрозаклепками (табл. 27—29). При использовании
двутавров больших размеров из условий габарита каретки иногда
возникает необходимость сузить нижнюю полку путем строжки.
Таблица 28. Характеристики двутавров по ГОСТ 8239—72* для балок под-
весных путей без усиления
№ двутавра J , см® О со, см8 см* Т IL № двутавра 1 J , см® (0 (0, см2 7^, см4 1 о II ле*
14 1730 23,7 3,59 0,0284 27 41600 80,1 13,6 0,0114
16 3200 30,3 4,46 0,0233 30 67000 96,4 17,6 0,0101
18 20 5760 10000 38,0 47,1 5,6 6,92 0,0194 0,0164 33 10100 ПО 23,8 0,0096
22 16600 57,2 8,6 0,0142 36 148200 124,4 31,4 0,0092
24 25000 65,2 П,1 0,0132 45 365400 172,3 54,7 0,0073
Примечание. Характеристики двутавра № 45 приведены при толщине стенки 8,6 мм.
Таблица 29. Характеристики двутавров по ГОСТ 8239—72* с полосой к ниж-
ней полке для балок подвесных путей
№ двутавра Размеры по- ЛОСЫ&^х/р мм Ж и 1 М 1 Масса 1 м, кг Jх, см4 Wxi см® Jtf см* Центр тя- жести от низа Z, см
20 90X6 32,2 25,3 2320 198 261 151 8,9
22 100X6 36,6 28,7 3350 262 342 207 9,8
22 100X8 38,6 30,3 3370 252 359 223 9,4
24 100X6 40,8 32,1 4230 307 392 248 10,8
27 110X6 46,8 36,7 6090 400 500 327 12,2
27 110X8 49 38,5 6400 400 543 350 11,8
30 120X6 53,7 42,2 8540 503 627 423 13,6
30 120X8 56,1 44 8960 510 678 452 13,2
30 120ХЮ 58,5 45,9 9370 575 731 481 12,8
33 130X6 61,6 48,4 11760 632 785 529 15
36 130X6 69,7 54,7 15700 785 945 626 16,6
36 130ХЮ 74,9 58,8 17060 805 1080 699 15,8
45 140X12 99,8 78,4 34920 1320 1760 1082 19,8
45 140X16 105,4 83 37030 1350 1940 1174 19,1
3. Из сварных бистальных двутавров с развитым верхним поя-
сом из стали марки ВСтЗпсб и нижним поясом из специальных низ-
котавровых профилей Константиновского металлургического за-
вода им. Фрунзе (по ЧМТУ—УкрНИИмет 23-65) из стали марки
14Г2 для балок пролетом как 6, так и 12 м (табл. 30—32). Для уве-
личения горизонтальной жесткости целесообразно верхний пояс
принимать из прокатных или холодногнутых швеллеров.
4. Из сварных двутавров с развитым верхним поясом и нижним
из специального таврового рельса. Применение таких балок огра-
111
Таблица 31. Характеристики составных сварных бистальных балок
№ составной балки Масса 1 м, кг Сечение Высота балки, мм А, см2 Jх, см4 W х, sup, см8
размеры, мм № профиля нижнего поя- са
верхнего пояса стенки
1 29 170X6 200X5 2 234 37,0 3590 272
2 31 170X6 250X5 2 284 39,5 5550 347
3 34,4 200X6 300X5 2 334 43,8 8570 479
4 35,6 200X8 250X5 2 286 45,6 6820 484
5 36,8 200X6 360X5 2 394 46,8 12410 588
6 39,9 200X8 360X5 2 396 50,8 14070 718
7 42,4 240X8 360X5 2 396 54,0 15200 820
8 45,2 240X8 360X5 3 399 57,6 16710 840
9 46,8 240X8 400X5 3 439 59,6 20630 947
10 56,8 250ХЮ 450X6 3 491 72,4 30200 1340
11 67,8 зоохю 500X6 4 546 86,4 45700 1780
12 72,5 зоохю 600X6 4 646 92,4 66530 2190
13 96,7 360X12 670X8 4 718 123,2 102066 3350
Примечан и е. Верхний пояс и стенка — лист из стали марки ВСтЗпсб нижний по-
ничено грузоподъемностью механизмов до 1 т по прочности тавро-
вого рельса.
Предварительный выбор сечения балок подвесных путей можно
выполнять по требуемому моменту сопротивления нижнего пояса
wcat =• kw AW.-10- , (139)
Ус^у
где kw = 1,9...2,0 для прокатных двутавров; kw—1,6...1,9 для свар-
ных двутавров^
На балки подвесных путей действуют нагрузки: постоянная —
собственный вес балок (коэффициент перегрузки По=1,2) и времен-
ные — подвижные от грузоподъемных механизмов (коэффициент
перегрузки и =1,2). Учитывают такие временные нагрузки: верти-
112
кальную сосредоточенную нагрузку от каретки (спаренных колес
механизмов) по технологическому заданию, ГОСТу или данным за-
вода-поставщика; горизонтальную поперечную нагрузку Т\п, прини-
маемую по ГОСТ или приближенно Tin=0,05Fm— при гибком под-
весе груза и Tin, Fln — нормативная горизонтальная и вертикальная
нагрузки на каретку механизма).
Коэффициент динамичности yd =1,1 для балок подвесных путей
в расчетной нагрузке: под электрические тали при расчете на проч-
ность и устойчивость; под электрические краны при расчете на
устойчивость; под любые электрические грузоподъемные механиз-
мы при расчете деталей креплений балок к несущим конструкциям.
Таким образом, расчетными временными подвижными нагруз-
ками от грузоподъемных механизмов являются вертикальные
Ft = Flnnla (140)
W . . , см8 X, inf см« Координа- ты центра тяжести сечения г, см J , см’ (0 Секториальная площадь, см2 Jp см* и •се* Ордината центра из- гиба ас> см
«1 О)2
352 426 10,2 51600 80 77 9,3 0,0085 13,4
447 426 12,4 77500 98 95 9,6 0,007 16,3
553 580 15,5 129500 100 134 10,1 0,0056 22,8
470 713 14,5 101000 69 123 12,3 0,007 21,5
678 580 18,3 182000 119 158 10,4 0,0048 26,9
704 713 20,0 198000 97 172 12,9 0,0051 29,2
720 1100 21,1 229000 74 193 13,7 0,0049 32,7
835 1140 20,0 266000 91 186 20,8 0,0056 31,7
934 1140 21,1 326000 100 206 21,0 0,0051 35,0
ИЗО 1520 26,6 430000 86 245 28,3 0,0051 41,5
1570 2540 29,0 732000 90 282 51,5 0,0053 48,0
1950 2540 34,2 1030000 НО 334 52,4 0,0045 56,7
2470 4960 41,3 1360000 74 396 74,7 0,0047 67,0
яс — низкотавровый профиль из стали марки 14Г2—б.
и горизонтальные поперечные
7\ = ТМ (141)
Габариты и нормативные нагрузки от подвесных кранов приве-
дены в табл. 33, от электрических талей — в табл. 34.
Коэффициент условий работы балок разрезных и неразрезных
пролетом 12 м, а также неразрезных пролетом 6 м, подвешенных
к фермам пролетом 18 м и более, при механизмах грузоподъемно-
стью Q^2 т ус = 0,9; в остальных случаях <ус== 1,0.
При расчете балок подвесных путей и их креплений к фермам
учитывают вертикальные и горизонтальные нагрузки от фактиче-
ского числа кранов, но не более двух [14]. При определении нагру-
8 4-1466
ИЗ
Таблица 32. Номера составных сварных бистальных балок, рекомендуемые
для подвесных путей под механизмы различной грузоподъемности
• <и t_ й» - о л 2 Электричес- кие краны Электричес- кие тали Ручные тали ЙЕ. ой'5 Электричес- кие краны Электричес- кие тали Ручные тали
С н S О и со Количество механизмов на колее О о g И О S >> Я Я Количество механизмов на колее
ass U, 4) X 1 1 2 | 1 1 2 1 1 1 1 2 | > 1 2 1 1 1
2 3,2 5 8 2 4 5 Пролет 6 м 4 1 8 2 10 3 2 3 7 1 5 8 0,5 1 2 3,2 5 8 3 6 9 10 12 Пролет 12 м 6 1 9 3 10 7 11 9 13 10 3 5 9 11 12 2 8 10 11
зок на каркас здания учитывают совмещение в одном створе грузо-
подъемных механизмов, работающих на разных путях, в следую-
щих сочетаниях: для колонн и подстропильных ферм среднего ря-
да— не более четырех кранов; для колонн и подстропильных ферм
крайнего ряда — не более четырех кранов при трех крановых пу-
тях; для стропильных и подстропильных ферм — не более двух
кранов при одном крановом пути и не более четырех кранов при
двух или трех крановых путях. При учете совместных воздействий
нагрузок — снеговой и от двух кранов — вводят коэффициент соче-
тания пс = 0,9.
По статической и конструктивной схеме балки подвесных путей
могут быть однопролетными (разрезными) и многопролетными (по
всей длине температурного отсека), условно принимаемыми в рас-
чете трехпролетными.
Определение расчетных изгибающих моментов и реакций удоб-
но производить по линиям влияния, приведенными на рис. 45.
Мх = FJ, ZyiM’,
Му — У1М;
Fa = F1Si/,Q ,
(142)
где Fi, Ti — расчетные вертикальные и горизонтальные нагрузки
на одну каретку; yiMi yiQ — ординаты соответствующей линии влия-
ния под грузом.
Изгибно-крутящий бимомент для разрезной и неразрезной схем
подвесной балки с достаточной для практических расчетов точно-
стью определяется как для однопролетной балки приближенно по
формуле
5<о = ^-, (143)
kt
где Т\—суммарное расчетное горизонтальное давление каретки в
виде одной сосредоточенной силы; е — координата центра изгиба
(эксцентриситет для Ti по рис. 46, а), определяемая по формуле
е= -^-h; (144)
•/ U
114
Таблица 33. Характеристики подвесных электрических кранов
Грузоподъ- емность, т Пролет, м Габариты, мм Нормативная нагрузка, кН
на каретку на одно коле- со
в а Tt 1/z
Однопролетные краны
1 6 1500 350 8,6 0,31 4,3
9 1800 9,66 4,83
12 2100 10,5 5,25
15 2400 10,5 5,25
2 6 1500 350 14,0—15,5 0,59 7,0—7,75
9 1800 16,2 8,1
12 2100 16,4—17,1 8,2—8,55
15 2400 17,9 8,95
3,2 6 1500 365 21,6 0,89 10,8
9 1800 21,6—25,26 10,8—12,63
12 2100 25,26—26,26 12,64—13,13
15 2400 26,6 13,3
5 9 2100 595 37,8 1,46 9,475
15 2700 38,8 9,72
Двухпролетные краны
2 2X7,5 2ХЮ,5 1500 1800 410 15,4 15,7 0,59 7,7 7,85
3,2 2X7,5 2ХЮ,5 1500 1800 440 23,5 24,0 0,89 11,75 12,0
5 2X7,5 2X10,5 1800 2100 750 34,52 36,72 1,49 8,63 9,18
Т рехпролетные краны
2 3X9,0 10,54-12,0+10,5 1800 2100 410 15,7 17,1 0,59 7,85 8,55
3,2 3VQ 0 10,5+12,0+10,5 1800 2100 440 24 26,26 0,89 12,0 13,13
5 3X9,0 10,5+12,0+10,5 2100 2400 750 36,72 38,8 1,46 9,18 9,7
Примечание. Левые значения принимать при консолях кран-балки до 0,9 м пра-
вые — при консолях 1,2—1,5 м (консоли могут иметь размеры 0,3; 0,6; 0,9; 1,2; 1,5 м)
hy, Jy — момент инерции верхнего пояса и всего сечения балки от-
носительно оси у—у\ h — высота балки; а — коэффициент по
рис. 46, в, принимаемый в зависимости от изгибно-крутильной ха-
рактеристики ______
*<«1/о,4-А; (145)
* I *'<о
8*
115
Таблица 34. Характеристики электрических талей
Грузоподъ- емность, т Наимено- вание (ин- декс) 1 Высота подъема, м 1 Ширина ездовой полки, см Минимальный радиус закругле- ния, м Максимальное давление на ка- ток, F. , кН 1л Габариты, мм Вес тали. кН
от рельса до крюка Н между катка- ми А длина карет- ки 12 без кабины с кабиной
0,25 ТЭ025-311 6 73—115 0,5 1,0 545 300 665 — —
0,5 ТЭ05-511 6 81—115 0,5 3,25 630 300 665 0,96 —
ТЭ05-521 12 0,8 460 825 1,11 —
ТЭ05-531 18 0,8 620 985 1,26 —
1 ТЭ1-511 6 90—140 1,0 5,0 855 345 695 1,95 2,25
ТЭ1-521 12 1,0 560 920 2,20 2,50
ТЭ1-531 18 1,5 775 1135 2,45 2,75
2 ТЭ2-511 6 100—140 1,0 8,75 1030 372 720 2,9 3,37
ТЭ2-521 12 1,0 612 960 3,25 3,67
ТЭ2-531 18 1,5 852 1200 3,6 4,02
3,2 ТЭЗ-511 6 122—154 1,5 12,6 1310 450 820 4,7 5,10
ТЭЗ-521 12 1,5 665 1035 5,15 5,55
ТЭЗ-531 18 1,5 880 1250 5,60 6,0
5 ТЭ5-911 6 122—154 2,0 11 1520 490 1230 7,0 7,0
ТЭ5-921 12 2,0 690 1430 7,55 7,55
ТЭ5-931 18 2,0 890 1630 8,15 8,15
Примечание. В индексе талей с кабиной после второй буквы стоит буква К, на-
пример ТЭ2-5К31 и т. п.
Рис. 45. Линии влияния изгибающих моментов и прогиба балки подвесных пу-
тей:
а — однойролетной; б — многопролетной.
116
Jt — момент инерции при свободном кручении, определяемый по
формуле
у Л L
1 3
(146)
v=l,3 для симметричных двутавров; v=l,25 для двутавров с одной
осью симметрии; v=l,2 для тавров; b, t — ширина и толщина пла-
стин, составляющих двутавр; —
бимомент инерции, определяемый по
формуле
Л =^-/4; (147)
Ji, /2 — моменты инерции относи-
тельно вертикальной оси верхнего и
нижнего поясов двутавра; hi — рас-
стояние между центрами тяжести
поясов.
Рис. 46. К определению нагрузок на балки
подвесных путей:
а — схема поперечной нагрузки; б — эпюра биомо-
мента; в — график для определения коэффициен-
та а; 1—3— пролет балки 12 м и база крана 1,35;
2,25 и 2,85 м; 4—6 — пролет балки 6 м и база кра-
на 1,35; 2,25 и 2,85 м.
