давления FB и отсоса Fg показана на рис. 12.8, г (заштрихованная часть
площади эпюры):
7 ' (; h/2. A2.12)
Расчетная схема рамы однопролетного здания при действии вет-
ветровой нагрузки показана на рис. 12.8,C. Направление ветра может быть
как в одну, так и в другую сторону.
В многопролетных зданиях одинаковой высоты.активное давление и
отсос на наружные стойки определяют точно так же; в зданиях более
сложной конфигурации или с продольным фахверком учитываются
конкретные условия ветрового воздействия.
Например, при наличии стоек продольного фахверка (см. рис. 12.8,
в) на раму воздействует линейная нагрузка qB, собираемая с ширины
Ь'', а нагрузка с ширины Ъ" передается стойками фахверка частично на
фундамент, а частично в виде сосредоточенной силы на рамы в верхних
их узлах.
3. Прочие нагрузки
Кроме рассмотренных выше нагрузок, которые присущи всем про-
промышленным зданиям с мостовыми кранами, в некоторых случаях при
расчете рамы приходится учитывать и другие нагрузки, связанные со
спецификой условий эксплуатации проектируемого объекта. Сюда отно-
относятся прежде всего различные нагрузки от веса конструкций и рабочих
площадок, нагрузки от консольных и подвесных кранов или тельферов,
иногда специальные нагрузки, возникающие при ремонте или ревизии
технологического оборудования. Для промышленных зданий, строящих-
строящихся в районах, подверженных землетрясениям, необходимо учитывать
сейсмические воздействия.
При расчете поперечных рам в ряде случаев учитываются климати-
климатические и технологические температурные воздействия.
§ 3. УЧЕТ ПРОСТРАНСТВЕННОЙ РАБОТЫ КАРКАСА
ПРИ РАСЧЕТЕ ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ
Смещения рам, входящих в систему каркаса, отличаются от смеще-
ьий отдельно стоящих рам, нагруженных так же. Продольные элементы
(связи, тормозные конструкции, кровля) для загруженной рамы явля-
являются горизонтальными упругими опорами, воспринимают часть нагруз-
нагрузки и передают ее на соседние рамы (рис. 12.9, а, б). В результате этого
горизонтальные смещения рамы становятся меньше. Смещение рамы,
входящей в систему каркаса Дпр, можно определить как долю смеще-
смещения отдельной плоской рамы Д, т. е.
ДпР = апрД. A2.13)
где апр — коэффициент пространственной работы.
Горизонтальные элементы, обеспечивающие перераспределение на-
нагрузки, можно представить в виде балки, опорами для которой будут
поперечные рамы (рис. 12.9, в). Балка нагружена силой Fa, т. е. силой,
вызывающей такое же смещение А одиночной рамы, что и заданная на-
нагрузка F, но приложенной в уровне горизцнтальных элементов. Под вли-
влиянием силы F3 балка будет изгибаться. Опоры балки (поперечные рамы)
обладают упругой податливостью. Вид изогнутой оси балки зави-
зависит от ее жесткости ?/г, и при Е1т—оо балка не будет изгибаться, а пе-
переместится параллельно самой себе (рис. 12.9, г). Если же сила Fa при-
приложена не посередине длины балки, то балка при ?/Г=оо будет не толь-
только поступательно перемещаться, но и поворачиваться (рис. 12.9,C).
Жесткость балки складывается из жесткостей всех элементов, обеспечи-
обеспечивающих пространственную работу. Существенное значение имеет конст-
19* —291 —

et)
¦•~tf?r 7Я7- ?fir 77fc
Рис. 12.9. К учету пространственной работы каркаса
рукция кровли. Если кровля мало податлива (например, при железо-
железобетонных панелях, приваренных к верхним поясам ферм), то жесткость
балки можно считать бесконечной, т. е. кровлю «жесткой». Если же
кровля выполнена из мелкоразмерных элементов, то она не может вос-
воспринимать значительные горизонтальные нагрузки и передача усилий
обеспечивается главным образом горизонтальными продольными свя-
связями по нижнему поясу ферм, а участие в работе кровли не учитыва-
учитывается. Такие предпосылки приводят к двум разным подходам при опре-
определении аПр в одно-двухпролетных каркасах.
1. Пространственная работа каркаса
при отсутствии жесткой кроали
Исследования показали, что в этом случае в работу вовлекается
5—6 рам вместе с загруженной и для определения аПр с достаточной
точностью можно рассмотреть пятиопорную неразрезную балку на уп-
ругосмещаюшихся опорах (см. рис. 12.9, в). Реакция в опоре, соответ-
соответствующей загруженной раме Fr, зависит от соотношения жесткости са-
самой опоры и жесткости балки (связей), т. е. от высоты колонны Н, со-
соотношения погонных жесткостей верхней и нижней частей ступенчатой
колонны, шага поперечных рам b и суммарной жесткости горизонталь-
горизонтальных элементов, перераспределяющих усилия. Отношение реакции опоры
к эквивалентной силе FRIFs = a может быть определено по табл. 12.2 в
зависимости от параметра р.
Таблица 12.2. Таблица коэффициентов а и а' для блока из пяти рам с
одноступенчатыми колоннами
р
а
а'
0
0
—0
,01
,77
,2
0
0
—0
,02
,73
,22
0
0
—0
,03
,71
,24
0
0
о
,04
,69
,25
0
0
—0
,05
,67
,25
0
0
—0
,1
,62
,26
0
0
—0
,15
;58
26
0
0
—0
,2
,56
,26
0
0
—0
,5
,46
,25
— 292 —

Параметр р определяется по формуле
[5 = ba 2/H d/tf3 2/г> A2.14)
где 6 — шаг поперечных рам; Я — высота колонны; /и — момент инерции нижней части
колонны; d — коэффициент приведения ступенчатой колонны к колонне постоянного
сечения, эквивалентной по смещению; /г — момент инерции горизонтальных элементов.
Если колонны поперечной рамы одинаковые, то d может быть вы-
вынесено за знак суммы, отношение 2/„/2/г принято при обычных конст-
конструкциях каркаса равным 0,5—0,25, а коэффициент d=l/c при шарнир-
шарнирном сопряжении ригеля с колонной или d—1/k при жестком (с, k—см.
табл. 12.3).
Коэффициентом а учитывается загружение лишь одной рамы блока;
в действительности же вертикальные и горизонтальные нагрузки от кра-
крана, расположенного невыгоднейшим образом по отношению к рассмат-
рассматриваемой раме, одновременно воздействуют п на рамы, смежные с ней.
При этом уменьшается величина упругого отпора связей, нагружается
рассчитываемая рама.
Обычно достаточно учесть влияние нагрузки на две смежные рамы
по отношению к средней рассматриваемой раме данного блока. Значе-
Значения F'b и F, отвечающие загружеиию смежных рам, можно определить
исходя из соотношений нагрузок, приходящихся на среднюю раму и
смежные с ней (рис. 12.9, е):
F's = (ly'/ly) Fs и F\ = (Zu"jly) F3. A2.15)
В табл. 12.2 даны значения коэффициентов а', которые учитывают
влияние на рассчитываемую раму частичного загружения крановой на-
нагрузкой смежных рам.
Полная величина упругого отпора для рассчитываемой рамы
FR = aFB + a (F'a+F"s). A2.16)
Учитывая, что при одинаковых усилиях колес крана (число колес п0)
р'э + К = Fэ &у' + 2у")Ьу = Fs (л0 - 2у)/1ц = (nn/Zy- l)Fa
(см. рис. 12.9, е) и &op = 8u(F3—^н), где би — смещение рамы от силы
/"э=1, коэффициент а„р будет равен:
апр= 1 — а — а' (ло/2у—1), A2.17)
где а, а' — коэффициенты по табл. 12.2; по — число колес кранов иа одной нитке под-
подкрановых балок; Ну — сумма ординат линии влияния реакции рассматриваемой рамы.
Смещение рамы с учетом пространственной работы определяется по
формуле A2.13).
2. Пространственная работа каркаса
при жесткой кровле
Наибольшее смещение рамы при жесткой кровле будет, если сила
Fa от крановой нагрузки приложена к крайней раме каркаса (см. рис.
12.9,0). Учитывая, что крайняя рама загружена меньше, чем остальные,
коэффициент аПр определяется для второй рамы от края температур-
температурного блока (рис. 12.10). Если силу Fs заменить силой, равной по вели-
величине, но приложенной посередине блока, и моментом М, равным F3 аз/2,
то отпоры при поступательном перемещении F'R будут равны Fa/n (n—
чвело рам в блоке), а отпоры от поворота F'Rl можно определить из
уравнения равновесия
M = Fga?/2 = lF"K,a.. A2.18)
Учитывая, что F"RJF"p, =аг/а„ отпор второй от торца рамы от по-
поворота можно вычислить по формуле
f. A2.19)
— 293

Суммарный упругий отпор рто-
рой рамы от поступательного сме-
смещения и поворота с учетом загру-
жения соседних рам силами F31 и
F33 будет равен:
Рис.
12.10. Смещения диска при
кровле и реакции рам
+ а?/22а?) + F33 (I / п + a\j2ta2,). A2.20)
С небольшой погрешностью вли-
влияние загружения соседних рам мож-
можно учесть так же, как и в случае от-
отсутствия жесткой кровли, т. е. опре-
определять аПр по формуле
где п — число рам в блоке; а, — расстояния между симметрично расположенными от-
относительно середины блока рамами (а» — вторыми от торцов); яо — число колес кра-
кранов на одной нитке подкрановых балок; Ну — сумма ординат линии влияния реакции
рассматриваемой рамы.
3, Пространственная работа каркаса многопролетных рам
В многопролетных рамах (при числе пролетов более двух) смещения
рам от горизонтальных и вертикальных нагрузок значительно -меньше,
чем в однопролетных.
Учитывая пространствеиную работу, можно считать, что верх всех
к' лонн, входящих в расчетный блок, при наличии горизонтальных свя-
связей смещается одинаково при любой кровле.
При большом числе пролетов D—5) нагрузки от ветра и от мосто-
мостовых кранов, воздействующие на некоторые колонны расчетного блока,
воспринимаются большим числом колонн Поэтому верхние концы ко-
колонн, на которые воздействуют эти нагрузки, можно считать несмеща-
емыми.
§ 4. ПРАКТИЧЕСКИЕ ПРИЕМЫ ОПРЕДЕЛЕНИЯ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЙ
В ЭЛЕМЕНТАХ РАМЫ
В связи с тем что для разных элементов, для разных их сечений наи-
наибольшие расчетные усилия можно получать при разных сочетаниях вре-
временных нагрузок, определять усилия М, N, Q в элементах рамы прихо-
приходится отдельно от каждой из нагрузок, приложенных к раме.
Рама рассчитывается обычными методами строительной механики
(сил, перемещений) с учетом действительной работы каркаса, входя-
входящего в пространственную систему, и с введением некоторых упрощений,
не приводящих к большим погрешностям (см. гл. 12, § 1).
Однопролетные и многопролетные рамы с одинаковой высотой про-
пролетов обычно рассчитываются методом перемещений, а многопролетные
сложного профиля — методом сил. В настоящее время расчет рам, как
правило, производится с использованием ЭВМ.
1. Последовательность статического расчета рамы
и реализация ее при различных нагрузках
1. По конструктивной схеме выбрать расчетную схему и обосновать
ее (см. гл. 12, § 1). Задать жесткости элементов (или их соотношение).
2. Выбрать метод расчета и основную систему.
3. Для основной системы построить эпюры Mt от единичных неиз-
неизвестных (один раз для всех нагрузок) и эпюры Мр от данной нагрузки.
При построении эпюр можно для стоек постоянного сечения и ступен-
— 294 —

чатых воспользоваться готовыми формулами (табл. 12.3), таблицами
численных значений (табл. 12.4), графиками.
4. Составить канонические уравнения метода перемещений или ме-
метода сил и найти их коэффициенты. Например, при одном известном:
Ли ^1 + rip = 0 (метод перемещений);
, A2.22)
0 (метод сил).
5. Решить канонические уравнения, найдя неизвестные для плоской
отдельной рамы.
6. Учесть пространственную работу каркаса. При использовании ме-
метода перемещений коэффициенты сс„р вычисляются по формулам A2.17)
и A2.21), а перемещения — по формуле A2.13). При расчете методом
сил Хпр—Х—XR, где X—неизвестное, определенное для плоской рамы,
Ад — реакция упругого отпора по направлению неизвестного X.
7. Построить эпюры М, Q, N, значения которых S во всех характер-
характерных сечениях рамы определяются как
S = Sp + 2StXas>i, A2.23)
где 5Р — усилие в сечении основной системы от нагрузки; Si — усилие в основной си-
системе от t-ro единичного неизвестного, А"пр, — t-e неизвестное, определенное с учетом
пространственной работы (для нагрузок, воздействующих на все рамы каркаса, Хар =
— X, т. е. неизвестному, определенному для плоской отдельной рамы).
8. Проверить правильность построения эпюр.
При реализации этой последовательности нужно учитывать некото-
некоторые особенности расчета при различных воздействиях.
А. Расчет рам на вертикальные нагрузки, приложенные к ригелю.
При расчете рам на вертикальные нагрузки, непосредственно приложен-
приложенные к ригелю (постоянная, снеговая), нельзя пренебрегать упругими де-
деформациями ригеля, ибо это может привести к существенным ошибкам
в значениях расчетных усилий в колоннах.
Сквозной ригель заменяется условным сплошным с эквивалентной
жесткостью, момент инерции которого можно определить приближенно
по формуле
lP = {A*nzl + \n4)»> (»2.24)
где Лвп, Аяи — площади сечения верхнего и нижнего поясов фермы посередине проле-
пролета; 2„, 2Н — расстояния от центра тяжести поясов до нейтральной оси ригеля в сечении
посередине его пролета; ц — коэффициент, учитывающий уклон верхнего пояса и де-
формативность решетки. При уклоне '/в ц = 0,7; '/ю ц=0,8; без уклона (.1=0,9.
При симметричных однопролетных рамах с симметричными нагруз-
нагрузками горизонтальное смещение верхних узлов Д равно нулю и единст-
единственное неизвестное при жестком сопряжении ригеля с колонной — угол
поворота верхнего узла рамы ф (см. рис. 12.13).
Если расстояние между осями верхней и нижней части колонны
е»0,5 /гв, то нужно учесть возникающие вследствие этого дополнитель-
дополнительные моменты.
При шарнирном сопряжении ригеля с колоннами ригель рассчитыва-
рассчитывают как обычную ферму, свободно лежащую на опорах. Моменты возни-
возникают только в колоннах вследствие несовпадения осей верхней и ниж-
нижней частей колонны и эксцентрицитета приложения опорной реакции
фермы.
Б. Расчет рам с бесконечно жесткими (?/ = <х>) ригелями на на-
нагрузки, приложенные к стойкам. За основную систему при расчете ра-
рамы методом перемещений принимается рама, которая условно закреп-
закрепляется от бокового смещения (см. рис. 12,18, а). И при шарнирном, и
при жестком сопряжении ригеля с колонной в однопролетном здании (и
в многопролетных с ригелями на одном уровне) одно неизвестное Д
(смещение верхнего узла). При вычислении грузового члена канониче-
канонического уравнения г\р (по формуле 12.22) для ветровой нагрузки нужно
учесть силы Fb и F'B (см. рис. 12.8), передающиеся непосредственно на
условную опору. В расчете на нагрузки, приложенные не ко всем рамам
~295 —

Таблица 12.3. Формулы для определения реакций Frb и Mrb в ступенчатых стойках
При шарнирном и жестком опирании стойки:
а*=Нь/Н; >„=ш/Я; ц = /н//в—1; с=1+а3ц; ?=а+Я; /=1—Я; га=1+а>;
Только при жестком:
о=1
; 6 = 4 ас—3 б2
Схема
загружения
=3 Е1в/Н»с
FRB=l2aEIJH4i
MRB = 4 cElJHk
FRB= -[3 M (P +
FRB = /И [6 / F - as) + 6 [it (b - ag)\jHk
MRB =M[lC 6s—4 c) + [at C 6g—4 c)]/*
FRB=—3Mls/2Hc
= Ml Cbs—4c)lk
RB
— 2 op) + ц^2 C6—2ou)]/fe
_2 с) +ц^2 (to—2c)]
FP{pb-2c)Hjk
frb — ~
ЗдпН
8c
FRB = qBbc~3an)HI2k
MRB = q (9 6ft — 8 с2) Я?/12 fe
(крановые моменты, поперечные воздействия кранов), учитывается
пространственная работа (апрф1), а в расчете на нагрузки, действую-
действующие на все рамы (ветровая, температурные воздействия), пространст-
пространственная работа не учитывается (аПр=1)-
В. Расчет многопролетных рам. Многопролетные рамы рассчитыва-
рассчитываются при одинаковой высоте пролетов так же, как однопролетные. Рас-
Рассматривается поперечная рама с колоннами всего расчетного блока.
При шарнирном сопряжении ригеля с колонной в основной системе мож-
можно принять (рис. 12.11, а), что рама не может смещаться, т. е. ввести
стержень /. В результате решения канонического уравнения находится
смешение Д, одинаковое для всех стоек расчетного блока. Моменты в
загруженных стойках определяются как сумма моментов от нагрузки
в несмещаемой стойке и моментов в консоли, возникающих от смещения
(рис. 12.11,6). Как уже указывалось, при воздействии местных нагру-
нагрузок и большом числе пролетов можно учесть пространственную работу
(см. гл. 12, § 3, 3) и усилия от смещения не учитывать (Frbi—O).
— 296-

95
О
•5
О
е-
«з _
х +
§ »-
ВТ
о ^°
?
3
s
s
Sf
•I-
•e-
«3
sf
s
4
ID
ov m <© ся —¦
»ф in ю ю <c
oo ooo
o'oooo'
I I I I I
о оо о о
Mill
Сч ID N ""Т
S^1 ю 1Л Ю
оооо
ооооо-
СЮ 00 Г- (О •"*
cs S5 ¦* т т
о'оос'о"
II II I
(N -ч tD СЛ СО
ооо оо
о* о оо о
Mill
о о*о оо*
I II М
О о с: о о
о* о" о" о* о'
ооооо
ооооо
о'о'ооо
о оооо
о о
II
ооо
I II
1ЛЮ со О —
о" о* о'о о'
ооо оо*
о о —,—«
о* о" о* о'о"
CJ-. З1 « «5 СО
f-cf: OOO
ооо о о*
2S21S
0*000*0"
I I 1 II
ооооо
Mill
о' о о о о
I I М I
SN. Сч Сч
СчОО —
оо'оо о
•— ** 1О СО *
822
^owSici
000*00
Mill
_
00000
I I II I
1т4
о о* о* о'о*
Mill
оооо'о
I I М I
000 00
00 0*0 о
II I II
ggsgs
ooo'oo
Mill
01 СЯ — УЭЮ
o'0*0'0*0'
00 о о* о"
II II I
KLO СО ^
со о с
o'o'o'oo
M II I
00000
эсо сою
3 C4CN СО
цэ -чг со cs
CO* CO <N «—'
СО Сч CS СО С
oo'ooo*
00 000
<N со ao —' «O
CS О C^ Ю Ю
о* о о* о о
MM
оооо'о*
^ со со сч
^Р СО СО С^ у—•
о" о* о' о* о"
о'о* о'о* о
TT
Лео со г-1-
о'оо'ос
мм
0*0 о оо
Mill
tN tN CC CO •"*
оооо'о"
to ^- ;м со
С ^ N Ч" -
со иэ ***• со ^i
о'о'о о'о"
Mill
3 -чг СО ^li—
о о* о" о о
I I I i I
о о* о о* о"
II II I
•чг СО vi 1-ч N.
—< "* -чГ СЧ N.
СО СО СО СО !N
гр ¦* -^ -чс -Ч-
Mill
т
С)
,931
.915
т
со
00
01
,642
со со со со со
Mill
(МСЧ СоЙ-гГ
о о оо'о
incci4- fi"O
СО U") СО С^ О
СО СО СО CJ1 ОТ
О 0 0*0*0
CN Ю CTi <N to
N- Г- N. 00 СО
оо'оо'о
N. f^ Ю CTJ
(DCDtONN
00*0*0 о
00000
O — tN — c
ЮУЭ 1Л т
т Ч1 * г *
Сч COIOC0N
** '•Г "ЧГ ** СО
5- Т ^ Т '^Р
чу СО Сч СО N
rt со со ^1 v
"Т "ЧГ гр -Ч- 'чГ
о*о*о"о"о
COCON. NCO
оо ооо
•fUJC
СО N U» Ю "Ч*
о ооо'о
C6ODNN«3
ЮЮЮЮ1Й
С) СО vi 1Л
1Й IO*LO 1Л "Ч*
Mill
1-н С^1 Сч Сч —1
о ел 3i 01 ел
S(rt S N> •—'
55 Сч Сч СЗ
Ю 1Л
CS Сч СОСО-Ч"
000*00*
ч «3
— 297 —

a)
Рис. 12.11. К расчету многопролетных рам
L-a
Рис. 12.12. Расчетные схемы рам при определении температурных перемещений
В зданиях с разной высотой пролетов рамы получаются смещаемыми
(рис. 12.11, в), а расчет обычно удобнее проводить методом сил (таб-
(таблиц для определения усилий от единичных смещений промежуточных
между опорами сечений нет и метод перемещений часто оказывается бо-
более трудоемким).
Г. Расчет рам на температурные воздействия. В многопролетных
рамах, если их ширина превосходит величины, приведенные в табл.
11.1, и не устроен продольный температурный шов (по конструктивным
соображениям это йе всегда возможно или целесообразно), нужно учи-
учитывать дополнительные усилия, возникающие от температурных воздей-
воздействий.
При определении температурных напряжений в элементах рам упру-
упругими деформациями ригеля пренебрегают.
На многопролетной раме (рис. 12.12, а), имеющей пролеты /ь|2ит.д.,
необходимо прежде всего определить точку, которая остается неподвиж-
неподвижной при температурном удлинении или укорочении ригеля. Обозначим
расстояние от этой точки до крайней левой колонны а, а до крайней
правой (L—а), где L—сумма всех пролетов рамы (расстояние между
осями крайних колонн).
При температурном удлинении (или укорочении) ригеля смещения
колонн Аи будут пропорциональны расстояниям от неподвижной точки
и равны atai(a.= 12X 10~6 — коэффициент линейного расширения ста-
стали; t— перепад температуры; а;— расстояние от колонны до неподвиж-
неподвижной точки). Уравнение равновесия I1FRlAii=0 (FRi— реакции колонн
от единичного смещения верхней опоры, определенные по табл. 12.3,
12.4) позволяет найти положение неподвижной точки, найти а„, опреде-
определить смещение каждой колонны Аи и усилия, возникающие в ней от
смещения. Через ригель эти реакции будут передаваться и уравновеши-
уравновешиваться возле неподвижной точки.
При различной высоте колонн (рис. 12.12,6) определяются смеще-
смещения оголовков колонн Аи от температурного удлинения (или укороче-
укорочения) ригелей в основной системе и по этим смещениям вычисляются ре-
реакции стержней 1 п 2 в основной системе (Fm=Fti-\-Ft2; FR2 — Ft3). За-
Затем вычисляются обычным путем смещения от реакций FRi и FR2.
Расчетные величины смещений оголовков колонн определяются сложе-
сложением перемещений Д<; и смещений от реакций FH1, Fm.
При больших усилиях от перепадов температуры рационально учесть
упругие деформации ригеля.
— 298 —

2. Проверка жесткости поперечных рам
Чтобы обеспечить нормальную эксплуатацию производственных
зданий с интенсивным воздействием мостовых кранов, каркас зданий
должен обладать необходимой жесткостью. Нормами проектирования
ограничена величина деформации (смещения) колонн на уровне верхне-
верхнего пояса подкрановых балок в зданиях с количеством циклов нагруже-
ния 2хЮ6 и более следующими величинами (// — расстояние от низа
базы колонны до головки подкранового рельса):
для здания или отдельных пролетов при плоской расчетной схеме
fc'/2500;
то же, при пространственной расчетной схеме, Л'/ЧООО.
Относительное отклонение колонн в продольном направлении не
должно превышать /i'/4000.
Величину смещения определяют от силы торможения одного крана
наибольшей грузоподъемности из числа установленных в пролете.
Величину горизонтальных смещений колонн в зданиях с кранами
легкого и среднего режимов работы проверять ие обязательно; в нор-
нормах нет допустимой величины смещения этих колонн.
3. Определение расчетных усилий в элементах рамы
Определив в раме изгибающие моменты и нормальные силы от каж-
каждой из расчетных нагрузок, нужно найти их наиболее невыгодные
сочетания, которые могут быть не одинаковыми для разных сечений эле-
элементов рамы. Как уже отмечалось, нормами проектирования предусмот-
предусмотрены основные и особые сочетания нагрузок. При составлении основ-
основных сочетаний учитываются: 1) постоянные нагрузки, плюс временные
длительные нагрузки, плюс одна кратковременная с коэффициентом со-
сочетаний, равным единице; 2) постоянные и временные длительные на-
нагрузки, плюс ие менее двух кратковременных нагрузок, умноженных
каждая на коэффициент сочетаний 0,9. Особые сочетания составляются
при наличии сейсмических и других особых нагрузок.
Для рам промышленных зданий обычно составляются комбинации
нагрузок основных сочетаний. Нагрузки от снега, кранов и ветра от-
относятся к кратковременным, при этом нагрузки от вертикального и по-
поперечного воздействия одного или двух мостовых кранов рассматри-
рассматриваются при учете сочетаний как одна кратковременная нагрузка. Для
удобства определения расчетных усилий составляют сводные таблицы
усилий в характерных сечениях для колонн рамы (см. табл. 12.6). Мо-
Моменты в опорных сечениях ригеля равны моментам, действующим в се-
чеиии 1—/ для колонн. В таблице усилий выписывают значения момен-
моментов М и продольных сил N отдельно от всех нагрузок, причем для удоб-
удобства определения расчетных комбинаций усилий они приводятся с
коэффициентами сочетаний 1 и 0,9 (кроме постоянных и временных дли-
длительных нагрузок, которые всегда берутся с коэффициентом 1). Усилия
М и N выписываются для сечений, где усилия носят скачкообразный
характер н где размер сечения стержня колонны изменяется. Если в
верхней части колонны есть проем для прохода, то у начала и конца
проема тоже определяются усилия.
Для нижнего участка колонны кроме усилий М и N определяют зна-
значение поперечной силы Q, которая необходима для расчета раскосов
сквозных колонн и фундаментов.
Для расчета анкерных болтов составляют специальную комбинацию
расчетных усилий в сечении 4—4 (см. табл. 12.6). Обычно она включа-
включает в сеоя наименьшую продольную силу с наибольшими возможными
моментами, причем продольная сила от постоянной нагрузки учитыва-
учитывается с коэффициентом перегрузки 0,9, так как она разгружает анкерные
болты,
— 299-

30m
Рис. 12.13. Расчетная схема рамы. Постоянные и снеговая нагрузки
Так как заранее не известно, при каких комбинациях нагрузок на-
напряжения в расчетных сечениях колонны будут иметь наибольшую ве-
величину, то по данным статического расчета составляют несколько ком-
комбинаций расчетных усилий. Комбинации нагрузок должны быть воз-
возможными, т. е. нельзя рассматривать усилия от боковых сил крана без
>чета вертикальных усилий, нельзя не учитывать постоянную нагрузку.
По составленным комбинациям усилий в каждом сечении определяется
наивыгоднейшая.
4. Пример расчета поперечной рамы
производственного здания
Исходные данные. Требуется произвести статический расчет и определить усилия
в элементах рамы прокатного цеха. Параметры здания и каркаса — по примеру
(см. гл. 11, § 2, 3; рис. 11.3). Место строительства г. Череповец. Здание отапливаемое.
А. Расчетная схема рамы. В соответствии с конструктивной схемой (см. рис 11 3)
выбираем ее расчетную схему н основную систему (рис. 12.13, а). Расстояние между
центрами тяжести верхнего и нижнего участков колонн
eo = O,5(/iH —/iB) = 0,5 A500— 1000) = 0,25 м.
Соотношения моментов инерции (см. гл. 12, § 1: /нДв = 5 (учитываем, что верхняя
часть колонны с проходом); /р//н = 4. Если /в—I, то /н = 5; /р = 20. Сопряжение ри-
ригеля с колонной назначаем жестким (краны ВТ режима работы, цех однопролетиый).
Б. Нагрузки на поперечную раму.
Все нагрузки подсчитываются с учетом коэффициента надежности по назначению
(\н = 0,95 для большинства промышленных зданий).
Постоянная нагрузка.
Нагрузку на 1 м2 кровли подсчитываем по табл. 12.5.
Расчетная равномерно распределенная линейная нагрузка на ригель рамы по фор-
формуле A2.3)
<7п = Vh gup Ьф/cos а = 0,95-1 ,59-12/1 = 18,1 кН/м.
Опорная реакция ригеля рамы
FR=qDl/2= 18,1-30/2 = 272 кН.
Таблица 12.5. Постоянная поверхностная распределенная нагрузка о
Состав покрытия
Защитный слой (битумная мастика с втоп-
ленным гравием) y = 21 кН/м3 / = 20 мм
Гидроизоляция D слоя рубероида)
Утеплитель (пенопласт) у = 0,5 кН/м3 t =
= 50 мм
Пароизоляцня A слой рубероида)
Стальная панель с профилированным на-
настилом
Собственный вес металлических конструк-
конструкций шатра (фермы, фонари, связи —"по
табл. 12.1)
Нормативная,
кПа
0,42
0,2
0,03
0,04
0,35
0,3
Ьоэффициент
перегрузки
1,3
1,3
1,2
1,3
1,05
1,05
г покрытия
Расчетная.
кПа
0,55
0 26
0,04
0,05 -
0,37
0,32
Итого
-300 —

ь 5,7 L 5,7 tT,2t 5,7 5,9
=485KH
КН-м
Рис. 12.14. К примеру определения нагрузки от мостовых кранов
Расчетный вес колонны (см. табл. 12.1). Верхняя часть B0 % веса)
Св = 0,95-1,05-0,2-0,4.12-15= 14 кН.
Нижняя часть (80 % веса)
GH = 0,95- 1,05-0,8-0,4- 12- 15 = 57 кН.
Поверхностная масса стен 200 кг/м2 переплетов с остеклением 35 кг/.м2. В верхней
части колонны (включая вес этой части колонны):
/¦1 = Тн[1,2-2D,2+3,1) 124- 1,1 ¦0,35-1,2-12] + 14 = 221 кН.
В нижней части колонны:
f2 = 0,95 [1,2-2 B,9 + 2,4) 12+ 1,1 -0,35-6-12] + 57 = 229 кН.
Постоянные нагрузки показаны на рис. 12.13,6.
Снеговая нагрузка. По прил. 2 вес снегового покрова ро=1,5 кПа. При g"plpo —
= 1,34/1,5=0,9 коэффициент перегрузки п=1,45. Линейная распределенная нагрузка
от снега на ригель рамы по формуле A2.9)
<7сн = Уяпср0Ьф = 0,95-1,45- 1-1,5.12 = 24,8 кН/м,
Опорная реакция ригеля
FR = 24,8.30/2 = 372 кН
(рис. 12.13, в).
Вертикальные усилия от мостовых кранов (рис. 12.14).
База крана E,1 м) и расстояние между колесами двух кранов A,2 м), а также
нормативное усилие колеса — по прил. 1. По формулам A2.5) и A2.6)
Dmax = Vh («"с 2FKmaxу + nGn + ngn 6T 6) = 0,95 A,1-0,95-355.2,94 + 1,05-45 +
+ 1,2-1,5.1,5.12) =0,95A091 + 47 + 32) = 1170 кН
(вес подкрановой балки по табл. 12.1 Gn = 0,25-12-15 = 45 кН);
F'K = (9,8-30 + 680)/2 — 355 = 487 — 355 = 132 кН;
Dmin = Vh A091 ¦ 132/355 + 47 + 32) = 0,95 D06 + 47 + 32) = 485 кН.
Сосредоточенные моменты от вертикальных усилий Dmax, Dm,n по формуле A2.7)
ек = 0,5Ан = 0,5-1,5 = 0,75 м; Mmax = eK Dmax = 0,75-1170 = 878 кН-м;
Mmin = 0,75-485 = 364 кН-м.
Горизонтальная сила от мостовых кранов, передаваемая одним колесом, по форму-
формулам A2.4), A2.8),
r? = 0,05(9,8Q + GT)/n0 = 0,05(9,8.30+ 125)/2= 10,5 кН. Сила Г:
r = vHnncsr^ = 0,95-l,l-0,95-10,5.2,94 = 31 кН.
Считаем условно, что сила Т приложена в уровне уступа колонны (рис. 12.14,6).
Ветровая нагрузка. Нормативный скоростной напор ветра (см. прил. 2) g0—
= 0,27 кПа. Тип местности — Б (см. прил 3) и коэффициенты k для Юм — 0,65; 20 м —
0,9; 30 м—1,05.
По формуле (J2.10)
Яъ = Yh ngokcb = 0,95-1,2-0,27-0,8-12* = 2,95 k.
Линейная распределенная нагрузка при высоте до 10 м — 2,95X0,65= 1,9 кН/м-
20 м —2,95X0,9 = 2,7 кН/м; 30 м — 2,95X1,05 = 3,1 кН/м, 16 м — 1,9+B,7—1,6N/10 =
= 1,9 + 0,7=2,6 кН/м; 23,8 м — 2,7+ C,1— 2,7K,8/10=2,9 кН/м.
— 301-

,'2,9кН/м
Рис. 12.15. К определению ветровой нагрузки
В)
г)
261-
\ -
7,
\ 1
\ + yfo
\ Of) /
\ vL/ /
+\ [кН м] ?*
Ч8& т"
i
-/
160
•
20 [КН]
Рис. 12.16. К расчету рамы на постоянную нагрузку
Сосредоточенные силы от ветровой нагрузки по формулам A2.12):
FB = (<7i + q2) h' /2 = B,6 + 2,9) 7,8/2 = 21 кН;
FB= fB0,6/0,8 = 21-0,6/0,8= 16 кН.
Эквивалентные линейные нагрузки по формуле A2.11)
?э = 9в10а= 1,9-1,05 = 2 кН/м; ^ = 2-0,6/0,8 = 1,5 кН/м.
Ветровые нагрузки показаны на рис. 12.15.
В. Статический расчет поперечной рамы
Расчет на постоянные нагрузки. Основная система приведена на рис. 12 \Ь а,
а схема нагрузки — на рис. 12.13. Сосредоточенный момент из-за смещения осей верх-
верхней н нижней.частей колонны:
M=—(FR + Fl)e0=— B72 + 205H,25=— 123 кН-м.
Параметры по табл. 12.4: л= 1/5 = 0,2; а=Нв/Ня = 4,7/16=0,294«0,3. Каноническое
уравнение для левого узла
rii <Pi + rip = 0.
Моменты от поворота узлов (рис. 12 16,6) на угол <р=1 (М\):
МА =kA j = 0,887i; Mc = kc (=— 0,472/; Мв = kB i =— 1,055i;
мриг = 2Elvll = 2?4/н НИН = ЫНЦ = 8- 16//30 = 4,27t.
Моменты от нагрузки на стойках Мр (рис. 12.16, в):
МА = kA М = СГ?353 (— 123) =— 43,4 кН-м;
MB = kBM=— 0,145 (— 123) = 17,8 кН-м;
М^ =kcM=— 0,695 (— 123) = 85,5 кН-м;
М^, = (?с+ 1)УИ = (—0,695+ 1)(— 123)=—37,5 кН-м.
— 302 -

Моменты иа опорах ригеля (защемленная балка постоянного по длине сечения)
Algir=— <?/2/12=— 18,1-30-/12=— 1J58 кН-м.
Коэффициенты канонического уравнения:
гп = Мв + Мвшт = 1,055i + 4,27i = 5,33i (no эпюре MJ;
rlp = MB + MPBW =— 17,8—1358 =— 1376 (по эпюре М ).
Угол поворота
Ф=—л1Р/лп = 1376/5,33t = 258,2/t.
Моменты от фактического угла поворота (Mi<p):
Мл = 0,8871-258,2/1 = 229 кН-м; Мв =— 1,055t-258,2/i =
=— 272 кН-м; Мс =— 0,472t-258,2/t =— 122 кН-м;
Мвяг = 4,25t-258,2/1= 1097 кН-м.
Эпюра моментов (Mi<p + Mp) от постоянной нагрузки (рис. 12.16, г):
Мд =229 — 43,4= 186 кН-м; Мв =— 272 + 17,8 =— 254 кН-м;
Мвт = 1097 — 1358 =— 261 кН-м; Мъс =— 37,5 — 122 =— 160 кН-м!
M? = 85,5— 122=— 37 кН-м.
Проверкой правильности расчета служит равенство моментов в узле В B54=261),
равенство перепада эпюры моментов в точке С A60—37=123) внешнему моменту A23),
а также равенство поперечных сил на верхней и нижней частях колонны (рис. 12.16, д)
ЧАС=— A86+ 37)/11,3 =—19,7 кН; QBC =— B54 — 160)/4,7 = — 20 кН.
Разница B%) получена в результате округления параметра а. На рис. 12.16, е при-
приведена эпюра нормальных сил (с учетом веса стен и собственного веса колонн)
Расчет на нагрузку от снега. Проводится аналогично расчету на постоянные иа-
грузки. Сосредоточенный момент на колонне
M = FRe0=— 372-0,25=— 93 кН-м.
Моменты от нагрузки:
Мл = 0,353(—93)=—32,8 кН-м; Мв=—0,145 (—93) = 13,5 кН-м;
Мнс=— 0,695(— 93) = 64,6 кН-м; Мъс = 0,305 (—93) =— 28,4 кН-м;
УИРВИГ = 24,8-302/12 = 1860 кН-м.
Коэффициенты канонического уравнения:
ru = 5,33t; rlp=— 13,5— 1860=1874.
Угол поворота cp=1874/5,33t=352/?.
Моменты от фактического угла поворота:
УИл = 0,887?-352/1 = 312 кН-м; Мв —— 1,055i-352/t =— 371 кН-м;
Мс =—0,472t-352/t =— 166 кН-м; М^Г= 4,25t-352/t = 1496 кН-м.
Эпюры усилий от снеговой нагрузки показаны на рис. 12.17.
Мл = 281 кН-м; УИВ=—357 кН-м; Мвс=— 194 кН-м;
Ml =— 101 кН-м; Mg"" =— 364 кН-м;
QB= Q/,= B81 + 101)/ll,3=—34 кН;
NB = NA =— 372 кН; Npw =— 34 кН.
Расчет на вертикальную нагрузку от мостовых кранов. Расчет проводится при
расположении тележки крана у левой стойки. Основная система и схема нагрузки при-
приведены на рис. 12.18, а.
Проверка возможности считать ригель абсолютно жестким по формуле A2.1):
k=lv HI 1Я I = 20- 16/5-30 = 2,13 > 6/( 1 + 1,1 V 4 ) = 1,87.
Каноническое уравнение для определения смещения плоской рамы
ги д + 'ip = °-
— 303-

357
357
¦ 372
« 372
\
34
7 7/7^
J4
©
[xH]
Л/
[xH]
281 3b Sit 372
Рис. 12.17. Эпюры усилий в раме от снеговой нагрузки
/7
J72
"wo las'"
Рнс. 12.18. К расчету рамы яа вертикальную нагрузку от мостовых кранов
Моменты и реакции от смещения верхних узлов на Д=1 (рис. 12.18,6) —по табл. 12 4:
гп = 2FRB + 2kB'/H =—2- 6,283^/16=— 0,785/.
Моменты и реакции на левой стойке от нагрузки (рис. 12.18, е):
Мд = kA M = 0,353-878 = 310 кН-м;
MB=kBM = — 0,145-878=— 127 кН-м; Мяс = kcM =—0,695-878 =
=— 610 кН-м; Мвс =(kc+ 1)/И--=0,305-878 = 268 кН-м;
Frb = kB
= 1,5-878/16 = 84,8 кН.
Усилия на правой стойке можно получить аналогично или умножая усилия левой стой-
стойки на отношение '
Мт1п1Мтах = 364/878 = 0,41.
Реакция верхних концов стоек
= F
rb
^PB = «2.3 -33,7 = 48,6 кН.
Смещение плоской рамы
д =_ пр/гц = 48?В/0,785< - 61,9/Л
Крановая нагрузка — местная, поэтому аПр=^=1. При жесткой кровле по формуле
A221).
J)/2y = 4 [1 /10 + 842/2 A082 + 842 + 602 + 362 + 12J) 1/2,94 =
= 4 [0,1 + 7056/47 520j/2,94 = 0,34.
— 304 —

Рис. 12.19, Эпюры усилий от горизонтальных воздействий кранов
1,0"' 337
Рис. 12.20. Эпюры усилий от ветровой нагрузки
Смещение с учетом пространственной работы по формуле A2.13):
Дпр = апр Д = 0,34-61,9/t = ?1 filt.
Эпюра моментов MtAnp от фактического смещения рамы с учетом пространственной
работы показана на рис. 12.18, г, а суммарная (Afp + MiAnp)—на рис. 12.18,5. Эпюра
Q (рис. 12.18, е) свидетельствует о правильном расчете (поперечные силы в верхних и
нижних частях стоек рамы практически одинаковы). Разница в значениях нормальной
силы (рис. 12.18, ж) с левого и правого концов ригеля получилась за счет передачи
горизонтальных сил на соседние рамы.
Расчет на горизонтальные воздействия мостовых кранов. Основная система, эпю-
эпюра Л}ь каноническое уравнение, коэффициент цПр — такие же, как и при расчете на
вертикальную нагрузку от мостовых кранов.
Моменты и реакции в основной системе от силы Т (рис. 12.19, а):
МД =kATH^— 0,102-31-16=— 51 кН-м; Мв = kB TH =— 0,106-31 ¦ 16 =
=—53 кН-м; Mc = kcTH = 0,105-31-16 = 52 кН-м;
pRB=kBT = 0,704-31 =21,8 кН.
Смещение верхних концов с учетом пространственной работы:
Дпр = апр rlp/ru = 0,34-21,8/0,785^ = 9,44/Л
Эпюры М и Q показаны на рис. 12.19, б, в.
Проверка правильности решения: скачок на эпюре Q 19+13 = 32 кН примерно ра-
равен силе Т, а на левой стойке поперечные силы в верхней и нижней частях равны
D кН).
Расчет на ветровую нагрузку. Основная система и эпюра Mi — как для крановых
воздействий. Эпюра Мр (рис. 12.20, а), на правой стойке
/Ил =?л9эЯ?=— 0,104-2-162=— 53 кН-м; MB = kBqaH2 =
=— 0,056-2- 16г=— 29 кН-м; Мс = kc <?э Я2 = 0,035-2-16? = 18 кН-м;
FRB = kB40H = 0,452-2-16= 14,5 кН.
На левой стойке усилия получаются умножением на коэффициент
q'jqa= 1,5/2 = 0,75.
Коэффициенты канонического уравнения по формуле A2.22):
гн=- 0,785/;
^№+¦^+^=-14,5+10,
= 62,3.
Смещение рамы (ветровая нагрузка воздействует на все рамы блока и поэтому апр
= 1) : Д = — г,р/гп = 62,3/0,785; = 79,4/г.
Эпюра М= (Mp + Mih.) показана на рис. 12 20,6.
Эпюра Q (рис. 12.20, в) на левой стойке:
QA-={—MA + MB)/H + qiH/2=r C97 + 125)/16 + 2-16/2 = 49 кН;
Q«= Q,,-<74tf = 49-2-16=17 кН.
20—143
— 305-

Таблица 12.6. Таблица расчетных усилий в сечениях левой стойки рамы (изгибающие моменты, кН-м, нормальные и поперечные силы, кН)
Номер
нагрузки
Нагрузки
и комбинации усилий
/ IITWW4
т
4 4
Сечения стойки
М
2-2
М
М
4-4
M N
Постоянная
Ь 4
—254
—272
—160
-491
—37
—491
+ 186
—720
Снеговая
A
Чей
—357
—372
— 194
—372
— 101
—372
+281
—372
0,9
—321
—335
—175
—335
—91
—335
+253
—335
на левую
стойку
на правую
стойку
Drnex
—86
+270
—608
—1170
+219
—1170
0,9
—77
+243 V
—547
— 1053
+ 197
—1053
Dmax
—94
+ 109
—255
—485
+220
—485
0,9
—85
+98
-230
—437
+198
—437
на левую
стойку
Г „>
±35
±53
±53
±92
0,9
±32
±48
±48
±83

на правую
стойку
0,9
±18
±16
±1
±1
±1
+ '4
I Ветровая
слева
справа
+ 125
+25
+25
0,9
+ 112
+23
+23
к
—132
—21
—21
0,9
—119
—19
— 19
—ЗЭ/
—357
+385
+347
+Мт
пс=\
№ нагрузок
J 1, 3, 4
!,¦>•
усилия
+ 163 —491
+571
—720
№ нагрузок
1, 3, 4, 5
яс=0,9
усилия
+154
—491
1,2,3,4,5*
+1066 1—2108
-Мп
ло=1
№ нагрузок
1,2
1,2
усилия
-611 |_644
-V,
соотв
«с=0,9
№ нагрузок
усилия
1,2,3*,4,5
—8111—607
—354 —863
1, 2, 5*
—354 I —826
I, 3, 4
1,5
—637 | —1661
-211
—720
1, 2, 3, 4, 5*
—729 I —1879
[1, 3, 4 (-), 5]Ч
-34 I -1773

Номер
нагрузки
Нагрузки
и комбинации усилий
Nmax
Nmax
t
—Л^соотв
+лСтв
Nmin
Qmax
«...
nc=l
«c-0,9
«с—1 •
Яс-1
nc-0,9
/ )^\l/\l/t\J/\[/\1j
- L-' Д
щ'Щ ¦
\
\
\
Ч
"с
№ нагрузок
усилия
№ нагрузок
усилия
№ нагрузок
усилия
№ нагрузок
усилия
№ нагрузок
усилия
№ нагрузок
усилия
№ нагрузок
Продолжение
тбл 12 6
Сечеиия стойки
/-/
М
N
—
—
—
—
—
—
1,2
—611
—644
1, 2, 3*. 4, 5
—811
—607
2—2
М
N
1, 3, 4
+ 163
—491
1, 3, 4, 5
+ 154
—491
1,2
—354
—863
1, 2, 5*
—354
—826
3-j
м
N
—
—
—
—
—
—
1, 3, 4
—637
—1661
1, 2, 3, 4, 5*
—729
—1879
Усилия М, N от постоянной нагрузки подсчитаны
с коэффициентом 0,9/1,1=0,8
усилия 1
4-4
к.
М
N
—
—
—
1, 2, 3, 4, 5*
+ 1065
—2108
—
—
—
—
—
—
1,5*
+496
—576
1,5
—248
—576
1, 2, 3, 4, 5*
Q
— 171
' В эту комбинацию усилий включены усилия от крановой нагрузки в связи с тем, что, хотя абсолютная величина отрицательного момента несколько уменьшается, нор-
нормальная сила при этом с>щественно возрастает.

На правой стойке.
($=- C85 + 132)/16+ 1,5-16/2--=44 кН;
дпр=44 — 1,5-16 = 20 кН.
При правильном решении сумма поперечных сил внизу должна быть равна сумме всех
горизонтальных нагрузок.
Qa + <ЙР = 49 + 44 = 93 кН = (9j + Q H + FB + F'B =
= B+ 1,5) 16+21+ 16 = 93 кН.
QB + Q"P = 17 + 20 =г- 37 кН = FB + F'B = 21 + 1С = 37 кН.
Г. Составление комбинаций усилий в сечеииях стойки рамы и определение усилий
для расчета колонн.
Рама симметричная, поэтому табл. 12 6 составляется для характерных сечений од-
одной стойки. Для того чтобы учесть все возможные случаи загружения, в таблицу зано-
заносятся усилия от крановых воздействий при тележке у правой стойки (эпюра — зеркаль-
зеркальное отображение эпюры при тележке слева), усилия при силе Т, приложенной к дру-
другой стойке, усилия при другом направлении ветра Указания по составлению комбинаций
усилий и по определению усилий для расчета колонн (в таблице выделены рамкой)
приведены выше.
Глава 13. КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИЯ
Покрытие производственного здания состоит из кровельных (ограж-
(ограждающих) конструкций, несущих элементов (прогонов, ферм, фонарей),
на которые опирается кровля, и связей по покрытию, обеспечивающих
пространственную неизменяемость, жесткость и устойчивость всего
покрытия и его отдельных элементов.
В данной главе рассмотрены только плоскостные решения конструк-
конструкций покрытия. Пространственные решетчатые системы покрытий (струк-
(структуры) рассмотрены в главе 18.
§ 1. КОНСТРУКЦИЯ КРОВЛИ
Покрытие производственного здания решается с применением про-
прогонов или без них. В первом случае между стропильными фермами че-
через 1,5—3 м устанавливают прогоны, на которые укладывают мелко-
мелкоразмерные кровельные плиты, листы, настилы (рис. 13.1, а). Во втором
случае непосредственно на стропильные фермы укладывают крупно-
крупноразмерные плиты или панели шириной 1,5—3 м и длиной 6 или 12 м,
совмещающие функции несущих и ограждающих конструкций (рис.
13.1,6).
Кровля по прогонам получается легче вследствие небольшого проле-
пролета ограждающих элементов, но требует большего расхода металла (на
прогоны) и более трудоемка в монтаже. Беспрогонная кровля индустри-
альна и проста в монтаже, обеспечивает меньший расход стали (при
применении железобетонных панелей); основной недостаток ее —боль-
—большая масса.
Снижение массы кровельной конструкции имеет чрезвычайно важ-
важное значение, ибо уменьшает стоимость не только конструкции кровли,
но и всех нижерасположенных конструкций: фонарей, ферм, колонн и
фундаментов.
Выбор конструкции кровли производится на основании технико-эко-
технико-экономического сравнения возможных вариантов с учетом технологических
и экономических факторов — назначения здания, температурно-влаж-
ностного режима внутрицеховой среды, стоимости возведения, наличия
производственной базы по изготовлению крупноразмерных панелей в
районе строительства, условий транспортировки, обеспеченности мон-
монтажными механизмами и т. д.
— 309 —

Л, , ¦
жпп
. i I I 1 I
6
6
Рис. 13.1. Схемы покрытий
a — no прогонам, б — бес-
беспрогонное. ; — стропильные
фермы, 2 — прогоны; 3 —
кровельные плиты, 4 ~
крупнопанельные плиты
В зависимости от принятого типа кровли определяется необходимый
уклон покрытия для обеспечения водоотвода. При самозалечивающихся
кровлях с гравийной защитой принимается уклон 1,5 %; при кровлях
из рулонншх материалов без защиты — '/8—V12; при кровлях, не обес-
обеспечивающих герметизацию покрытия (асбестоцементные листы, волни-
волнистая сталь и т. д.), уклон кровли должен быть не менее XU—'/е-
1. Покрытия по прогонам
Прогоны устанавливают на верхний пояс стропильных ферм в их
узлах. В качестве прогонов применяют прокатные балки, гнутые про-
профили либо легкие сквозные конструкции (при шаге ферм больше 6 м).
Кровельные покрытия бывают теплыми (с утеплителем) в отапливае-
отапливаемых производственных зданиях и холодными без утеплителя (для не-
неотапливаемых зданий, а также горячих цехов, имеющих избыточные
тепловыделения от технологических агрегатов)'.
Для теплых кровель в качестве несущих элементов, укладываемых
по прогонам, широко используется стальной профилированный настил.
Применяют также мелкоразмерные керамзитобетонные, армоцементные
и асбестоцементные плиты, трехслойные панели типа сэндвич, состоя-
состоящие из двух металлических листов, между которыми расположен утеп-
утеплитель, или монопанели с несущим слоем из профилированного настила
и гидроизоляцией из мягкой кровли.
Профилированный настил (рис. 13.2) изготовляют из оцинкованной
рулонной стали толщиной / = 0,8; 0,9; 1 мм; высота профиля ft=40, 60
и 80 мм; ширина 5 = 680, 711 и 782 мм; длина до 12 м.
Профилированные листы укладывают по прогонам, расположенным
через 3—4 м. При шаге стропильных ферм 4 м настил может опираться
непосредственно на фермы.
Настил крепится к прогонам самонарезающими винтами. Между
собой листы настила соединяются комбинированными заклепками, по-
позволяющими вести клепку с одной стороны настила. Масса настила—
10—15 кг/м2.
Холодные кровли выполняют из волнистых асбестоцементных,
стальных или алюминиевых листов,«укладываемых по прогонам, распо-
расположенным через 1,25—1,5 м. Масса асбестоцементных листов в сред-
среднем 20 кг/м2. Стальные волнистые листы изготовляют из холодноката-
холоднокатаной стали толщиной от 1 до 1,8 мм. Высота волны fr = 30 и 35 мм. Мас-
Масса 15—20 кг/м2. Алюминиевые волнистые листы имеют толщину 0,6—
1,2 мм и массу 5—7 кг/м2. Волнистые листы крепят к прогонам с по-
помощью специальных упругих кляммеров или крюков из круглой стали
.(рис. 13.3).
Для обеспечения водоотвода в местах стыков волнистые листы пере-
перепускают внахлестку на 150—200 мм, при этом уклон кровли для асбе-
асбестоцементных листов должен быть не менее 'А; а для стальных и алю-
алюминиевых — не менее '/б-
1 Для того чтобы избежать конденсации влаги, в цехах с избыточным тепловы-
тепловыделением иногда устраивают утепленные покрытия.
— 310 —

Профилиpo -
ванный нос -
тил
Рис. 13.2. Теплая кровля со стальным профилированным настилом
профилированный настил. б — комбинированная заклепка; в — узел кровельного покрытия-
стальной стержень, 2 — алюминиевая втулка; 3 — самонарезающий винт; 4 — комбинированные
заклепки
d-8 /2мм
Гидроизоляционный наВер
Асфальтовая стятка
Утеплитель
Крупнопанельные плиты
Рнс. 13.3. Узлы крепления волнистых (а) и плоских
стальных (б) листов к прогонам
/ — гнутый лист /=8...1О мм; 2~ кляммеры; 3 — волни-
волнистые листы; 4 — стальной лист t=3..A мм
^_ ^
в
1
= 3000
г
UOO'50'З-^Л
СШ* 160*60*3
ц
150
Рис. 13.4. Узел кровли по
крупнопанельным плитам
1 — заливка швов; 2 — за-
закладные уголки
Рис. 13.5. Стальиан панель
для теплой кровли
/—профилированный на-
настил; 2 ~ самонарезающие
винты
а)
Рис. 13.6. Примеры конструкций панелей для холодных кровель
— стальной лист г=3...4 мм; 2 — ребра i —4...6 мм; 3 — гнутый лист t-Ъ..А мм
Во избежание электрохимической коррозии в местах контакта алю-
алюминия со сталью при установке алюминиевых листов на стальные про-
прогоны соприкасающиеся поверхности покрывают специальными грунтами
(например, АЛГ) или применяют изолирующие прокладки. Стальные
метизы для крепления листов нужно оцинковывать или кадмировать.
—311 —

333,2
S = 75OO ^
HI
Рис. 13.7. Панели из алюминиевых сплавов
о — трехслойная; б— каркасная; 1 — жесткий пенополиуретан; 2— наружная обшивка; 3— внут-
внутренняя обшивка; 4 — ребра из бакелизнрованной фанеры; 5 — утеплитель из пенопласта; 6 — алю-
алюминиевые листы /=1,5 мм
В горячих цехах кровля из асбестоцементных листов недостаточно
долговечна, так как под воздействием высоких температур асбестоце-
асбестоцемент пересушивается и растрескивается. Кроме того, волнистость кров-
кровли способствует скоплению ныли и затрудняет ее уборку. Поэтому в го-
горячих цехах более целесообразна кровля из плоских стальных листов.
Стыки между листами сваривают сплошными швами с использованием
автоматической сварки, что обеспечивает полную герметичность кровли,
поэтому уклон такой кровли может быть принят как и для рулонных
7e—7i2- Из условия жесткости кровли толщина листов должна быть не
менее 3—4 мм.
2. Беспрогонные покрытия
Для покрытий производственных зданий широко применяют различ-
различного вида крупнопанельные железобетонные плиты шириной 3 м и дли-
длиной 6 и 12 м. Продольные ребра плит опираются непосредственно в уз-
узлах верхнего пояса ферм и привариваются минимум по трем углам (рис.
13.4). Иногда в качестве доборных применяют плиты шириной 1,5 м.
В этом случае верхний пояс ферм необходимо рассчитать с учетом ме-
местного момента от внеузловой передачи нагрузки или поставить допол-
дополнительные шпренгели, подкрепляющие верхний пояс в местах опирания
плит. Типы плит покрытия и их характеристики указаны в каталогах
типовых сборных железобетонных изделий.
Основной недостаток крупнопанельных железобетонных плит — их
большой собственный вес A,4—2,1 кН/м2), что утяжеляет все нижеле-
нижележащие конструкции каркаса здания.
Для снижения нагрузок от покрытия в последнее время находят
применение металлические панели шириной 1,5 и 3 м и длиной 6 и 12 м.
Масса таких панелей в 4—5 раз меньше, чем железобетонных. По срав-
сравнению с кровлей по прогонам металлические панели более индустри-
альны и позволяют значительную часть работ по устройству кровли пе-
перенести на заводы металлических конструкций или в специализирован-
специализированные мастерские. Однако расход стали на них по сравнению с прогонным
решением несколько больше за счет дополнительных элементов, необ-
необходимых для обеспечения жесткости панелей при транспортировке и
монтаже.
Утепленные стальные панели обычно состоят из каркаса, профили-
профилированного настила, эффективного утеплителя и гидроизоляционного
слоя. Поперечный разрез панели пролетом 12 м с каркасом из гнутых
профилей приведен на рис. 13.5. Для пролета 12 м разработаны также
панели со шпренгелем, с предварительно напряженной обшивкой и
другие решения.
Неутепленные стальные панели применяются в покрытиях зданий
со значительными тепловыделениями. Возможные конструктивные ре-
решения таких панелей показаны на рис. 13.6.
Панели с использованием алюминиевых сплавов отличаются малой
массой и высокой коррозионной стойкостью. Однако из-за высокой сто-
стоимости алюминия их применение требует дополнительного технико-эко-
— 312 —