При выборе конструктивной схемы и статическом расчете под-
весных путей необходимо учитывать следующее:
а) неразрезные балочные системы более экономичны (снижение
металлоемкости до 15 % по сравнению с разрезными), однако их
можно применять только при надежном основании, а при просадоч-
ных грунтах следует проектировать однопролетные разрезные
балки;
б) при статическом расчете неразрезных подвесных балок в свя-
зи с тем, что опоры — стропильные фермы — являются упругоосе-
дающими, расчетные изгибающие моменты в середине балок сле-
дует увеличивать на значения изгибающих моментов от осадки
(прогиба) узлов ферм, к которым прикреплена балка:
в крайнем пролете
1,02£Jx
ЮР
в среднем пролете
М/2 =
1,61£«7Х ,
Ю/2 /2»
(148)
(149)
где Е — модуль упругости стали, равный 210000 МПа; Jx — момент
инерции балки, см4; I — пролет балки (шаг ферм), см; fb f2— про-
117
гиб узла фермы, см, при положении грузовой тележки соответствен-
но посередине крайнего и среднего пролетов балки.
Практически учет осадки опор (прогиба ферм) существенен
для всех видов кровли и ферм при шаге 6 м, а также для легких
кровель и шаге ферм 12 м и мало существенен для тяжелых кро-
вель и шаге ферм 12 м при использовании механизмов грузоподъ-
емностью 3,2 т и менее;
в) определяют изгибающие моменты в крайних и средних про-
летах, а сечение балки — для всех пролетов по наибольшему.
Напряженное состоя-
Рис. 47. Напряженное состояние нижнего поя-
са балки подвесного пути [11]:
а — под талью; б — под колесами подвесного крана.
ние балки подвесных пу-
тей является сложным и
многокомпонентным (рис.
47).
Ниже приведены фор-
мулы для расчета балок
подвесных путей по [6,
13], в которых учтены
указания СНиП П-23-81
[25] по расчету общей
устойчивости балок и оп-
ределению расчетных со-
противлений.
Предельное состояние
двутавровой балки, загру-
женной по нижнему поя-
су, определяется потерей
общей устойчивости бал-
ки или прочности нижне-
го пояса.
Верхнюю кромку сжатого пояса монорельсовой балки под тали
проверяют на общую устойчивость по формуле
_________________________ МГПдх * Ю
SUP ~ (П W
Y6 W х, sup
(150)
Эту же кромку балки подкранового пути проверяют на прочность и
на общую устойчивость по формулам
^sup
М -10
max __
М
max
10
w х, sup
w
w x, sup
asup —
Mtnax • 10
ТФб WXt sup
C TTc Ry
(152)
Нижнюю кромку растянутого ездового пояса для всех видов под-
весного транспорта проверяют на прочность и местные напряжения
по формулам
Мтах * Ю .
w х. Inf
wy J.
ay toe Tc Ry
+ locale Ry, (153)
(154)
118
Таблица 35. Коэффициенты ах, ау к формулам (155) и (156)
Тип двутавра № дву- тавра Усиление ездового пояса Расстояние от кромки до точки кон- такта колеса, мм ах ау
По ГОСТ 19425—74* и ТУ 2-427-80 18М— 45М 12—16 1,4 0,7
По ГОСТ 8939—72* 14—45 — 12—16 1,4 0,7
То же 20—45 Полоса, приварен- ная фланговыми швами (t — 5— 13 мм) 16—25 2,2 1,4
36—45 То же (/ = 14— 20 мм) 16—25 2,2 2,0
36—45 То же и закрепле- на электрозаклеп- ками (/=14— 20 мм) 16—25 2,2 1,4
Бистальной с нижним поясом из низкотаврово- го профиля по ЧМТУ 23-65 2—4 12—20 1,2 0,7
То же без утолщения по 2—4 — 12—20 1,5 0,8
кромкам
Здесь WXtSUpWXtinf — моменты сопротивления балки по верхней и
нижней кромкам; coi, (02 — секториальная площадь для крайней
точки верхнего и нижнего поясов балки, равная удвоенной площади
треугольника, образуемого вертикальной осью сечения балки, поя-
сом и лучом из' центра изгиба
в крайнюю точку пояса; у —
коэффициент, учитывающий
влияние на устойчивость балок
кручения и изгиба в горизон-
тальной плоскости: для прокат-
ных балок, в том числе с уси-
лением ездового пояса полосой
при гибкой подвеске грузов
у = 0,9, при жесткой подвеске
грузов 7 = 0,8; для сварных ба-
лок с развитым верхним поя-
сом соответственно 7 = 0,8 и
7~0,7; Ox,Zoo 6у,1ос — ПрОДОЛЬ-
ное и поперечное напряжения
от местного изгиба полки:
Рис. 48. График изменения коэффициен-
тов kx и k3 к формулам (155) и (156).
«Х^ 1*10
Юс ~ ~2
tf
_ а//; • 10
Uy, loc — д
(155)
(156)
ах, ау — коэффициенты, учитывающие форму ездовой полки, при-
нимаемые по табл. 35; k2, k\ — коэффициенты по рис. 48; F\—
119
расчетное давление на одно колесо; tf— толщина полки ездового
пояса по сортаменту; — коэффициент снижения несущей способ-
ности при проверке на потерю общей устойчивости, определяемый
по приложению 7 СНиП П-23-81 [25].
Проверка общей устойчивости балок подвесных путей не требу-
ется и принимают ф&=1 при отношении расчетной длины балки
между закреплениями сжатого пояса от поворота lef к ширине сжа-
того пояса Ь, не превышающем значения по формуле (36) [25] для
балок симметричного дву-
таврового сечения или с бо-
лее развитым сжатым поя-
сом при ширине растянутого
пояса не менее 0,75 ширины
сжатого пояса
с 0,57 + 0,0032 — +
* I.
+ 0,92 — 0,02
(157)
а 5
Рис. 49. Поперечные сечения балок подвес-
ного пути:
а — из сварного несимметричного двутавра; б—•
из прокатного двутавра с усиленным нижним по-
ясом.
Для балок двутаврового сечения
где tf — толщина сжатого
пояса; h — высота балки
между осями поясных ли-
стов.
При несоблюдении требо-
вания (157) вводят <р&<1.
с двумя осями симметрии
Ф6 = Фх при фх<:0,85;
ф6 = 0,68 + 0,21 фр но ^1 при ф!>>0,85.
Здесь ф1 рассчитывают по формуле
_л_у_£
lef / Ry
(158)
(159)
(160)
где lef — расчетная длина балки между закреплениями сжатого
пояса от поперечных смещений; для балок подвесных путей lef рав-
но расстоянию между фермами /; ф— определяется для ездовых
балок при lef — l и сосредоточенной нагрузке, приложенной к ниж-
нему поясу, по формулам:
при 0,1 а 40
при 40 < а =^400
ф = 5,05 + 0,09а;
(161)
ф = 6,6 + 0,053а — 4,5 10~5а2. (162)
В формулах (161) и (162) для прокатных двутавров
1 Jt / lef \2
а = 1,54------ —-
Jу \ h J
(163)
120
Для балок двутаврового сечения с одной осью симметрии (на-
пример по рис. 49 с развитым верхним или усиленным нижним поя-
сом) коэффициент ерь определяют по двум параметрам — q>i и фг.
при ф2^0,85 Фг> = (рх;
при ф2 >* 0,85 ф6 = фх
0,21 + 0,68 f— +-—Ml- (164)
УФ! Ф2 /J
Коэффициенты ф1 и фг в этом случае рассчитывают по формулам
Jy 2hh1 Е
Ф1 = ф
(165)
(166)
, 4 2ЛЙ, Е
<₽2 = 1|’T~?~V
Jx lef Ry
Здесь (по рис. 49) h\, Л2 — расстояния от центра тяжести сечения
до оси более развитого и до оси менее развитого пояса;
= + УВ2 + С) ,
(167)
где D — 3,265 при сосредоточенной силе в середине пролета; С=
= 0,330 у, для двутавра с п^0,9 при сосредоточенной силе в сере-
дине пролета;
Л + J2
у = п (1 — п) (9,87 + 04);
(168)
(169)
(170)
= 0,385
7/ (Л 4- А)
ЛА
Ji, Л — моменты инерции большего и меньшего поясов относитель-
но оси симметрии сечения.
В балке с более развитым верхним поясом и сосредоточенной
силой в середине пролета
В = 6 = п + О,734Р, (171)
где
1); (172)
р = 1о,47 —0,035 (-М [1 + — — 0,072
I \h) L
Ь\ — ширина более развитого пояса.
В балке с менее развитым сжатым поясом и сосредоточенной
силой
В=1 —3. (173)
При сжатом менее развитом поясе
Ф6 — ф2, если ф2^0,85; (174)
Фд = 0,68 + 0,21 ф2, если ф2>0,85. (175)
Для двутавровых сечений при 0,9<п<1,0 коэффициенты ф сле-
дует определять линейной интерполяцией между значениями, опре-
деленными по формуле (167) для двутавровых сечений при п = 0,9
и для тавровых сечений при п=1. Для таврового сечения принима-
121
ют £> = 3,265, С=0,0826 и в коэффициенте ф учитывают дополни-
тельный множитель (0,8 +0,004а) при а<40.
При п>0,7 и 5^lef/b2^.25 значение коэффициента ф2 уменьша-
ют умножением на (1,025—0,015 и принимают не более 0,95.
Отношение lef/b2>25 в балках с менее развитым сжатым поясом
не допускаются.
Нормативные прогибы балок подвесных путей ограничиваются
тем, что при отсутствии тормозов может происходить скатывание
механизма к середине пролета, если преодолено сопротивление дви-
жению.
По данным [И] продольное усилие механизма Т= (0,01...0,03)
Fi, что составляет в однопролетной балке уклон 0,012 при f — 1/250.
Нормативные прогибы балок подвесных путей принимают: под
краны fn—Z/500; под монорельсовые механизмы fn = 1/400.
Расчетный прогиб определяют от нормативных нагрузок (без
коэффициентов перегрузки) по линиям влияния:
Л;
' EJX
(176)
Fin — нормативное давление на одно колесо крана (без коэффици-
ентов перегрузки); у J — ординаты линии влияния по рис. 45.
В многопролетных балках прогиб можно определять с доста-
точной точностью по приведенным ординатам [11]:
FnVf • W4
Л
(177)
где Fn — общее нормативное давление механизма на балку; yf —
приведенная ордината по табл. 36.
Таблица 36. Приведенные ординаты прогибов yf к формуле (177)
Пролет бал- ки, м Число кранов на колее У[ при базе крана, мм
1500 | 1800 | 2100
6 1 0,0256 0,024 0,022
2 0,0484 0,043 0,039
12 1 0,230 0,228 0,222
2 0,452 0,435 0,422
На криволинейных участках подвесных путей балка, кроме изги-
ба в вертикальной плоскости, испытывает также кручение, для сни-
жения которого устраивают дополнительные опоры. Эти криволи-
нейные участки рассчитывают как неразрезные многопролетные
системы с шарнирными концевыми и промежуточными опорами.
Предельное состояние криволинейных неразрезных балок опре-
деляется прочностью на изгиб и кручение без учета общей потери
устойчивости [Н].
В соответствии с методикой, принятой в [6] и [И], напряжение
в крайнем волокне верхнего пояса
М • 10 В о
---- + + <ТЛ (178)
W X, sup
122
в крайнем волокне нижнего, ездового, пояса
М *10 В w
-inf = ----+ -г- + 1, Ry (179)
wx,lnf 1
в месте контакта с колесом
ау. locale Ry (180)
Расчетный изгибающий момент с достаточной точностью можно оп-
ределить по формуле
Мтах = Сх-^-, (181)
расчетный бимомент — по формуле
= - -~2 1 3 (sh СЛ ch 3&х<р С2 sh 2&1<р). (182)
(ч т О сп ^ф
Здесь Fi — вертикальное расчетное давление каретки; г — радиус
кривой поворота пути; Сь — коэффициенты, принимаемые по
табл. 37 в зависимости от центрального угла между опорами или по
формулам
q sin ф + sin 2ф— sin Зср
1 cos ф — cos Зф ’
q_______1 — cos Зф
2 COS ф — COS Зф
Таблица 37. Коэффициенты Ci и С2 к формулам (181), (182)
(183)
(184)
Коэффициент Центральный угол
45° | 22’30' | 15° | 11’15'
с,
С2
0,71 0,31
1,21 1,14
0,20 0,15
1,13 1,13
Рекомендуемое количество промежуточных опор, обеспечиваю-
щих прочность балок при повороте подвесного пути на 90°, приве-
дено в табл. 38 [6].
Конструирование балок подвесных путей имеет ряд особенно-
стей. В сварных балках предусматривают обязательное сплавление
корней поясных швов, т. е. полный провар стенки, что исключает
образование резких концентраторов местных напряжений при за-
зорах между корнями швов, резко снижающих усталостный ресурс
балок (рис. 50).
Многопролетную балку подвесного пути разделяют на типовые
(12 м) и доборные элементы (рис. 51).
Для обеспечения неизменяемости системы путей и восприятия
продольных горизонтальных сил (тормозных) в концах отсека
предусматривают вертикальные связи (если их нет в системе шат-
ра) или прикрепляют верхний пояс балки подвесного пути к связям
по нижнему поясу ферм.
123
Таблица 38. Рекомендуемое количество промежуточных опор при повороте
подвесных путей на 90°
Грузо- подъем- ность та- ли, т № двутавров Радиус закругления, м
1 1,5 2 2,5 3 4
Балки из двутавров по ГОСТ 19425- -74*
0,25 18М, 24М 0 0 0 0 1 1
0,5 18М 0 0 1 1 1 1
24М 0 0 0 0 1 1
1 24М 0 1 1 1 1 1
ЗОМ 36М 0 0 1 1 1 1
2 24М 1 1 1 2 2 2
ЗОМ, 36М 1 1 1 1 1 1
3,2 (3,0) ЗОМ, 36М, 45 М — 1 1 2 2 2
5 ЗОМ, 36М, 45 М — — 2 2 2 3
8 45М — — — 2 2 3
Балки из двутавров по ГОСТ 8239- -72*
0,25 16—20 0 1 1 1 1 1
24 0 0 0 1 1 1
0,5 16, 18 1 1 1 2 2 2
22, 24 1 1 1 1 1 1
1 16 2 2 2 3 3 4
18 1 1 2 2 2 3
24, 22 1 1 2 2 2 3
2 20 2 2 2 3 3 4
24 1 1 2 2 2 3
27, 30 1 1 2 2 2 3
3,2 (3) 27 — 2 2 2 3 3
30—36 — 2 2 2 2 2
5 27 — - 3 3 4 4
30—36 — — 2 3 3 3
8 33-45 — — — 4 4 4
Монтажные стыки балок по условиям технологичности распола-
гают на расстоянии 500 мм от оси фермы, что обеспечивает условия
для качественного выполнения сварки и контроля сварных швов.
Кроме того, стык должен быть удален от сечения с максимально
изгибающим моментом на опоре.
Монтажный стык (рис. 52) осуществляется сварными и стыко-
выми швами; для обеспечения полного провара в полках балки
предусматривают V-образную разделку.
Для удобства монтажной сборки к нижней полке у торца эле-
мента на заводе-изготовителе приваривают столик в виде планки
(на которую при монтаже опирают последующий элемент). После
выверки зазора планку прйваривают к концу примыкающего эле-
мента, недоваривая участок 50—60 мм до стыка с каждой стороны.
124
На стыке верхних полок балок при сборке устанавливают монтаж-
ную сборочную планку, которую удаляют при сварке стыка верхней
полки. Зазор в стыке стенки должен быть 2±f мм.