комического обоснования. Целесообразно использование таких панелей
в производствах с сильноагрессивными средами и в отдаленных райо-
районах, где высока стоимость транспортных расходов.
Различают каркасные и бескаркасные алюминиевые панели. Бескаркасные панели
выполняются из тонких алюминиевых листов с приклеенным к ним утеплителем, обла-
обладающим необходимой жесткостью. Несущая способность бескаркасных панелей мала и
они требуют частого расположения несущих конструкций.
Каркасные панели сложнее в изготовлении, но обладают большей несущей способ-
способностью. Их конструктивные решения весьма разнообразны. Обшивка таких панелей вы-
выполняется как из плоских, так и из профилированных листов. Для обеспечения устой-
устойчивости плоских листов целесообразно использовать предварительное напряжение.
Примеры решения алюминиевых панелей показаны на рис. 13.7.
§ 2. ПРОГОНЫ
Прогоны воспринимают нагрузку от кровли и передают ее на стро-
стропильные конструкции. Прогоны бывают сплошного сечения и решетча-
решетчатые. Сплошные прогоны тяжелее решетчатых, но значительно проще в
изготовлении и монтаже. Они применяются при шаге ферм 6 м. Сплош-
Сплошные прогоны обычно изготовляются из прокатных швеллеров, реже из
двутавров. Более рациональны прогоны из гнутых профилей швеллер.-
ного, С-образного и Z-образного сечения (рис. 13.8). Такие прогоны мо-
могут иметь развитую высоту при тонкой стенке. Для обеспечения местной
устойчивости полок устраивают отгибы.
При легкой кровле и небольших снеговых нагрузках прогоны из гну-
гнутых профилей могут применяться при шаге ферм до 12 м. При больших
нагрузках более рациональны сквозные прогоны, а также разработан-
разработанные в ЦНИИПроектстальконструкция прогоны из перфорированного
двутавра («сквозной» двутавр) (см. рис. 7.38) и тонкостенных балок.
По расходу стали прогоны из «сквозных» двутавров приближаются
к решетчатым, а по стоимости на 10—15 % дешевле.
Еще более эффективно использование для прогонов тонкостенных
балок. Учет закритической стадии работы стенки позволяет уменьшить
ее толщину и принять гибкость стенки (отношение высоты к толщине)
200—300. Такие прогоны на 8—18 % легче решетчатых. Для изготовле-
изготовления тонкостенных балок-прогонов разработана поточная линия с при-
применением высокочастотной сварки.
1. Прогоны сплошного сечения
Сплошные прогоны выполняются по разрезной и неразрезной схе-
схемам. Хотя при неразрезной схеме расход стали на прогоны меньше, в
целях упрощения монтажа чаще применяются разрезные прогоны.
При малоуклонной кровле (?=1,5 %) работа прогонов ничем не от-
отличается от работы обычных прокатных балок на вертикальную нагруз-
нагрузку; аналогичен также и расчет (см. гл. 7).
При кровле с большим уклоном прогоны, расположенные на скате,
работают на изгиб в двух плоскостях (косой изгиб). Вертикальная на-
нагрузка q от кровли может быть разложена на действующую в плоскости
большей жесткости прогона qx, и скатную составляющую qy (рис. 13.9,
а). Хотя при применяемых уклонах кровли скатная составляющая не-
невелика, напряжения от нее вследствие малой жесткости прогона отно-
относительно оси у—у получаются большими. Чтобы уменьшить изгибаю-
изгибающий момент от скатной составляющей, прогоны раскрепляют тяжами
из круглой стали диаметром 18—22 мм (рис. 13.9, б), уменьшающими
расчетный пролет прогона в плоскости ската. Тяжи ставят между все-
всеми прогонами, за исключением конькового. В панелях у конька тяжи
крепятся к стропильной ферме или к коньковому прогону вблизи опор.
По коньку устанавливается прогон с увеличенной в горизонтальной
плоскости жесткостью или спаренные прогоны, соединенные между со-
— 313 —

6)
Рис. 13.8. Типы сечения прогонов
а — прокатные, б — гнутые, в — составные
(по коньку и в ендовах), г — перфориро-
перфорированные (сквозные)
I. !/f I I INKl Vf I I I
,.
s
\T
1
1
1
1
1
1
—i—
~—i
У
/
i
i
i
i
—±—
3 ZS
3 [T T
A A
360
Узел /I
Рис. 13.9. К расчету прогонов
а —схема действия нагрузки, б — развяз-
развязка прогонов тяжами; в — к определению
усилий в прогоне, / — фермы; 2 — прого-
прогоны, 3 — тяжи
бой (рис. 13.9, б). Вертикальная нагрузка на прогон-определяется по
формуле
, . A3.1)
где gKrt— расчетная нагруэка от веса 1 м^ кровли, а — угол наклона к горизонту (при
уклоне кровли г<7в можно принимать cosa^l), р — расчетная нагрузка от снега, см.
— 314 —

формулу A3.5); 6 — расстояние между прогонами; qn-p — расчетная погонная нагрузка
от веса прогона.
В зданиях с фонарями, имеющих перепады высот по длине или ши-
ширине, расчетная снеговая нагрузка не является равномерной по ширине
пролета здания и существенно увеличивается у перепадов высот (сне-
(снеговые мешки), что представляет особую опасность для прогонов и учи-
учитывается коэффициентом с>1 (см. СНиП П-6-74).
Составляющие нагрузки qx и qy в зависимости от угла наклона ска-
ската кровли а будут равны:
qx = gcosa и % — <?sina. ('3.2).
Значения изгибающих моментов в плоскости меньшей жесткости прого-
прогона зависят от числа тяжей (рис. 13.9, в). При шаге ферм 6 м обычно
ставят один тяж, при шаге 12 м и крутом скате лучше поставить два.
При постановке одного тяжа расчетный момент Му в плоскости ска-
ската находится как опорный момент в двухпролетной неразрезной балке
(в том же сечении, где Мх максимален). Значения изгибающих момен-
моментов при постановке двух тяжей даны на рис. 13.9, в.
Наибольшие напряжения в прогоне при изгибе в двух плоскостях:
o = ox + Oy = Mx/Wx+My/Wy<.Ry. A3.3)
Прочность прогонов разрешается проверять с учетом развития пла-
пластических деформаций по формуле
A4.4)
где сх и су — коэффициенты, зависящие от типа сечения прогона (см. гл 7).
Если кровельный настил крепится к прогонам жестко и образует
сплошное полотнище (например, плоский стальной лист, приваренный
к прогонам, стальной профилированный настил, прикрепленный к про-
прогонам самонарезающими болтами и соединенный между собой заклеп-
заклепками и т. п.), то скатная составляющая будет восприниматься самим
полотнищем кровли. В этом случае необходимость в тяжах отпадает и
прогоны можно рассчитывать только на нагрузку qx. Общая устойчи-
устойчивость прогонов обеспечивается элементами крепления кровельных плит
или настила к прогонам и силами трения между ними. Однако, как гю-
казывают результаты обследования, при свободном опирании кровель-
кровельных элементов возможна потеря устойчивости прогона.
Прогиб прогонов от нормативной нагрузки проверяют только в
плоскости, нормальной к скату, он не должен превышать '/гоо пролета.
Прогоны крепят к поясам ферм с помощью коротышей из уголков,
планок, гнутых элементов из листовой стали (см. рис. 13.2, 13.3).
2. Решетчатые прогоны
Решетчатые прогоны могут иметь различные конструктивные реше-
решения (рис. 13.10, а—в).
Недостаток решетчатых прогонов — большое число элементов и уз-
узловых деталей и связанная с этим высокая трудоемкость изготовления.
Поэтому наиболее целесообразен трехпанельный прогон, принятый в
качестве типового. Верхний пояс этого прогона из двух швеллеров. Эле-
Элементы решетки из одиночного гнутого швеллера. Раскосы прикрепля-
прикрепляются к верхнему поясу на дуговой или контактной сварке (рис. 13.10,
г). Такое решение существенно упрощает изготовление и обеспечивает
достаточную боковую жесткость.
Решетчатые прогоны рассчитывают как фермы с неразрезным верх-
верхним поясом. Верхний пояс при этом работает на сжатие с изгибом (в
одной плоскости, если отсутствует скатная составляющая нагрузки, или
в двух плоскостях), остальные элементы испытывают продольные уси-
усилия.

S0jJSff30SO 6403050 2550
p—rt=E
4> w№0 4*2йт=вООО i960 JO
3*2oaf-60oo
i2000
О
О
Рис. 13 10. Решетчатые прогоны пролетом 12 м
с—в — схемы прогонов, г — узлы трехпанельного прогона
§ 3. СТРОПИЛЬНЫЕ И ПОДСТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Основные вопросы компоновки, расчета и конструирования ферм из-
изложены в гл. 9. Здесь рассмотрены только вопросы, связанные с при-
применением ферм в покрытиях производственных зданий.
1. Схемы ферм
Схемы ферм, применяемых в покрытиях производственных зданий,
достаточно разнообразны (рис. 13.11). Выбор типа ферм зависит от
технологических условий производства, конструкции кровли и технико-
экономических соображений. Эти требования определяют длину проле-
пролета, очертание верхнего пояса, высоту фермы, способ водоотвода, вели-
величину уклона и т. д.
При рулонных кровлях применяют фермы трапециевидного очерта-
очертания (уклон i=1ls— In) и с параллельными поясами (уклон 1,5 % со-
создается за счет строительного подъема) (рис. 13.11, а, б). Последние
несколько (~на 3 %) тяжелее трапециевидных, однако благодаря оди-
одинаковой длине элементов решетки, изготовление их проще. Площадь
кровли при фермах с параллельными поясами также несколько меньше.
Кроме того, малоуклонную кровлю защищают тонким слоем гравия на
битумной мастике, что повышает ее долговечность и огнестойкость (на
скатных кровлях этот слой держаться не может). В результате, с уче-
учетом эксплуатационных расходов, приведенные затраты на покрытие по
фермам с параллельными поясами получаются меньше. Поэтому такое
решение принято как типовое.
При устройстве холодных кровель из асбестоцементных, стальных
или алюминиевых листов, когда требуется больший уклон, применяют
треугольные фермы или двускатные с параллельными поясами (рис.
13.11,6,2).
Для открылков, а также в многопролетных зданиях с наружным от-
отводом воды используют односкатные фермы (рис. 13 11, д, е).
Высоту ферм в середине пролета Лф принимают на основе технико-
экономического анализа с учетом условий перевозки.
В зданиях с подвесным транспортом (подвесные краны, конвейеры)
высота ферм определяется с учетом повышенных требований к жестко-
— 316-

a)
хххххххх
Рис, 13.11. Схемы ферм покрытий
сти покрытия. Для сокращения объема здания внутрицеховые комму-
коммуникации следует размещать в пределах межферменного пространства,
что в некоторых случаях требует увеличения высоты ферм. Высота фер-
фермы по опоре hon зависит от типа сопряжения ригеля с колонной. При
жестком сопряжении эта высота должна быть не меньше (l/i3—4n)l-
Решетку стропильных ферм проектируют обычно треугольной с до-
дополнительными стойками. С учетом размеров типовых кровельных плит
размер панели верхнего пояса принимается модульным, равным 3 м.
При частом расположении прогонов и ширине плит 1,5 м обычно при-
применяют фермы со шпренгельной решеткой, чтобы исключить работу
верхних поясов ферм на местный изгиб при внеузловой передаче на-
нагрузки.
Схемы стропильных ферм из парных уголков и их основные размеры
должны соответствовать ГОСТ.
Для отапливаемых и неотапливаемых зданий с унифицированными
пролетами до 36 м с покрытиями из железобетонных плит, стального
профилированного настила и волнистых асбестоцементных листов раз-
разработаны серии типовых проектов ферм.
Для отапливаемых зданий, а также для неотапливаемых с железобе-
железобетонными плитами основным типом стропильных конструкций являются
фермы с параллельными поясами (уклон /=1,5 %). Высота ферм по
наружным граням поясов принята 3150 мм, что позволяет собирать фер-
фермы, независимо от пролета, в едином кондукторе. Фермы пролетом 18
и 24 м для уменьшения объема здания применяют пониженной высоты
йф=2250 мм (рис. 13.12). Высота ферм из круглых труб равна 2900 мм
по осям поясов.
Для неотапливаемых зданий с покрытием из волнистых листов раз-
разработаны типовые треугольные фермы с уклоном верхнего пояса i=
= 1/3,5. Решетка треугольная с дополнительным шпренгелем. Шаг про-
прогонов — 1,5 м.
Подстропильные фермы проектируют чаще всего с параллельными
поясами, треугольной решеткой и стойками, к которым крепят стро-
стропильные фермы. Высота подстропильных ферм определяется конструк-
конструкцией узла примыкания стропильной фермы и зависит от высоты пос-
последней. Обычно стропильные фермы с параллельными поясами и тра-
трапециевидные примыкают к подстропильным сбоку и их высоты близки.
Треугольные стропильные фермы опираются сверху. Узел примыкания
стропильных ферм к подстропильным обычно выполняется шарнирным.
До последнего времени основным типом сечения элементов ферм
— 317 —

1500
200
О
(сечения элементов из
Рис. 13.12. Схемы типовых ферм для покрытий с уклоном кровли 1,5
уголков и тавров)
а — стропильные фермы, б — подстропильные фермы
были парные уголки. Несмотря на широкое распространение, такое ре-
решение имеет ряд недостатков: нерациональность сечения из уголков
при работе на сжатие и большое число дополнительных элементов (со-
(соединительных прокладок, фасонок) увеличивают расход стали; большой
объем сварки и мелких деталей усложняет изготовление; наличие зазо-
зазоров между уголками затрудняет окраску конструкций и снижает их
коррозионную стойкость.
Поэтому в последние годы с развитием эффективных видов металло-
металлопроката (трубы, широкополочные двутавры, гнутые профили) в по-
покрытиях производственных зданий находят применение более рацио-
рациональные конструктивные решения ферм, обеспечивающие снижение
массы и трудоемкости изготовления и монтажа металлических конст-
конструкций.
К таким решениям можно отнести фермы с элементами из круглых
труб и прямоугольных гнутозамкнутых профилей, фермы с поясами из
двутавров и решеткой из гнутозамкнутых профилей; фермы с поясами
из тавров и треугольной решеткой из уголков (см. гл. 9).
Интересным конструктивным решением является ферма с поясами
из широкополочных тавров и перекрестной решеткой из одиночных
уголков (см. рис. 13.11, и). Крепление уголков в узлах с разных сторон
пояса позволяет во многих случаях обойтись без фасонок (см. рис. 9.22,
а), что снижает расход стали и упрощает изготовление (см. гл. 9).
Возможно также при небольших нагрузках использование для стро-
стропильных конструкций тонкостенных балок с гибкостью стенки 200—300.
При конструировании фермы разбивают на отправочные марки.
Длина отправочной марки определяется условиями транспортирования.
Обычно при пролете до 18 м фермы транспортируют целиком, а при
большем пролете разбивают на два или три отправочных элемента.
Для сокращения транспортных расходов разработаны конструкции
ферм покрытий с узлами на высокопрочных болтах. Такие конструкции
поставляются «россыпью».
Дальнейшим этапом индустриализации строительства и повышения
его эффективности является разработка и внедрение легких металличе-
— 318— ^

ских конструкций одноэтажных зданий. Отличительная особенность
таких конструкций — комплектность поставки всех элементов, приме-
применение эффективных профилей и соединений, использование легких (со
средней плотностью не более 300 кг/м3) утеплителей. Такие конструк-
конструкции изготовляются на специализированных заводах.
Легкие металлические конструкции рекомендуются для применения
в отапливаемых одноэтажных производственных зданиях с неагрессив-
неагрессивной и слабоагрессивной средой при подвесных кранах грузоподъемно-
стью до 3,2 т или мостовых кранах грузоподъемностью до 20 т легкого
и среднего режима работы.
Одним из примеров легких металлических конструкций является по-
покрытие с фермами из замкнутых гнутосварных профилей пониженной
высоты. Шаг ферм принят 4 м, профилированный настил крепится не-
непосредственно к верхним поясам ферм на самонарезающих винтах. Ре-
Решетка ферм — треугольная с нисходящим раскосом (см. рис. 13.11, ж).
Верхний пояс фермы помимо сжимающего усилия воспринимает также
момент от равномерно распределенной нагрузки.
Подстропильные фермы также имеют треугольную решетку с нисхо-
нисходящим раскосом. Верхний пояс фермы выполнен из широкополочного
двутавра, что упрощает опирание стропильных ферм.
2. Особенности расчета
А. Нагрузки. Основными нагрузками при расчете стропильных ферм
являются постоянная нагрузка от кровли и несущих конструкций по-
покрытия и нагрузка от снега. Иногда на стропильные фермы действуют
и другие нагрузки: от подвесного транспорта, подвесных коммуникаций
и оборудования, электроосветительных установок, вентиляторов, гале-
галерей, систем испарительного охлаждения, устанавливаемых на крыше
здания и т. д. При больших пылевыделениях (например, на цементных
заводах) при расчете ферм учитывают нагрузку от пыли.
Постоянные нагрузки от кровли, стропильных ферм, связей по по-
покрытию и фонарей принимаются, как правило, равномерно распреде-
распределенными. Нагрузки от бортовых стенок фонаря и остекления учитыва-
учитываются в виде сосредоточенных сил, приложенных в узлах опирания край-
крайних стоек фонаря.
Значения нагрузок и коэффициентов перегрузки (коэффициентов
надежности по нагрузке) для некоторых наиболее распространенных
типов покрытий приведены в табл. 13.1.
Нагрузка от бортовой стенки фонаря определяется в зависимости от
конструктивного решения. Вес остекления принимается равным 0,35 кИ
на 1 м2 остекленной поверхности.
Снеговые нагрузки при расчете элементов покрытия (плит, прогонов,
настила и ферм) несколько отличаются от принимаемых при расчете
поперечных рам.
Это объясняется тем, что для конструкций покрытия снеговая на-
нагрузка является основной, определяющей размеры сечения элементов
(особенно при легких кровлях). В некоторых случаях доля снеговой на-
нагрузки в расчетных усилиях достигает 60—70 %. Поэтому элементы по-
покрытия весьма чувствительны к возможным перегрузкам и неравномер-
неравномерному распределению снеговой нагрузки, что необходимо учитывать при
расчете.
Расчетное значение снеговой нагрузки определяют по формуле
р — прас. A3.5)
Значение коэффициента перегрузки п при расчете элементов покры-
покрытия принимается в зависимости от отношения нормативного веса по-
покрытия gR к нормативной снеговой нагрузке рн (см. гл. 12).
Коэффициент с учитывает неравномерное распределение снега по
покрытию, возможность образования вследствие переноса снега снего-
— 319 —

Таблица 13.1. Нагрузки от веса конструкций покрытия
Вид нагрузки
Норматипная,
кН/м2
Коэффициенты
перегрузки
Расчетная, кН/м2
Ограждающие элементы кровли
Гравийная защита A5—20 мм)
Гидроизоляционный ковер из 3—4
слоев рубероида
Асфальтовая или цементная стяжка
B0 мм)
Утеплитель1 толщиной h и удельным
весом у:
а) пенобетон у=6 кН/м3
б) минералФватные плиты у=
= 1—3 кН/м3
в) пенопласт y=0>5 кН/м3
Пароизоляция из одного слоя руберо-
рубероида или фольгоизола
0,3—0,4
0,15—0,2
0,4
Т/г
0,05
Несущие элементы кровли
Профилированный настил @,8—1 мм)
Волнистые листы:
а) асбестоцементиые
б) стальные A—1,75 мм)
Плоский стальной настил C—4 мм)
Железобетонные панели из тяжелого
бетона (с заливкой швов) размерами:
3X6 м
3X12 м
0,13—0,16
0,2
0,12—0,21
0,24—0,32
.1,6
1,8
1,05
1,1
1,05
1,05
1,1
1,1
Металлические конструкции покрытия
Прогоны:
а) сплошные пролетом 6 м
» » 12 м
в) решетчатые
Каркас стальной панели размерами:
а) 3X6 м
б) 3X12 м
Стропильные фермы2
Подстропильные фермы2
Каркас фонаря
Связи покрытия
0,05—0,08
0,10—0,15
0,07—0,12
0,10—0,15
0,15—0,25
0,10—0,40
0,05—0,10
0,08—0,12
0,04—0,06
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
1,05
0,055—0,085
0,105—0,16
0,075—0,125
0,105—0,16
0,16—0,26
0,105—0,42
0,055—0,105
0,085—0,125
0,040—0,065
1,3
1,3
1,3
1,2—1,3
1,3
1,3
1,2
1,3
0,4—0,52
0,2—0,36
0
0,
,52 -
065
0,14—0,17
0,22
0,13—0,22
0,23—0,34
4,75
2
1 Требуемую толщину утеплителя определяют теплотехническим расчетом.
¦ Меньшее значение принимают для пролета злаиня / = 24 к и легкой кровли; большее для
»'=36 м и тяжелой кровли.
вых мешков у перепадов высот и зависит от конфигурации кровли (рис.
13.13).
Для зданий без фонарей и перепадов высот при угле наклона кровли
а==с25° с=1,0, при а>60° с=0, в интервале 25°<а<60° значение с
определяют линейной интерполяцией.
Если здание имеет двускатное покрытие с углом наклона 20°^а^
^30°, то учитывается и второй вариант загружения снегом (рис.
13.13, а).
Для зданий с фонарями (рис. 13.13, б) рассматривают два варианта
загружения снегом, а коэффициенты с определяют по формулам:
с2= 1 + 0, la/6; c3= l + 0,6a/S4;
$ A3.6)
Значения с при этом не должны превышать: для ферм и балок при
— 320 —

нормативной нагрузке от покрытия бо-
более 1,5 кН/м2—2,5; то же, при норма-
нормативной нагрузке от покрытия менее
1,5 кН/м2—4; для профилированного
настила—2; для прогонов—2,5. Зна-
Значение Бф принимается равным высоте
фонаря Лфон, но не более Ь.
При более сложных конфигураци-
конфигурациях покрытия с перепадами высот снег
сдувается с вышележащих пролетов
на нижележащие и образуются зоны
повышенных снеговых нагрузок. Дан-
Данные для определения этих нагрузок
приведены в главе СНиП П-6-74. В не-
необходимых случаях, когда неблаго-
неблагоприятные усилия в элементах возни-
возникают при частичном загружении, сле-
следует рассмотреть также схемы со сне-
снеговой нагрузкой, действующей на ча-
части пролета.
В большинстве случаев наиболь-
наибольшие усилия в поясах и раскосах ферм
получаются при загружении по пер-
первому варианту. Второй вариант яв-
является определяющим для плит, на-
настилов, прогонов и стоек ферм, рас-
расположенных в местах повышенных
снеговых нагрузок. Кроме того, при
загружении по второму варианту, а
также при половинном загружении
пролета в средних раскосах ферм может измениться знак усилия, и
слабонагруженные растянутые элементы, имеющие большую гибкость,
окажутся сжатыми.
Расчетные узловые силы на ферму от постоянных и снеговых нагру-
нагрузок определяются в соответствии с указаниями гл. 9.
Нагрузка от ветра вызывает в элементах фермы, как правило, уси-
усилия противоположного знака по сравнению с усилиями от веса покры-
покрытия и снега. Поэтому при расчете ферм ветровую нагрузку следует учи-
учитывать только в том случае, если ее величина превышает вес покрытия
(при легких кровлях и в районах с повышенной ветровой нагрузкой).
Прочие нагрузки на стропильные фермы принимают по технологиче-
технологическому заданию.
Б. Определение усилий в стержнях ферм. Усилия в стержнях стро-
стропильных и подстропильных ферм при шарнирном сопряжении их с ко-
колоннами от неподвижной узловой нагрузки определяют графическим
или аналитическим способом (см. гл. 9). При внеузловой передаче на-
нагрузки пояс фермы работает на осевое усилие с изгибом. Учитывая не-
разрезность пояса, значение момента можно приближенно определить
по формуле
A3.7)
Рис. 13.13. К определению снеговых иа-
грузок
0,9 — коэффициент, учитывающий неразрезность пояса.
Усилия от подвижной нагрузки (подвесных кранов, тельферов) оп-
определяют по линиям влияния.
В стропильных фермах, входящих в состав поперечной рамы, возни-
возникают усилия от распора (продольная сила в ригеле) Нр (рис. 13.14, а).,
В зависимости от конструктивного решения узла сопряжения фермы и
колонны распор рамы воспринимается нижним или верхним поясом
21—143
-321 —

Рис. 13.14. К расчету ферм
о — схема приложения нагрузок; б — расчетная схема
фермы. При расчете рам по приближенной методике с заменой решет-
решетчатого ригеля сплошным, расположенным в уровне нижнего пояса, рас-
распор рамы считается приложенным к нижнему поясу.
При жестком сопряжении ригеля с колонной в элементах фермы
возникают усилия от рамных моментов на опорах. Эти усилия можно
определить графическим или аналитическим способом, приложив на опо-
опорах фермы две пары горизонтальных сил (рис. 13. 14, б);
Hi = Milhon и Я2 = Mz/hon, A3.8)
где hon — расстояние между осями поясов фермы на опоре.
Значения опорных моментов М\ и Мг берут из таблицы расчетных
усилий колонны для сечения /—/ (см.табл. 12.6), при этом, взяв мо-
момент для левой опоры М\, нужно определить опорный момент для пра-
правой опоры М2 при той же комбинации нагрузок.
При определении опорных моментов следует учитывать: первую ком-
комбинацию с максимальным (по абсолютному значению) моментом, вы-
вызывающую наибольшее растягивающее усилие в крайней панели верх-
верхнего пояса, и вторую комбинацию моментов без учета снеговой нагрузки
для определения возможного сжимающего усилия в нижнем поясе.
Для определения расчетных усилий в стержнях фермы составляют
таблицу, включающую усилия от постоянных и временных нагрузок, от
распора рамы и опорных моментов (см. пример табл. 13.2). Расчетные
усилия получают суммированием отдельных составляющих в их небла-
неблагоприятном сочетании.
Узлы сопряжения ферм с колонной выполняются, как правило, на
болтах и имеют определенную податливость; в процессе эксплуатации
может произойти ослабление соединений и степень защемления фермы
на опоре уменьшится. Опорные моменты и распор рамы определяют с
учетом всех нагрузок (постоянных, снеговых, крановых, ветровых), ко-
которых может и не быть. Поэтому разгружающее влияние опорных мо-
моментов и распора рамы обычно не учитывают.
Если усилия в рассматриваемом стержне от распора рамы, опорных
моментов и вертикальной нагрузки имеют одинаковые знаки, то прини-
принимают их сумму. Если знаки усилий разные и усилия от распора и мо-
моментов меньше по абсолютному значению, то за расчетное берут усилие
только от вертикальной нагрузки. Если же усилия имеют разные знаки,
и усилия от распора и моментов больше усилий от вертикальной нагруз-
нагрузки, то стержень должен быть проверен и на алгебраическую сумму этих
усилий.
При обеспечении достаточной жесткости узла сопряжения ферм и
колонн, например при соединении на сварке, может быть учтено разгру-
— 322 —