Перед подъемом внизу производят укрупнение монтажных эле-
ментов, стыкуя плети длиной 36 м и более.
Чтобы остаточные (усадочные) напряжения в стыке были ми-
нимальными, рекомендуется сварку выполнять в последовательно-
сти, указанной на рис. 52. Если первым заварить стык стенки, то
усадке более мощных стыковых швов
полок будет препятствовать сваренный
ранее стык, стенки и в стыковом шве
полок возникнут усадочные напряже-
ния, которые могут превысить предел
прочности шва на разрыв, в результате
чего образуется трещина. Если же сва-
ривать вначале стыки полок, то их
усадке препятствий не будет (для это-
го в монтажном столике оставляют не-
доваренные до стыка участки фланге- а
вых швов) И остаточные (усадочные) Рис. 50. Поясные швы балок:
напряжения будут минимальными. «-<*> Лспл°ш^‘* ,ДРиплавленнем
У, « 7 стенки; о —с непроваром стенки.
Монтажный стык балок подвесных
путей- в температурном шве показан на рис. 52, б. Здесь предусмо-
трен косой срез полки, что обеспечивает плавность перехода колес
механизма через стык. Подвеска балок к фермам должна обеспечи-
вать возможность рихтовки при монтаже: в поперечном направле-
нии на 10—12, в продольном — на 25—30 и по вертикали —
до 30 мм.
Рис. 51. Разбивка подвесных балок на элементы при шаге ферм:
а — 6 м; 6—12 м; / — балка; 2, 3 — вертикальные связи; 4 — концевой участок; 5 — стро-
пильная ферма.
125
В качестве крепежных деталей применяют болты нормальной
или грубой точности диаметром от 14 до 30 мм в зависимости от
грузоподъемности подвесного механизма.
Для рихтовки балок вдоль и поперек пролета в столиках пре-
дусматривают овальные отверстия (2d&X3db), а под гайки уста-
навливают шайбы увеличенных размеров. Шайбу под нижнюю го-
ловку болта изготавливают «косой» из обрезков полок тех же дву-
Рис. 52. Монтажные стыки подвесных балок:
а — рядовой; б—в температурном шве; 1—4 — последовательность сварки при
монтаже.
тавров, что и балка. Для вертикальной рихтовки применяют набор
шайб, заполняющих зазор между верхней полкой и столиком.
Конструктивно возможна подвеска балок непосредственно к
нижним поясам ферм, однако, в этом случае следует вместо бол-
тов применять лапки, не вызывающие ослаблений пояса отверстия-
ми, или при использовании болтов соответственно усилить пояс,
компенсируя ослабление сечения в узле прикрепления балок.
Более распространено крепление балок на столиках (рис. 53).
При подвеске сварных балок в местах установки болтов пояс уси-
ляют коротышами из уголков.
Для поясов ферм из широкополочных тавров или двутавров в
качестве столиков следует применять обрезки тавров и двутавров
того же профиля, что и пояс, обрезав стенку до высоты 130 -150 мм.
Расчетная схема для проверки прочности болтов и столика приве-
дена на рис. 54.
В расчете усилий от вертикальной нагрузки следует учесть экс-
центриситет, возникающий при рихтовке поперек пролета (не ме-
нее 15 мм). Расчетная высота h для определения момента от попе-
126
речной силы Т должна включать минимальный зазор между столи-
ком и балкой 30 мм.
Криволинейные участки подвесных путей должны иметь допол-
нительные промежуточные опоры, для чего устраивают легкие ба-
лочные клетки с количеством опор по табл. 38, варианты которых
показаны на рис. 55. Неизменяемость балочных клеток обеспечи-
вается связями. В концах путей устанавливают упоры (рис. 56).
Рис. 53. Крепление балок подвесных путей к нижним поясам стропильных ферм
различных сечений:
а — из спаренных уголков; б — из сварных труб; в — из гнутосварных профилей; г — из
широкополочных двутавров; / — деталь овальной дыры; 2— деталь подвески сварной балки;
в—косая шайба из полки двутавра.
Пример 19. Рассчитать однопролетную балку подвесного пути пролетом 6 м
под одну электроталь грузоподъемностью 3,2 т. Материал балки — сталь марки
ВМСтЗпсб, расчетное сопротивление двутавра с толщиной полки |“2=10...20 мм
Ry—235 МПа. Нормативные нагрузки: вес груза Frt=32 кН, вес электротали
F'n —4,7 кН, давление на одно колесо Fin=12,6 кН, распределенная линейная
нагрузка от собственного веса балки gn=0,5 кН/м. Коэффициенты перегрузки:
для временной нагрузки (груза) п=1,2; для постоянных нагрузок п0=1,1; коэф-
фициент динамичности (для груза) у^==1,1; коэффициент условий работы ус = 1.
127
0,55 X 62
8
Расчетные нагрузки:
F = ^/1^ = 32- 1,2- 1,1 = 42,24 кН;
= л0 = 4,7- 1,1=5,17 кН;
g = gnno = 0,5 • 1,1 = 0,55 кН/м.
Максимальный изгибающий момент
Л4 (F + F')l , gl2 (42,24 4-5,17)6
= —4— +—=----------------------------;-------
= 13,59 кН - м = 7359 кН - см.
Для монорельсовых балок коэффициент динамичности учитывают в расчете на
устойчивость и на прочность.
Требуемый момент инерции прокатного двутавра по ГОСТ 19405—74* по
формуле (139)
7359 - 10
^ = 1’9 1 Г о^~ = 595 см *
1 , 1 • ZoO
Вариант I. Принимаем по сортаменту ГОСТ 19425—74* двутавр ЗОМ с харак-
теристиками:
^=0,502 кН/м; А = 64 см2; Jx = 9500 cm4; W\ = 633 cm3; « 480 cm4; Wy =
= 73,9 см3; J(l) = 94 280 см4; w = 91,3cm2; J* = 45,18 cm4; ^ = pr0,4J//Ja) =
= 0,0135; h = 300 мм; b = 130 мм; t = 9 мм; tf = 15 мм.
lef
Условие общей устойчивости по формуле (157) —— — 0,57 4-0,0032
о
13
1,5
4- (0,92 - 0,02 -Д-
\ 1,5
210 000
235
600
= 27,54 <------- =46,15 т. е. не со-
13
блюдается.
Проверяем общую устойчивость балки, дла чего определяем ср^. По формуле (163)
45,18 / 600 \2
ос = 1,54——I -\ =57,98. По формуле (162) ф = 6,6 + 0,053-57,98 —
ко 480 / 30 \2
— 4,5-10 5 • 57,982 = 9,52. По формуле (160) = 9,52 / 6ОО~ ) *
210 000
X ----т----= 1,07>0,85. Тогда искомый коэффициент ср^ по формуле (159) для
zou
симметричных двутавров = 0,68 4~ 0,21 • 1,07 = 0,905.
Gsup —
Расчетное напряжение в верхнем поясе по формуле (150)
7359 • 10
———- = 128,46 МПа < = 1 • 1 • 235 МПа.
0,У0о • ЬЗЗ
Здесь у=1» так как нет кручения.
Расчетное напряжение от изгиба в нижнем поясе
7359 • 10
оinf =----------= 116,3 МПа <235 МПа.
633
Для определения местных напряжений в нижнем (ездовом) поясе находим
согласно табл. 35 для двутавров по ГОСТ 19425—74*ах=1,4; ау = 0,7.
128
Принимая расстояние от кромки до точки контакта колеса Ci = 15 мм, шири-
ну свеса полки bt = —-— —-------------- ’ -
Z £
„ _ *1 — С1 1
Ь-1
= 6,05 см, находим
6.05^1.5=о>75,
6,05
По рис. 48 коэффициенты £1 = 2,4; й3=1,4. Давление на колесо по заданию
Fin= 12,6 кН. Тогда Ft — Fln = 12,6 • 1,2= 15,12 кН.
Местные напряжения по формулам (155), (156):
= M.-ww = 10976 МПа;
1,52
^.Юс = 0’7'2’41)5‘2,6, '~- = 94,1 МПа < = 1-235 МПа.
Общее напряжение в нижнем поясе, т. е. максимальное в балке (при отсут-
ствии кручения My = Q; Ро =0),
о = - + aXil0C = 116,3+ 109,76 = 226,06 МПа < ycR = 1-235 МПа
7 *x,inf
Проверяем прогиб от подвижной нагрузки, пользуясь линией влияния для разре-
зной балки (см. рис. 45, а), и от посто
янной нагрузки grt=0,005 кН/см:
s FnFy - 10 5 gnl* - 10
1 EJX Ф 384 EIX
__ 36>7 ‘ 6003 • 0,0208 • 10 i 5
210 000-9500 "r 384 X
0,005 • 600* 10
210 000 - 9500
- 0,803 +
600
+ 0,042 = 0,845< = 1,5 cm.
400
Вариант II. В соответствии с Wcai
по табл. 27 принимаем двутавр № 30 по
ГОСТ 8239—72 *, усиленный полосой
120X8 мм. Характеристики этого сечения
(по табл. 29) такие: А = 56,1 см2; масса
1 м 44 кг; Л=8960 см4; Wx=510 см3;
W\r«f = 678 см3; 1у = 452 см4; центр тя-
жести от низа балки z=13,2 см. Разме-
ры: 6 = 135 мм; £ = 6,5 мм; £f = 10,2 мм.
Характеристики собственно двутавра
№ 30 (см. табл. 28):
Рис. 54. Расчетная схема для провер-
ки прочности болтов и столика:
1 — ось балки после рихтовки; 2 — центр
узла.
Jy = 337 см3;
7/=17,6см4; ^=Т/ 0,4 =0,0101; b = 135 мм.
1/ J©
Проверку общей устойчивости производим по формулам (152) —(157) как
двутавра с одной осью симметрии (у—у). Моменты инерции поясов относительно
оси у—у:
9 4—1466
129
tb3 0,8-128
нижнего (более развитого) = Jp-0,5 4~ = 337 «0,54-—~— =283,7 см*
верхнего (без полосы) J2 = Jy <0,5 = 337 • 0,5 = 168,5 см4.
Для определения (рь последовательно находим такие параметры:
283 7
по формуле (168) п = 9Я„ ’ ' =0,6274<0,9,
ZOO, / 4- 100,0
Рис. 55. Балочные клетки на закруглениях подвесных путей:
J — нижние пояса стропильных ферм; 2 — вспомогательные балки; 3 — узлы под-
вески монорельсов; 4 — связи.
по формуле (170)
по формуле (169)
для двутаврового
по
17,18(283,7 4- 168,5) / 600 \2
283,7 • 168,5 \ 30,8 j ’ ’
р, = 0,6274(1 —0,6274) (9,87 4-24,6) = 8,058;
сечения при п = 0,6274 < 0,9С =0,330р.=0,330-8,058=3659;
2”|\
I X
aj = 0,385
f / 13,5
формуле (172) 0= <0,47—0,035 (——
I \ 30,8
13,5
—5“ -0,072
30,8
13,5
30,8
X (2 • 0,6274 - 1) = 0,1142; 6 = п 4- 0,7340 = 0,6274 4- 0,734 • 0,1142 = 0,711;
--<►
5
а
Рис. 56. Упоры на концах подвесных путей.
для балок с более развитым растянутым поясом и сосредоточенной нагруз-
кой, приложенной к нижнему поясу, по формуле (173) В = 1—0,711=0,289;
при сосредоточенной нагрузке посередине пролета D =3,265;
по формуле (167) ф = 3,265 (0,289 4-Кб,28924-2,659) = 6,37;
130
452 2-30,8-13,2 210000
по формулам (165), (166) <р1 = 6,37-----------------------= 0,648;
т F v J 8960 6002 235
6002
452 2-30,8-17,6 210000
----------- -----2-----------= 0,864 > 0,85.
8960 6002 235 ’ ’
Тогда для балок с менее развитым сжатым поясом при ср>0,85 коэффициент
Фа определяем по табл. 81 [25]:
ф2 = 6,37
ФЬ = Ф1 0,21 4-0,68 •
п 1 — п
Ф1 Фг
0,6274 , 1 -0,6274
0,648 ‘ 0,864
Расчетное напряжение в верхнем поясе по формуле (150)
7359 • 10
(jsup = —~ = 191,63 МПа < ^cRy = 1 • 235 МПа.
V,/ОО • О1U
Расчетное напряжение от изгиба в нижнем поясе
oinf = 73^8 *0- = 108,5 МПа < ycRy = 1 • 235 МПа.
Для определения местных напряжений в нижнем (ездовом) поясе находим
по табл. 39 для двутавров по ГОСТ 8239—72* с полосой, приваренной фланговы-
ми швами, ах = 2,2; ау=1,4.
Расчетное давление на одно колесо F[ = Flnn = 12,6 • 1,2 = 15,12 кН.
Принимаем расстояние от кромки до точки контакта с колесом q = 15 мм; шири-
b — t 13,5 — 0,65 „ л h — Ci 6,43—1,5
на свеса полки Ьг=—-— =-------------- =6,43 см; е=------------
= 0,77. По рис. 48 kr = 2,45; k8 = 1,45.
Местные напряжения по формулам (155), (156):
2,2 • 1,45 • 15,12 • 10
«х.Юс =------+ , а ~о\~2--= 145,7 МПа;
= 0,648 0,21 + 0,68
= 0,753.
6,43
(1,02 +0,8)2
1,4 - 2,45 • 15,12 - 10
= 151,42 МПа < 1,0- 235 МПа.
°^loc (1,02 +0,8)2
Общее напряжение в нижнем поясе
Mnar • 10
о = —--------+ ох 1ос = Ю8,5 + 145,7 = 254,2 МПа > ycRy = 1-235 МПа.
Wx,inf
Из условия местных напряжений вх10С принимаем усиляющую полосу 120Х
ХЮ мм; тогда напряжения
2,2 • 1,45 - 15,12 - 10
------=118121 МПа-
Общее напряжение в нижнем поясе
ом/ = 108,5+ 118,21 =226,71 МПа < ycRy = 1 • 235 МПа.
Проверяем прогиб (по формулам варианта I, на Л=8960 см4):
0,005 - 6004 - 10
210 000-8960 “
_ 36,7 ♦ 6003-0,0208 ♦ 10 5
~ 210 000-8960 + 384
= 0,85 + 0,044 ~ 0,9 см < fn = 600/400 = 1,5 см.
9*
131
Пример 20. Рассчитать подвесную неразрезную балку пролетом 12 м под од-
ну электроталь грузоподъемностью 5 т. Балка сварная биметаллическая: верхний
пояс и стенка из стали марки ВСтЗпсб (/?у=230 МПа по табл. 51 [25] для листа
толщиной И—20 мм), нижний пояс из низкотаврового профиля из стали марки
14Г2-6 (Ry=;310 МПа по табл. 51 [25] для фасонного проката толщиной 10...
...32 мм). Нормативные нагрузки: вес груза /’« = 50 кН, вес электротали F'n —
= 7,55 кН, максимальное давление на одно колесо Г1л = 11 кН. Распределенная
линейная нагрузка от собственного веса балки 0,6 кН/м. Коэффициенты пере-
грузки: для временной нагруз-
ки (груза) п = 1,2, для постоян-
ных нагрузок По=1,1; коэффи-
фицент условий работы (для
балок с 7=12 м) ус=0,9.
Нормативный прогиб fn =
= 1200/400=3 см.
Расчетные нагрузки:
F' = Fnnyd = 504,2-1,1 =
= 66 кН;
F" = F'n nQ = 7,55 • 1,1 =
= 8,3 кН;
g = ёпПо = °>60 ’ 1,1 =
= 0,66 кН/м.
iiiimiiiiiiiiiiiiiiiiiiHiiiiiiiiiiiiiiiiiiH
РЧ66 + д,3)кН
| д=0,66кН/м
Рис. 57. Сечение подвесной балки (к приме-
ру 20).
Расчетный изгибающий момент определяем для крайнего пролета условной
трехпролетной неразрезной балки, используя линию влияния по рис. 45, где се-
чение с у max ==0,2041 расположено на расстоянии 0,4 Z от крайней опоры:
Мтах {F' +F"}ymaxl + ^Mgl2 = (66 + 8,3) 0,204 • 12 + 0,08 - 0,66. 122 =
= 181,89 + 7,6= 189,49 кН • м = 18 949 кН . см.
Изгибающий момент в середине второго пролета при грузе в первом пролете
(точке 4)
М10= — (66 + 8,3) • 0,090 • 12 + 0,025 • 0,66 • 122 = 80,24 + 2,38 =
= 82,62 кН • м = 8262 кН • см.
Требуемый момент сопротивления сварной балки
Гсо/=1,8 +^.1°- = 1,8
18 949 10
310
= 1100 см3.
Принимаем по табл. 32 составную балку № 10 сечением (см. табл. 31): верхний
пояс 250X10 мм; стенка 450X6 мм; нижний пояс — низкотавровый профиль № 3
(рис. 57). По табл. 30 Ь —120 мм; /f = 14 мм.
Характеристики сечения по табл. 31: А = 72,4 см2; масса 1 м 56,8 кг; Jx =
= 30 200 см4; W = 1340 см3; R7 , , = ИЗО см3; J„ = 1520 см4; центр тяжести
XSltp X,inj у *
находится на расстоянии 26,6 см от нижней кромки при общей высоте балки 49,1 см ;
Jt = 28,3 см3; kt = 1+0,4^/4 = 0,0051.
Проверяем общую устойчивость в крайнем пролете как в балке с одной осью
симметрии по формулам (150) — (152).
Моменты инерции поясов относительно оси у—у:
ttbl 1,0-253
верхнего =-----—------= 1302 см4;
нижнего J2 = Jy-,
для низкотаврового профиля № 3 по табл. 30 /2=222,3 см4.
132
Для определения фь последовательно находим такие параметры двутавров с
одной осью симметрии у—у:
1302
формуле (168) п = ——------ = 0,8536 <0,9;
* J } 1302 4-222,3
28,3(1302 + 222,3) / 1200 V „
формуле (170) а1 = 0,385 ---
формуле (169) ц = 0,8536 (1 —0,8536) (9,87 4-34,3) = 5,52; С = 0,330р=
по
по
по
= 0,330-5,52 = 1,8216;
f 25
по формуле (172) р = <0,47 — 0,035 - - -
I 49,1
25 а ( 25
-----—0,072 ----
49,1-’ \49,1
21
X (2-0,8536— 1) = 0,3136;
Для балки с более развитым сжатым поясом по формуле (171)
В = 0,8536 4- 1,145 • 0,3136= 1,213;
при сосредоточенной нагрузке в середине пролета D=3,265;
по формуле (167) ф = 3,265 (1,213 +/1,2132 + 1,8216) = 9,885;
2 - 49,1 (49,1 — 26,6) *
по формулам (165), (166) 4^= 9,885
1520
30200
12002
2 • 49,1 • 26,6
12002
210000
——=0,824<0,85
(по устойчивости) по
X
210 000 _ п 1520
X----—— = 0,697; ф2 = 9,885
230 2 30 200
Таким образом, = ф2 = 0,697.
Расчетное напряжение в верхней кромке сжатого пояса
формуле (150)
°b.Sup = • а8Х9 '12п~ = 202’88 МПа < = 0,9 230 = 207 МПа
U f ОУ / • 1 Отгм
(у= 1, так как отсутствует кручение).
В опорном сечении при отрицательном изгибающем моменте более развит
растянутый (верхний) пояс. Определяем <р& для такого сечения по следующим па-
раметрам:
В = б— 1 = 1,213— 1 = 0,213;
ф = 3,265 (0,2134-/0,2132 4- 1,8216) = 5,23;
„ 1520 2-49,1 (49,1 — 26,6)
ф! = 5,23------------------------------~
210 000 Л _
——— = 0,273;
310
12003
30 200
ф2 = 5,23
1520
30 200
2 - 49,1 • 26,6
12002
210 000
——— =0,322 <0,85.
310
Для менее развитого сжатого пояса фь = ф2=0,322. Напряжение в сжатом
нижнем поясе (по устойчивости)
8202 . 10
4nf = "п 499 ИЗД = 227 МПа < = °-9 • 310 = 279 МПа-
Напряжение в верхней кромке сжатого пояса (по устойчивости)
18 949 - 10
а«ч> = п«О7 кип = 202>88 МПа < WRV = 0,9 • 1,0 • 230 = 207 МПа.
v, ОУ / • I
133
Напряжение в нижнем поясе от изгиба (по прочности)
18 949 • 10
^/ =---------------------—--------=167,7 МПа.
1 1 ои
Для определения местных напряжений в нижнем (ездовом) поясе находим по
табл. 35 для низкотаврового пояса ах=1,2; «</=0,7.
Расчетное давление на одно колесо F'i = 11 • 1,2= 13,2 кН.
Принимаем расстояние от кромки до точки контакта с колесом Cj = 15 мм; при
, b — t 12-0,6 г „ 5,7-1,5
ширине свеса полки Ьг = —-— =------------= 5,7 см 8= --------=----------=
2 2 Ьг 5,7
==0,74.
По рис. 48 61=2,38; 63=1,35.
Местные напряжения по формулам (155), (156):
1,2 • 1,35 • 13,2 -10 * п t „„
axtios =---------------------=109,1 МПа;
1,42
0-7 • 2,38 • 13,2 • 10
(УуЛос =-------!--- ------= 112,2 МПа < ycRy = 0,9 - 310 = 279 МПа.
1 I
Общее напряжение в нижнем поясе
<ьп/ + <^ос= 167,7 + 109,1 = 276,8 МПа <-^ = 0,9-310 = 279 МПа.
Проверяем прогиб, используя линию влияния по рис. 45, а:
£ (50 + 7,55 • 12003.0,01452 -10 Л _
f = —-----!—5— -----------!--------+ 0,0675
210 000’30 200 ’
0,006 12004
210 000 • 30 200
I 1200
= 2,28 + 0,13 = 2,41 см</п = — = —— = 3 см.
40 400
Пример 21. Рассчитать подвесную неразрезную балку пролетами по 12 м
под два электрокрана грузоподъемностью 3,2 т пролетом 9 м. Балка сварная би-
металлическая: верхний пояс и стенка из стали марки ВСтЗпсб-I (Z?f/ = 230 МПа
по табл. 51 [25] для листа толщиной 11—20 мм), нижний пояс из низкотавро-
вого профиля из стали марки 14Г2-6 (Ry = 310 МПа по табл. 51 [25] для фасон-
ного проката толщиной 10...32 мм).
Нормативные нагрузки: максимальное давление на каретку Fn = 21,6 кН, на
колесо Лп=10,8 кН; горизонтальное усилие на одну каретку 7\=0,89 кН; рас-
пределенная линейная нагрузка от собственного веса балки g„=0,8 кН/м. Коэф-
фициенты перегрузки: для вертикальной и горизонтальной нагрузки от крана
п=1,2; для постоянных нагрузок ««=1,1; коэффициент динамичности у*=1,1;
коэффициент условий работы ус=0,9. Нормативный прогиб fn=//500= 1200/500=
=2,5 см. База крана 1800 мм, сближение 365 мм, на колее два крана.
Расчетные нагрузки:
на каретку F = Fny^ = 21,6 • 1,2 - 1,1 = 28,51 кН;
на колесо F1 = 0,5F = 0,5 - 28,51 = 14,255 кН;
горизонтальная нагрузка Т — Тпгг(4 = 0,89 • 1,2 • 1,1 = 1,17 кН;
постоянная нагрузка g = gnn0 = 0,8 - 1,1 = 0,88 кН/м.
Расчетные изгибающие моменты в крайнем пролете и .на второй опоре при расче-
те на устойчивость определяем по линиям влияния (см. рис. 45) от двух сближен-
ных кранов (в критическом положении четыре каретки):
Afmax = F2y/ + 0,08^/2 = 28,51 (0,204 + 0,19 + 2 - 0,125) - 12 + 0,08-0,88Х
X 122 = 220,325 + 10,14 = 230,463 кН - м = 23046,3 кН - см;
М =TS у/= 1,17 (0,204+ 0,19+ 2-0,125) 12 = 9,04 кН - м = 904 кН-см;
Mlo = FSyZ + O,O25gZ2 = — 28,51 - 0,0375 - 4-12 — 0,025-0,88-122 = 51,32 +
+ 3,17 = 5,449 кН - м = 5449 кН - см.
134
При расчете на прочность вводится коэффициент динамичности, т. е.
значения Мх, Му, Л410 следует разделить на уа —1,1. Требуемый момент сопротив-
ления сварной балки (по нижнему поясу) по формуле (139)
Гса/^1,9
23046,3 - 10
0,9 • 310
= 1570 кН • см.
Компонуем сечение (рис. 58): верхний пояс — швеллер № 27; стенка — 530X6 мм
(ВСтЗпсб-I); нижний пояс — низкотавровый профиль № 4 (14Г2-6).
Характеристики сечения:
площадь А = 35,2 + 53 • 0,6 + 26,4 = 93,4 см2;
статический момент относительно нижней кромки
S0 = 35,2 • 54.73 4-53 - 0,6 (— 4-2,5 ] 4-26,4 • 1,12 = 2912 см3;
\ 2 /
расстояние от нейтральной оси до нижней кромки ytnf 2912:93,4 = 31,2 см;
0,6 • 533
моменты инерции Jx — 262+------—-----4-14,4 + 31,8* 1,12 + 26,4 • 30,082+
+ 35,2 • 23,532 = 51 100 см4; Jy = 4160 + 294 = 4454 см4;
Л 4160
положение центра изгиба находим из выражения е'~ —— h = —- ; • 53,7 =
Jy 4454
=49 см (Ji = 4160 см4 для швеллера № 27; /2 = 294 см4 для низкотаврового
профиля № 4);
кромки е = е' + 1 = 49 + 1 = 50 см;
= 51 100/26 = 1970 см3; Wxinf =
= JU * 2/fy =4454*2/27=330 см3;
у 1>сир г
bf.W 12
Сумма моментов инерции при свободном кручении балки по формуле (146)
и швеллера
J,4- J't = 1’ — (54,7 • 0,63 4- 12 • 1 • 93) 4- 12 = 51 см4.
О
расстояние от центра изгиба до нижней
моменты сопротивления Wxsup = ~---------
= / У inf = 51 10°/31 ’2 = 1640 СМЗ; Wy,sup
Jg . 2 4454 • 2
= —-------=-----------= 740 см3.
Бимомент инерции по формуле (147)
4160 • 294
=-----7777--- 53,72 = 790 000 сме.
4454
Изгибно-крутильная характеристика по формуле (145)
kt = \/ 0,4 J+ =0,0051.
V 790 000
Секториальные площади:
SUP
wt = (ft0 — е') - - = (53,7 — 49)---= 63,5 см2;
£ £
• bf,inf 12
w9 = e —-— = 49 * ——- = 294 см2.
“2 2
135
Бимомент от горизонтальной нагрузки по формуле (143)
'17Х1Л8 —
Чтобы определить (р& для двутавра с одной осью симметрии (у—у), после-
довательно находим следующие параметры.
4160
По формуле (168) п = • ---—- = 0,934 > 0,9. Для этого случая коэф-
4160 + 294
фициент ф определяется при п=0,9 и для тавра при л=1 с последующей интер-
по
Рис. 58. Сечение подвесной балки (к приме-
ру 21).
полицией. Для двутавра при п-
=0,9:
по формуле (170) аг —
n W 51 (4160 + 294)
°’385 416о” 294
2
= 31,47;
1200
57,2
( 27
по формуле (172) 0 — <0,47 + 0,035
формуле (169) ц = 0,9 (1 —
— 0,9) (9,87+ 31,47) =3,72;
С= 0,330ц = 0,330 • 3,72 =
= 1,228;
27 „ / 27 '21
------— 0,072 ------
57,2 ’ \57,2
14-
X
X (2 • 0,9 — 1) = 0,395;
для балки с более развитым сжатым поясом по формуле (171)
5 = 0,9+ 1,145- 0,395= 1,353;
при сосредоточенной нагрузке в середине пролета D—3,265;
по формуле (167) ф = 3,265 (1,353 + /1,3532 + 1,228) = 10,13;
для тавра при п— 1:
ц = 0; С = 0,0826а = 0,0826 • 31,47 = 2,60;
{27 Г 27 / 27 VI)
0,47 + 0,035—— 1 + -—-0,072 • (2 - 1 - 1) = 0,494;
O/,Z | O/,Z \ O/,Z / II
5= 1,0+ 1,145.0,494 = 1,565; D = 3,265;
ф = 3,265(1,565+ /1,5652 + 2,60) (0,8 + 0,004 - 31,47) = 11,57;
получив ф при п = 0,9 и п — 1, при л = 0,934 интерполяцией находим ф= 10,63;
4454
по формулам (165), (166) <pj = 10,63 -- - - •
51 100
2-57,2.31,2
4454
51 100
210 000
230
2.57,2.26
12002
210000
310
= 1,75 > 1,0; q>2 = 10,63
Принимаем = 1.
Проверяем верхний пояс крайнего пролета на устойчивость по формуле (151):
23 046,3 «10 t 904.10 16 976.63,5- 10
1,0-1970 ' 330 790 000 — ~
= 130 МПа < = 0,9 - 0,8 230 = 165,6 МПа.
12002
136
Кроме общего коэффициента условий работы ус = 0,9, введен коэффициент у=0,8,
учитывающий влияние на устойчивость кручения.
Определяем местное напряжение в нижнем поясе при давлении колеса Fi =
= 14,225 кН и расстоянии от кромки до точки контакта с колесом Cj = 16 мм
при вылете полки
b-t 12-0,6 5,7-1,6
—- =--------— =5,7 см; е== 1 -1_==---------- ------= 0,72.