жающее влияние опорных моментов от постоянной и снеговой нагру-
нагрузок.
Для этого расчет фермы следует проводить раздельно для каждой
нагрузки с учетом соответствующих рамных моментов и распора и со-
составлять расчетные комбинации, вызывающие наиболее неблагоприят-
неблагоприятные усилия.
Подбор сечения элементов ферм покрытия, расчет и конструирова-
конструирование промежуточных узлов выполняются так же, как и для обычных сво-
свободно опертых ферм (см. гл. 9).
3. Опорные узлы
Конструкция опорных узлов ферм зависит от способа сопряжения
фермы с колонной.
При шарнирном сопряжении наиболее простым является узел опи-
рания фермы на колонну сверху с использованием дополнительной
стойки (надколонника) (рис. 13.15, а). При таком решении возможно
опирание ферм как на металлическую, так и на железобетонную колон-
колонну. Аналогично решается и узел опирания стропильной фермы на под-
подстропильную (рис. 13.15, в).
Опорное давление фермы /> передается с опорного фланца фермы
через строганые или фрезерованные поверхности на опорную плиту ко-
колонны или опорный столик подстропильной фермы. Опорный фланец
для четкости опирания выступает на 10—20 мм ниже фасонки опорного
узла. Площадь торца фланца определяется из условия смятия Л^
~^F$IRCMT, где /?см.т—расчетное сопротивление стали смятию торце-
торцевой поверхности (при наличии пригонки).
Верхний пояс фермы конструктивно на болтах грубой или нормаль-
нормальной точности прикрепляют к фасонке надколонника. Для того чтобы
узел не мог воспринять усилия от опорного момента и обеспечивал шар-
нирность сопряжения, отверстия в фасонках делают на 5—6 мм больше
диаметра болта.
При жестком сопряжении стропильная ферма примыкает обычно к
колонне сбоку (рис. 13.16).
Опорное давление /> передается на опорный столик. Опорный сто-
столик делают из листа ^—30...40 мм при небольшом опорном давлении
(/•"ф^200—250 кН) из уголков со срезанной полкой. Учитывая возмож-
возможный эксцентриситет передачи нагрузки, возникающий из-за неплотного
опирания фланца и его перекоса в своей плоскости, угловые швы креп-
крепления столика рассчитывают на усилие F=\,2F$. Опорный фланец
крепят к полке колонны на болтах грубой или нормальной точности, ко-
которые ставят в отверстия на 3—4 мм больше диаметра болтов, чтобы
они не могли воспринять опорную реакцию фермы в случае неплотного
опирания фланца на опорный столик.
Горизонтальные усилия от опорного момента H\=M\jhoa восприни-
воспринимаются узлами крепления верхнего и нижнего поясов. Последний до-
дополнительно воспринимает усилие от распора рамы Нр. В большинстве
случаев опорный момент фермы имеет знак минус, и сила Ни как и
Яр, прижимает фланец узла нижнего пояса к колонне. Напряжения по
поверхности контакта невелики и их можно не проверять. Если сила
Н—Н\-\-Нр отрывает фланец от колонны (при положительном знаке
момента), то болты крепления фланца к колонне работают на растяже-
растяжение и их прочность следует проверить с учетом внецентренного относи-
относительно центра болтового поля приложения усилия.
Швы крепления фланца к фасонке воспринимают опорную реакцию
фермы F(j, и внецентренно приложенную силу Н (центр шва не совпа-
совпадает с осью нижнего пояса). Под действием этих усилий угловые швы
работают на срез в двух направлениях (рис. 13.17).
Прочность соединения по металлу шва проверяется в точке действия
наибольших результирующих напряжений (точка А) по формуле
21* — 323 —

A-A
Рис. 13.15. Узлы опирания
ферм на колонну ссерху
а — на крайнюю колонну:
б — на колонну среднего
ряда; в — на подстропиль-
подстропильную ферму; / — надколон-
ник; 2 — стропильная фер-
ферма; 3 — колонка; 4 — мон-
монтажные прокладки; 5 —
подстропильная ферма
ьшЯ
«• V-^ ^- пев -,св .,
TiuAfj ^ куш Гуш ""
A3.9)
Если рш ЯушТущ^Рс ^ycVyc. то необходимо сделать проверку по ос-
основному металлу по границе сплавления.
В узле крепления верхнего пояса сила Я] стремится оторвать фла-
фланец от колонны и вызывает его изгиб (рис. 13.18). Момент при изгибе
фланца определяют как в защемленной балке пролетом Ь, равным рас-
расстоянию между болтами, Мфл=Я1Ь/8-
Напряжения во фланце
а =
Мфл
W
тлъ
где а и t — длина и толщина фланца.
— 324-

Рис. 13.16. Узел опираиия стропильной фермы иа колонну сбоку
о—общий вид; 6, в — варианты крепления верхнего пояса при жестком соединении ригеля с
колонной
Рис. 13.17. К расче-
расчету шва крепления
фланца к фасонке
Желательно, чтобы линия действия силы Я, проходила через центр
фланца. В этом случае усилие растяжения во всех болтах одинаково и
необходимое число болтов п = Н1/уЫъ, где N6 — несущая способность
одного болта на растяжение (см. гл. 5).
Шов крепления фланца к фасонке работает на срез и его высоту оп-
определяют по формуле [см. формулу E.8)]
) A3.10)
Если линия действия силы Нх не проходит через центр фланца, то
швы и болты рассчитывают с учетом эксцентриситета.
В случае действия больших опорных моментов и при необходимости
повышения жесткости узла сопряжения ригеля с колонной целесооб-
целесообразно выполнить соединение верхнего пояса с колонной на сварке (см.
рис. 13.16, б, s).
— 325 —

to,
Ь-у*.
^
Рис. 13.18. К расчету узла крепления верхнего пояса
а — работа фланца; б — расчетная схема
Если фланец сделать тонким (^=8...1О мм) возможно малой длины,
а расстояние между болтами по горизонтали принять достаточно боль-
большим (Ь= 160...200 мм), то он будет гибким и не сможет воспринимать
сколь-нибудь существенную силу #i (см. рис. 13.18, а).
Предельная сила #i, которую может воспринять фланец с учетом образования
пластического шарнира, определяется из выражения
= (Нг W8)/(ofi/4) = Rk,
где В7цЛ=а/2/4 — пластический момент сопротивления фланца; &«1,3 — коэффициент,
учитывающий вероятность повышенных значений предела текучести (см. рис. 2.4). От-
Откуда Н1,тах=2а1гЯк1Ь. Максимальный опорный момент, который может возникнуть в
уЗЛе СОПряЖеНИЯ ферМЫ С КОЛОННОЙ, Мовтах—Нl.maxhon.
При малом значении предельного опорного момента им можно пренебречь и счи-
считать сопряжение ригеля с колонной шарнирным.
Другим вариантом шарнирного узла при примыкании фермы к ко-
колонне сбоку является сопряжение верхнего пояса с колонной на болтах
нормальной точности, поставленных в рассверленные (или овальные)'
отверстия по типу узла на рис. 13.15, б.
Опирание подстропильных ферм на колонны выполняется, как пра-
правило, шарнирным. Решение такого узла с надколонником показано на
рис. 13.15,6. Работа и расчет его аналогичны узлу шарнирного опира-
ния стропильных ферм.
При жестком сопряжении стропильных ферм с колоннами (опирание
сбоку) для удобства монтажа целесообразно применить подстропиль-
подстропильные фермы с нисходящим опорным раскосом (при другом решении
л-я
Рис. 13.19. Узел опираиия подстропильной фермы на колонну
/ — подстропильная ферма, 2 — стропильная ферма
-326 —

ферму трудно завести между полками колонны) (рис. 13.19). Опорное
давление подстропильной фермы передается через строганый торец на
столик, приваренный к стенке колонны. Фланец опорного узла прикреп-
прикрепляют к стенке колонны болтами нормальной точности. Нижний пояс
подстропильной фермы делают укороченным (чтобы его не нужно было
заводить внутрь колонны) и крепят накладкой к ребру колонны.
Опирание стропильных ферм на подстропильные выполняется в
большинстве случаев по шарнирной схеме. Вариант решения такого уз-
узла показан на рис. 13.15, в. При неразрезных стропильных фермах для
обеспечения жесткости узла необходимо перекрыть верхние пояса стро-
стропильных ферм накладкой, рассчитанной на восприятие усилия от опор-
опорного момента. В узле нижнего пояса это усилие прижимает фланец
фермы к стойке, и дополнительные элементы для его восприятия не
требуются.
§ 4. ПРИМЕР РАСЧЕТА СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
1. Исходные данные. Параметры здания и нагрузки те же, что в примерах ком-
компоновки (гл. 11) и расчета рамы (гл. 12). Материал стержней ферм — сталь марки
ВСтЗпс6-1,^ = 240МПа=24кН/см2 (^<20мм), фасонок —ВСтЗсп5-1 по ТУ 14-1-3023-80;
пояса из тавров с параллельными гранями полок; решетка из уголков.
2 Сбор нагрузок на ферму. Постоянная нагрузка. Состав кровли см. в табл. 12.5.
Нагрузка от покрытия (за исключением веса фонаря):
Вес фонаря, в отличие от расчета рамы, учитываем в местах фактического опира-
ния фонаря на ферму.
Вес каркаса фонаря на единицу площади горизонтальной проекции фонаря g'^0H =
= 0,1 кН/м2.
Вес бортовой стенки и остекления на единицу длины стенки ?бст = 2 кН/м.
Узловые силы (рис. 13.20, а):
F1 = F2 = g'Kp Bd = 1,36-12-3 = 49 кН;
Fз = SkP Bd + (g^H В 0,5d + g6cT B) v8 =
= 1,36-12.3 + @,1-12.0,5.3 + 2.12H,95 = 75 кН;
F4 = gKp B@,Sd + d) + [§фон В @,5d + d)} v8 =
= 1,36-12 @,5-3 + 3)+ 0,1-12 @,5-3+ 3H,95 ==79 кН.
Силы FP и Fs приложены к колоннам и в расчете фермы не учитываются.
Опорные реакции F,i = F1 + F2+F3+Fi^2-49 + 76+79=262 кН.
Снеговая нагрузка. Расчетная нагрузка: p—pQncyB=l,50- 1,45-0,95с=2,07с; «=1,45
(см расчет рамы).
Узловые силы:
1-й вариант снеговой нагрузки (рис. 13.20,6)
f1p = F2p = 2,07-l2-3-l,l3 = 84 кН; F3P = 2,07-12-3 @,8+ 1,13)/2 =72 кН;
Fip = 2,07-12 C + 0,5-3) 0,8 = 89 кН.
Опорные реакции: F4r=2Fw+F3v+F4p=2-84+72+89=329 кН.
2-й вариант снеговой нагрузки (рис, 13.20, в)
F'lp = 2,07-12-3 = 75 кН; F'2p = 2507-12-3.2s6 = 194 кН;
FZp = 2,07-12 C/2) 2,6 = 97 кН; FAp = р'Ър = F'6p = 05
F'7p = 2,07-12 C/2) 2,07 = 77 кН; F8p = 2,07-12-3-2,07 = 154 кН;
F'9p = 2,07-12-3 = 75 кН.
Опорные реакции:
на левой опоре
FAp = G5-26,5+ 194-23,5 + 97-20,5 + 77-8,5 +154-5,5 + 75-2,5)/29 = 352 кН;
на правой опоре
FBp = 75 + 194 + 97 + 77 + 154 + 75 — 352 = 320 кН.
Нагрузка от рамных моментов (см. табл 12 6)
\'н — коэффициент надежности по назначению (см пример расчета рамы).

1
j1 1 i
| J | ¦
1 <
| ffffcmB
1 f <7/<'
U I M Hi
1-й вариант
2-й вариант
Y"
S<p=hcpotf4,5M^ a=12M Scp =
hq>0H = 4'5M
у *ry*/#7i-_i* L.
Рис. 13.20. К примеру расчета фермы
а —схема постоянной нагрузки; б, в — схемы снеговой нагрузкя
1-я комбинация: М\таг=—811 кН-м; М2Соот==—556кН-м (сочетание 1,2,3, 4*, 5).
2-я комбинация: Мх = — 811— (—321) =— 490 кН-м; АЬСоот=— 556— (—321) =
= — 235кН-м.
Нагрузка от распора рамы
1-я комбинация:
Я1 = 20+C4+76 + 19— 17 + 21H,9= 140 кН;
#2 = 20+ C4 + 43 + 4 + 20— 16H,9 = 97 кН.
2-я комбинация:
Я1 = 20+G6+ 19—17 + 21H,9= 109 кН;
Я2 = 20 + D3 + 4 + 20 — 16) 0,9 = 66 кН.
— 328 —

-, = 103 К Н
' НН М
Рис 13 21. Схема приложения опорных моментов и распора
а)
\49 \49 \75
Рис. 13.22. Расчетная схема (а) и диаграмма усилий от постоянной нагрузки (б)
-0,528 Ъ,Ц- 5,7 7,6' 4',3' В,А,1
Рис. 13 23. Расчетная схема (а) и диаграмма усилий от единичного момента (б)
Схема приложения опорных моментов и распора приведена на рис 13 21.
3 Определение усилий в стержнях фермы Усилия в стержнях фермы определяем
раздельно для каждой нагрузки с помощью построения диаграммы Максвелла—Кре-
Максвелла—Кремоны или на ЭВМ
При вычерчивании слемы фермы (рис 13 22, а) за расчетную высоту принимается
расстояние между осями поясов Сумму привязок осей поясов таврового сечения к ах
внешним граням 2z0 можно принять равной 100 мм Уклоном фермы при 1 = 0,015 мож-
можно пренебречь.
-329 —

Таблица 13.2. Расчетные усилия в стержнях фермы, кН
Элемент
1
Верхний
ПОЯС
F
g Нижний
I ПОЯС
Раскосы
Стойки
стержня
2
Ву-1
В2—3
В3-4
Bi—6
Br-7
Н—2
Н—5
Н—8
1—2
2—3
л ч
5—6
7—8
3—4
6-7
Усилия
от посто-
постоянной
нагрузки
1
3
0
—415
—650
215
570
650
—330
290
—223
ПО
0
—49
—79
Усилия от снеговой нагрузки
'2а
4
0
—540
—775
300
695
775
—450
350
—215
120
0
—194**
—89
лс=0,9
26
5
0
—486
—696
270
626
696
—405
315
—193
108
0
—175**
—80
Усилия от опорных моментов
S,
от М,=1
6
—0,328
—0,265
-0,2
0,295
0,23
0,165
0,044
—0,047
0,047
—0,047
0,047
0
0
от М2=1
7
0
—0,065
—0,13
0,033
0,1
0,165
—0,044
0,047
—0,047
0,047
—0,047
0
0
S,-M,
= -811 кН-м)
3
8
266
215
162
—144*
— 112*
—81*
—36
38
—38
38
—38
—
= -556кН-м)
4
9
0
36
72
—8*
—23*
—39*
24
—26
26
—26
26
—
Усилия
от распо-
распора рамы
5
10
—
—109*
—99*
—89*
—
—
Расчетные усилия
№
усилий
11
3
1+2а
1+2а
1+2а
1+2а
1+2а
—
растяже-
растяжение
12
266
515
1265
1425
640
230
—
№ усилий
13
1+2а
1+2а
1+3+4+5.
1+2а
1+2а
3+4
1+2а
1+2а
сжатие
14
—955
— 1425
—46
—780
-435
—12
—243
— 168
* По 2 й комбинации моментов и распоров.
** По 2 му оариаиту снеговой нагрузки.

Таблица 13.3. Таблица проверки сечеиий стержней фермы
Элемент
1
Верхний
пояс
№ стерж-
стержня
2
Bt-1
В2-3
В3-4
Bt—S
Вь~7
В стадии
Расчетное усилие, кН
растяже-
растяжение
3
266
—
—
монтажа
сжатие
4
—
—955
—1425
/„=1450
Сечение
5
Т20ШТ
Т30ШТ2
см; !„,сР=G
Площадь
Л, см2
6
53,8
97,7
1х
'/
см
7
250
250
300
300
300
600
'*
'у'
см
S
5,03
7,18
8,16
7,41
%х
9
—
60
42
37
80
10
—
120
120
п
—
0,806
0,686
18-8,54-7,41 •6)/14,5 = 7,24; ку= 1450/7,24 = 200< [X] =220
V
12
—
0,95
0,95
Проверка сеченин
прочность
N
~— <RV. кН/см2
лнт
13
—
—
—
устойчивость
Л'
кН/см2
14
—
22<22,8
21,3<22,8
Н—2
515
—46
Х15ШТ
29
300
550
600
1800
600
1800
3,91
4,Ъ4
5,03
7,31
77
119
119
123
120
250
0,425
—
—
0,95
0,95
0,95
16,5<22,8
—
21,4<22,8
Нижний
пояс
Н—5
Н-8
1265
1425
± 20ШТ2
66,6

Продолжение табл. 13.3
со
со
to
Элемент
1
Раскосы
Стойки
№ стерж-
стержня
2
1—2
2—3
4—5
5—6
7—8
3—4
6—7
Расчетное
растяже-
растяжение
3
640
—
230
—
—
усилие, кН
сжатие
4
—780
—
—435
-12
—243
—168
Сечение
5
ПП60Х
X 100x9
П Г 100x8
1Г125X8
ПГ63Х5
ПГ80Х6
ПГ90Х6
ПГ80Х6
Площадь
А, см2
6
45,8
31,2
39,4
12,26
18,76
21,2
18,76
«X
-сМ
7
197
394
342
428
342
428
342
428
342
428
244
305
244
305
'х
~ . см
'у
8
2,85
7,75
3,07
4,47
3,87
5,53
1,94
2,96
2,47
3,65
2,78
4,04
2,47
3,65
*х
\
9
69
51
111
96
88
77
175
146
138
117
88
75
99
84
[Я]
10
120
300
150
300
150
150
150
«We
11
0,759
—
0,626
0,325
0,626
0,5
1
V
12
0,95
0,95
0,8
0,95
0,8
0,8
0,8
Проверка сечений
N
< Rv, кН/см2
13
20,5<22,8
—
18,8<22,8
—
—
фЛ
кН/см2
14
22,4<22,8
17,6<19.2
2<19,2
18,3<19,2
18<19,2

>зд4 3000
Ф-2
Теометрическая'-
схема срермы
[размеры, мм, уои/тя,кН) ^ Схема М 1 5fi
'Узлы, сечения Jvl i 2$
Рис. 13.24. Отправочная марка фермы Ф-2
(спецификаиию металла см. стр. 334)
Budl

К рис. 13.24
Спецификация металла
Сталь марки ВСтЗпсб-1 по ТУ гУ-1-3023-80
Отпр.
марка
Ф—2
Сбороч-
иая марка
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
Щ.
19^
20
21
22
23
24
25
26
27
28
29
30
31
32
Число
т
1
1
1
1
2
2
2
2
2
2
2
1
1
5
8
2
н
Сечение
Т20 ШТ
Т30ШТ2
±15ШТ
J.20 ШТ2
L160X100X9
L100X8
L90X6 •
L125X8
L63X5
L80X6
L80X6
L80X6
L63X5
—340X25
—340X25
—200X8
—120X8
—230X6
—140X6
—200X8
—200X12
—160X12
—100X12
—180X22
—180X22
—250X8
—200X8
—360X12
—160X12
—60X12
—60X12
L8OX6
Длина, мм
7963
6480
4853
9580
3450
3750
2750
3750
3750
2750
3750
3090
1740
400
500
300
300
440
380
860
1000
940
400
800
800
600
580
240
240
155
ПО
70
Масса, кг
шт.
296
572
92
547
59
44
23
65
19
22
28
23
10
31
45
3
3
5
3
9
20
13
5
38
27
6
5
8
4
1
0,8
0,4
общая
297
572
92
547
118
88
46
130
38
44
56
23
10
31
45
3
3
5
3
9
20
13
5
38
27
6
5
8
4
6
6
1
марки
2585
Примеча-
Примечания
ВСтЗсп5-1
ВСтЗспб—1
ВСтЗсп5—1
ВСтЗсгй—1
ВСтЗсп5—1
ВСтЗсп5—1
ВСтЗсп5—1
Масса наплавленного металла 250 кг.
Таблица отправочных марок
Оправочная
марка
Ф-2
Число
марок
12
Масса,
элемента
2585
кг
общая
31Q20
Всего по чертежу 31 020 кг •
Примечания:
1. Болты нормальной точности М20 из стали
класса 4 6 по ГОСТ 1759—70 (с изм.).
2. Отверстия d=23 мм, кроме отмеченных.
3. Катет угловых швов ft—4 мч, кроме от-
отмеченных.
4. Заводские швы выполнять полуавтомати-
полуавтоматической сваркой в среде СО2.
о. Сварочная проволока Св-08Г2С.
6. Соединительные прокладки (сборочные
марки 30, 31) ставить на равных расстояниях.
Для симметричных нагрузок (постоянная и 1-й вариант снеговой) достаточно по-
построить диаграммы усилий только для половины фермы. Диаграмма усилий от посто-
постоянной нагрузки приведена на рис. 13.22,6. Аналогично строится диаграмма усилий от
снеговой нагрузки.
Максимальные усилия в стержнях ферм от снеговой нагрузки (за исключением
стоек в местах образования снеговых мешков) получаются, как правило, при 1-м ва-
варианте загружения. Поэтому в курсовом проекте можно ограничиться построением
диаграммы усилий от 1-го варианта снеговой нагрузки, а по 2-му варианту опреде-
определить только усилия в стойках. Эти усилия равны узловым нагрузкам.
Для определения усилий от опорных моментов удобно построить диаграммы от
единичного момента, приложенного к левой опоре; зеркальное отображение этих усилий
дает значения усилий в стержнях фермы от единичного момента, приложенного к пра-
правой опоре.
Усилия от единичных моментов умножаются на соответствующие значения момен-
моментов и суммируются.
Для построения диаграммы единичный момент заменяется парой сил с плечом,
равным расчетной высоте фермы на опоре:
— 2го) = 1/C,15 — 0,1) = 0,328 кН.
Значения вертикальных опориых реакций фермы:
FA=—FB = Mll= 1/29 = 0,0345 кН.
Диаграмма усилий от единичного опорного момента приведена на рис. 13.23.
Усилие от распора рамы прикладываем целиком к нижнему поясу. Изменение уси-
усилий по длине пояса можно принять линейным.
Усилия от всех видов загружений сводим в таблицу расчетных усилий в стержнях
фермы (табл. 13.2) и находим расчетные усилия. Усилия от расчетных моментов и рас-
распора рамы учитываем только в том случае, если они догружают стержень или меняют
знак. При учете усилий от опорных моментов снеговая нагрузка вводится с коэффици-
коэффициентом сочетания гсс=0,9, так как опорные моменты определены от нескольких кратко-
кратковременных нагрузок.
— 334 —

4 Подбор и проверка сечений стержней ферм выполняются в соответствии с из-
изложенным в гл. 9. Результаты расчета сведены в табл. 13.3.
5. Расчет сварных швов прикрепления раскосов и стоек к фасонкам и поясам фермы.
Для сварки узлов фермы применяем полуавтоматическую сварку проволокой Св-08Г2С
d=l,4...2 мм; ?Шт«=8 мм; рш=0,9; ро = 1,05; YyBm=Yy!=l (см. гл. 5); RcyBm Рш=
=215-0,9=193>ЯусРс = 0,45-370-1,05=175. Несущая способность швов определяет-
ся прочностью по границе сплавления (уув#уВ Р)тг»= 175 МПа=17,5 кН/см2; *ш=
=Л72?ш(УуВЯуВР)тш+1 см.
Расчет швов приведен в табл. 13.4.
№
стерж-
стержня
1—2
2—3
3—4
4—5
5—6
6—7
7—8
Таб ли
Сечение
-|Г 160ХЮ0Х9
~|Г 100x8
1Г 90x6
1Г 125x8
1Г63Х5
~]Г 80x6
1Г80Х6
1KY1
кН
780
640
243
435
230
168
12
ца
0,
0
13.4. Таблица расчета швов
Шов по обушку
iVo6, кН
75 N = 585
,7 N = 450
170
305
161
118
8
V
см
0,8
0,8
0,6
0,8
0,6
0,6
0,6
'ш-
см
22
18
10
12
9
7
5
0
Шов по перу
JVn,Kl-
,25 N =
0,3iV =
73
131
69
50
4
I
195
192
V
см
0,6
0,6
0,4
0,6
0,4
0,4
0,4
V
CM
11
11
7
8
6
5
5
Пример оформления деталировочного чертежа отправочной
фермы дан на рис. 13.24.
марки
§ 5. ФОНАРИ
В зависимости от назначения фонари производственных зданий под-
подразделяются на светоаэрационные (рис. 13.25) и аэрационные.
Наиболее широко применяются продольные П-образные фонари с
наружным отводом воды. Для пролета 18 м ширина фонаря принимает-
принимается 6 м, для больших пролетов — 12 м.
Высота фонаря зависит от требуемой освещенности и определяется
светотехническим расчетом. Типовые фонарные переплеты имеют высо-
высоту 1250 и 1750 мм и устанавливаются в один или" два яруса. Для фона-
фонарей шириной 6 м применяют одну ленту остекления высотой 1250 мм;
для фонарей шириной 12 м — одну ленту остекления высотой 1750 или
две ленты высотой по 1250 мм. Полная высота фонаря /гфон складыва-
складывается из высоты переплетов остекления и высот борта и карниза фона-
фонаря. Борт фонаря под переплетами должен иметь высоту 600—800 мм,
чтобы остекление не заносило снегом. Карниз фонаря принимается вы-
высотой 300—400 мм. Переплеты могут быть глухими или открывающи-
открывающимися, для их открывания используются специальные механизмы.
Основными элементами фонаря являются: поперечная конструкция,
продольная конструкция для крепления остекления и система связей.
Поперечная конструкция фонаря (см. рис. 13.25) состоит из стоек,
воспринимающих вертикальную нагрузку от покрытия и снега, и рас-
раскосов, служащих для обеспечения неизменяемости фонаря и восприя-
восприятия ветровых нагрузок.
Иногда применяются фонари с поперечной конструкцией в виде
фермы (рис. 13.25, б). Длинные сжатые раскосы таких фонарей полу-
получаются достаточно тяжелыми, поэтому расход стали на них выше, чем
при стоечных фонарях, однако они удобнее в монтаже.
Продольная конструкция фонаря часто выполняется в виде фонар-
фонарной панели. Фонарные панели целиком изготовляются на заводе из лег-
легких профилей и включают в себя стойки и ригели остекления. В нижней
части панели устанавливаются раскосы, благодаря чему она восприни-
воспринимает нагрузку от остекления и бортовых плит (рис. 13.25, в).
— 335 —

a)
В)
3000
3000
, 3000
3000
>
, 3000
,3000
woo
jffoa
\
3000
3000
3000
^""
3000
•~^
3000
^-^
3000
12000
Рис. 13.25. Схемы светоаэрационных фонарных конст-
конструкций
о — стоечного типа; б —с поперечной фермой; в — схема
фонарной панели в плоскости остекления
Рис. 13.26. Конструктивное решение светоаэрациоииого
фонаря с фонарными панелями
/ — фонарная панель; 2 — грань верхнего пояса стро-
стропильной фермы
привязать при
транспорта,
роёке
Конструктивное решение фонарей с продольными панелями (рис.
13.26) повышает степень их заводской готовности и упрощает монтаж
конструкций.
Для восприятия ветровых нагрузок на торец фонаря, а также для
рбеспечения неизменяемости конструкций в продольном направлении по
фонарям устанавливают связи: горизонтальные поперечные по верхним
поясам фонарей и вертикальные. Конструктивное решение связей по
фонарям аналогично конструкции связей по стропильным фермам.
Поскольку фонари увеличивают объем здания, повышают расходы
на его отопление, затрудняют эксплуатацию кровли и создают условия
для образования снеговых мешков, в последние годы для создания ес-
естественного освещения часто применяют светопрозрачные кровельные
панели, зенитные фонари и т. д.
Аэрационные фонари предназначены только для аэрации зданий и
применяются в производствах, связанных с большими тепловыделения-
тепловыделениями. Для создания тяги и предотвращения задувания фонарей устанав-
устанавливаются ветроотбойные щиты, которые могут подвешиваться к кон-
консольной части конструкции фонаря или опираться непосредственно на
покрытие здания. Для регулирования воздухообмена применяются по-
поворотные створки в продольных фонарных панелях.
— 336 —

ai
13.27. Схемы аэрационных фонарей
а —с поворотными щитами 1, 6 —с пово-
поворотными створками 2, 3 — верхний пояс
стропильных ферм
Рис. 13.28. Схема фонаря
ряду колонн
по среднему
"Размер горловины (проема) аэрационных фонарей и их высота оп-
определяются специальным расчетом в соответствии с заданным режимом
аэрации. Схемы типовых аэрационных фонарей представлены на рис.
13.27.
Рассчитывают фонари на нагрузки от покрытия, снеговую и ветро-
ветровую по упрощенной схеме в предположении шарнирности всех узлов.
Раскосы стоечных фонарей (см. рис. 13.25, а) рассчитывают только на
растяжение. Сжатые раскосы при высокой их гибкости считаются вы-
выключающимися из работы.
В многопролетных зданиях фонари иногда располагают по оси ко-
колонн (общий фонарь для двух пролетов) (рис. 13.28). При достаточной
жесткости крепления стоек (например, на сварке) фонарь включается в
работу покрытия, что приводит к перераспределению усилий в элемен-
элементах фермы. Это необходимо учитывать при проектировании.
Глава 14. КОЛОННЫ
§ 1. ТИПЫ КОЛОНН
В каркасах одноэтажных производственных зданий применяются
стальные колонны трех типов: постоянного по высоте сечения, перемен-
переменного по высоте сечения — ступенчатые и в виде двух стоек, нежестко
связанных между собой, — раздельные.
В колоннах постоянного по высоте сечения (рис. 14.1, а) нагрузка
от мостовых кранов передается на стержень колонны через консоли, на
которые опираются подкрановые балки. Стержень колонны может быть
сплошного или сквозного сечения. Большое достоинство колонн посто-
постоянного сечения (особенно сплошных) — их конструктивная простота,
обеспечивающая небольшую трудоемкость изготовления. Эти колонны
применяют при сравнительно небольшой грузоподъемности кранов (Q
до 15—20 т) и незначительной высоте цеха (Я до 8—10 м).
При кранах большой грузоподъемности выгоднее переходить на сту-
ступенчатые колонны (рис. 14.1, б, в, г), которые для одноэтажных произ-
производственных зданий являются основным типом колонн. Подкрановая
22—143
¦337-

a),
5)
¦ a
в в
Ш i
О
t
ft
6
\-A
Рис. 14.1. Колонны производственных
зданий
a — постоянного по высоте сечения;
6—е — ступенчатые, 1 — габарит прохода;
2 — проход
Рис. 14.2. Раздельные колонны
а — при расширении здания, 6 — при низ-
кораиюложенных тяжелых кранах
балка в этом случае опирается на уступ нижнего участка колонны и
располагается по оси подкрановой ветви. '
В зданиях с кранами, расположенными в два яруса, колонны могут
иметь три участка с разными сечениями по высоте (двухступенчатые
колонны), дополнительные консоли и т. д. (рис. 14.1, г).
При кранах особого режима работы либо делают проем в верхней
части колонны (при ее ширине не менее 1 м), либо устраивают проход
— 338 —