2 2 5,7
По табл. 35 для Нижнего пояса из низкотаврового профиля № 4 а* =1,2; ау =
=0,7. Толщина полки /f = 19 мм. По рис. 48 для е = 0,72 £1 = 2,3; &з=1,25. Мест-
ные напряжения по формулам (155), (156):
1,2-1,25- 14,255- 10
(Tjp ioc — ' ; “ = 59,23 МПа;
bi
5,7—1,6
°y,loc ~~
1,92
0,7 - 2,3 - 14,255 - 10
~--------------------= 6357 МПа
1,92
Напряжение в нижнем поясе от изгиба по формуле (153)l без учета коэффи-
циента динамичности (путем деления Мтах и Му на yd= 1,1)
23 048 - 10 904-10 16 976 - 294 - 10
о inf — ----------4------------4------------------- = 127,76 4-
1 1,1-1640 ~ 1,1-740 ~ 790 000
4- 11,12 4- 63,18 + 59,23 = 260,98 МПа < ycRy = 0,9 • 310 = 279 МПа.
Проверяем устойчивость балки на средней опоре. В этом сечении при отри-
цательном изгибающем моменте более развит растянутый (верхний) пояс:
при п = 0,9 по формулам (173), (167), (165), (166), (174)
5 = 6— 1 = 1,353 — 1,0 = 0,353;
ф = 3,265 (0,353 4- У0,35324- 1,228) = 4,95;
210000 Л
——— = 0,406;
230
л M 4454 57,2-26
=4,95 •------- •---------
’ 51 100 12002
, лг. 4454
<p„ = 4,95 ------
T2 51 100
210 000
310
57,2 - 31,2
12002
Фб = Ф2 = 0,362;
при л=1 по формулам табл. 80 [25], (167), (165), (166), (174)
5=6—1= 1,565— 1,0 = 0,565; С = 0;
Ф = 3,265 (0,5654- Уо,5652 4-О) в 3,689;
210 000
——— = 0,303;
260
= 0,362 < 0,85;
<Pi = 3,689
4454
51 100
57,2 - 26
12002
57,2 ♦ 31,2
12002
ФЬ = ф2 = 0,270.
При «=0,934 линейной интерполяцией находим фь=0,331.
Проверяем устойчивость опорного сечения по максимальному отрицательно-
му моменту ЛГю=5449 кН-см:
5449 - 10
—-——- = 100,4 МПа < 0,9 - 0,8 - 330 = 223,2 МПа.
0,331 • 1640
<p2 = 3,689
4454
51 100
210 000
— =0,270;
310
Ob =
137
Проверяем прогиб по приведенной ординате к формуле (177) см. табл. 36) для
балки пролетом 12 м при двух кранах на колее (база крана 1800 мм):
21,6 • 0,435 • 104
f = -------------------= 1,84 см < fn = 1200/500 = 2,5 см.
51 100
СТОЙКИ И КОЛОННЫ ЛЕГКИХ СТАЛЬНЫХ КАРКАСОВ
В легких каркасах промышленных зданий с кранами грузоподъ-
емностью до 32 т, а также гражданских зданий применяют обычно
в качестве опорных элементов стойки и колонны постоянного по
высоте сечения. Деление опорных элементов на стойки и колонны
условно: к стойкам относят опорные элементы с преобладанием
сжимающих усилий до 800—1000 кН (80—100 тс) и небольшими
изгибающими моментами, а к колоннам — более мощные опорные
элементы.
По видам сечений опорные элементы бывают (рис. 59): сплош-
ностенчатые Н-образные из прокатных широкополочных или колон-
ных двутавров с параллельными гранями (по ТУ 14-2-24-72), свар-
ные из универсальной широкополосной стали, если требуемая
площадь сечения выходит за пределы сортамента прокатных про-
филей, а также из сварных труб при центральном сжатии; сквоз-
ные — двухветвевые, соединенные планками или треугольной ре-
шеткой.
Рис. 59. Сечения стоек и колонн:
а —сплошное; б — сквозное; / — из прокатного двутавра; 2 — из сварного
двутавра; 3 — из труб; 4, 5 — швеллеров; 6 — из двутавров.
Наиболее технологичны сплошностенчатые стойки и колонны из
прокатных двутавров по ТУ 14-2-24-72. Однако сквозные стойки и
колонны при более высокой трудоемкости изготовления (на 30—
40 %) имеют меньшие металлоемкость (на 10—15 %) и стоимость
чем сплошные.
138
По видам усилий, стойки и колонны бывают центрально или вне-
центренно сжатыми. Во многих случаях опорные элементы явля-
ются внецентренно сжатыми, поскольку даже в бескрановых кар-
касах неизбежны изгибающие моменты от ветровых нагрузок.
По статической схеме в поперечном направлении каркаса стой-
ки и колонны могут быть: с шарнирным опиранием; с шарниром в
верхнем конце и защемлением в базе; с шарниром в базе и упруго
податливом защемлении верхнего конца; с защемлением верхнего
конца.
В продольном направлении каркаса стойки и колонны считают
условно шарнирно опертыми в базе и в верхнем конце.
Вид закрепления концов учитывается коэффициентом ц для вы-
числения расчетной длины при проверке устойчивости. Физически
коэффициент ц определяет длину волны участка, потерявшего
устойчивость под действием критической силы.
Для предварительного подбора Н-образных и сквозных сечений
стоек и колонн сечений можно принимать следующие приближен-
ные значения радиусов инерции:
1х
Сплошностенчатое сечение:
из прокатных двутавров
по ТУ 14-2-24-72
нормальных Б 0,411г (0,22...0,23)6
широкополочных 0,426 (0,23...0,24) 6
колонных 0,436 0,256
из сварочных двутавров (0,41. ..0,43) h 0,386
из труб 0,351/ 0,35rf
Сквозное сечение по рис. 59, б: 4 0,446 0,386
5 0,66 0,386
6 0,526 0,416
Предварительно сечения внецентренно сжатых стоек и колонн
из широкополочных двутавров по ТУ 14-2-24-72 подбирают по соот-
ношению AjWx\
№ двутавра 30 Ш 35 Ш 40 Ш 50 Ш 60 Ш 70 Ш 80 Ш
A/Wx 0,0925 0,078 0,068 0,056 0,048 0,042 0,037
Подкрановые балки опираются на консоли стоек и колонн; кон-
соли выполняются из обрезков широкополочных двутавров (см.
пример 22).
Расчет и конструкция баз легких стоек и колонн плитного (при
центральном сжатии) и траверсного (при внецентренном сжатии)
типов приведены в примерах 23—26. Для безвыверочного монтажа
опорная- плита должна быть отделена от торца колонны и установ-
лена на фундамент (по кондуктору) до монтажа колонн. При этом
передача усилий на плиту происходит через смятие фрезерованно-
го торца колонны.
Связи по колоннам обеспечивают неизменяемость каркаса вдоль
здания и воспринимают горизонтальные нагрузки от ветра на то-
рец и от продольного торможения кранов (рис. 60).
139
Максимальная длина температурного отсека и расстояние от
торца до оси ближайшей вертикальной связи согласно п. 13.5
СНиП П-23-81 [25] для районов с расчетной температурой не ни-
же —40 °C следующие:
Длина температур- Расстояние от тор-
ного блока (отсе- ца до оси верти-
ка), м кальной связи, м
Отапливаемые здания 230 90
Рис. 60. Связи по стойкам и колоннам.
Вертикальные связи колонн принимают обычно крестовыми,
располагая при сплошностенчатом сечении по оси колонны, а при
сквозном сечении — по осям ветвей колонны. При расчете полага-
ют, что сжатый раскос гибкий (Л>200) и сжимающих усилий не
воспринимает, а все расчетное усилие от продольных горизонталь-
ных нагрузок воспринимает растянутый раскос. Угол наклона рас-
косов связи а принимают в пределах от 30 до 60° (оптимально 45°).
Пример 22. Подобрать сечение центрально сжатой стойки из колонного дву-
тавра по ТУ 14-2-24-72 из стали марки ВСтЗкп2 (/?у=215 МПа по табл. 51 [25]
для фасонного проката при толщине 4—20 мм) с шарнирным опиранием обоих
концов. Усилие N=2000 кН, расчетная длина /х = /ь>=6,5 м, ус= 1.
Задаемся габаритами колонного двутавра в пределах (1 /20...1/25)/; в данном
случае h — b — ЗО см (//21,6). Приближенные значения радиусов инерции (см.
с. 139): ix = 0,43/1 = 0,43 -30 = 12,9 см; ^ = 0,256 = 0,25-30 = 7,5 см.
Находим максимальную гибкость и предварительное значение Фт{П по
(9) [25]
^тах = iytiy «= 650/7,5 = 86,7; Г = hmax VrJe = 86,7 /215/210 000 = 2,77 ;
Ry / Ry \ / Ry \ _
1,47— 13 —— (0,371 — 27,3—^- U + | 0,275 - 5,53—М V =
jc \ E j \ E J
215 / 215 \ / 215 \
= 1,47- 13 — 0,371 - 27,3 2,77 0,0275 — 5,53----— X
210000 \ 210 000/ ry ’ 210000/
X 2,772 = 0,674.
Требуемая площадь сечения колонного двутавра
2000 - 10
са1~ 0,674 - 215
= 138 см2
140
Принимаем двутавр № 30К4 с характеристиками 4 = 139 см2; ix=13,2 см; iy —
=7,65 см.
Проверяем устойчивость принятого сечения (рис. 61, а}\
^ = 650/7,65 = 85; % = 85 /215/210 000 = 2,72;
X
Ф= 1,47- 13
215
210 000
0,371—27,3
215 \ f
2.72 + ^0.0275 - 5.53 X
215 \
210000 )
2,722 = 0,685;
Рис. 61. Сечения центрально сжатых стоек:
а — из колонного двутавра (к примеру 22); б — из сварного двутавра (к при-
меру 23).
W . 10
(р4
2000 • 10
0,685 • 139
= 210 МПа < lcR& =1,0- 215 МПа.
Недонапряжение
215 -210
215
100 = 2,3% <5 %.
Устойчивость полок и стенки прокатных и колонных двутавров не проверя-
ем, так как она обеспечена градациями размеров полок и стенок этих профилей
по сортаменту ТУ 14-2-24-72.
Пример 23, Подобрать сечение центрально сжатой стойки с шарнирным опи-
ранием обоих концов из сварного двутавра из стали марки 14Г2 (7?t/=31O МПа
по табл. 51 [25] при толщине листа 10—32 мм). Усилие Л/=2900 кН, расчетная
длина 1х = 1у=Ю м, \с=1.
Задаемся габаритами Н-образного сечения в пределах (1 /20...1/25)I, приняв
Л=6=40 см (//25). Приближенное значение радиусов инерции (см. с. 139):
ix = 0,41/i = 0,42- 40 = 16,8 см; ^=0,256 = 0,25-40= 10 см.
Максимальная гибкость ктах = 1000/10 =100; к = 100 /310/210000 = 3,84;
/ 310 / 310 \ /
= 1 >47 - !3 ~ - ^0.37! - 27,3 j 3,84 + ^0,0275 -
310 \
— 5,53 —3,842 = 0,465.
210 000 /
Требуемая площадь сечения
2900 - 10
са1~ 0,465-310
= 201 см2.
141
Компонуем Н-образное сечение размером 400X400 мм из двух полок 400X20
и стенки 400X10 мм (рис. 61, б). Это сечение имеет такие характеристики:
А = 40 • 1 + 2 • 40 • 2 = 200 см2;
j = -1. ,-10.3.. + 2-40-2 f-4° + 2 = 75 893 см4;
12 \ 2 /
G « /ЛМ = /75 893/200 = 19,48 см;
4 = 2-2- 403/12 = 21 333 см4;
iy = /21 333/200 = 10,3 см.
Проверяем устойчивость принятого сечения:
= 1000/10,3 = 97; X = 97 /310/210 000 = 3,73;
310 / 310 \ /
Ф = 1,47 —13-- - -- - 0,371 -27,3 — --- 3,73 + 0,0275 — 5,53 X
210 000 \ 210 000 / 1 \
310 \
3-732 =°-485;
2900 • 10
а = = 299 МПа < = 1 ’° ' 310 МПа
Недонапряжение
310—299
310
100 = 3,5 % <5 %.
Проверяем условие местной устойчивости стенки принятого сечения (/ef = 40cM;
/=1 см). Условная гибкость lefl (t V Ry/E) = 40/(1,0/310/210 000) =1,54 > 0,8-
Предельная гибкость по условию местной устойчивости (см. табл. 27 [25])
М = (°>36 + °»8М УЁ1Ъу = (0,36 + 0,8-1,54) /210 000/310 = 41,3 > 40/1,
т. е. местная устойчивость стенки обеспечена, поперечных ребер — диафрагм — не
требуется и при конструировании их можно предусмотреть нерасчетными на рас-
стояниях до 4 м.
Проверяем устойчивость кромок полок по табл. 29 [25], учитывая, что Kef =
= 1,54<4 и bf = 2bej. Отношение принятой ширины полки сварного двутавра к
толщине (400 X 20 мм) bfH = 2 (0,36 + 0,10Х) = 2(0,36 + 0,10 • 1,54)
/210 000/310 == 26,74 > 40/2 = 20, т. е. принятые размеры полок 400X20 мм
обеспечивают местную устойчивость кромок.
Пример 24. Подобрать сечение центрально сжатой сквозной двухветвевой
стойки на планках с шарнирным опиранием обоих концов из стали марки
ВСтЗкп2 (7?у = 215 МПа по табл. 51 [25] для профиля при толщине фасонного
проката 4—20 мм). Усилие W=2000 кН, расчетная длина 1Х — 1У = 6,5 м, ус=1.
Задаемся габаритами двухветвевой стойки из швеллеров, соединенных план-
ками, в пределах (1/15...1/20)/— 360 мм (//18). Приближенное значение радиусов
инерции сечения из швеллеров стенкой наружу (см. с. 139) i\=0,44h; Л/—0,416.
При определении + учитываем Л^ = 1,15 за счет увеличения приведенной гиб-
кости Kef по сравнению с Хх:
1,0-650-1,15
х~ -х k~ 0,44-36
нА 1,0 • 650
* iy 0,38-36
Х = 47,5/215/210000 = 1,52 <2,5;
4W> = 1- (о,073-5,53 -М X УТ=1- ( 0,073- 5,53 -?1* х
\ & / \ zlU UUU /
Jx — 2 53,4
X 1,52/1,52 = 0,874.
Требуемая площадь сечения двухветвевой стойки
л 2000-10 1Лл о
Аса1 = 0,874- 1,0.215" = ‘°6143 С” '
Компонуем сечение (рис. 62) из двух швеллеров № 36 (ГОСТ 8240—72) с ха-
рактеристиками: А 1 = 53,4 см2; А =2-53,4= 106,8 см; /(/1 = 10820 см4; Л/=14,2 см;
z0=2,68 см; /xi = 513cm4; t\i = 3,1 см. План-
ки 130X8 мм с шагом /1=800 мм.
Общий момент инерции сечения из двух
швеллеров № 36
'зб \2 \
— — 2,68 + 513 =
ix = /26 092/253,4 =
ХЛ=650/15,63 = 41,6.
отдельной ветви Xxi =
= 26 092 см4.
= 15,63 см;
Гибкость
=80/3,10=25,8. Приведенная гиб-
кость стойки с планками по формуле (17)
табл. 7 [25]
X = /х2 + Х2| = ]Л1,62 + 25,82 =
= 48,94 = 49; X = 49 1^215/210 000=1,57.
Гибкость относительно оси у — у
Pyly 1 • 650
-----=--------- == 46.
iyi 14,2
Рис. 62. Сечение центрально сжа-
той сквозной двухветвевой стой-
ки (к примеру 24).
—
фт*п определяем по формуле (8) [25],
тывая, что Л = 1,57 < 2,5:
учи-
Фт/п ~ 1 — I 0,073 — 5,53 •
215
210 000
Проверяем устойчивость скомпонованного сечения:
2000 • 10
° = пЪи " 1П8 Я = 215'7 МПа ~ 1 • 215 МПа-
0,обо • 10о,о
1,57/1,57 = 0,868.
Перенапряжение 0,3 % допускаем.
Соединительные планки рассчитываем на условную поперечную силу по фор-
муле (23) п. 5.8 СНиП П-23-81 [25]:
« / %у \ 1
Qlic = 7,15 • 10~6 Л£р 2330 — — 1 ) ------=
\ в / ю
= 7,15- 10~6 • 106,8 • 210000 • 1,035 ( 2330 -—— — 1 ) — = 22,3 кН.
\ 210 000 / 10
143
Здесь 0 == Ф/ш’п/ф = 1, так как у min. = ф (в плоскости планок); 0 = а/ф/?^ —
{ N • 10 2000 • 10
= 187,26/186,6= 1,0035 о =----------—= - = 187,26 МПа; q>Ry =
\ /1 1 иО у о
= 0,868 • 215 =186,6 МПа ]. Сила, срезывающая планку (см. рис. 62),
Qfic h 22,3
F. = —--------— =-----------
1 2 п± 2
80
---------------= 29,11 кН.
(36 — 2 -2,68)
Изгибающий момент в плоскости планки
Qfic 22,3 80
= ——— • —Г = 446 кН • см.
1 2 2 2 2
Момент сопротивления планки 130X8 мм
0,8 • 132
Wx = -2—-------= 22,53 см3.
х 6
Проверяем прочность планки:
М • 10 446 • 10
а = —------=-----------— = 197,95 МПа < ycRu =1,0 215 = 215 МПа.
Wx 22,53 *с у
Планка прикреплена к ветви вертикальным — лобовым (5—130 мм) и двумя
горизонтальными фланговыми швами (5—80 мм), как показано на рис. 62.
Площадь среза по металлу шва при (3 = 0,7 (ручная сварка) и kf — 5 мм
Aw = = 1 <0,5 (13 -h 2,8- 2- 1) = 9,45 см2.
Момент инерции швов по плоскости среза металла шва (fikf)
0,7 • 0,5 • 133 / 13 0,6 \2
% = —-----------------+ 2 • 0,7 * 0,5 (8 - 1) — + -4- = 284 см*.
\ Л о /
12
Момент сопротивления швов, прикрепляющих планку, и максимальное на-
пряжение
— ^xwlyw —
284
-------------= 40 см3.
0,5.13 + 0,6
Мг10
wxw
Напряжение среза шва
• 10
То, — .
446 10
—— 111,5 МПа.
40
29,1 ♦ 10
9,45
= 30,7 МПа.
Расчетная равнодействующая напряжений в шве
rw = К 4 + = ^30,72 + 111.52 = 115,5 МПа < =1-180 МПа.
Допускаем недонапряжение, так как швы приняты конструктивно.
Пример 25. Рассчитать и сконструировать консоль для опирания подкрановых
балок, передающих на колонну реакцию опирания Г=116 кН на расстоянии е=
= 500 мм от плоскости полки (рис. 63). Консоль выполнена из широкополочного
двутавра, изготовленного из стали марки ВСтЗкп2 (7?у=215 МПа по табл. 51 [25]
при толщине листа 4—20 мм). Сварные швы выполняются вручную электродами
Э42 (Rwf = 180 МПа).
144
Расчетный изгибающий момент в опорном сечении консоли M—Fe—116-50=
=5800 кН-см.
Требуемый момент сопротивления консоли с учетом &w=l,8 (по сварным
швам)
М • 10
IFca/ — kw — 1,8
У с К у
5800 - 10
1,0 • 215
= 485,6 см3.
По сортаменту широкополочных двутавров ТУ 14-2-24-72 принимаем двутавр
№ 26Ш1 (Гх=501 см3).
Проверяем на прочность сварные швы по контуру опорного сечения консоли,
принимая ^=5 мм, =0,7 (ручная сварка) по табл. 34 [25].
Расчетная площадь среза (по металлу шва)
= fyfy2/a, = 0,7 • 0,5 • 2 [(25,08 — 1,02) 4- (18 — 1) 4- (18 — 0,68 — 1)] =
= 40,17 см2.
Рнс. 63. Консоль для опирания подкрановой балки на колонну (к приме-
ру 25).
и»
Момент инерции сварных швов по плоскости среза
2,07 • 0,5 • (25 — 2 • 2,04)8 /25,08 0,5 \2
—--------------------?-2- + 2- 0,7 -0,5 2(18-1) +
I \ о /
12
4 2
+ (18-0,68—1)
’ 25,08
2
1,02 4-
0,5
3
— 4157 см4.
Момент сопротивления по сварным швам
4157
W
—
0,5ft + kf 0,5.25,08 + 0,5 331-49 см3.
Нормальные напряжения в крайних кромках сварных швов
М - 10 5800 - 10
°w~ w ~~ ло — 75 МПа.
ww 331,49
Скалывание напряжения в сварных швах
F . 10 116-10 _ _
Тю= —= -^=28,9 МПа.
10 4—1466
145
Расчетные напряжения в крайних волокнах швов
rw ~ V 4 + 4 = К1752 + 28,9а = 177,4 МПа < ycRwf = 1 • 180 МПа.
Пример 26. Рассчитать и сконструировать базу плитного типа под безвыве-
рочный монтаж центрально сжатой стойки Н-образного сечения с габаритами
Л=6=360 мм при расчетном усилии 7V=2OOO кН. Плиту принять из стали мар-
ки ВСтЗкп2 (7?j/=205 МПа), фундамент — из бетона марки 100 (/?=4,4 МПа).
Задаемся отношением опорной площади фундамента к площади опорной
плиты Д1/Л2= 1,2; тогда у = У= V1,2 = 1,06.
Расчетное сопротивление бетона смятию 7?6=Y^== 1,06-4,4=4,46 МПа.
Требуемая площадь опорной плиты базы Acaf =
N - 10
Яб
2000 » 10
4,66
=4292 см2.
При квадратной опорной плите сторона сечения Н = УАса/ = У4292=65,5 см.
Принимаем опорную плиту размерами 660X660 мм. Тогда Л2=66-66=
=4356 см2.
тт * N * Ю 2000 .10
Напряжение в бетоне об =--------=------—------= 4,59 МПа.
А2 4356
Под действием напряжений в опоре фундамента ов плита будет изогнута.
По приближенному методу расчета разбиваем опорную плиту на трапеции
(рис. 64), каждую из которых рассматриваем как консоль, защемленную по кон-
туру сечения стойки.
/ 66 + 36 \
Площадь трапецевидного участка плиты А' = I-------- I 15= 765 см2.
Положение центра тяжести трапеции относительно заделки
hx / h + 2Н \ 15 / 36 4- 2 • 66 \ п
= -7- •. ~ = 8’23 см-
о п 4- п у 3 \ 36 4-оо у
Расчетный изгибающий момент в заделке консоли
Мх = А'вфХц =* 765 • 4,59 • 8,23 ~ 28 898 : 10 кН * см.
Расчетная толщина плиты по упругой стадии
6.28 898
36 • 205
= 4,85 см.
Принимаем /==50 мм.
Расчетная толщина плиты по пластической стадии с учетом развития неуп-
§
/80
180
50
150
5W
Рис. 64. База стойки (к примеру 26).
F=2000kH
ругих деформаций стали (по п. 1.8
СНиП П-23-81)
/ =
4 • 28 898
———- =3,95 см.
36 • 205
Принимаем / = 40 мм.
Осевое сжимающее усилие
(М=2000 кН) передается на опор-
ную плиту через смятие фрезеро-
ванного (строганого) торца, о чем
следует указать в проекте.
Согласно п. 1.8 СНиП П-23-81 следует принять толщину опорной плиты по
расчету с учетом неупругих деформаций, т. е. 40 мм.
По упругой стадии
W Попластичесюи
стадии
146
Приложение 1
СОКРАЩЕННЫЙ СОРТАМЕНТ МЕТАЛЛОПРОКАТА
ДЛЯ СТРОИТЕЛЬНЫХ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Утвержден Госстроем СССР 20 апреля 1984 г. и введен в действие с 1 июля
1984 г.
Сталь угловая равнополочная по ГОСТ 8509—72
№ профиля ГОСТ 380-71* ТУ 14-1323-80 гост 19281(2)—73
сч с о ю с о СЧ t© LO в сч иэ С
<£> сч
•5. СО ж СО к СО Й СО СО со 6 и
с н н М W н 04 сч
и и О и и О О Um L,
2 СО СО СО СО со СО CQ о О О
1 2 3 4 5 50X50X6 63X63X6 70X70X6 75X75X6 80X80X6 4 4 4 4 4 4 4- 4 + 4 4 4 4 4- +++++
6 90X90X6 4- 4- 4- 4- 4 4
7 90X90X7 4 4 4 4 4 4
8 100X100X7 + + + + + 4
9 100X100X8 4 4 4 4 4 4
10 110ХН0Х8 4 + 4 + 4 4
11 125X125X8 4 4 4 4 4 4
12 125X125X9 4 + 4 + 4 4
13 140X140X9 4 4 + + + 4
14 140X140X10 4 4 4 4 4 4
15 160Х160ХЮ 4 + 4 + 4 4
16 160X160X11 4 4 4 4 4 4
17 180X180X11 4 4 4 + 4 4
18 180X180X12 4 + 4 + 4 4
19 200X200X12 4 4
20 200X200X14 4 4
21 200X200X20 4 4
22 200X200X30 4 4
23 220X220X14 4 4
24 220X220X16 4 4
25 250X250X16 4 4
26 250X250X20 4 4
Балки двутавровые по ГОСТ 8239—72 *
№ п/п № профиля ГОСТ 380—71 * ТУ 14-1-3023-73 3 Й гост 19281(2)—73 о
ВСтЗкп2 ВСтЗспб-1 ВСтЗспб-1 ВСтЗсп5-2
1 10 4 4
2 12 4 4
3 14 4 4 4 4
4 16 4 4 4
5 18 4 4 4
Балки двутавровые для моно* рельсов по ГОСТ 19426—74(24М), ГУ 2-427-80(ЗОМ—45М)
СЧ
си ч и 7
в ж о
"к 'н о сч
2 СО о
1 24М 4 4
2 ЗОМ 4 4
3 36М 4 4
4 45М 4 4
147
Продолжение приложения 1
Швеллеры горячекатаные по ГОСТ 8240—72*
U/U эд* 1 № профиля ГОСТ 380—71 * ТУ 14-1-3023-80 гост 19281—73
ВСтЗкп2 ВСтЗпсб ВСтЗспб ВСтЗпсб-1 ВСтЗспб-2 ВСтЗсп5-1 ВСтЗсп5-2
09Г2С-6 [ 09Г2С-12
1 10 4“ 4-
2 12 4- 4-
3 14 4- 4-
4 16 4- 4- 4- 4- 4- 4-
5 18 4- 4- 4- 4- 4- 4-
6 20 4- 4- 4- 4- 4- 4-
7 22 4- 4- 4- 4-
8 24 4- 4- 4- 4-
9 27 4- 4- 4- 4-
10 30 4- 4- 4- 4-
11 40 4- 4- 4- 4-
Балки с параллельными гранями полок по ТУ 14-2-24-72
№ п/п 1 № профиля 1 ... ГОСТ 380-71 * ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 19281 (2)-73
ВСтЗпсб ! ВСтЗспб ВСтЗпсб-1 ВСтЗпсб-2 ВСтЗсп5-1 ВСтЗсп5-2
09Г2С-6 09Г2С-12
1 20Б2 4- 4- + 4- 4- 4-
2 23Б2 4- 4- 4- 4- 4- 4-
3 26Б1 4- 4- 4- 4- 4- 4-
4 30Б1 4- 4- 4- 4- 4- 4-
5 35Б1 4- 4- 4- 4- 4- 4-
6 35Б2 4- 4- 4- 4- 4- 4-
7 40Б1 4- 4- 4- 4- 4- 4-
8 40Б2 4- 4- 4- 4- 4- 4-
9 45Б1 4- 4- 4- 4" 4- 4-
10 45Б2 4- 4- 4- 4- 4- 4-
11 50Б1 4- 4- 4- 4- 4- 4-
12 50Б2 4- 4- 4- 4- 4- 4-
13 55Б1 4- 4- 4- 4- 4- 4-
14 60Б1 4- 4- 4- 4-
15 60Б2 4- 4- 4- 4-
16 70Б1 4- 4- 4- 4-
17 70Б2 "1“ 4- 4- 4-
18 80Б1 4- 4- 4- 4-
19 90Б1 4- 4- 4- 4-
4-
4-
20 100Б1
21 100Б2
+
4-
148
Продолжение приложения 1
№ п/п № профиля ГОСТ 380—71 • ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 19281 (2)—73
ВСтЗпсб ВСтЗсп5 ВСтЗпсб-1 ВСтЗпсб-2 ВСтЗсп5-1 ВСтЗсп5-2
09Г2С-6 09Г2С-12
22 100БЗ
23 100Б4
+ +
24 20Ш1 + + 4- + + 4-
25 25Ш1 + 4- 4- 4- 4- 4-
26 26Ш1 + + 4- + 4- 4-
27 26Ш2 + + 4- 4- 4- 4-
28 30Ш1 4- 4- + + 4- 4-
29 30Ш2 + + + + 4* 4-
30 35Ш1 + + + + 4- +
31 35Ш2 4- 4- + + 4- 4*
32 40Ш1 4- + 4- 4- 4- 4-
33 40ШЗ + 4- 4- + 4- 4-
34 50Ш1 4- 4-
35 60Ш1 + 4-
36 70Ш1 4- 4-
37 70Ш2 + 4-
38 70Ш4 4- 4-
39 70Ш6 4- 4-
40 70Ш8 4- 4-
41 20К1 4- 4- 4- 4-
42 20К2 4- 4- 4- 4-
43 23К1 4- 4- 4- 4-
44 23К2 4- 4- 4- 4-
45 26К1 4- 4- 4- 4-
46 26К2 + 4- 4- 4-
47 30К1 4- 4- 4- +
48 30К2 4- 4- + 4-
49 35К1 4- 4- 4-
50 35К2 4- 4- 4-
51 40К1 4- 4- 4-
52 40КЗ 4- 4-
53 40К5 4- 4- 4-
54 40К6 4- 4-
55 40К8 4- 4-
149
Продолжение приложения I
Сталь толстолистовая по ГОСТ 19903—74*
•5. с толщина, мм ГОСТ 380-71» ТУ 14-1-3023-80 ГОСТ 19282-73
ВСтЗкп2 ВСтЗпс-2 ВСтЗсп2 ' ВСтЗпсб | ВСтЗспб ВСтЗпсб-1 ВСтЗпсб-2 ВСтЗсп5-1 ВСтЗсп5-2 09Г2С-6 09Г2С-12 09Г2С-15
1 4 + 4-
2 6 4" 4- 4- + 4- 4- 4* 4-
3 8 4- 4- 4- 4- + 4- 4- 4-
4 10 + 4- 4- 4- 4- 4- 4" 4-
5 12 4- 4- 4- 4- 4- 4- 4-
6 14 4- 4- 4- 4- 4- 4“ 4-
7 16 4- 4- 4- 4- 4- 4- 4-
8 18 4- 4- 4- 4- + 4- 4-
9 20 4- 4- 4- 4- 4- 4* 4-
10 22 + 4- 4- 4- 4-
11 25 4“ 4- 4- 4- 4*
12 28 4- 4- 4- 4- 4-
13 32 4~ 4- 4-
14 36 4- 4- 4-
15 42 4- 4- +
16 50 4-
17 60 4-
18 80 4-
19 100 4-
20 120 4-
21 140 4-
22 160 4-
Лист для фланцев по ГОСТ 19903—74*
№ п/п Толщина, мм Сталь по ТУ 14-105-465-82 14Г2АФ—15
1 25 4-
2 40 4-
3 50 4-
Сталь рифленая (ромбическая) по
ГОСТ 8568—77*
№ п/п Толщина, мм БСтЗкп2
1 4 4-
2 6 4-
3 8 4*
150
Продолжение приложения 1
Гнутые профили сварные, квадратные и прямоугольные по ТУ 36-2287-80
1 ! № п/п № профиля ГОСТ 16523—70* ГОСТ 380—71 • ГОСТ 19282-73
ВСтЗсп2 j ВСтЗспб 09Г2С-6 09Г2С-12
ВСтЗсп
1 80X80X3 4"
2 юохюохз +
3 100X100X4 4~
4 120X120X3 +
5 120X120X4 +
6 120X120X5 4-