между краном и внутренней гранью верхней части колонны (рис. 14.1, в).
Генеральные размеры колонн устанавливаются при компоновке по-
поперечной рамы (см. гл. 11, § 2).
В раздельных колоннах (рис. 14.2) подкрановая стойка и шатровая
ветвь связаны гибкими в вертикальной плоскости горизонтальными
планками. Благодаря этому подкрановая стойка воспринимает только
вертикальное усилие от кранов, а шатровая работает в системе попереч-
поперечной рамы и воспринимает все прочие нагрузки, в том числе горизон-
горизонтальную поперечную силу от кранов.
Колонны раздельного типа рациональны при низком расположении
кранов большой грузоподъемности и при реконструкции цехов (напри-
(например, при расширении).
§ 2. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ СТЕРЖНЯ КОЛОННЫ
Колонны производственных зданий работают на внецентренное сжа-
сжатие. Значения расчетных усилий: продольной силы JV, изгибающего мо-
момента в плоскости рамы Мх (в некоторых случаях изгибающего момен-
момента, действующего в другой плоскости, — Му) и поперечной силы Qx
определяют по результатам статического расчета рамы (см. гл. 12).
При расчете колонны необходимо проверить ее прочность, общую и ме-
местную устойчивость элементов.
Для обеспечения нормальных условий эксплуатации колонны долж-
должны обладать также необходимой жесткостью.
Сечения ступенчатых колонн подбирают раздельно для каждого уча-
участка постоянного сечения Расчетные длины участков колонн в плоско-
плоскости и из плоскости рамы определяются в зависимости от конструктивной
схемы каркаса.
1. Расчетные длины
А. Расчетная длина колонны в плоскости рамы. Колонны здания
.входят в состав поперечной рамы и для точного определения их расчет-
расчетной длины необходимо провести расчет на устойчивость рамы в целом,
что весьма трудоемко. Обычно при определении расчетной длины ко-
колонны вводят ряд упрощающих предпосылок: рассматривают колонну
как отдельно стоящий стержень с идеализированными условиями за-
закрепления; загружают систему силами, приложенными только в узлах,
не в полной мере учитывают пространственную работу каркаса и т. д.
Как показывает опыт проектирования, такой подход идет в запас устой-
устойчивости.
Расчетная длина колонны (или ее участка с постоянным моментом
инерции) в плоскости рамы 1Х зависит от формы потери устойчивости и
определяется как произведение геометрической длины I на коэффици-
коэффициент (х: Ix — ytl Расчетная длина может рассматриваться как эквивалент-
эквивалентная из условия устойчивости длина шарнирно опертого стержня той же
жесткости.
Для колонн с постоянным по высоте сечением коэффициенты расчет-
расчетной длины [л принимают в зависимости от способа закрепления колонн
в фундаменте и соотношения погонных жесткостей ригеля и колонны
(учитывая упругое защемление верхнего конца) (рис. 14.3, а).
При жестком креплении ригеля к колонне и при нагружении верх-
верхних узлов значения [л определяются по формулам:
при шарнирном закреплении колонн в фундаментах
|х=21Л+0,38/л ; A4 1)
при жестком закреплении колонн в фундаментах
К 0,14) . A4.2)
22* — 339 —

'"""¦ w±
е)
и. и
\
I
Vi*F2
Рис. 14.3. К определению расчетных длин колонн
а — постоянного сечения; б—е — С1>пснчатых" 6 — конец стойки свободен; в — конец закреплен
юлько от поворота; г — шарнирно опертый конец; д — защемленный конец; е — схема односту-
одноступенчатой колонны
В формулах A4.1) и A4.2)
+¦
'pi
'Р2
A4.3)
где /„ и L — соответственно момент инерции и длина проверяемой колонны; /pi, /p2,
'рь 'рг — соответственно моменты инерции и длины ригелей, примыкающих к этой ко-
колонне.
При шарнирном креплении ригеля к колонне принимается п=0.
Приведенный расчет идет в запас устойчивости, поскольку предпо-
предполагается, что все колонны продольного ряда одновременно теряют ус-
устойчивость.
При наличии жесткого диска покрытия или системы продольных свя-
связей по покрытию, обеспечивающих пространственную работу каркаса,
следует учесть неравномерное загружение колонн (особенно при крано-
крановых нагрузках). В этом случае нормы рекомендуют умножать коэффи-
коэффициент [I, полученный по формулам A4.1) и A4.2), на величину
X
/к , но не менее 0,7. Здесь JVK и /к—расчетное усилие и момент
инерции рассматриваемой колонны; 2JV и 2/к — сумма расчетных уси-
усилий и моментов инерции всех колонн рассматриваемой рамы и четырех
смежных (по две с каждой стороны).
— 340 —

Для ступенчатых колонн расчетные длины определяются раздельно
для нижней /*,i = ni/i и верхней /т,2 —Цг'г частей колонны (^i и ц2 — ко-
коэффициенты расчетной длины нижнего и верхнего участков колонны).
Предполагается, что обе части колонны достигают критического со-
состояния одновременно при пропорциональном увеличении действующих
в них усилий (простое нагружение), т. е. соотношение между критиче-
критическими силами для отдельных участков равно отношению действующих
в них усилий
^1,Кр/А/2,„р = NJNa = {Ft + F2)/F2 = р, A4.4)
jVi и iV2 — продольные усилия в нижней и верхней частях колонны; Ni,Kp = n2?/H/(ni/iJ
и N2,кр = n'EIв/(^чJ — критические силы для верхней и нижней частей; Ft, f2 —силы,
приложенные к колонне в уступе и в верхнем узле (рис. 14.3, е); /н, h—¦ моменты
инерции нижней и верхней частей колонны.
Подставив в формулу A4.4) выражения критических сил, получим
„ JiL. = A. 1/~JjL- . A4.5)
/ И2 к V /ВР
Для определения значения уц следует рассмотреть условия закреп-
закрепления концов колонны. Нижний конец колонны одноэтажного производ-
производственного здания обычно принимается защемленным. Для верхнего кон-
конца нормами проектирования предусмотрены четыре расчетные схемы
закрепления.
1. Колонны однопролетных рам с шарнирным опиранием ригеля
(рис. 14.3, б). Предполагается, что обе колонны поперечной рамы нахо-
находятся в одинаковых условиях и могут одновременно потерять устойчи-
устойчивость (удерживающего влияния второй колонны нет). В этом случае
считается, что верхний конец колонны свободен.
2. Колонны однопролетных рам с жесткими узлами сопряжения ри-
ригеля с колоннами (рис. 14.3, в).
Обе колонны работают в одинаковых условиях и могут одновремен-
одновременно потерять устойчивость. Поскольку жесткость ригеля значительно
больше жесткости колонны, поворотом верхнего конца колонны можно
пренебречь. Считается, что колонна имеет верхний конец, закрепленный
только от поворота.
3. Колонны двух- и многопролетных рам с шарнирным опиранием ри-
ригелей (рис. 14.3, г). В этом случае считается, что в момент потери ус-
устойчивости рассчитываемой колонны смещения ее верхнего конца не
происходит (есть только поворот), так как она удерживается другими
устойчивыми колоннами. При такой схеме колонна имеет неподвижный
шарнирно опертый верхний конец.
4. Колонны двух- и многопролетных рам с жестким сопряжением ри-
ригеля с колоннами. Аналогичные рассуждения позволяют считать, что
колонна имеет неподвижный и закрепленный от поворота верхний ко-
конец (рис. 14.3, д).
В однопролетных рамах (рис. 14.3, б я в) горизонтальная реакция
в верхних узлах колонн равна нулю и коэффициент щ зависит от двух
параметров: соотношения погонных жесткостей верхней и нижней ча-
частей колонны п==/2^//^2 и ai.
Значения \i{ в функции этих параметров приведены в прил. 12.
Коэффициент расчетной длины верхнего участка колонны определя-
определяется из соотношения цг—т/^^З (если значение ц2 получается более
трех, то его принимают равным трем).
В двух- и многопролетных рамах (рис. 14.3, г и д) в верхнем узле
колонны возникает горизонтальная реакция (колонны закреплены от
смещения), что усложняет решение задачи устойчивости. Приближен-
Приближенный способ расчета на устойчивость таких колонн, принятый в нормах
проектирования, заключается в следующем.
Сначала колонну рассматривают под действием только силы Fr (см.
рис. 14.3, е), определяют ее критическое значение Fi^p и коэффициент
расчетной длины нижней части колонны цц.
— 341 —

Затем к колонне прикладывается только сила F2, определяется ее
критическое значение F2kV и коэффициент расчетной длины нижней ча-
части КОЛОННЫ (Л!2.
Условие устойчивости колонны при совместном действии сил Л и
F2 приближенно определяется из выражения
^V-Fikp + F2/F2KP < 1 • N U4-6)
Подставив в A4.6) значения критических сил, определенных* по фор-
формуле Эйлера, и учитывая, что (F,-{-F2)/F2=p, получим выражение для
определения коэффициента расчетной длины нижнего участка колонны
с несмещаемым верхним концом
(Р— 1) + n'i2]/p. A4.7)
Коэффициенты ци и jj,i2 в зависимости от параметров /i//2 и /в//н
для колонны с жестким и шарнирным сопряжением с ригелем приведе-
приведены в прил. 12.
Коэффициент расчетной длины для верхнего участка колонны, как
и для однопролетных рам, определяется по формуле (i.2 = ^i/ai^3. При
h/h^Ofi и Р^Э=3 коэффициенты \ц и ц2 можно определять по табл. 14.1.
Таблица 14 1 Коэффициенты ц, ПРИ расчете рам возможны различ-
и ц2 для одноступенчатых колони ные комбинации нагрузок с разными
соотношениями расчетных усилий.
При определении расчетных длин при-
принимаются наибольшие значения про-
продольных расчетных усилий, и получен-
полученные значения ц используются для рас-
расчета при других- комбинациях нагру-
нагрузок.
Для двухступенчатых колонн коэф-
коэффициенты расчетной длины определя-
определяются аналогично; они приведены в гла-
главе СНиП П-23-81.
5. Расчетная длина колонны из
плоскости рамы. Расчетную длину
верхнего и нижнего участков колонны
из плоскости рамы принимают равной
наибольшему расстоянию между точ-
точками закрепления колонны от смеще-
смещения вдоль здания. (Защемление ко-
колонны в фундаменте из плоскости рамы обычно не учитывают.) Ниж-
Нижний участок колонны закреплен от смещения на уровне верха фундамен-
фундамента и нижнего пояса подкрановой балки. Иногда для сокращения расчет-
расчетной длины вдоль здания устанавливают промежуточные распорки (см.
рис. 11.5). Верхний участок колонн закреплен от смещения тормозны-
тормозными балками (или фермами), распорками по колоннам в уровне поясов
стропильных ферм или поясами подстропильных ферм.
рам одноэтажных
зданий при ljli^.0,
Условия закрепления
верчнего конца ко-
колонны
Свободный
Закрепленный
только о г поворота
Неподвижный шар-
нирно опертый
Неподвижный и
закрепленный от
поворота
промышленных
5 и $ = NJN2
ц, для ниж-
нижней части
колонны
о
Л
л
СО
=>"
2,5
2
1,6
1,2
ю
О
О
л
л
о
3
2
2
1,5
5
х а
X X
Q.X
tu о
Я В
КОЛ
ч
3
3
2,5
2
2. Сплошные колонны
Сплошные колонны обычно проектируют двутаврового сечения. Для
колонн с постоянным по высоте сечением и надкрановых частей ступен-
ступенчатых колонн применяются симметричные двутавры. Если момент од-
одного знака значительно отличается по абсолютному значению от момен-
момента другого знака, целесообразно применение несимметричного сечения.
Для снижения трудоемкости изготовления колонн рационально при-
применение прокатных двутавров с параллельными гранями типа Ш (рис.
14.4, а). Однако расход стали в этом случае иногда несколько увеличи-
увеличивается.
— 342 —

6)
Составные сечения компо-
компонуют из трех листов (рис.
14.4,6) или листов и сварных
а также прокатных двутавров
(рис. 14.4, е). В колоннах
крайних рядов для удобства
крепления стенового огражде-
ограждения используются сечения, по-
показанные на рис. 14.4, г.
При компоновке составных
сечений необходимо обеспе-
обеспечить условия применения авто-
автоматической сварки (см. гл. 5),
а также местную устойчивость
полок и стенки.
Стержень внецентренчо сжатой колонны (или ее участок) должен
быть проверен на прочность и устойчивость как в плоскости, так и из
плоскости рамы (см. гл. 3). Поскольку колонна не подвергается непо-
непосредственному воздействию динамических нагрузок, ее прочность про-
проверяют с учетом развития пластических деформаций по формуле
Рис. 14 4. Типы сечений сплошных колонн
JV \n
шШ Ry
+ ¦
Мь
Ly w У нт mm
Ry
«1,
A4.8)
где N, Мх — продольная сила и момент, действующие в плоскости рамы, Му— изги-
изгибающий мвмент из плоскости рамы (обычно он отсутствует); Лнт, Wx нт mm, Wy „T mln—
площадь и минимальные моменты сопротивления се"ения нетто, п, с — коэффициенты
для расчета элементов на прочность с учетом развития пластических деформаций
(прил. 5).
Проверку прочности необходимо делать только для колонн, имею-
имеющих ослабленные сечения, а также при значениях приведенного эксцент-
эксцентриситета /-ni>20. В большинстве случаев несущая способность колонны
определяется ее устойчивостью.
Проверку устойчивости сплошной внецентренно сжатой колонны в
плоскости действия момента Мх (в плоскости рамы) выполняют по
формуле
A4.9)
где фг вв — коэффициент снижения расчетного сопротивления при внецентренном сжа-
сжатии зависит от условной гибкости стержня Xx — XxYRIE и приведенного эксцентриси-
эксцентриситета тх\ = цт.х (прил. 8); mx—ex/px=MxA/NWCx — относительный эксцентриситет;
Wcx — момент сопротивления наиболее сжатого волокна; г\ — коэффициент влияния
формы сечения (прил. 10).
Потеря устойчивости внецентренно сжатого стержня происходит в
упругопластической стадии работы материала, поэтому при проверке
устойчивости вводится коэффициент т], учитывающий степень ослабле-
ослабления сечени-я пластическими деформациями и зависящий от формы се-
сечения.
Устойчивость внецентренно сжатого стержня зависит от характера
эпюры моментов по длине стержня. Для колонн рамных систем значе-
значения Мх принимают равными максимальному моменту на длине участка
постоянного сечения. Для других случаев значения момента определя-
определяют поСНиП Н-23-81.
При проверке устойчивости следует рассмотреть возможные комби-
комбинации Мх и JV (см. табл. 12.6) и выбрать из них наихудшие.
В плоскости действия момента Мх колонны имеют обычно более раз-
развитое сечение, поэтому, если 1х>1у, возможна потеря устойчивости из
плоскости действия момента (изгибно-крутильная форма потери устой-
устойчивости).
Проверку устойчивости из плоскости действия момента выполняют
по формуле
— 343 —

A4.10)
где ср„ — коэффициент продольного изгиба, определяемый по прил 7 в зависимости от
гибкости 'ky — lyliy\ с — коэффициент, учитывающий влияние момента Мх при изгибно-
крутильной форме потери устойчивости
Коэффициент с определяют по формулам:
при ^5
где а, Р — коэффициенты, определяемые по прил. 11;
при Шх^Ю
с= 1/П + т.хфу/фбЬ A4.12)
где фб — коэффициент снижения расчетного сопротивления при потере устойчивости
балок (см. гл. 7, § 4), в4большинстве практических случаев при проверке устойчивости
колонн фб= 1,0;
при b<.mx<z 10
c=c&{2-O,2mx) + clo(O,2mx-l), A4.13)
где с5 определяют по формуле A4.11) прн тх = 5, а с10—по формуле A4.12) при /ях=10.
При определении относительного эксцентриситета тх = МхА/(NWCX)
за расчетный момент принимается: для стержней с шарнирно оперты-
опертыми концами, закрепленными от смещения перпендикулярно плоскости
действия момента, — максимальный момент в пределах средней трети
длины (но не менее половины наибольшего по длине стержня момен-
момента) ; для консолей —- момент в заделке.
При гибкости Яг/>ЯС = 3,14 VEIR коэффициент с не должен превы-
превышать значений, определяемых по нормам (см. СНиП П-23-81, п. 5.31).
Во всех случаях с< 1.
Если колонна работает на сжатие и изгиб в двух плоскостях, то ее устойчивость
при совпадении плоскостей симметрии (х—х) и наибольшей жесткости (h>ly) прове-
проверяется по формуле
Л//(Фвнхг/Л)«Яг. A4.14)
где фвни/ = фвнЛ°.6У С+0.4К с J. A4.15)
Коэффициент фвн» определим по прил. 8 в зависимости от
NWcy "
значения коэффициента с — по формулам A4.11)—A4.13).
Если т\у<тх, то кроме расчета по формуле A4.14) необходимо провести провер-
проверку по формулам A4.9) и A4.10), принимая 6^=0.
Практический подбор сечения сплошных колонн удобно выполнять
в следующем порядке.
По методике, изложенной в п. 1 этого параграфа, находят коэффи-
коэффициенты приведения ц и определяют расчетные длины 1Х и 1У. В соответ-
соответствии с формулой A4.9) требуемая площадь сечения
Ry). A4.16)
Для симметричного двутавра ix~0,42h и px = 2il/h^0,35h, где h —•
высота сечения колонны, назначенная при компоновке рамы. В таком
случае
- 1Х V Е -0,42ft V Е Итх~ ох ~
Мх
ix V Е 0,42ft V Е рх A/-0,35ft
По полученным значениям тх и %х по прил. 10 определяют коэффи-
коэффициент г}. В первом приближении можно принять соотношение площадей
полки А» и стенки Лст Лп/Лот = 0,5. Зная величину приведенного эксцен-
эксцентриситета mx\=r\tnx и условную гибкость Кх, по прил. 8 получим зна-
значение коэффициента срвн и по формуле A4.16) требуемую площадь се-
сечения Лтр.
-344-

По требуемой площади ATV подбирают по сортаменту прокатный
двутавр с параллельными гранями полок (тип Ш) или компонуют се-
сечение из трех листов. Наиболее выгодным по расходу стали является
тонкостенное сечение. Однако минимальная толщина листов ограничи-
ограничивается условиями местной устойчивости.
Потеря устойчивости внецентренно сжатой колонны в плоскости
действия момента происходит в упругопластической стадии работы ма-
материала (см. гл. 3) и в наиболее сжатой полке, и в примыкающей части
стенки развиваются пластические деформации (см. рис. 3.21).
В целях предотвращения местной потери устойчивости стенки пре-
предельное отношение высоты стенки /iCT к ее толщиине tCT не должно пре-
превышать значений, указанных в табл. 14.2.
Таблица 14.2. Наибольшие отношения hcrltc-i при разных значениях условной
гибкости стержня
Значение относительного
эксцентриситета
/77^ 0 ,3
%
hCT/;CT=
ftCT/^CT=i
=
,3
8
V
EIR
~eTr
hCTltCT
HO
HO
Ь0.8
--=@,364-0,
не более 2,9
г= @,9^0,5
не более 3,1
У
X)
1
у
Е,
EIR .
R
?/R -
Примечание При промежуточных значениях т(кс„/1сг ) тах опредетяются 1,ые,!но>1
интерполяцией между h ст/'Ст . вычисленными при /л = 0,3 и т-=1.
Толщина стенки из условия местной устойчивости получается доста-
достаточно большой, что делает сечение неэкономичным, особенно при вы-
высоте сечения колонны 700 мм и более. В ряде случаев целесообразно
уменьшить толщину стенки, приняв /iCt//ot —80...120 (/ст—6, 8, 10,
12 мм), и обеспечить ее устойчивость постановкой продольных ребер
жесткости (рис. 14.5, а, б), расположенных с одной или двух сторон
стенки. Продольные ребра включаются в расчетное сечение колонны.
При этом часть стенки между поясом и ребром рассматривается как
самостоятельная пластинка. Момент инерции продольного ребра отно-
относительно оси стенки должен быть не менее /Р^6йст/ст. При постановке
ребра с одной стороны стенки его момент инерции /р вычисляется от-
относительно оси, совмещенной с гранью стенки. Постановка продольных
ребер значительно увеличивает трудоемкость изготовления колонны и
целесообразна только при большой (свыше 1000 мм) ее ширине.
Поскольку переход стенки в критическое состояние еще не означает
потерю несущей способности стержня, нормы допускают использование
закритической работы стенки. В этом случае неустойчивую часть стенки
а считают выключившейся из работы и в расчетное сечение колонны
включают два крайних участка стенки шириной по QfibicW E R (рис.
14.5, в). Исключение части стенки из расчетного сечения учитывается
только при определении площади сечения Л; все прочие геометриче-
геометрические характеристики определяются для целого сечения.
Назначив толщину стенки, определяют требуемую площадь полки Ап:
"п тр =
тр
(А
1р
^тр — ^ст А
-2-0,85
т)/2
если местная устойчивость стенки не обеспечена. Для обеспечения
устойчивости колонны из плоскости действия момента ширина полки
принимается не менее ('/го.-^/зо) 1у Толщину полки назначают с уче-
учетом условия местной устойчивости. Для неокаймленной полки двутавра
— 345 —

a)
-от ¦"
mum
¦ ни ij X V
L ъ„ у
Рис. 14.5. К подбору сечеиия сплошных колоин
и тавра предельное отношение ширины свеса Ьсъ к толщине ta, как и
для сжатых элементов, определяется по формуле
A4.17)
Для других типов сечений ЬсвДп указаны в нормах.
Скомпоновав сечение колонны, проводят проверку ее устойчивости
в плоскости и из плоскости действия момента по формулам A4.9) и
A4.10).
Потеря устойчивости внецентренно сжатой колонны из плоскости
действия момента определяется фибровой текучестью, т. е. стенка в
этом случае работает в упругой стадии.
Устойчивость стенки при упругой работе (см. гл. 3) зависит от ве-
величины а—(о—Oi)/a и т, где a=N/A + Myc/I — наибольшее сжимающее
напряжение в стенке (ус — расстояние от центра тяжести до сжатого
края стенки); Oi=NjA—Мур/1—соответствующее напряжение у про-
противоположного края стенки (ур — расстояние от центра тяжести сече-
сечения до разгружаемого моментом края стенки); t=Q//ict?Ct — среднее
касательное напряжение в стенке.
При а^сО,5 наибольшее отношение hCTftCT принимается как для
центрально-сжатых элементов (см. гл. 3, § 5); при а^1 определяется по
формуле
- 4.35
Bа— 1)?
B — a
A4.18)
где р=1,4Bа—
При 0,5<а-<1 значение (ЛстАст) max определяется по линейной ин-
интерполяции между значениями, вычисленными при а=0,5 и а=1.
Если условие A4.18) соблюдается, то проверку устойчивости колон-
колонны из плоскости действия момента по формуле A4.10) проводят с уче-
учетом всей площади сечения; если стенка неустойчива и принятое соот-
соотношение /zct/^ct больше предельного, то в расчет включают два участка
стенки по 0,85 ^ту7 E/R .
После проверки подобранного сечения в случае необходимости (при
недонапряжении свыше 5 % или перенапряжении) проводят корректи-
корректировку и повторную проверку.
Стенки сплошных колонн при hCT/iCT^2,2\/rE/R нужно укреплять
поперечными ребрами жесткости, расположенными на расстоянии
B,5—3)/гст одно от другого, которые увеличивают жесткость колонны
при кручении. На каждом отправочном элементе должно быть не менее
двух ребер.
Ширину выступающей части ребра by, принимают не менее: /гст/30+
+40 мм — для парного симметричного ребра; /гст/24+50 мм — для од-
одностороннего ребра; толщину ребра ^р— не менее 2bvyrE/R.
¦346 —

A/9
лст
Рим. 14.6. К подбору сечения несиммет-
несимметричной колонны
Сварные швы, соединяющие стенку ЛГи
и полки в составных сечениях, следует
выполнять сплошными. Высоту швов
назначают в зависимости от толщины
полок (см. табл. 5.4).
В колоннах зданий, эксплуатируе-
эксплуатируемых в неагрессивных и слабоагрессив-
слабоагрессивных средах при температуре выше
—40°С, допускается применять одно-
односторонние швы, кроме мест примыка-
примыкания вертикальных связей, кронштей-
кронштейнов, балок и других элементов, где
обязательна двусторонняя сварка.
Для подбора несимметричного се-
сечения следует рассмотреть два за-
гружения с положительным и отри-
отрицательным моментами (рис. 14.6).
Приближенно можно принять, что высота стенки и расстояние между
центрами тяжести полок равны высоте сечения колонны hCT~hn^h: по-
погрешность при таком допущении не превышает 5 %.
Введем следующие безразмерные параметры: показатель асиммет-
асимметрии /s = i/i/i/2 и характеристику распределения материала в сечении
р — Аст/А. В колоннах обычно р=0,25...0,6. Требуемое значение k можно
определить из условия равенства максимальных напряжений в крайних
точках сечения, т.е. ai = a2, где a\ = N\IA + M\y\ll—максимальные на-
напряжения при 1-й комбинации усилий; а2=М2/Л+ Л12г/2//— то же, при
2-й комбинации усилий.
Продольная сила по длине участка ступенчатой колонны меняется
незначительно, поэтому можно принять Nl — N2^N, тогда /j = Wi/j/2=
=М2/Л1,.
Выразим геометрические характеристики сечения через полную пло-
площадь А и безразмерные характеристики k и р:
l + k
у 2 =
l+k
¦ft;
p
6
t
2/1
= = P2 ft;
к = , , , — ¦
l+k k ' r* 1 + k 6
Требуемую площадь Лтр найдем из комбинации с максимальным
по абсолютному значению моментом ATV=N/qsBllRy. Значение фвн оп-
определим по прил. 8, зная, что Хх= (lxjix)V EJR и тх1 = цтх=г\{М/Ырх).
Далее назначаем с учетом условия местной устойчивости толщину
стенки и определяем площадь полок. Учитывая, что y2 = h/ (l+k) и
y ()
( ), найдем Ax=AI{\+k)—ACTj2 и Л2=Л—Лст—
Компоновку полок выполняем так же, как и для симметричного се-
сечения.
В заключение проводятся проверка подобранного сечения и его кор-
корректировка.
-347^