7 140X140X4 + +
8 140X140X5 4“ 4-
9 140X140X6 + 4-
10 140X140X7 + 4-
11 160X160X4 4-
12 160X160X5 4* 4-
13 160X160X6 4- 4-
14 160X160X7 4- 4-
15 180X180X5 + 4-
16 180X180X6 4- 4-
17 180X180X7 + 4-
18 180X180X8 + 4-
19 120X80X3 4"
20 120X80X4 +
21 140ХЮ0Х4 + 4-
22 140X100X5 4* 4-
23 160X120X5 + 4-
24 160X120X6 + 4-
25 180X140X5 4- 4-
26 180X140X6 4- 4-
27 180X140X7 4- 4-
28 200X160X5 + 4-
29 200X160X6 4- 4-
30 200X160X7 4- 4-
31 200X160X8 4- 4-
151
РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ И РАЗМЕРЫ ПРОФИЛЕЙ
Рекомендуемые типовые
№ п/п Ширина прокатной стали, мм Вид проката
1 До 200 Полосовая сталь по ГОСТ 103—76
2 200-1050 Универсальная широкополосная сталь по ГОСТ 82—70
3 1000 и более Толстолистовая сталь по ГОСТ 19903—74
4 До 1500 Горячекатаная тонколистовая сталь по ГОСТ 19903—74
5 До 2200 Горячекатаная рулонная сталь по ГОСТ 19903—74
6 600—1500 (толщиной 2,5—3 мм) Рифленая листовая сталь по ГОСТ 8568—77
152
Приложение 2
ПО СОКРАЩЕННОМУ СОРТАМЕНТУ
размеры листовых деталей
Стандартные размеры, мм
ширина 1 толщина (по всем видам проката)
20, 22, 25, 28, 30, 32, 36, 40, 45, 50, 56, 60, 65, 70, 75, 80, 85, 90, 95, 100, 105, НО, 120, 125, 130, 140, 150, 160, 170, 180, 190, 200 4, 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 22, 25, 28, 32, 36 и 42, 50, 60
200, 210, 220, 240, 250, 260, 280, 300, 320, 340, 360, 380, 400, 420, 450, 480, 500, 530, 560, 600, 630, 650, 670, 700, 750, 800, 850, 900, 950, 1000, 1050 4, 6, 8, 10, 12, 14, 16, 18, 20, 22, 25, 28, 32, 36, 50, 60
1000, 1100 1250, 1400, 1420, 1500, 1600, 1700, 1800 1900, 2000 2100, 2200, 2300, 2400, 2500 2500, 2700, 2800 — по согласова- нию 2900, 3000, 3200 — по согласова- нию 4—25 Градация толщин по 4—60 (листы) п. 1, 2, а также 60—160 (плиты) 80, 100, 120, 140, 160 6-160 8—160 13—160 26—160
700, 710, 750, 800, 850, 900, 950, 1000, 1100, 1250, 1400, 1420, 1500 2,5—3,9 Градация толщин поп.5
500, 530, 550, 600, 630 650, 670, 700, 800, 850, 900, 950, 1000, 1100, 1250, 1400, 1420, 1500 1600, 1700, 1800 1900, 2000 2100, 2200 1,2—12 Градация толщин: 1,5—12 1,2; 1,3; 1,4; 1,5; 1,6; 1,8; 2; 2,2; 2,5; 2,8; 3—12 3; 3,2; 3,5; 3,8; 3,9; 4; 6—12 4,5; 5,3; 6; 6,3; 7; 7,5; 8; 7—12 9; 10; 11; 12
600, 650, 700, 750, 800, 850, 900, 950, 1000, 1050, 1100, 1150, 1200, 1250, 1300, 1350, 1400, 1450, 1500, 1550, 1600, 1650, 1700, 1750, 1800, 1850, 1900, 1950, 2000, 2050, 2100, 2150, 2200 4, 6, 8
153
Сталь угловая равнополочная
№ профи- лей Масса 1 м, кг Размеры, мм Площадь сечения, см2 Z9, см СМ4
b t /? г
5 3,77 50 5 5,5 1,8 4,80 1,42 11,2
6,3 4,81 63 5 7 2,3 6,13 1/74 23,1
7 5,38 70 5 8 2,7 6,86 1,90 31,9
6,39 6 8,15 1_,94 37,6
7,5 6,89 75 6 9 3 8,78_ 2,06 46,6
8 7,36 80 6 9 3 9,38 2,19 57,0
9 8,33 90 6 10 3,3 10,6 2,43 82,1
10 10,8 100 7 12 4 13,8 2,71 131
12,2 8 15,6 2,75 147
11 13,5 _П0 8 12 4 17,2 _ 3,0 198
12,5 17,3 125 9 14 4,6 22,0 3,40 327
14 19,4 140 9 14 4,6 24,7 3,78 466
21,5 10 27,3 3,82 5,12
16 24,7 160 10 16 5,3 31,4 4,30 774
27,0 11 34,4 4,35 844
18 30,5 180 11 16 5,3 38,8 4,85 1216
33,1 12 42,2 4,89 1317
37,0 12 47,1 5,37 1823
20 42,8 200 14 18 6 54,6 5,46 2097
60,1 20 76,5 5,70 2871
74,0 30 Ш,5_ 6,07 4020
22 47,4 220 14 21 7 60,4 5,93 2814
53,8 16 68,6_ 6,02 3175
61,5 16 78,4 6,75 4717
25 76,1 250 20 24 8 97,0 6,91 5765
111,4 30 142,0 7,31 6177
Продолжение приложения 2
по ГОСТ 8509—72 (рис. а)
Радиусы инерции по осям, см Радиусы инерции спаренных уголков iy , см, при зазоре, мм
1х ^0
6 1 8 1 10 1 12 1 14
1,53 1,92 0,98 2,30 2,38 2,45 2,53 2,61
1,94 2,44 1,25 2,82 2,89 2,96 3,04 3,12
2,16 2,72 1,39 3,08 3,16 3,23 3,30 3,38
2,15 2,71 1,38 3,10 3,18 3,25 3,33 3,40
2,30 2,90 1,48 3,30 3,37 3,44 3,52 3,60
2,45 3,11 1,58 3,50 3,58 3,65 3,72 3,80
2,78 3,50 1,79 3,90 3,96 4,04 4,11 4,19
3,08 3,88 1,98 4,31 4,38 4,45 4,52 4,59
3,07 3,87 1,98 4,33 4,40 4,47 4,54 4,62
3,39 4,28 2,18 4,73 4,80 4,87 4,95 5,02
3,86 4,86 2,48 5,34 5,41 5,48 5,56 5,63
4,34 5,47 2,79 5,95 6,02 6,10 6,16 6,24
4,33 5,46 2,78 5,97 6,05 6,12 6,19 6,26
4,96 6,25 3,19 6,76 6,84 6,91 6,97 7,05
4,95 6,24 3,18 6,79 6,86 6,93 7,00 7,07
5,60 7,06 3,59 7,61 7,67 7,74 7,81 7,82
5,59 7,04 3,58 7,62 7,69 7,76 7,83 7,84
6,22 7,84 3,99 8,42 8,46 8,55 8,62 8,69
6,20 7,81 3,97 8,46 8,52 8,60 8,66 8,73
6,12 7,72 3,93 8,58 8,65 8,72 8,79 8,86
6,0 7,55 3,89 8,75 8,83 8,90 8,97 9,05
6,83 8,60 4,38 9,24 9,31 9,37 9,45 9,52
6,81 8,58 4,36 9,29 9,35 9,42 9,49 9,56
7,76 9,78 4,98 10,48 10,55 10,62 10,68 10,75
7,71 9,72 4,94 10,56 10,62 10,69 10,76 10,83
7,59 9,56 4,89 10,74 10,82 10,89 10,96 11,03
155
154
Швеллеры по ГОСТ 8240—72* (с уклоном Продолжение приложения 2 внутренних граней полок) (рис. б)
№ про- филей Масса 1 м, кг Размеры, мм 1 Площадь сечения, см2 'х’ см* *х см3 1*, см
S* полу- сечения, см3 ‘у см«
h b t if R г Wy, см3 '»•см Z, см Радиус инерции спаренных швел- леров iy , см, при зазоре, мм 6 | 8 | 10 | 12 | 14
10 8,59 100 46 4,5 7,6 7 3 10,9 174 34,8 3,99 12 10,4 120 52 4,8 7,8 7,5 3 13,3 304 50,6 4,78 14 12,3 140 58 4,9 8,1 8 3 15,6 491 70,2 5,60 16 14,2 160 64 5,0 8,4 8,5 3,5 18,1 747 93,4 6,42 18 16,3 180 70 5,1 8,7 9 3,5 20,7 1090 121 7,24 20 18,4 200 76 5,2 9,0 9,5 4 23,4 1520 152 8,07 22 21,0 220 82 5,4 9,5 10 4 26,7 2110 192 8,89 24 24,0 240 90 5,6 10 10,5 4 30,6 2900 242 9,73 27 27,7 270 95 6,0 10,5 11 4,5 35,2 4160 308 10,9 30 31,8 300 100 6,5 11,0 12 5 40,5 5810 387 12,0 40 48,3 400 115 8,4 13,5 15 6 61,5 15220 761 15,7
20,4 20,4 6,46 1,37 1,44 2,22 2,29 2,37 2,46 2,54 29,6 31,2 8,52 1,53 1,54 2,40 £48 2,55 2,64 2,71 40,8 45,4 11,0 1,70 1,67 2,60 2,68 2,76 2,84 2,92 54,1 63,3 13,8 1,87 1,80 2,81 2,89 2,96 3,04 3,12 69,8 86,0 17,0 2,04 1,94 3,03 3,10 3,18 3,26 3,34 87,8 113 20,5 2,2 2,07 3,24 3,31 3,38 3,46 3,54 ПО 151 25,1 2,37 2,21 3,46 3,53 3,61 3,68 3,76 139 208 31,6 2,60 2,42 3,77 3,84 3,91 3,99 4,07 178 262 37,3 2,73 2,47 3,89 3,96 4,03 4,08 4,18 224 327 43,6 2,84 2,52 4,00 4,07 4,15 4,20 4,29 444 642 73,4 3,23 2,75 4,45 4,51 4,58 4,65 4,73
Двутавры с параллельными гранями полок
Номиналь- ный раз- мер про- филя, мм № профиля Размеры, мм Площадь поперечно- го сече- ния, см2
Л b t tf R
Нормальные 200ХЮ0 20Б2 200 100 5,2 7,6 11 27,7 230ХП0 23Б2 230,0 110,0 5,4 9,0 12 32,5 260X120 26Б1 257,6 120,0 5,6 8,5 13 35,3 300X140 30Б1 297,6 140,0 5,8 8,5 13 41,5 320X155 35Б1 346,6 155,0 6,0 8,8 14 48,7 35Б2 350,0 155,0 6,0 10,5 14 54,0 400X165 40Б1 395,8 165,0 6,8 9,8 16 60,1 40Б2 400,0 165,0 6,8 11,9 16 67,0 450X180 45Б1 445,4 180,0 7,6 11,0 18 74,6 45Б2 450,0 180,0 7,6 13 18 82,8 500X200 50Б1 495,6 200,0 8,4 12,2 20 91,8 50Б2 500,0 200,0 8,4 14,4 20 101 550X250 55Б1 545,2 215,0 9,2 13,7 20 НО 600X230 60Б1 594,2 230,0 10,0 15,4 22 131 60Б2 600,0 230,0 10,0 18,3 22 145 700X260 70Б1 693,6 260,0 11,5 15,5 24 162 70Б2 700,0 260,0 11,5 18,7 24 178
по ТУ 14-2-24-72 (рис. в)
Масса 1 м длины, кг см* W*, см3 {х' см $х, см3 Wy, см3 i,, см и
двутавры
21,8 1920 192 8,33 109 144 28,8 2,28
25,5 2980 259 9,58 146 200 36,4 2,48
27,7 4020 312 10,7 176 246 40,9 2,64
32,6 6320 424 12,3 239 390 55,7 3,06
38,2 10000 577 14,3 325 547 70,6 3,35
42,4 11600 663 14,7 371 653 84,2 3,48
47,2 15810 799 16,2 453 736 80,2 3,50
52,6 18560 928 16,6 522 893 108,0 3,65
58,5 24690 1110 18,2 629 1070 119 3,79
65,0 28840 1280 18,7 722 1300 144 3,96
72,1 37670 1520 20,3 863 1630 163 4,22
79,0 43120 1720 20,7 972 1920 192 4,37
86,3 54480 2000 22,3 ИЗО 2280 212 4,55
103 74430 2610 24,3 1480 3130 272 4,88
114 89320 2980 24,8 1680 3720 323 5,07
127 125800 3630 27,9 2080 4550 350 5,31
140 146000 4170 28,6 2370 5490 422 5,55
156
157
Продолжение приложения 2
Номиналь- Размеры, мм Площадь
ный размер № поперечно-
профиля, мм профиля h b t ‘г Я го сече- ния, см2
800X270 80Б1 791,6 27Q,0 13,0 17,2 26 197
900X310 90Б1 893,2 310,0 14,3 18,6 30 245
1000X320 100Б1 900 320,0 15,5 21,0 30 289
100Б2 1000 320,0 15,5 26,0 30 321
100БЗ 1008 321,0 16,6 30,0 30 358
100Б4 1014 323,1 18,6 33,0 30 397
Широкополочные
200X150 20Ш1 191,8 150 5,8 8,5 13 37,1
230X155 23Ш1 221 155 6,3 9,5 14 43,9
260X180 26Ш1 250,8 180 6,8 10,2 16 54,6
26Ш2 253,6 180,3 7,1 11,6 16 60,4
300X200 30Ш1 291,0 200,0 7,5 11,2 18 67,7
30Ш2 294,6 200,2 7,7 13,0 18 75,5
350X250 35Ш1 338,6 250,0 8,5 12,8 20 94,0
35Ш2 341,0 250,9 9,4 14,0 20 103
400X300 40Ш1 388,6 300,0 9,5 14,2 22 124
400X400 40ШЗ 391,8 302,0 11,5 15,8 22 141
500X300 50Ш1 484,2 300,0 10,4 15,0 26 143
600X320 60Ш1 579,4 320,0 11,6 17,0 28 179
700X320 70Ш1 683,0 320,0 12,8 19,2 30 213
70Ш2 689,4 320,3 13,1 22,4 30 236
70П14 699,0 323,2 16,0 27,2 30 287
70Ш6 704,0 327,7 20,5 29,7 30 335
70Ш8 720,6 329,2 22 38 30 400
Колонные
200X200 20К1 194,4 200 6,3 9,8 12 51,7
20К2 197,2 200,6 6,9 11,2 13 58,4
230X230 23К1 222,8 240 6,7 10,4 14 65,1
23К2 224,4 240,5 7,2 11,2 14 70,1
260X260 26К1 252,4 260,0 7,0 11,0 16 75,5
26К2 255,2 260,8 7,8 12,4 16 84,8
зоохзоо 30К1 295,6 300 8,5 13,5 18 107
30К2 297,8 300,7 9,2 14,6 18 115
350X350 35К1 343,0 350,0 9,3 15,0 20 138
35К2 346,6 351,2 10,5 16,8 20 154
400X400 40К1 392,6 400,0 10,8 16,2 22 173
40КЗ 400,6 401,8 12,6 20,2 22 212
40К5 410,2 404,7 15,5 25,0 22 262
40К6 415,2 406,2 17,0 27,5 22 289
40К8 427,2 409,8 20,6 33,5 22 353
Масса 1 м
длины, кг /*, см4 Wсм3 1х' см Sx см3 'у “4 см3 см
155 194370 4910 31,4 2840 5670 420 5,36
193 309020 6920 35,5 3990 9270 598 6,15
227 442460 8940 39,1 5180 11510 720 6,31
252 521660 10430 40,3 5970 14250 890 6,66
281 595560 11820 40,8 6760 16610 1030 6,81
312 662170 13060 40,8 7500 18620 1150 6,85
двутавры
29,1 2510 261 8,22 145 479 63,9 3,59
34,4 3890 352 9,42 196 591 76,2 3,67
42,8 6280 501 10,7 278 993 110 4,27
47,7 7130 562 10,9 312 ИЗО 126 4,34
53,2 10460 719 12,4 399 1500 150 4,70
59,3 12040 818 12,6 454 1740 174 4,80
73,8 19960 1180 14,6 651 3340 267 5,96
80,9 21990 1290 14,6 716 3690 294 5,98
97 34850 1790 16,8 988 6400 426 7,19
111 39500 2020 16,7 1120 7260 481 7,18
112 60510 2500 20,6 1390 6760 451 6,88
140 106520 3680 24,4 2050 9300 591 7,21
167 171660 5030 28,4 2830 10510 657 7,02
185 196590 5700 28.9 3200 12290 768 7,22
225 241890 6920 29,0 3910 15340 949 7,32
263 274860 7810 29,7 4470 17490 1070 7,43
314 348540 9670 29,5 5530 22680 1380 7,53
двутавры
40,6 3730 383 8,49 211 1310 131 5,03
45,9 4300 436 8,58 241 1510 150 5,08
51,1 6260 562 9,80 307 2400 200 6,07