3. Решетчатые колонны
Стержень решетчатой колонны состоит из двух ветвей, связанных
\.ежду собой соединительной решеткой. Решетку обычно устанавлива-
устанавливают в двух плоскостях (по граням ветвей), хотя для легких колонн ино-
иногда применяют решетку, расположенную по оси сечения. Для лучшего
включения обеих ветвей колонны в работу на вертикальную нагрузку
ст кранов в колоннах крайних рядов верхний конец первого (сверху)
раскоса целесообразно крепить к подкрановой ветви (см. рис. 14.1, б).
Распространенные сечения сквозных колонн показаны на рис. 14.7.
Для колонн крайних рядов чаще применяют несимметричные сечения с
наружной ветвью швеллерной формы (для удобства примыкания стены)
(рис. 14.7, а). Наиболее проста эта ветвь из прокатного швеллера, при-
применяется она только в легких колоннах; в более мощных колоннах
ветвь проектируют либо из гнутого листа толщиной до 16 мм, либо со-
составного сечения.
Колонны средних рядов проектируют обычно симметричного сечения
(рис. 14.7,6) с ветвями из прокатных профилей (двутавр типа Ш) ли-
либо составного сечения. Сквозная колонна работает как ферма с парал-
параллельными поясами; от действующих в колонне расчетных усилий N и М
в ее ветвях возникают только продольные усилия. Поперечную силу Q
воспринимает решетка. Несущая способность колонны может быть ис-
исчерпана в результате потери устойчивости какой-либо ветви (в плоско-
плоскости или из плоскости рамы) или в результате потери устойчивости ко-
колонны в целом (в предположении, что она работает как единый сквоз-
сквозной стержень).
Продольные усилия в ветвях колонны несимметричного сечения
(рис. 14.8) определяют по формулам:
в ветви /
в ветви 2
<Уг2 = Nz -71- + -у2- ¦ A4.20)
'Ч "о
Здесь Л', М — расчетные продольная сила и илнбающий момент; yt, уг — расстояние
от центра тяжести сечения колонны до центра тяжести соответствующих ветвей, ho —
— У\Л-у? — расстояние между центрами тяжести ветвей колонны.
В формулах A4.19) и A4.20) значения N и М принимают в ком-
комбинациях, дающих наибольшие значения NBi и :VB2.
После определения расчетных усилий в ветвях каждую из них про-
проверяют на устойчивость в обеих плоскостях как работающую на цент-
центральное сжатие (см. рис. 14.8).
Устойчивость ветви / в плоскости колонны (рамы)
#bi/(<Pi Лщ) < Ry; A4.21)
из плоскости колонны
NBi/(<Py Ав1) <Ry, A4.22)
где ф1 — коэффициент продольного изгиба, определяемый по гибкости ветви ABi = Wti
(hi — расчетная длина ветви в плоскости колонны, равная расстоянию между узлами
крепления решетки; z1 — радиус инерции сечения ветви относительно оси /—/); ц>у —
коэффициент продольного изгиба, определяемы!! по гибкости ky — lyliy (ly — расчетная
длина ветви из плоскости колонны, равная обычно высоте нижней части колонны,
iu — радиус инерции сечения ветви относительно оси у—у); ABi — площадь сечения
ветви.
Аналогично проверяют устойчивость ветви 2.
Устойчивость колонны или ее участка как единого стержня (в пло-
плоскости действия момента) проверяют по формуле A4.9) как для вне-
центренно сжатого стержня: N/q>BHA^Ry, но коэффициент фвн опреде-
определяют в зависимости от условной приведенной гибкости ЯПр=ЯПр1/Г?/^
— 348 —

"T"
a , i
Рис. 14.7. Типы сечений решетчатых ко-
колонн
%
\ :i? \
«.,
относительного эксцентриситета тх
(коэффициент г\ не учитывается, см.
гл. 3) по прил. 9 для сквозных стерж-
стержней. Приведенную гибкость ЯПр вычис-
вычисляют также,как для центрально-сжа-
центрально-сжатых сквозных колонн (см. гл. 8, § 3).
Относительный эксцентриситет для
сквозных сечений определяют по фор-
формуле
тх == &х ~^, = (/11 A4.23)
где Мх — расчетное значение изгибающего мо-
момента при проверке устойчивости, принимае-
принимаемое так же, как для сплошных колонн, А —
площадь сечеиия стержня (обеих ветвей);
/л.=Лв1у12-)-/4вгу22 — момент инерции сечения
колонны (см. рис. 14.8); у\ — расстояние от
центра тяжести сечения до центра тяжести
наиболее нагруженной ветви колонны.
Устойчивость сквозной колонны
как единого стержня из плоскости
действия момента проверять не нуж-
нужно, так как оиа обеспечивается про-
проверкой устойчивости в этом направле-
направлении каждой из ветвей по формуле
A4.22). Чтобы увеличить сопротивле-
сопротивление колонны скручиванию, ветви ко-
колонны соединяют жесткими поперечными диафрагмами, расположенны-
расположенными у концов отправочных элементов. Элементы решетки сквозной вне-
центренно сжатой колонны рассчитывают на поперечную силу, равную
большей из величин: определенной при статическом расчете, или услов-
условной Qycn (см. гл. 8, § 5). Сечения элементов решетки подбирают точно
так же, как в центрально-сжатых колоннах (см. гл. 8, § 5).
Если раскосы центрировать на ось ветви, то при малой ширине вет-
ветви приходится устраивать в узлах фасонки для крепления раскосов. Для
упрощения узлов допускается центрировать раскосы на грань ветви, что
приводит к появлению в узлах местных изгибающих моментов и более
раннему развитию пластичности.
Расчет ветвей на совместное действие продольной силы и момента
ст внецентренного крепления решетки обычно не производят, так как
местные пластические деформации приближают условия работы колон-
колонны к принятой расчетной схеме с шарнирными узлами и несущественно
влияют на несущую способность колонны.
Рис. 14.8. К расчету решетчатой колонны
— 349-

Уз ел А
If
UL1
A -A
Рис. Н.Э. К расчету раздельной колонны
Сечение внецентренно сжатой сквозной колонны обычно подбирают
в следующем порядке.
По формулам A4.19) и A4.20) определяют ориентировочно усилия
в ветвях колонны. Так как заранее положение центра тяжести сечения
неизвестно, то предварительно принимают у\~ @,45...0,55)Но; У2^*
~ @,55...0,45)h0 и ho — h (размер h установлен при компогювке рамы).
Положение центра тяжести сквозной колонны несимметричного сечения более точ-
точно можно определить в предположении, что площади ветвей пропорциональны усилиям
в них, из решения уравнения
^_^^±^L + AojJ/l+_^_ = o, (I4.24)
где N\, М\ — комбинация усилий с моментом, догружающим ветвь /; N2, Мг — комби-
комбинация усилий с моментом, догружающим ветвь 2.
В большинстве случаев А^иЛГг (разница не превышает 10 %) и
\М2\
IЩ I + I М21
Для симметричных сечений г/1 = г/2 = О,5/?о.
Далее находят требуемую площадь ветвей
Abi = -VB1/@,7.. .0,9)/?у и Лв? = Л'в2/@,7.. .0,9) Ry
A4.25)
A4.25)
и компонуют сечения ветвей. Ширину ветви для обеспечения устойчи-
устойчивости колонны из плоскости рамы принимают '/2о—7зо длины ветви
(длины колонны или ее участка из плоскости рамы). Ветви колонны
работают на центральное сжатие, поэтому местная устойчивость полок
и стенки обеспечивается так же, как и в центрально-сжатых колоннах
(см. гл. 8, § 5),
— 350 —

После этого определяют геометрические характеристики обеих вет-
ветвей и всего сечения в целом. По формулам A4.19) и A4.20) уточняют
значение продольных сил в ветвях и проверяют их устойчивость в обеих
плоскостях по формулам A4.21) и A4.22). Устойчивость стержня в це-
целом проверяют после подбора сечений раскосов решетки.
4. Раздельные колонны
Подкрановую стойку раздельной колонны проектируют обычно из
прокатного двутавра (рис. 14.9). Эту стойку рассчитывают на осевую
сжимающую силу N, равную сумме опорных давлений подкрановых
балок {Dmax — при установке кранов у колонны) (см. гл. 12). Устой-
Устойчивость стойки должна быть проверена как в плоскости рамы (относи-
(относительно оси у—у), так и из ее плоскости (ось х—х) (см. рис. 14.9):
NfoyA^Ry и NlqxA^Ry.
Гибкость стойки Xy—lyliy—lbliy и Xx = ljlx. Здесь /в—расстояние
между соединительными планками; 1Х — расчетная длина стойки из
плоскости рамы, определяемая как для стержня, защемленного внизу
и шарнирно опертого верхним концом, т. е. lx = 0,7h.
Соединительные планки проектируют гибкими в вертикальном на-
направлении из листов /=10...12 мм. Расстояние между планками целе-
целесообразно назначать из условия равноустойчивости стойки в обеих пло-
плоскостях AХ = ХУ), откуда lb = lxiy/ix-
Планки должны быть проверены на устойчивость от условной попе-
поперечной силы С?усл. Расчетная длина планки принимается равной рассто-
расстоянию b между стойкой и основной ветвью колонны (см. рис. 14.9), гиб-
гибкость планки К не должна превышать 120.
§ 3. УЗЛЫ КОЛОНН
1. Оголовки колонн
Опирание стропильных ферм на колонны может быть запроектиро-
запроектировано сверху или сбоку. Опирание сверху (см. рис. 13.15) применяют при
шарнирном присоединении ригелей к колоннам. Опорное давление стро-
стропильных ферм F$ передается на опорную плиту оголовка колонны, за-
затем через ребро оголовка на стенку колонны (или траверсу в сквозной
колонне). Конструирование и расчет таких оголовков проводятся так
же, как в центрально-сжатых колоннах, и рассмотрены в гл. 8.
Опирание ферм на колонны сбоку проектируют как при жестком,
так и при шарнирном соединении ригеля с колонной (см. рис. 13.16),
Конструирование и расчет этих узлов рассмотрены в п. 3 § 3 предыду-
предыдущей главы.
2. Узлы опирания подкрановых балок
и стыки колонн
В колоннах постоянного по высоте сечения подкрановые балки и
другие конструкции опираются на специальные консоли (рис. 14.10).
При кранах небольшой грузоподъемности применяются одностенчатые
кснсоли, привариваемые к стержню колонны на заводе-изготовителе
(если позволяют габариты перевозки). Консоль и швы ее крепления к
колонне рассчитывают на изгибающий момент M=Dmaxe и срез силой
Dmax {Dmax — МЭКСИМаЛЬНОе уСИЛИв ОТ КрЭНОВ) .
Напряжения у основания консоли и в швах ее крепления можно оп-
определить, предполагая, что момент воспринимается только полками
H — M/hK, а вертикальная сила — стенкой. Полку колонны следует про-
проверить на растяжение в направлении толщины проката (линия /—/ на
рис. 14.10, а).
¦-"" оО I —

Рис 14.to Подкрановые консоли
а — при сплошных колоннах; б — при решетчатых колоннах;
в — двустенчатая консоль
В стенке колонны в месте примыкания консоли возникает сложное
напряженное состояниие, и ее прочность проверяется по приведенным
напряжениям по формуле
где
стпр
= Ко3 + Зт
1,15йг.
A4.27)
Act — площадь стенки колонны
Швы крепления ребер колонны к стенке и полке необходимо прове-
проверить на действие усилия Н.
При передаче больших усилий устраивают двустенчатую консоль
(рис. 14.10, в). Сечение консоли проверяют на действие момента М==
=Dmaxe и перерезывающей силы Dmax. Усилие в швах крепления консо-
консоли к ветвям колонны находят по правилу рычага: F=^Dmax[ {h-\-e)/h\,
Fl=Dmaxe/h (обозначения см. на рис. 14.10, в). Учитывая возможность
неравномерной передачи нагрузки на ветви консоли, усилие увеличи-
увеличивают на 20 %.
В ступенчатых колоннах подкрановые балки опираются на уступ
колонны. Для передачи усилий от верхней части колонны и подкрановых
балок на нижнюю часть в месте уступа устраивают траверсу (рис.
14.11). Высоту траверсы hTp принимают равной 0,5—0,8 ширины нижней
части колонны. Усилие Dmax через плиту толщиной 20—25 мм переда-
передается на стенку траверсы. При передаче усилия через фрезерованную по-
поверхность стенка траверсы работает на смятие и проверяется по фор-
формуле
<т = Dmax/*см*сттр« Кем т V. ч A4.28)
где 1е„=Ьо р + 2^пл — длина сминаемой поверхности, b0 p — ширина опорных ребер ба-
балок, (гт тр, ?„л — толщина стенки траверсы и плиты.
Продольная сила Л' и изгибающий момент М от верхней части ко-
колонны через вертикальные ребра также передаются на траверсу. В за-
запас прочности допустимо считать, что усилия Л' и М передаются только
через полки верхней части колонны: Л/п=Л//2±М//гв, где N и М — уси-
усилия в сечении 11—11 (см. табл. 12.6).
— 352 —

E
Ifpop'eii
-
и 1 IS
F z—щ
I , о fi.-^f... и
\ il II Ц
: /
в-в
/I - Л
Рис. 14.11. Узлы сопряжения верхней и
нижней частей колонн
а — сплошных; б — решетчатых
¦mi 1цц ИМ! 41м Ш"
23—143
-353-

Соответственно требуемая длина шва крепления вертикального рео-
ра к стенке траверсы (ш1) исходя из приварки четырьмя швами оп-
определяется по формуле
гш = ЛУ4*ш(^уВТ^ВЦ1У- 04.29)
Из условия равнопрочности полки и шва крепления длину шва
можно определить по предельному усилию в полке Nu—AnR, где Ап —
площадь полки.
В решетчатых колоннах траверса работает как балка двутаврового
сечения, нагруженная усилиями N, М и Dmax и имеющая пролет, рав-
равный ширине нижней части колонны hH (рис. 14.11, б). Прочность тра-
траверсы проверяется на изгиб и срез по формулам
a = MTp/rTp</?Y ] A4.30)
Здесь йст.тр, toi — высота н толщина стенки траверсы; №тр — момент сопротивления
траверсы; Мтр, QTp — изгибающий момент и поперечная сила.
Для симметричных колонн среднего ряда MTp=(NI2-{-M/hn)a, a
Qip = N/2-\-M/hn-\-kDmax/2. Коэффициент fe=l,2 учитывает неравномер-
неравномерную передачу усилия Dmax вследствие возможного перекоса поверхно-
поверхности опорных ребер балок (см. гл. 15).
Для колонны крайнего ряда определение Мтр и QTP дано в примере.
Швы крепления траверсы к ветвям колонны (ш2) рассчитывают на
опорную реакцию траверсы FT-p=Qrp, а шов крепления ребра, устанав-
устанавливаемого с наружной стороны колонны напротив траверсы (шЗ), — на
усилие F = kDmax/2.
Для большей надежности крепления траверсы в полке верхней ча-
части и в стенке подкрановой ветви (см. рис. 14.11) делают прорези, в ко-
которые заводят стенку траверсы. В этом случае швы крепления травер-
траверсы к подкрановой ветви рассчитывают на усилие F=Nj2 + Mlha+ Dmax
(для средней колонны).
На это же усилие следует проверить на срез (линия /—/) стенку
подкрановой ветви в месте крепления траверсы
pY, A4.31)
где ^ст.в — толщина стенки ветви.
При t>/?cpv необходимо увеличить высоту траверсы или сделать
более толстую вставку в стенке ветви колонны.
В колонне со сплошностенчатой подкрановой частью траверса опи-
опирается не только на полки, но и стенку колонны, поэтому расчет травер-
свьна изгиб не требуется, а прочность швов крепления траверсы к под-
подкрановой полке (ш2) и стенки (по линии /—/) допускается (в запас)
проверять на усилие Dmax-
Стыки в колоннах приходится делать в двух случаях: из-за ограни-
ограниченной длины прокатной стали (заводские стыки) и для членения ко-
колонны на отправочные элементы (при />18 м), исходя из возможно-
возможностей транспортирования и монтажа (монтажные стыки).
Заводские стыки следует выполнять сварными встык с полным про-
проваром. Если нельзя выполнить стыковые соединения, то устанавливают
накладки (рис. 14.12). Расчет таких соединений целесообразно прово-
проводить из условия равнопрочностп с основным сечением (см. гл. 5).
Монтажные соединения выполняются встык с полным проваром или
на высокопрочных болтах (рис. 14.13). При соединении встык торцы
элементов фрезеруют. Для выверки и фиксации стыкуемых элементов
— 354 —

Рнс 14.12. Примеры заводских стыков
/ — стыки листов
Рис. 14.13. Монтажные стыки колонн
с — спарной стык, б — стык на высоко-
высокопрочных болтах, / — монтажные стыко-
стыковочные уголки
а)
0
0
1-1
S)
Рис. 14.14. Монтажный стык ступенчатой
колонны
устанавливают монтажные уголки (рис. 14.13, а). При разной толщине
стыкуемых элементов полки соединяются с помощью накладок.
В монтажных стыках на высокопрочных болтах сжимающие усилия
передаются через фрезерованные торцы колонн, а растягивающие —
накладками. Для ступенчатых колонн монтажный стык устраивается
обычно в месте уступа. Решение такого стыка показано на рис. 14.14.
23*
— 355-

A-A
прорезь
6 листе
Рнс. 14.15. Проем для прохода в стенке колонны
а — конструктивное оформление, б — расчетная схема
При устройстве прохода в теле колонны (в зданиях с кранами особо-
особого режима работы) ослабленный участок следует усилить приваркой
дополнительных листов (рис. 14.15).
Сечение колонны в месте прохода необходимо проверить на действие М, N я Q
Для обеспечения равнопрочности целесообразно для расчета взять ту же комбинацию
усилий, что и при проверке сечення колонны Работа колонны в месте прохода анало
гична работе внецентренно сжатого сквозного стержня на жестких планках От изги-
изгибающего момента М н продольной силы JV в ветвях возникает продольное усилие ЛГВ=
=Ы12±М1а, от поперечной силы Q — местный момент Мв= (Q/2) (A/2) =QA/4
Устойчивость ветвн проверяют по формулам внецентренного сжатия A4 14) и
A4 15).
Расчетная длина ветви прнннмается равной высоте прохода
3. Базы колонн
База является опорной частью колонны и предназначена для пере-
передачи усилий с колонны на фундамент. В состав базы входят плита, тра-
траверсы, ребра, анкерные болты и устройства для их крепления (столики,
анкерные плиты и т. д.). Конструктивное решение базы зависит от типа
колонны и способа сопряжения ее с фундаментом (жесткое или шар-
шарнирное) .
Шарнирные базы подобны применяемым для центрально-сжатых
колонн и рассмотрены в гл. 8. При больших усилиях базы шарнирных
рамных систем проектируются с использованием опорных шарниров
(плиточных, балансирных) (см. гл. 17). В производственных зданиях
колонна в плоскости рамы имеет обычно жесткое сопряжение с фунда-
у.ентом, а из плоскости —шарнирное.
Существует два типа баз — общая и раздельная.
Для сплошных, а также легких сквозных колонн (при ширине h<
[<;1000 мм) применяются общие базы (рис. 14.16). Для лучшей пере-
— 356 —

о\го Ovf> 01Я * -J :
H П ps »g W
-so _ -в Д .
.. "ГЗ
о
I 34
1 S
re о
н-a
j: о
л: о
н »
О
g »
го _j re
=3 =
S5:
%- Ш. LLL LU
тТТ ТТТ ГТТ1 ТТЛ Л
Плиту строгать, mopQu,
колонны еррезеробать
Wltifl.
плиту строгать,
торец колонны фрезеро\
бать
Л—i 1 1 I.I Illllt'ltlli
1111111Ц11Ш1И1
11111111 111 11II III

дачи момента на фундамент база
внецентренно сжатой колонны раз-
развивается в плоскости действия мо-
момента; центр плиты обычно совме-
совмещается с центром тяжести колонны.
Если момент одного знака по
абсолютному значению значительно
больше момента другого знака, воз-
возможна конструкция базы с плитой,
смещенной в сторону действия боль-
большего момента.
Под плитой в бетоне фундамен-
фундамента возникают нормальные напряже-
напряжения Оф (рис. 14.17, б), определяемые
по формулам внецентренного сжа-
сжатия
N
М
Офтах— .
mm /In
BL
BU.
A4.32)
где Дпл, Wna — площадь н момент сопро-
сопротивления плиты; В, L — ширина и длина
плиты.
При большом значении изгибаю-
изгибающего момента второй член формулы
A4.32) может оказаться больше
первого и под плитой возникают
растягивающие напряжения. Так
как плита лежит на фундаменте
свободно, для восприятия возмож-
возможного растяжения устанавливают ан-
анкерные болты, которые в отличие от базы центрально-сжатой колонны
являются расчетными элементами.
Ширина плиты принимается на 100—200 мм шире сечения колонны.
Тогда из условия прочности бетона фундамента на сжатие О^Яб
из формулы A4.32) можно определить длину плиты
т
t
(/)
B)
®
1 ,
©
©
L
Рис. 14.17. К расчету базы внецентренно
сжатой колонны
L>
2BR6
|/ \ 2aR§
6M
BRa
A4.33)
Расчетное сопротивление бетона фундамента на сжатие Rs опреде-
определяется по формуле (8.39). Расчет выполняют на комбинацию усилий N
и М, дающую наибольшее краевое сжатие бетона.
Для обеспечения жесткости плиты и уменьшения ее толщины в базе
устанавливают траверсы и ребра.
В легких колоннах применяют базы как с одностенчатои (см. рис.
14.16 а), так и двустенчатой траверсой из листов или двух швеллеров
(см. 'рис. 14.16, в). Для более мощных колонн устраивают двустен-
чатые траверсы из листов. Траверсы могут быть общими для полок ко-
колонны (см. рис. 14.16, в) и раздельными (см. рис. 14.16, г).
Общие траверсы приваривают к полкам колонны наружными швами
(сварка во внутренней полости затруднена). Они работают как двух-
консольные балки под действием отпора бетона фундамента и усилия в
анкерных болтах. Швы крепления траверсы воспринимают только сдви-
сдвигающее усилие. Такие траверсы целесообразны при небольшой ширине
колонны (до 500—700 мм). При большей ширине колонны более эконо-
экономичны и удобны для сварки раздельные траверсы (см. рис. 14.16, г).
Каждая траверса приваривается к полке колонны двумя швами и
работает как консоль от отпора бетона или усилия в анкерном болте.
Швы крепления траверсы воспринимают момент и сдвигающее усилие.
— 358 —

Рис. 14.18. Раздельная база решетчатой колонны
1 — верх фундамента, 2 — цементная подливка 3 — траверса; 4 — наружная ветвь; 5 — подкрановая
ветвь, 6 — анкерная плитка, 7 — отверстия в плитке d= ^aHK-g +6 мм. « — ось анкерных болтов
Узел А
Рнс 14 19 Опорные плиты баз при безвыверочном методе монтажа
— плита, 2 —подливка, 3 — установочный болт для рихтовки плиты под колонну, 4— анкерные
болты
Сечения и швы крепления траверс и ребер рассчитывают на отпор
бетона с соответствующих грузовых площадей (см гл 8).
Ребра и траверсы расчленяют плиту на отдельные участки Работа
и расчет плиты аналогичны базе центрально-сжатой колонны (см. гл. 8).
Так как напряжения в бетоне фундамента под плитой распределяются
неравномерно, при определении моментов на различных участках ве-
величину аф (несколько в запас) принимают наибольшей в пределах каж-
каждого участка (по эпюре напряжений в бетоне).

Анкерные болты работают на растяжение и воспринимают усилие,
отрывающее базу от фундамента и возникающее при действии момен-
момента. Усилие в анкерных болтах определяют в предположении, что бетон
не работает на растяжение и растягивающая сила Fa, соответствующая
растянутой зоне эпюры напряжений (см. рис. 14.17), полностью воспри-
воспринимается анкерными болтами.
Исходя из уравнения равновесия сил относительно центра тяжести
сжатой зоны бетона М—Na—Fay = 0, усилие в анкерных болтах (с одной
стороны базы) Fn—(M—Na)/у и требуемая площадь сечения одного ан-
анкерного болта A^—FujnRly (здесь а и у — размеры по рис. 14.17; п —
число анкерных болтов с одной стороны базы; Rl — расчетное сопро-
сопротивление анкерного болта).
При расчете анкерных болтов необходимо принимать комбинацию
нагрузок, дающую наибольшее растягивающее усилие в болтах. Исхо-
Исходя из условия появления растягивающих напряжений в бетоне фунда-
фундамента a<t,m,-n = N/.6L—6M/BL2<0 при расчете анкерных болтов следует
учитывать временные нагрузки, для которых MjN^L/Ъ. Если для по-
постоянной нагрузки M/N<zL/6, т. е. она разгружает анкерные болты,
значения N я М следует определять при коэффициенте перегрузки для
постоянной нагрузки п=0,9.
Анкерные болты закрепляют на специальных столиках (см. рис.
14.16, а) и анкерных плитках (см. рис. 14.16, б). Анкерные столики ра-
работают по консольной схеме на изгиб от усилия в анкерном болте. Ан-
Анкерные плитки опираются на траверсы и работают как балка на двух
опорах. При большом расстоянии между траверсами под анкерные бол-
болты устанавливают балочку из двух швеллеров.
Под сквозные колонны при ширине их 1 м и более устраивают, как
правило, раздельные базы (под каждую ветвь — своя база) (рис. 14.18).
Ветви сквозной колонны работают на продольные осевые силы, поэтому
их базы рассчитывают и конструируют как базы центрально-сжатых
колонн (см. гл. 8). Центр плиты совмещают с центром тяжести ветвей,
в противном случае в ветви колонны появляется дополнительный момент.
Базу каждой ветви рассчитывают на свою комбинацию изгибающе-
изгибающего момента и продольной силы, дающую наибольшие усилия сжатия в
ветви в нижнем сечении колонны. Усилия, передающиеся на базы, опре-
определяют по формулам A4.19) и A4.20).
При значительном изгибающем моменте и небольшой продольной
силе в одной из ветвей может возникнуть растягивающее усилие. Это
усилие воспринимается анкерными болтами и определяется по формуле
Fa = {M-Nyli2))/ha.
Из условия появления растягивающих усилий в анкерных болтах в
сочетании учитываются нагрузки, для которых
M/N > </1B)/V
Анкерные болты располагают по оси ветвей и закрепляют на столиках
или с помощью анкерной плитки.
Конструкция базы должна обеспечивать удобство прихватки дета-
деталей при их сборке и доступность сварки всех швов. При проектировании
базы следует учитывать также способ установки колонны на фундамент.
При установке колонны на подкладки с последующей выверкой или
на выверенную поверхность фундамента плита базы приваривается к
стержню колонны на заводе-изготовителе.
В связи с высокой трудоемкостью таких способов монтажа (труд-
(трудность выверки колонны, сложность выполнения поверхности фундамен-
фундамента с высокой точностью) основным в настоящее время является безвы-
верочный метод. Сущность его заключается в том, что первоначально
ка фундамент устанавливают опорные плиты с верхней фрезерованной
поверхностью. Выверку плит и установку их в проектное положение вы-
выполняют с помощью установочных болтов (рис. 14.19).
— 360 —

После выверки под плиты подливают цементный раствор. Торец ко-
колонны при изготовлении фрезеруют. На монтаже колонну устанавли-
устанавливают по осевым рискам на опорную плиту. Высокая точность фрезеров-
фрезеровки и установки плит обеспечивает проектное положение колонны без
дополнительной выверки. Затем на анкерные болты надевают анкерные
плитки и затягивают болты. После установки колонны стержень ее при-
приваривают к плите конструктивными швами. При необходимости эти
швы следует проверить на действие сдвигающего усилия, передача же
продольного усилия осуществляется через фрезерованные поверхности.
При проектировании базы для безвыверочного монтажа следует
предусмотреть крепление установочных болтов. Толщина плиты должна
быть на 2—3 мм больше полученной по расчету (для выполнения фре-
фрезеровки). База колонны не должна иметь длинных выступающих де-
деталей, которые могут быть повреждены при фрезеровке.
Метод безвыверочного монтажа позволяет упростить и ускорить
монтаж колонн и опирающихся на них конструкций (благодаря более
точной установке колонн).
§ 4. ПРИМЕР РАСЧЕТА СТУПЕНЧАТОЙ КОЛОННЫ
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
,1. Исходные данные. Требуется подобрать сечення сплошной верхней и сквозной
нижней частей колонны однопролетного производственного здания (ригель имеет жест-
жесткое сопряжение с колонной). Расчетные усилия указаны в табл. 12.6:
для верхней части колонны в сечении 1—/ ./V—607 кН; Л1 =—811 кН-м; Q =
= 151 кН; в сеченнн 2—2 при том же сочетании нагрузок A, 2, 3*, 4, 5*) Л1 =
=—202 кН-м;
для нижней части колонны Л^=1879 кН; М| = —729 кН-м (изгибающий момент
догружает подкрановую ветвь); /V2=2108 кН; Мг= +1066 кН-м (изгибающий момент
догружает наружную ветвь); Qma.<:=171 кН.
Соотношение жесткостей верхней и нижней частей колонны /в//н = 1/5; материал
колонны — сталь марки ВстЗкп2, бетон фундамента марки М150. Конструктивная схема
колонны показана на рис. 14.20, а.
• 2. Определение расчетных длин колонны. Расчетные длины для верхней и нижней
частей колонны в плоскости рамы определим по формулам /*t = tMi и 1x2—[izh-
Так как Яв/Ян = /2//1 = 4>7/11K=0>416<0,6 и ЛГн/ЛГв=2108/607=3,5>3, значения
[ii и [12 определим по табл. 14.1.
В однопролетной раме с жестким сопряжением ригеля с колонной верхний конец
колонны закреплен только от поворота (см. § 2 ji. 2); [ii = 2; Ц2=3. >*>V
Таким образом, для нижней части колонны l'x\ = [ii/i =2¦ 1130=2260 см; для верх-
верхней /й=ц2/2=3-470= 1410 см.
Расчетные длины из плоскости рамы (см. рис. 14.20, а) для нижней н верхней
частей равны соответственно: /а1==//а='П30 см; /,,2=Яв-—йа = 470—120 = 350 см.
3. Подбор сечения верхней части колонны. Сеченне верхней части колонны прини-
принимаем в виде сварного двутавра высотой Ав==Ю00 мм.
По формуле A4.16) определим требуемую площадь сечення.
Для симметричного двутавра г'жgy0.42Я=0,42-100=42 см; р*«0,35/г=0,35-100=
= 35 см; Хх=AхзНх) 1/Л/?/?=A410/42>-1/Л21,5^2H6-104=1,1 (для стали ВстЗкп2 толщи-
толщиной до 20 мм #=215 МПа=21,5 кН/см2);
тх = ех/рх = M/(N-0,35h) = 81 100/F07-0,35-100) = 3,82.
Значение коэффициента г\ определим по прил^ 10. Примем в первом приближении
Л„/Лст = 1, тогда т)= A,90-0,lm*)—0,02F—тх)Хх= A,90—0,1 -3,8)-0,02F-3,8) 1,1 =
= 1,47; тХх—г\пи = 1,47-3,82 = 5,62.
По прил. 8 Х*=1,1 и т,* = 5,62; фвн=0,23 ЛТ^=607/0,23-21,5«123 см2.
Компоновка сечения: высота стенки ha^ = hB—2tn—100—2-1,4=97,2 см (принимаем
предварительно толщину полок ?„=1,4 см).
По табл. 14.2 прн т>\ и Я>0,8 из условия местной устойчивости
hCT/tCT<. @,9 + 0,5^)KiZR = @,9 + 0,5-l,l) V 2,06-10*/21,5 =44 и
?ст > 97,2/44 = 2,2 см.
Поскольку сечение с такой толстой стенкой неэкономично, принимаем ?ст = 0,8 см
(йст/^ет = 80...120) и включаем в расчетную площадь сечения колонны два крайних
участка стенки шириной по 0,85<CT VWR = 0,85- 0,8 Y 2,06 • 104/21,5 = 21 см.
Требуемая площадь полки
р—2-0,854]/"IZr)/2 = A23 —2-0,82-0,851/2,06-10*/21,5)/2 = 44,7 см?.

Рис. 14.20. К примеру расчета колонны
а — конструктивная схема; 6, s — сечения
колонны
Из условия устойчивости верхней
части колонны из плоскости действия
момента ширина полкн 6в>;и2/20;
из условия местной устойчивости полкн
по формуле A4.17)
@,36+ 0,пх) VeJr = @,36 +
+0,1-1,1)]/' 2,06-104/21,5 =
= 14,4, где Ьсв = фа — /ст)/2.
Принимаем 6В = 32 см; ^п=1,4 см;
Л„ = 32-1,4 = 44,8 см2>Л„тр; &п>A/20)/,2 =
= 350/20=17,5 см; bCB/tn=- C2—0,8)/2-1,4=
113144
Геометрические характеристики сечения.
Полная площадь сечения Л0=2-32-1,4 +
+ 0,8-97,2=167,4 см2; расчетная площадь
сечения с учетом только устойчивой части
стенки:
А = 2-32-1,4+ 2.0,85-0,82]/ 2,06-10*/21,5 = 122,4 см2;
/ж = 0,8-97,23/12 + 2-32.1,4 [A00 — 1,4)/2]2 = 280000 см4;
Jy = 2-1,4-32а/12 = 7646 см4; Wx = 280 000/50 = 5600 cmj;
рж = №ж/Л0 = 5600/167,4 = 33,4 см;
Ац =V 280 000/167,4 =41 см;
iy=VlylAa =V 7646/167,4 =6,8 см.
Проверка устойчивости верхней части колонны в плоскости действия момента по
формуле A4.9):
— 362 —

PS
M,'-8f/
\
\
/
г
юг
А
1 ^
Рис. 14.21. К определению расчетного момен-
момента М„
Хх= 1410/41 =34,4; Хх = %XV RIE = 34,4 У 21,5/2,06-104 =1,11;
тх = Afx/(/Vpx) = 81 100/F07-33,4) = 4; Лп/Лст = 1,4-32/@,8-97,2) =0,6 «0,5.
Значение коэффициента ц определяем по прнл. 10 при Ап/Аст=0,5:
Л = A,75 — 0,\тх) — 0,02E— тх)кх = A,75 — 0,1-4)— 0,02 E — 4) 1,11 = 1,33;
т1х = цтх = 1,33-4 = 5,32;
фвн = 0,24; о = 607/@,24-122,4) =20,6 кН/см2 < R = 21,5 кН/см3.
Недонапряжение
21,5 — 20,6
21,5
100 ж 4 %< 5%.
Проверка устойчивости верхней части колонны из плоскости действия момента по
формуле A4 10): ^ = 350/6,8 = 51,5; фу = 0,86 (прил. 7).
Для определения пгх найдем максимальный момент в средней трети расчетной дли-
длины стержня (рис. 14.21):
= м,,+:
(—811) —(—202)
= _202+ L_J х
ХD,7- — 3,5)=—660 кН-м.
3
По модулю М*»7Ит«/2 = 811/2 = 406 кН-м; mx = MXA/NWX = 66 000-167,4/607X
Х5600 = 3,25; при т*<5 коэффициент с — РA +атх) [формула A4.11)].
Значения а и E определим по прил. 11:
^ = 51,5 <ЛС = 3,14Кг/^ = 3,14 1/ 2,06-10^/21,5 =96;
Р= 1,0; а = 0,65 + 0,05тх = 0,65 + 0,05-3,2 = 0,81;
с= 1/A +0,81-3,2) = 0,28.
Поскольку /гст/^СТ=97,2/0,8=121,5>3,8}/"?7Л = 3,8/2,06-104/21,5= 116 [см фор-
формулу A4.18)], в расчетное сечение включаем только устойчивую часть стенки,
0 = 607/@,28-0,86-122,4) = 20,6 кН/см2 < R = 21,5 кН/см3.
Если обеспечивается условие местной устойчивости стенки по формуле A4.18), то
в расчетное сечение колонны при проверке устойчивости из плоскости действия мо-
момента включается полное сечение стенки.
При отсутствии ослабления сечения колонны и mi<20 проверка прочности по фор-
формуле A4.8) не требуется.
Ал Подбор сечения нижней части колонны. Сечение нижней части колонны сквозное,
состоящее из двух ветвей, соединенных решеткой. Высота сечения /гн=1500 мм. Под-
Подкрановую ветвь колонны принимаем из широкополочного двутавра, наружную — состав-
составного сварного сечения из трех листов.
Определим по формуле A4 32) ориентировочное положение центра тяжести. При-
Принимаем 2о-=5 см; ho = h—zo=15O—5=145 см;
\М2\ 106 600 ,,г ог
Ш ~ \М1\ + \Мг\ К ~ 106 600 + 72 900 И5 - * Ш;
U2 = ha — Hi = 145 — 85 = 60 см.

Усилия в ветвях определим по формулам A4 19) и A4 20).
В подкрановой ветви Л/а, = 1879-60/145 + 72 900/145= 1280 кН.
В наружной ветви iVB2 = 21f)8-85/145+106 600/145= 1970 кН.
По формулам A4.26) определяем требуемую площадь ветвей и назначаем сечение.
Для подкрановой ветви ABl = NBi/fpR\; задаемся ф = 0,80; # = 225 МПа = 22,5 кН/см2
(сталь ВстЗкп2, фасонный прокат), тогда ADi = 1280/0,80-22,5 = 71,1 см2.
По сортаменту (прил. 14) подбираем двутавр 45Б1; ЛВ1 = 74,6 см2; 1*1=3,79 см;
jB=18,2 см.
Для наружной ветви Ав2 = ЛГв2/ф#У= 1970/4,8-21,5=114,5 см2 (# = 21,5 кН/см2 лис-
листовой прокат из стали ВстЗкп2 толщиной до 20 мм; ф=0,8).
Для удобства прикрепления элементов решетки просвет между внутренними гра-
гранями полок принимаем таким же, как в подкрановой ветви D23 мм). Толщину стеики
швеллера tCr для удобства ее соединения встык с полкой надкрановой части колонны
принимаем равной 14 мм; высота стенки из условия размещения сварных швов г1Ст =
= 460 мм.
Требуемая площадь полок
Лп = (Лв2-/ст/гст)/2 = A14,5-46-1,4)/2 = 25 см2.
Из условия местной устойчивости полки швеллера bn/ta< @,38 + 0,08Я)У ?/#» 15.
Принимаем Ьп= 18 см; ?п = 1,4 см; Лп = 25,2 см2.
Геометрические характеристики ветви:
Лв2= A,4-46 + 2.25,2) = 114,8 см2;
го = A,4-46-0,7+ 25,2-10,4-2)/114,8 = 5 см;
/ж2 = 1,4-46-4,32 + 2-1,4-183/12 + 25,2-5,42-2 = 4020 см4;
25,2-21,82-2 = 35 300 см4;
ix2 = V 4020/114,8 =5,9 см; iy = V 35 300/114,8 = 17,5 см.
Уточняем положение центра тяжести сечения колонны:
h0 — ha — г0 = 150 — 5 = 145 см; ?/г = Лв2 ho/(ABl + Лв2) =
— 114,8-145/G4,6+114,8) =88 см; уг = 145 — 88 = 57 см.
Отличие от первоначально принятых размеров мало, поэтому усилия в ветвях не
пересчитываем.
Проверка устойчивости ветвей по формулам A4.21) и A4,22): из плоскости рамы
(относительно оси у—у) /„=1130 см.
Подкрановая ветвь: Л,1) = ^А'»= 1130/18,2=62; Ф»=0,8; a=JV,,i/qVUi=1280/0.8X
Х74,6 = 21,5 кН/см2; <Я = 22,5 кН/см2.
Наружная ветвь: X» = /,,/J»=1130/17,5=65; фй = 0,79; ог=Л/вз/фвЛЕ2= 1970/0.79Х
XI 14,8 = 21,5 кН/см2=# = 21,5 кН/см2.
Из условия равноустойчивости подкрановой ветви в плоскости и из плоскости рамы
определяем требуемое расстояние между узлами решетки: Х,*1 = /1ИЛ"х1 = Зц, = 62; /Bi =
= 62ixi = 62-3,79 = 235 см.
Принимаем ?щ==210 см, разделив нижнюю часть колонны на целое число панелей.
Проверяем устойчивость ветвей в плоскости рамы (относительно осей х\—Х\ и Хг—хг).
Для подкрановой ветви
&,„ = 210/3,79 = 55; фж = 0,83; а = NB1/(q>AB1) = 1280/@,83 -74,6) =
= 20,7 кН/см? < R - 22,5 кН/см2.
Для наружной ветви:
1хг = 210/5,9 = 36; фж = 0,&; а = ЛГв2/(фЛв2) = 1970/@,41-114,8) =
= 18,9 кН/см2 < JR = 21,5 кН/см2.
I Расчет решетки подкрановой части колонны. Поперечная сила в сеченин колонны
Qma,= 171 кН.
Условная поперечная сила Qycn = 7,15-10-6 B330—ЕЩ) (Л//ф); при R = 22...
...23 кН/см*
Оусл«0,2Л = 0,2G4,6+ 114,8) =39 KH<Qma*=171 кН.
Расчет решетки проводим на Qm«-
Усилие сжатия в раскосе
4 U/ A/p = Qmaa:/2sina= 171/B-0,82) = 104* кН;
sina = /iH/;p= 150^150?+B10/2L =0,82;
a=55° (угол наклона раскоса, см. рис. 14.20).
Задаемся Хр=100; ф=0,56.
Требуемая площадь раскоса
Лр.тр = Л/р/(ф/?7) = 104/@,56-22,5-0,75) = 10,8 см2;
# = 225 МПА=22,5 кН/см2 (фасонный прокат из стали В«3кп2); у=0,75 (сжа-
(сжатый уголок, прикрепляемый одной полкой).
— 364 —

Принимаем L-9C Х7
Ар = 12,3 см-; 1тп = 1,78; %тах = lpfimin = 183/1,78 = 103;
/р = AH/sinа = 150/0,82=183 см; ср = 0,52.
Напряжения в раскосе
сг=^р/(фЛр) = 104/@,52-12,3) = 16,3 кН/см2 < Rf = 22,5-0,75 = 16,9 кН/см2.
7 Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента как единого стерж-
стержня по формуле A4.9).
Геометрические характеристики всего сечения:
Л = Лв1 + Лв2=74,6+114,8=189,4 см2;
1Х = лв1 У\ + КчУ\ = 74,6-882 + 114.8.572 = 951 000 см4;
ix = VlJA = V 951000/189,4 = 71 см; Хх = lxl/ix = 2260/71 = 32.
Приведенная гибкость
22 + 27-189,4/24,6 ^35.
Коэффициент ai зависит от угла наклона раскосов (см. гл. 8); при а = 45. .60°
можно принять а! = 27, ЛР1 = 2ЛР = 2-12,3=24,6 см2 — площадь сечения раскосов по
двум граням Течения колонны;
lm = lnpY R/E =35]/ 21,5/2,06.10* = 1,14.
Для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь (сечение 4—4), Л^ =
= 2108 кН; М2= 1066 кН-м;
МА 106 600 189,4
m ^ + z) -lE7 + 5) o62:
Фвн = 0,58 (прил. 9); а = Л/2/(фВн А) = 2108/@,58-189,4) =
= 19,2 кН/см2 <j JR = 21,5 кН/см2.
Для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь (сечение 3—3), iVi =
= 1879 кН; jM,=—729 кН.м;
М А 72 900 189,4
т^ — ТхУ1= 1879 951000 88 = °'68: Ф«-=0,Б7;
а = Л/1/(фвн Л) = 1879/@,57-189,4)= 17,4 кН/см2 < R = 22,5 кН/см2.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия мо-
момента проверять ие нужно, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных
ветвей.
, 5. Расчет и конструирование узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
(рис. 14.22).
Расчетные комбинации усилий в сечении над уступом:
1) М= + 163 кН-м; Л/=491 кН (загружение 1, 3, 4);
2) М=—354 кН-м; Л/ = 826 кН (загружение 1,2, 5*).
Давление кранов ?>„,ах=П70 кН.
Прочность стыкового шва (ш1) проверяем по нормальным напряжениям в крайних
точках сечения надкрановой части. Площадь шва равна площади сечения колонны.
1-я комбинация М и N:
наружная полка
a = N/A0 + \ M [/\F = 491/167,4+ 16 300/5600 = 5,6 кН/см3 < Ясв-=21,5 кН/см2;
внутренняя полка
о- = д//Л0 — \M\IW — 491/167,4 — 16 300/5600 j» 0.
2-я комбинация М и N:
наружная полка /
а = 826/167,4—35 400/5600=—1,2 кН/см2 </?рв = 0,85-21,5 = 18,3 кН/см2;
внутренняя полка
0 = 826/167,4 + 35 400/5600= 11,2 кН/см2 < JRCB = 21,5 кН/см2.
Толщину стенкн траверсы определяем из условия смятия по формуле A4.28):
'тр > DmaJlmRcfi,Ty= 1170/C4-35) = 1 см;
/см = 60р + 2гпл = 30 + 2-2 = 34 см;
6ор -= 30 см; принимаем tan = 2 см; Rcm.t — 350 МПа = 35 кН/см2.
Принимаем tfrp= 1,2 см.

Й) ft, = 1000
Рис. 14.22. К расчету узла сопряжения
верхней и нижней частей колонны
а — конструктивное решение узла; б —
расчетная схема траверсы, в — сечение
траверсы
Усилие во внутренней полке верхней части колонны B-я комбинация)
Na = N12 + M/hB = 826/2 + 35 400/100 = 767 кН.
Длина шва креплення вертикального ребра траверсы к стенке траверсы (ш2) [фор-
[формула A4.29)]
Применяем полуавтоматическую сварку проволокой марки Св-08А, d=l,4.2 мм,
Рш=0,9; ро=1,05. Назначаем fem = 6 мм; Y y!m=Vyc= 1. Ксувш=180 МПа=18 кН/см2;
Rfz = 165 МПа= 16,5 кН/см2;
Рш^ш 7СУВШ = 0,9-18 = 16,2 < рс R™c 7СД = 1,05-16,5 = 17,3 кН/см2;
7ш2= 767/4.0.6-16,2= 19,7 см; /ш2 < 85 рш fem = 0,85-0,9-0,6 = 46 см.
В стенке подкрановой ветви делаем прорезь, в которую заводим стенку траверсы.
Для расчета шва крепления траверсы к подкрановой ветви (шЗ) составляем ком-
комбинацию усилий, дающую наибольшую опорную реакцию траверсы. Такой комбинацией
будет сочетание 1, 2, 3, 4(—), 5*, /V = 826 кН, М = —159 кН-м.
¦366 —

— (— 15900)/150+ 1170-0,9= 1330 кН.
Коэффициент 0,9 учитывает, что усилия N и М приняты для 2-го основного соче-
сочетания нагрузок.
Требуемая длина шва
U = р/4кш {№? Уу%т У = 1330/4.0,6-16,2 = 34 см;
/шз < 85Рш *т = 85.0,9-0,6 = 46 см.
Из условия прочности стенки подкрановой ветвн в месте крепления траверсы (ли-
(линия /—/) определяем высоту траверсы ятр по формуле A4.31):
= 1330/2.0,76.13 = 66 см;
/ст.в=7,6 мм — толщина стенки I 45Б1; #Ср=13 кН/см2 — расчетное сопротивление
срезу фасонного проката нз стали ВстЗкп2. Принимаем /гтр = 70 см.
Проверим прочность траверсы как балки, нагруженной усилиями N, М и Dmax.
Расчетная схема и сечение траверсы приведены на рис. 14.22, б, в. Нижний пояс тра-
траверсы принимаем конструктивно из листа 420x12 мм, верхние горизонтальные ребра —
из двух листов 180Х 12 мм.
Найдем геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы:
2-18-1,2-54,4+ 1,2-68,8-35,6+1,2-42-0,6 5300
Уя= 2.18.1,2+68,8.1,2+1,2-42 = 177,6=3°СМ'
/ж= 1,2-68,83/12 + 68,8-1,2-5,62+ 1,2-42-29,42 + 2-18-1,2-24,45= 104 400 см4;
Wmin = 1Х/Ув = Ю4 400/40 = 2610 см3.
~ Максимальный изгибающий момент в траверсе возникает при 2-й комбинации уси-
усилий:
Л^Р = FTPi (Лн ~ Аи) = (~ -"?- + -~
35 400 826-100
сгтр = MTP/Wmin = 25 500/2610 = 9,8 кН/см2 < JR = 21,5 кН/см2.
Максимальная поперечная сила в траверсе с учетом усилия от кранов возникает
при комбинации усилий 1, 2, 3, 4(—), 5* (см. расчет шва 3):
П Nfl» M . kDmaX-0,9
Чтах— _, — , +"
2ha ha ' 2
826-100 —15900 1,2-1170-0,9
2-150 150 ' 2
Коэффициент ?=1,2 учитывает неравномерную передачу усилия Dmax (см. гл. 15,
§ 5):
ттр = (?//тр/гТр = 950/1,2-68,8= 11,5 кН/см? < jRcp = 12,5 кН/см3.
6. Расчет и конструирование базы колонны. Ширина нижней части колонны пре-
превышает 1 м, поэтому проектируем базу раздельного типа (рис. 14.23).
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (сеченне 4—4):
1) М= + 1066 кН-м; Л/ = 2108 кН (для расчета базы наружной ветвн);
2) М = —57 кН-м; N=1773 кН (для расчета базы подкрановой ветви).
В комбинации усилий не учтена нагрузка от снега, так как
М 24 300 Ntin 335-57
= = 162 кН > —— = = 127 кН,
Лн 150 Ан 150
т. е. снеговая нагрузка разгружает подкрановую ветвь.
Усилия в ветвях колонны определим по формулам A4.19) н A4.20):
5700 . 1773 ._ 106 600 . 210» „„
База наружной ветви. Требуемая площадь плиты
Лпл.тр = Ыв2/1*ф = 2010/0,84 = 2390 см2;
Яф=7Яб«: 1,2-0,7=0,84 кН/см2; R6 = 0,7 кН/см2 (бетон М150).
По конструктивным соображениям свес плиты Сг должен быть не менее 4 см. Тог-
Тогда В>6„ + 2с5==45,1+2-4 = 53,1 см, принимаем В = 55 см; Lrv = An!! TP/.B = 2390/55 =
= 43,5 см, принимаем Z. = 45 см; Лпл факт = 45-55 = 2475 см2>ЛплтР.
— 367 —

Рис. 14.23. К расчету базы колон-
колонны
Среднее напряжение в бетоне под пЛитой
<*ф = Л/в2/ЛпП.факт = 2010/2475 = 0,81 кН/см2.
Из условия симметричного расположения траверс относительно центра тяжести вет-
ветви расстояние между траверсами в свету равно-. 2(ЬП + *СТ—z0) =2A8+1 4—5)=288 см-
при толщине траверсы 12 мм с,= D5—28,8—2-1,2)/2=6,9 см. '
Определяем изгибающие моменты на отдельных участках плиты (см гл 8)-
участок! (консольный свес с ==С( = 6,9 см)
^ = 0^/2 = 0,81-6,92/2 = 19,2 кН-см;
участок 2 (консольный свес с = с2=5 см)
М2 = 0,81-5?/2= 10,1 кН-см;
участок 3 (плнта, опертая на четыре стороны; Ь/а=42,3/18-=2,35>2- а=0 125)-
М3=ао-Фа2=0,125-0,81 • 18f=33 кН-см; '
участок 4 (плита, опертая на четыре стороны; Ь/а=42,3/9,4 = 4 5>2- а=0 125V
M4=a^a2 = 0,125-0,81-9,42 = 8,9 кН-см '
Принимаем для расчета Mma*=M3=33 кН-см.
Требуемая толщина плиты
= VbMmaxIR = Кб-33/20,5 = 3
см;
R=205 МПа = 20,5 кН/см2 для сталн ВстЗкп2 толщиной 21—40 мм.
Принимаем *„л = 32 мм B мм — припуск иа фрезеровку).
Высоту траверсы определяем из условия размещения шва крепления траверсы к
ветви колонны. В запас прочности все усилие в ветви передаем на траверсы через 4 уг-
угловых шва. Сварка полуавтоматическая проволокой марки Св-08А, d=l,4. 2 мм; &ш=
= 8 мм (см. п. 5). Требуемая длина шва определяется по формуле
'штр =
'ш.тр = NJ^W (РК? Уу%т У = 2010/4-0,8.16,2 = 39 см;
/ш < 85 7ш^ш = 85-0,9-0,8 = 61.
Принимаем ftTp —40 см
Проверка прочности траверсы выполняется аналогично изложенной в примере 8.3.
— 368 —

Глава 15. ПОДКРАНОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
1. Характеристика подкрановых конструкций
Подкрановые конструкции воспринимают воздействия от различно-
различного подъемно-транспортного оборудования. Основным видом такого обо-
оборудования являются мостовые опорные и подвесные краны.
Подкрановые конструкции под мостовые опорные краны (рис. 15.1)
состоят из подкрановых балок или ферм /, воспринимающих вертикаль-
вертикальные нагрузки от кранов; тормозных балок (ферм) 2, воспринимающих
поперечные горизонтальные воздействия; связей 3, обеспечивающих
жесткость и неизменяемость подкрановых конструкций; узлов крепле-
крепления подкрановых конструкций, передающих крановые воздействия на
колонны; крановых рельсов 4 с элементами их крепления и упоров.
Основные несущие элементы подкрановых конструкций — подкра-
подкрановые балки могут иметь различную конструктивную форму. Наиболее
часто применяются сплошные подкрановые балки как разрезные (рис.
15-2, а), так и неразрезные (рис. 15.2, б).
Разрезные подкрановые балки проще в монтаже, нечувствительны к
осадке опор, однако имеют повышенный расход стали.
Неразрёзные балки на 12—15 % экономичнее по расходу металла,
ко более трудоемки при монтаже из-за устройства монтажных стыков.
Кроме того, при осадке опор в них возникают дополнительные напря-
напряжения. Упругую осадку опор можно оценить коэффициентом
с = АЕ1/13, A5- h
где Д — перемещения опоры от единичной силы (с учетом осадки фундамента);
El — жесткость подкрановой балки; / — пролет балки.
При с>0,05 неразрезные балки применять не рекомендуется. Не
рекомендуется их применять также при просадочных грунтах.
При легких кранах (Q^30 т) и больших шагах колонн целесообраз-
кь решетчатые подкрановые балки с жестким верхним поясом (рис.
]5.2, в). Их применение позволяет на 15—20 % снизить расход стали по
сравнению с разрезными сплошными балками. К недостаткам решет-
решетчатых балок относится повышенная трудоемкость изготовления и мон-
монтажа и более низкая долговечность при кранах тяжелого режима ра-
работы.
При больших пролетах (шаг колонн 24 м и более) и кранах боль-
большой грузоподъемности применяются подкраново-подстропильные фер-
фермы, объединяющие в себе подкрановую балку и подстропильную фер-
ферму (рис. 15.2, г). Экономичность таких конструкций возрастает с уве-
увеличением шага колонн и составляет 4—6 % при шаге колонн 24 м и
12—16 % при шаге 36 м. Однако такие фермы сложны в изготовлении
и монтаже.
При большом шаге колонн возможно также применение подкрано-
подкрановых балок или ферм с ездой понизу (рис. 15.2, д). Крутящий момент,
возникающий от внецентренной передачи нагрузки, воспринимается до-
дополнительными горизонтальными фермами. На подкрановую конструк-
конструкцию могут опираться стропильные фермы, но в отличие от подкраново-
подстропильной фермы ездовая балка не включается в состав нижнего
пояса. Такое конструктивное решение крайне сложно и применяется в
исключительных случаях.
Подвесные краны (кран-балки) имеют, как правило, небольшую
грузоподъемность (до 5 т) и перемещаются по путям, прикрепляемым к
конструкциям покрытия или перекрытия. Применяются двух-, трех- и
24—143 —369 —

многоопорные краны. Катки крана перемещаются непосредственно по
нижним поясам балок путей (рис. 15.3, г). Основным видом путей яв-
являются прокатные или составные балки, устанавливаемые по разрезной
или неразрезной схеме. При пролете путей 12 м возможно применение
керфорированных балок (см. гл. 7, § 6). Для уменьшения изгибающих
моментов в балках могут уста-
устанавливаться дополнительные
подвески (рис. 15.4, д),
В большепролетных здани-
зданиях (авиасборочных, судострои-
судостроительных и других заводов)
применяются подвесные кра-
краны грузоподъемностью 30 т и
более. Пути таких кранов вы-
выполняются по разрезной или
неразрезной схеме сплошного
составного сечения.
Для ремонта оборудования
и для вспомогательных опера-
операций здания оборудуются тель-
тельферами, перемещающимися по
монорельсовым путям из про-
прокатных двутавров.
При необходимости обслу-
обслуживания узких зон помеще-
помещения вдоль колонн в зданиях
устанавливают подвижные
консольные краны. Для пере-
перемещения консольных кранов
устанавливают три" балки: од-
одну— для восприятия верти-
вертикальной нагрузки, две—гори-
две—горизонтальной (рис. 15.5).
Рис. 15.1. Схема подкрановых конструк-
конструкций
/ — подкрановая балка; 2 — рельс с креп.
лениями: 3 — тормозная конструкция;
4 — вертикальные и горизонтальные связи;
5 — ось среднего ряда
I
I
I I
ф Рис. 15.2. Типы подкрановых конструкций
а — разрезные балки; б — неразрезные балки, в — фермы; г — подкраново-подстропильные фермы;
d — фермы с ездой понизу
— 370 —

a)
s)
Рис. 15 3 Подвесное подъемно-транспортное оборудование
а — тельфер; б — /ыуходорный кран, в — трехопорныи кран; г — опиранне каткой на балку
а)
5)
г)
Рис. 15.4. Типы путей подвесных кранов
а —прокатный двутавр; б — составной
двутавр с ездовой полкой нз тавра, в —
составной двутавр с ездовой полкой из
износостойкого тавра; г — перфорирован-
перфорированная балка; д — схема путей с подвесками;
/ —подвеска; 2 — распорка
Рис. 15.5. Схема путей консольного крана
2. Нагрузки
Нагрузки от крана передаются на подкрановую конструкцию через
колеса (катки) к(^ана, расположенные на концевой балке кранового мо-
моста. В зависимости от грузоподъемности крана с каждой стороны моста
могут быть два, четыре катка и более (рис. 15.6, а, б).
Подкрановые конструкции рассчитывают, как правило, на нагрузки
ог двух сближенных кранов наибольшей грузоподъемности (рис.
15.6, в) с тележками, приближенными к одному из рядов колонн, т. е.
24*
— 371 —