55 6780 606 9,84 332 2600 216 6,09
59,3 9330 739 11,1 404 3220 248 6,53
66,6 10610 831 И.2 457 3670 281 6,58
83,7 17970 1220 13,0 666 6080 405 7,55
90,5 19580 1310 13,0 723 6620 440 7,58
108 31430 1830 15,1 1000 10720 613 8,83
121 35590 2050 15,2 ИЗО 12140 691 8,87
136 51410 2620 17,3 1430 17290 864 10,0
166 64960 3240 17,5 1780 21850 1090 10,2
206 82480 4020 17,7 2240 27640 1370 10,3
227 91990 4430 17,8 2480 30740 1510 10,3
277 115950 5430 18,1 3070 38460 1880 10,4
159
158
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Ааре И. И. Исследование тонкостенных металлических балок после потери
устойчивости стенками от изгиба. — Тр. Тал. политехи, ин-та, 1968, № 259,
с. 16—24.
2. Брудка Я., Лубински М. Легкие стальные конструкции. — М.: Стройиздат,
1974. —342 с.
3. Брудка Я. Трубчатые стальные конструкции. — М.: Стройиздат, 1975. — 240 с.
4. Вейнблат Б. М. Теоретические и конструктивно-технологические основы повы-
шения эффективности соединений на высокопрочных болтах: Автореф. дис.
д-ра техн. наук. — М., 1981.—45 с.
5. Временные указания по проектированию зданий из легких металлических кон-
струкций: СН 454-76. — М., 1976. — 46 с.
6. Йнструкция по проектированию путей внутрицехового подвесного транспор-
та/ЦНИИ промзданий. — М., 1968. — 42 с.
7. Каленое В. В. Экспериментальные исследования стальных балок со стенками
большой гибкости, работающие на чистый изгиб. — В кн.: Легкие металличе-
ские конструкции промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1975, с. 121—140.
8. Каплун Я. А. Стальные конструкции из широкополочных двутавров и тав-
ров.— М.: Стройиздат, 1981.— 143 с.
9. Лееитанский И. В. О проектировании ферм покрытий промышленных зданий
из круглых и прямоугольных труб. — В кн.: Легкие металлические конструк-
ции промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1975, с. 88—101.
10. Лейтес С. Д. Расчет анкерных болтов с учетом упругих свойств бетона фун-
дамента.— Пром, стр-во, 1960, № 1, с. 11—13.
11. Ложкин Б. Г., Смилянский Г. М. Конструкции путей подвесного промышлен-
ного транспорта. — М.: Стройиздат, 1968.— 142 с.
12. Мельников Н. П. Применение легких металлических конструкций — важное
направление технического прогресса в строительстве. — В кн.: Легкие металли-
ческие конструкции промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1975, с. 3—24.
13. Металлические конструкции / Под. ред. Е. И. Беленя. — М.: Стройиздат,
1976. —600 с.
14. Нагрузки и воздействия: СНиП П-6-74. — М.: 1976. — 60 с.
15. Нестеров В. В., Кузнецов В. В. Технико-экономические показатели легких ме-
таллических конструкций промышленных зданий. — В кн.: Легкие металличе-
ские конструкции промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1975, с. 25—40.
16. Рекомендации по учету жесткости диафрагм из стального профилированного
настила в покрытиях одноэтажных производственных зданий при горизон-
тальных нагрузках / ЦНИИ Проектстальконструкция. — М., 1980. — 24 с.
18. Руководство по проектированию соединений на несущих высокопрочных бол-
тах в строительных конструкциях / ЦНИИ Проектстальконструкция. — М.,
1978. —58 с.
19. Руководство по проектированию стальных подкрановых конструкций / ЦНИИ
Проектстальконструкция.— М., 1976.— 96 с.
20. Руководство по проектированию стальных тонкостенных балок / ЦНИИ Про-
ектстальконструкция.— М., 1977. — 42 с.
21. Сахновский М. М. Технологичность строительных сварных стальных конструк-
ций.— 3-е изд. — К.: Буд1вельник, 1980. — 262 с.
22. Скляднев А. И. Расчет балок с перфорированной стенкой по разрушающим
нагрузкам. — Реф. информ. / ЦИНИСиА. Сер. 17, 1977, вып. 4, с. 29; 1978,
вып. 1, с. 30.
23. Справочник проектировщика: Лег. метал, конструкции одноэтаж. пром, зда-
ний/Под ред. И. И. Ищенко. — М.: Стройиздат, 1979.— 196 с.
24. Справочник проектировщика: Метал, конструкции / Под ред. Н. П. Мельнико-
ва.— М.: Стройиздат, 1980. — 776 с.
25. Стальные конструкции: СНиП II-23-81. — М.» 1982. — 96 с.
160
ОГЛАВЛЕНИЕ
Введение ............................................................. 3
Стали и сортамент металлопроката для легких стальных конструкций I1
Конструкционные стали.................................................11
Сортамент металлопроката для легких стальных конструкций .... 15
Экономичность применения сталей различных марок и сортамента металлы-
прокта для легких стальных конструкций................................15
Легкие кровли и стальные фермы........................................25
Легкие кровли ....................................................... 25
Прогоны для легких кровель............................................31
Основные виды легких стропильных ферм.................................32
Легкие стальные фермы из одиночных уголков..........................34
Легкие стальные фермы с поясами из тавров...........................35
Легкие стальные фермы из сварных труб...............................37
Легкие стальные фермы с поясами из широкополочных двутавров . 45
Легкие стальные фермы из гнутосварных коробчатых профилей ... 49
Опорные узлы легких стальных ферм.....................................60
Заводские стыки поясов сварных стальных ферм..........................67
Монтажные стыки стальных ферм.........................................68
Связи по фермам.......................................................73
Легкие стальные балки и стойки........................................78
Стальные балки с гибкой стенкой.......................................78
Стальные балки с перфорированной стенкой..............................92
Балки подвесных путей................................................ 107
Стойки и колонны легких стальных каркасов............................138
Приложения ..........................................................147
Список литературы ...................................................160
Сахновский М. М.
С22 Легкие конструкции стальных каркасов зданий и сооруже-
ний.— К.: Буд1вельник, 1984.— 160 с., ил.—- (Б-ка строите-
ля).— Библиогр.: с. 160.
В книге приведены данные по выбору экономичных марок сталей и профилей
металлопроката для легких стальных конструкций из тонкостенных и широкополоч-
ных двутавров я тавров, сварных труб и гнутосварных профилей, профилированных
настилов и др. Даны примеры расчетов элементов и узлов легких стальных конст-
рукций с применением методики расчета и конструирования по СНиП П-23-81. Нор-
мативный материал дан по состоянию на 1 января 1984 г. Предназначена для ин-
женерно-технических работников проектных и строительных организаций.
3202000000—096
С---------------20,84
М203(04)—84
ОСНОВНЫЕ БУКВЕННЫЕ ОБОЗНАЧЕНИЯ ПО СНиП 11-23-81:
А — площадь сечения
брутто;
А„ — площадь сечения нет-
то (п от англ, net);
Ар — площадь сечения рас-
коса (d от англ, dio-
gonal);
Af — площадь сечения пол-
ки (/ от англ, flange);
Aw — площадь сечения
стенки (w от англ,
wall);
Awf — площадь сечения по
металлу углового шва
(w от англ, welding,
f от англ, flange);
Awz — площадь сечения по
границе сплавления
(w от англ, welding,
z от англ, zone);
Е — модуль упругости;
F — сила (сосредоточен-
ная);
у — равномерно распре-
деленная временная
нагрузка;
о — равномерно распре-
деленная постоянная
нагрузка;
Л/ — продольная сила;
Q — поперечная сила
сдвига;
Qf/c — условная поперечная
сила для соедини-
тельных элементов
(fie от англ, fiction);
Qs — условная поперечная
сила, приходящаяся
на одну сторону пла-
нок (s от англ, strip);
М — изгибающий момент;
— расчетное сопротив-
ление растяжению,
сжатию и изгибу по
пределу текучести (у
от англ, yield);
Ru — расчетное сопротив-
ление растяжению,
сжатию и изгибу по
временному сопро-
тивлению (и от англ,
ultimate)
Rp — расчетное сопротив-
ление смятию торца
при наличии пригон-
ки (р от англ, plumb);
Rs — расчетное сопротив-
ление стали сдвигу
(s от англ, shear);
Rbs — расчетное сопротив-
ление срезу болта (Ь
от англ, bolt, s от
англ, shear);
Rbp — расчетное сопротив-
ление смятию болто-
вых соединений (Ь от
англ, bolt, р от англ,
plumb);
Rba — расчетное сопротив-
ление растяжению
фундаментных бол-
тов (Ь от англ, bolt,
а от англ, апсог);
расчетное сопротив-
ление растяжению
высокопрочных бол-
тов (Ь от англ, bolt,
h от англ, high—
strength);
Rauf “ расчетное сопротив-
ление срезу (условно-
му) угловых швов (ш
от англ, welding, f от
англ, flange);
Rwz — то же по границе
сплавления шва (w
от англ, welding, z от
англ, zone);
Rwy — расчетное сопротив-
ление стыковых швов
растяжению, сжатию
и изгибу по пределу
текучести (w от англ.
welding, у от англ,
yield);
b — ширина;
bf — ширина полки (f от
англ, flange);
bef — расчетная ширина
полки (е/ от англ, ef-
fective) ;
bh — ширина выступаю-
щей части ребра, све-
са (Л от англ, ham-
mer) ;
h — высота;
hef — расчетная высота
стенки (ef от англ, ef-
fective) ;
I — длина, пролег;
1с — длина стойки, колон-
ны (с от англ, co-
lumn);
lef — расчетная условная
длина (ef от англ, ef-
fective);
1т — длина панели фермы,
стойки;
ls — длина планки (s от
англ, strip);
1Ш — длина сварного шва
(w от англ, welding);
t — толщина;
tf — толщина полки (f —
от англ, flange);
tw — толщина стенки (w от
англ, wall);
kf — высота катета угло-
вого шва (f от англ,
flange);
I — момент инерции;
W — момент сопротивле-
ния;
S — статический момент;
i — радиус инерции сече-
ния;
г — радиус;
е — абсолютный эксцен-
триситет;
т — относительный экс-
центриситет (т~
= Ae/Wc);
mef — приведенный относи-
тельный эксцентриси-
тет mef = T]/n (ef от
англ, effective);
I) — коэффициент влияния
формы сечения;
Л — гибкость (X = Zef/i);
— условная гибкость
(х=л Vrje)-,
Xef — приведенная гибкость
стержня сквозного се-
чения (ef от англ, ef-
fective) ;
Tw — условная гибкость
стенки балки: =
h _________
- у )-Ry/E (w от
англ, wall);
в — нормальное напряже-
ние;
вюс — местное напряжение
(1ос от англ, local);
т — касательное напря-
жение;
Ф — коэффициент про-
дольного изгиба;
<ре — коэффициент сниже-
ния расчетных сопро-
тивлений при внецен-
тренном сжатии (е от
англ, eccentic);
Ф& — коэффициент сниже-
ния расчетных сопро-
тивлений при изгиб-
но-крутильной форме
потери устойчивости
(Ь от англ, bend);
Pf, Pz — коэффициенты (про-
вара) для расчета уг-
лового шва по метал-
лу шва и границе
сплавления (/отангл,
flange, z от англ, zo-
ne).