6)
И'
тУ\ И/И
Рис. 15.6. Схема нагрузок от мостовых
кранов
с, б — четырех- н восьмиколесного; в —
двух сближенных четырехколесных
в положении, при котором на подкрановые конструкции действуют наи-
наибольшие вертикальные силы. Одновременно к балке прикладываются
и максимальные поперечные горизонтальные усилия.
Расчетные значения вертикальных и горизонтальных сил определя-
определяют по формулам:
FK = k1 nnc F"; Тк = k2 nnc T", A5.2)
где k — коэффициент динамичности, учитывающий ударный характер нагрузки при
движении крана по неровностям пути и на стыках рельсов и принимаемый по табл.
15.1 в зависимости от режима работы крана и пролета подкрановых балок; и=1,1 —
коэффициент надежности по нагрузке (коэффициент перегрузки); пе — коэффициент
сочетания (см. гл. 12); FJJ— максимальное усилие на катке крана (принимают по
ГОСТам на краны, см. прил. 1); Т \ определяют по формуле A2.4).
При расчете подкрановых конструкций под краны тяжелого и весьма
тяжелого режимов работы учитывается горизонтальная нагрузка, вы-
вызываемая перекосом крана, поэтому силу Г к определяют по формуле
rK=0,lFHK.
При расчете подкрановых конструкций на выносливость расчетную
вертикальную нагрузку определяют умножением нормативной нагрузки
F" на коэффициенты: при кранах среднего режима работы — 0,6; при
кранах тяжелого и весьма тяжелого режимов — 0,8. Расчет выполняют
на нагрузку от одного крана.
Проверку жесткости подкрановых балок также выполняют на на-
нагрузку от одного крана с коэффициентом перегрузки п = 1,0 и без учета
коэффициента динамичности.
Тормозные балки, используемые как площадки для обслуживания и
ремонта крановых путей, рассчитывают на временную нагрузку, прини-
принимаемую по техническому заданию.
Собственный вес подкрановых
конструкций принимают по спра-
справочным данным. Допускается учи-
учитывать влияние собственного ве-
веса подкрановых конструкций и
временной нагрузки на тормозных
балках умножением расчетных
усилий от вертикальной крано-
крановой нагрузки на коэффициент а,
Таблица 15.1. Значения коэффициента
динамичности
Режим работы
кранов
Легкий, средний
Тяжелый
Весьма
лый
тяже-
Шаг колонн, м
Независимо от
В
*.
1,2
1,1
1,1
1,1
равный: для балок пролетом
6 м—1,03; 12 м—1,05; 18 м —
1,08,
— 372 —

3. Особенности действительной работы
подкрановых конструкций
Работа подкрановых конструкций в условиях эксплуатации весьма
сложна и существенно отличается от работы обычных балочных конст-
конструкций. Это обусловлено спецификой нагрузки, характером ее прило-
приложения и отличием реальной и расчетной схем конструкции.
Сосредоточенная вертикальная крановая нагрузка, достигающая
больших величин (до 600—800 кН), прикладывается в любой точке по
длине балки и приводит к появлению в стенке сложного напряженного
состояния при высоком уровне напряжений.
Вследствие внецентренного приложения вертикальной нагрузки (при
случайных смещениях рельса с оси подкрановой балки) и поперечных
горизонтальных сил, приложенных в уровне головки рельса, на верхний
пояс балки действует дополнительный крутящий момент, вызывающий
изгиб стенки. Вертикальные и боковые воздействия кранов носят дина-
динамический характер и часто сопровождаются рывками и ударами. Этому
способствуют неровности кранового пути и перепады в стыках рель-
рельсов. Все это приводит к появлению в подкрановых конструкциях повре-
повреждений в виде усталостных трещин, расстройства соединений, ослабле-
ослабления узлов и нарушает нормальную эксплуатацию.
Основными повреждениями подкрановых балок являются трещины в
верхнем поясном шве и околошовной зоне, повреждения швов крепления
тормозных конструкций к подкрановым балкам, повреждения элемен-
элементов узлов крепления балок к колоннам. Преждевременному появлению
повреждений способствуют дефекты изготовления и монтажа конструк-
конструкций: низкое качество сварки, неточный монтаж, смещения рельса с оси
подкрановой балки (см. рис. 15.13) и т. д.
В наиболее тяжелых условиях работают подкрановые конструкции
в зданиях, где эксплуатируются краны тяжелого и весьма тяжелого ре-
режимов работы при круглосуточном их использовании и систематичес-
систематическом перемещении грузов, близких к предельной грузоподъемности кра-
кранов. Такие краны называют кранами особого режима работы. Они отли-
отличаются высоким уровнем силовых воздействий и большим числом
циклов загружения B-Ю6 и более).
Нормы проектирования относят подкрановые конструкции к 1-й груп-
группе конструкций и регламентируют ряд специфических требований, ко-
которые необходимо учитывать при их проектировании. К мероприятиям,
повышающим долговечность подкрановых конструкций, относятся:
1) разработка конструктивных решений, отвечающих действительным
условиям работы подкрановых конструкций; 2) максимальное снижение
концентрации напряжений; 3) использование сталей, обладающих повы-
повышенной вибрационной прочностью; 4) повышение качества изготовления
и монтажа; 5) обеспечение постоянного надзора за состоянием подкра-
подкрановых конструкций и своевременное устранение повреждений.
§ 2. СПЛОШНЫЕ ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
t
1. Конструктивные решения
Типы сечения подкрановых балок зависят от нагрузки, пролета и
режима работы кранов. При пролете 6 м и кранах грузоподъемностью
до 50 т обычного режима работы применяют прокатные двутавры, уси-
усиленные для восприятия горизонтальных сил листом или уголками (рис.
15.7, а), либо сварные двутавры несимметричного сечения (рис. 15.7,6).
Для больших пролетов и грузоподъемностей кранов применяют сварные
двутавровые балки с горизонтальной тормозной конструкцией (рис.
15.7, в). При крахах грузоподъемностью до 50 т рациональны бал-
балки составного сечения из широкополочных тавров с тонкой стенкой-
— 373 —

5)
u—ir—ii
3)
Рис. 15.7. Типы сечений сплошных подкрановых балок
а — прокатные двутавры; б — несимметричный составной двутавр; в — симметричный составной
двутавр с тормозной конструкцией; г — составное сечение с поясами из тавров, д — двутавр с
усиленным верхним поясом; е — дв^стенчатое сечение, ж — клепаное сечение
а)
Т"
А
Рис. 1S.8. Тормозные балки
а, б, в—по крайним рядам, г, д—-по
средним рядам, / — листовой шарнир;
2 — ребро жесткости; 3 — вспомогатель-
вспомогательная ферма; 4 — связевая ферма
Рис. 15.9. Схемы тормозных и связевых
ферм
а — тормозная ферма по крайнему ряду;
б — то же, по среднему рчду, в — связе-
связевая ферма по ннжннм поясам балок
вставкой (рис. 15.7, г). Такое решение на 20—30% снижает трудоем-
трудоемкость изготовления, а при использовании тонких стенок-вставок позво-
позволяет получить экономию стали до 3—4 %•
Для снижения расхода стали сварные балки иногда проектируют из
двух марок стали: стенку — из малоуглеродистой, пояса — из низколе-
низколегированной (см. гл. 7, § 6).
Высокая интенсивность работы кранов особого режима часто приво-
приводит к появлению повреждений в верхней зоне стенки подкрановых ба-
балок. В таких балках для снижения уровня местных напряжений в стен-
стенке, возникающих от внецентренного приложения крановой нагрузки (см.
рис. 15.13), целесообразно увеличить крутильную жесткость верхнего
— 374 —

пояса путем постановки вертикальных или наклонных элементов г(лам«-
лей) (рис. 15.17, (?) или использовать двустенчатые сечения (рис.
15.7, е). Применение под краны особого режима работы балок из широ-
широкополочных тавров (рис. 15.7, г) также позволяет повысить их долговеч-
долговечность, поскольку в этом случае сварной шов, являющийся концентрато-
концентратором напряжений и источником остаточных сварочных напряжений, пе-
переносится в менее напряженную зону стенки.
Клепаные балки тяжелее сварных и более трудоемки в изготовле-
изготовлении. Однако благодаря более мощному верхнему поясу, состоящему из
уголков и горизонтальных листов, а также из-за отсутствия сварочных
напряжений, большей податливости соединения поясов со стенкой и рас-
распределения давления пояса на большую длину [см. формулу A5.12)]
такие балки более долговечны. Поэтому в зданиях заводов черной ме-
металлургии с кранами весьма тяжелого режима работы клепаные балки
применяют в виде исключения и в настоящее время. Поскольку процесс
клепки весьма трудоемок и требует специального оборудования, име-
имеются предложения о замене заклепок в подкрановых балках высоко-
высокопрочными болтами, постановка которых проще.
Применение высокопрочных болтов можно также рекомендовать при
замене ослабленных заклепок и усилении клепаных балок в действую-
действующих цехах.
При пролете балок 6 м и кранах легкого и среднего режимов рабо-
работы грузоподъемностью до 50 т для восприятия горизонтальных попереч-
поперечных сил достаточно развить сечение верхнего пояса (см. рис. 15.7, а, б).
При больших пролетах балок и для кранов грузоподъемностью 50 т и
больше устраивают специальные тормозные конструкции — тормозные
балки или фермы. Фермы экономичнее по расходу стали, но сложнее в
изготовлении и монтаже, поэтому при ширине тормозных конструкций
(расстоянии от оси балки до наружной грани тормозной конструкции на
крайних рядах или до оси смежной балки на средних рядах) до 1,25 м
обычно применяются тормозные балки со стенкой из рифленого листа
толщиной 6—8 мм (рис. 15.8, а). Применяются также тормозные балки,
выполненные из гнутого листа (рис. 15.8,6). Для крайних рядов поя-
поясами тормозной балки являются верхний пояс подкрановой балки и окай-
окаймляющий швеллер или пояс вспомогательной фермы. При пролете балок
12 м наружный пояс крепится к стойке фахверка. Для того чтобы го-
горизонтальные смещения балок не передавались на стену здания, это
крепление выполняется с помощью листового шарнира (рис. 15.8, а). По
средним рядам поясами тормозной балки являются верхние пояса ба-
балок смежных пролетов (рис. 15.8, г, д).
Листы тормозных балок приваривают к поясам сплошным швом с
подваркой с нижней стороны. Для обеспечения местной устойчивости и
предотвращения случайных погибов тормозные листы снизу укрепля-
укрепляют ребрами жесткости сечением не менее 65x6; шаг ребер 1,5—2 м.
При ширине тормозных конструкций свыше 1,25 м целесообразно
применение тормозных ферм с треугольной решеткой и дополнительными
стойками (рис. 15.9, а, б). Для обеспечения большей компактности уз-
узлов допускается центрировать элементы решетки на кромку пояса балки.
В зданиях с кранами особого режима работы независимо от ширины
тормозных конструкций обычно применяют тормозные балки, используе-
используемые как площадки для прохода и обслуживания путей и кранов. Чтобы
избежать чрезмерных колебаний нижних поясов подкрановых балок, их
свободная длина не должна превышать 12 м. Для этого между нижни-
нижними поясами балки и вспомогательной фермы устанавливают легкие свя-
зевые фермы, все элементы которых подбирают по предельной гибкости
[?i] =200 (рис. 15.9, в). При кранах особого режима работы гибкость
поясов должна быть не более 150.
При блочном методе монтажа между балками предусматривают вер-
вертикальные связи, обеспечивающие жесткость блока при кручении.

2. Расчет подкрановых балок
Расчет подкрановых балок во многом аналогичен расчету обычных
балок. Однако подвижная нагрузка, вызывающая большие местные на-
напряжения под катками крана, воздействие не только вертикальных, но и
горизонтальных боковых сил, динамичность нагрузки и многократность
ее приложения приводят к ряду особенностей расчета покрановых балок.
Общие положения по расчету балок рассмотрены в гл.7. Ниже пока-
зены особенности расчета подкрановых балок, связанные со специфи-
спецификой их работы.
Расчетные усилия (наибольшие изгибающие моменты и поперечные
силы) в подкрановых балках находят от нагрузки двух сближенных
кранов наибольшей грузоподъемности (см. § 1).
Так как нагрузка подвижная, то сначала нужно найти такое поло-
положение ее, при котором расчетные усилия в балке будут наибольшими.
Наибольший изгибающий момент в разрезной балке от заданной си-
системы сил возникает, когда равнодействующая всех сил, находящихся
на балке, и ближайшая к ней сила равно удалены от середины пролета
балки (рис. 15.10, а); при этом наибольший изгибающий момент Мтах
будет находиться под силой, ближайшей к середине пролета балки (пра-
(правило Винклера).
Поскольку сечение с наибольшим моментом расположено близко к
середине пролета балки, значение Мтах можно определить, пользуясь
линией влияния момента в середине пролета. Погрешность не превыша-
превышает 1—2%.
Наибольшая поперечная сила Qmax в разрезной балке будет при та-
таком положении нагрузки, когда одна из сил находится непосредственно
у опоры, а остальные расположены как можно ближе к этой же опоре
(рис. 15.10,6).
В неразрезных подкрановых балках наибольшие усилия определя-
определяют загружением линий влияния, построенных для опорных и промежу-
промежуточных сечений (ординаты линий влияния приведены в справочной ли-
литературе [11]).
Балку разбивают на 8—10 равных частей. В каждом сечении путем
наиболее невыгодного загружения линии влияния определяют макси-
максимальные значения моментов и поперечных сил и строят огибающие
зпюры.
Расчетные значения изгибающего момента и поперечной силы or
вертикальной нагрузки определяют по формулам
Мх = <хМтах и Qx = <xQmax. A5.3)
Значения коэффициента а, учитывающего влияние веса балки, приведе-
приведены в § 1.
Расчетный изгибающий момент Му и поперечную силу Qy от гори-
горизонтальной поперечной нагрузки находят при том же положении кра-
ьов. Поэтому при кранах одинаковой грузоподъемности Му и Qy можно
определить из соотношения горизонтальных Тк и вертикальных F& сил
от колеса:
Му = Mmax (TJFK) и Qy = Qmax (TJFK). A5.4)
Проверка прочности подкрановых балок. Под действием вертикаль-
вертикальных и горизонтальных крановых нагрузок подкрановая балка и тор-
тормозная конструкция работают как единый тонкостенный стержень на ко-
косой изгиб с кручением (рис. 15.11, а), и нормальные напряжения в та-
такой балке можно определить по формуле
^+f^ + A5.5)
'дг0 'у0 'со
где Мх , Му —изгибающие моменты относительно главных осей инерции хо—х<>
и уо—г/0; В — бимомент; 1Х , 1У — моменты инерции относительно главных осей;
— 376 —

6)
, /v Fk,, Правильно
Неправильно
«ma* I
Рис. 15.10. К определению расчетных усилий в разрезных подкрановых балках
а—наибольший изгибающий момент, о — наибольшая поперечная сила
a) p
L———
. .j
\^
/
/
/
\
a
x
V
Рис. 15.11. К расчету подкрановых балок
а — сеченне балки и эпюра нормальных
напряжений в тонкостенном стержне,
о — эпюра напряжений в условной рас-
расчетной схеме
Ia — секториальный момент инерции; х0, уа, и — соответственно линейные и сскто-
риальная координаты точки сечения.
Так как линия действия усилий проходит вблизи центра изгиба,
влияние кручения невелико, поэтому при расчете балок используется
приближенный подход. Условно принимается, что вертикальная нагруз-
нагрузка воспринимается только сечением подкрановой балки (без учета тор-
тормозной конструкции), а горизонтальная — только тормозной балкой,в
состав сечения которой входят верхний пояс подкрановой балки, тор-
тормозной лист и окаймляющий его элемент (или верхний пояс смежной
подкрановой балки). Таким образом, верхний пояс балки работает как
на вертикальную, так и на горизонтальную нагрузку, и максимальные
напряжения в точке А (рис. 15.11,6) можно определить по формуле
соответственно в нижнем поясе
Здесь W^— момент сопротивления верхнего пояса; TF
y
A5.7)
то же, нижнего пояса,
wy =/»/л —момент сопротивления тормозной балки для крайней точки верхнего поя-
— 377 —

5)
1 I I HTM+LJ
/
4
N
я
Т.1-ШТГ1 1 1
<
/ ч
/ ч
о о о
Рис. 15.12. Местные напряжения в стенке подкрановых балок под колесом крана
а —в сварной балке; б —в клепаной
са (точка Л), при отсутствии тормозных конструкций — момент сопротивления верх-
верхнего пояса относительно вертикальной оси.
Если тормозная конструкция выполнена в виде фермы, то верхний
пояс балки помимо напряжения от изгиба в вертикальной плоскости
воспринимает осевое усилие Nx=My/hT (hT — высота тормозной фер-
фермы) от работы его в составе фермы и местный момент Мму —0,9 TKd/4
(а — расстояние между узлами тормозной фермы, см. рис. 15.9) от вне-
узлового приложения силы Тк (коэффициент 0,9 учитывает неразрез-
ность пояса в узлах).
Устойчивость верхнего пояса из плоскости балки можно проверить
пс приближенной формуле
ов= — + - I —^ п., A5.8)
Здесь W^ — момент сопротивления балки; W^ — момент сопротивления пояса отно-
относительно вертикальной оси; АП — площадь сечения пояса. Все геометрические характе-
характеристики принимают без учета ослабления сечения. Значение коэффициента ф опреде-
определяется по гибкости верхнего пояса относительно вертикальной оси балки при расчет-
расчетной длине пояса, равной d.
Если сечение пояса сильно ослаблено отверстиями, то решающей
будет проверка прочности, выполняемая по формуле A5.8), но при ф—1
и геометрических характеристиках нетто.
Касательные напряжения в стенке подкрановых балок определяют
так же, как и в обычных балках, но без учета пластических деформа-
деформаций [см. формулу G.13)].
Действующая на балку сосредоточенная нагрузка от колеса крана
распределяется рельсом и поясом на некоторый участок стенки, и в ней
возникают местные нормальные напряжения ашу (рис. 15.12). Действи-
Действительная эпюра распределения этих напряжений (пунктирная линия)
заменяется равновеликой (сплошная линия) из условия равенства их
максимальных значений. Прочность стенки на действие максимальных
местных напряжений проверяют по формуле
tCT In
:Ry.
A5.9)
Здесь FK — расчетная нагрузка на колесе крана без учета динамичности; у/ — коэф-
коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий возможное перераспределение
усилий между колесами и динамический характер нагрузки, принимается равным:
1,6 — при кранах с жестким подвесом груза, 1,4 — прн кранах особого режима рабо-
работы с гибким подвесом груза, 1,1—при прочих кранах; tc-t — толщина стенки; 10 —
условная (расчетная) длина распределения усилия FK, зависит от жесткости пояса,
рельса и сопряжения пояса со стенкой и определяется по формуле
¦V
A5.10)
— 378 —

где с — коэффициент, учитывающий степень по-
податливости сопряжения пояса и стенки, для свар-
сварных балок с=3,25, клепаных — 3,75; /ni — сумма
собственных моментов инерции пояса и краново-
кранового рельса или общий момент инерции в случае
приварки рельса швами, обеспечивающими сов-
совместную работу рельса и пояса.
Стенку подкрановой балки следует
проверить также на совместное действие
нормальных, касательных и местных на-
напряжений на уровне верхних поясных
швов по формуле
о.
•с
/
/
/,
//
•и
1/Г„2|„2 i о 2 ^ art /1 с i 1 \
I/ и -4- О — О О —г- ОТ ^. Xjt\ I 1Э • 1X1
Г л ' М.у ЗС My *i/ г * v '
где р — коэффициент, равный 1,15 при расчете
разрезных балок и 1,3 — при расчете оеченнй на
опорах неразрезных балок.
Как отмечалось в § 1, внецентренное
расположение рельса на балке, а также ?нс-р^онтальногГ сил"
воздействие горизонтальной поперечной балку
силы, приложенной к головке рельса
(рис. 15.13), приводит к возникновению местного крутящего момента
МКр, приложенного к верхнему поясу балки и вызывающего дополни-
дополнительные напряжения от изгиба в стенке аау\
где /Кр = /кр
пояса.
р + &пф3
— сумма
Ому = 2МКр
собственных
моментов
инерции
кручения
A5.
рельса
12)
и
Моменты инерции кручения крановых рельсов принимаются равны-
равными: КР50—78 см4; КР70—253 см4; КР80—387 см''; КРЮО—765 см4;
КР120—1310 см*; КР140—2130 см4.
MKp = Fve + 0,75TKhp, A5.13)
где е — условный эксцентриситет рельса, принимаемый равным 15 мм; ftp — высота
рельса; коэффициент 0,75 учитывает большую длину распределения крутящего момен-
момента от силы Тк по длине балки, чем от силы FK.
Помимо напряжений ах— (Mx/Ix)y, xXy=QxSIKt от общего изгиба балки и аМу н
сгВу в стенке балки возникают дополнительные компоненты напряженного состояния:
Омх=0,25амв — напряжения от распорного воздействия сосредоточенной силы под ко-
колесом крана; Хпху=^,^Ому— местные касательные напряжения от сосредоточенного
усилия; Хаху = 0,25а„у — местные касательные напряжения от изгиба стенки
При проверке прочности стенок подкрановых балок под краны особого режима
работы (при числе циклов нагружения 2-Ю6 и более) следует учитывать все компо-
компоненты напряженного состояния и проводить расчет по формулам:
A5.14)
аму+ °iy
где ох,о, о"у,о. "Сху.о — суммарные напряжения.
Расчет на выносливость (см. гл. 3, § 3) выполняют для подкрановых балок при
числе циклов загружения «>105 на нагрузку от одного крана с коэффициентом пере-
перегрузки п<1 (см. § 1). В разрезных подкрановых балках из сталей обычной и повы-
повышенной прочности при коэффициенте асимметрии цикла р>0 усталостная прочность се-
сечения, как правило, обеспечена. В неразрезных балках при р<0 (особенно при исполь-
использовании сталей повышенной прочности) проверка на выносливость может оказаться
решающей, что потребует увеличения сечения.
Расчет на выносливость выполняют по формуле
a <aRB6y,
A5.15)
где о=M.t/W — напряжения в поясе от вертикальной крановой нагрузки, RBe — рас-
расчетное сопротивление усталости, принимаемое в зависимости от временного сопротив-
сопротивления стали и конструктивного решения; а — коэффициент, учитывающий число цик-
¦379 —

лов загружения; у — коэффициент, зависящий от вида напряженного состояния и ко-
коэффициента асимметрии р.
Значения Rb6, а и у определяют по формулам СНиП П-23-81.
Для подкрановых балок с числом циклов нагружения и»2-106 следует дополни-
дополнительно проверить на выносливость верхнюю зону стеики с учетом компонентов местного
напряженного состояния (СНиП 11-23-81, п. 13.35).
Существующая методика расчета подкрановых балок на выносливость достаточно
условная и не отражает всех особенностей действительной работы подкрановых кон-
конструкций. Поэтому основным мероприятием по повышению их усталостной прочности
является максимальное снижение концентрации напряжений, и в частности перенос
шва в менее напряженную зону стенки (см. рис. 15.7, г).
Проверка прогиба подкрановых балок производится по правилам
строительной механики или приближенным способом. С достаточной
точностью прогиб разрезных подкрановых балок может быть определен
по формуле
A5.16)
где М — изгибающий момент в балке от нагрузки одного крана с я=1,0;
в неразрезных балках
/Мер Мл + Мпр \ Р
A5Л7)
где Мл, Мер, Мпр — соответственно моменты на левой опоре, в середине пролета в
на правой опоре.
Предельно допустимый прогиб [/] подкрановых балок установлен из
условия обеспечения нормальной эксплуатации кранов и зависит от ре-
режима их работы. Для легкого режима работы [f] = 1/400 /, среднего —
1/500 /, тяжелого и весьма тяжелого —1/600 /. Горизонтальный прогиб
тормозных конструкций ограничивается только для кранов с числом
циклов нагружения «>2-106 (краны особого режима работы) и не дол-
должен превышать 1/2000 /.
Общую устойчивость подкрановых балок проверяют как и обычных
балок (см. гл. 7). При наличии тормозных конструкций общая устойчи-
устойчивость балки, как правило, обеспечена и не требует проверки.
Местная устойчивость элементов подкрановой балки проверяется
так же, как и обычных балок. Устойчивость поясного листа обеспечива-
обеспечивается отношением свеса сжатого пояса к его толщине. Наибольшее от-
отношение свеса к толщине принимается без учета пластических деформа-
деформаций по формуле G.35).
Устойчивость стенки подкрановой балки проверяется с учетом мест-
местных нормальных напряжений аМу по формуле
кр <*м.кр / V ткр
где ах, Тху — краевое сжимающее и среднее касательное напряжения в стенке; аМу оп-
определяется по формуле A5.9) при у/=1,1; окр, ам.кр, ткр — критические напряжения;
Y= 1,0 — коэффициент условий работы (см. гл. 7).
Ребра жесткости, обеспечивающие местную устойчивость стеики,
должны иметь ширину не менее 90 мм. Двусторонние ребра жесткости,
согласно нормам, не должны привариваться к поясам балок. Торцы
ребер следует плотно пригнать к верхнему поясу; при этом в балках
под краны с числом циклов загружения л^2-106 торцы ребер необхо-
необходимо строгать.
Подгонка ребер к верхнему поясу требует тщательного выполнения,
в противном случае возможны поворот пояса при внецентренном при-
приложении крановой нагрузки и локальный изгиб стенки в верхней зоне.
Это приведет к повышению местных напряжений и появлению в этой
зоне трещин. Более рациональны ребра жесткости из уголков, прива-
привариваемых пером к стенке балки. Такие ребра улучшают условия опи-
рания верхнего пояса и снижают угол его поворота,
— 389—

В балках под краны легкого и среднего режимов работы нормами
допускаются односторонние ребра жесткости с приваркой их к верхне-
верхнему поясу и стенке.
Размеры ребер жесткости принимают такими же, как и в обычных
балках.
Расчет соединений поясов подкрановых балок со стенкой. Поясные
швы или заклепки крепления верхнего пояса и стенки помимо продоль-
продольного сдвигающего усилия, возникающего от изгиба балки, воспринима-
воспринимают сосредоточенное усилие от колеса крана (см. рис. 15.12).
Результирующее напряжение в швах будет равно геометрической
сумме напряжений от поперечной силы тШ1 и местных напряжений тШ2 и
может быть проверено по формуле
где
Тип = QSn/Ix 2Рш km; Тш2 = ff Ftt/
Аналогично определяются напряжения по границе сплавления. Отсюда
требуемую высоту шва k определим из выражения
/я
Обозначения см. гл. 5, § 4 и формулу A5.10).
Нижние поясные швы не воспринимают усилия от колеса крана, и
их рассчитывают только на касательные напряжения от поперечной си-
силы [см. формулу G.56)].
В подкрановых балках под краны с числом циклов нагружения п~$:
^2-106 верхние поясные швы необходимо выполнять с полным про-
плавлением на всю толщину стенки. В этом случае швы считаются
равнопрочными со стенкой и их можно не рассчитывать.
Для повышения качества шва, снижения концентрации напряжений
и повышения долговечности балок поясные швы следует выполнять
автоматической сваркой с выводом концов шва на планки.
В клепаных подкрановых балках заклепки, соединяющие верхний
пояс со стенкой, также воспринимают дополнительные усилия от сосре-
сосредоточенного давления. Считается, что местное давление распределяет-
распределяется равномерно по заклепкам, расположенным на участке длиной /о
(см. рис. 15.12,6).
Поэтому наибольший шаг заклепок а (при однорядном их распо-
расположении) определяют по формуле
а < Nmn I V (QSJIx)i + (ay, FK//0J , A5.21)
где Nm-in — наименьшее расчетное усилие, допускаемое на одну заклепку, по срезу
или смятию, а=0,4 — в случае если стенка балки прострогана заподлицо с обушками
верхних поясных уголков; а—1,0—если такой пристройки нет. В подкрановых бал-
балках рекомендуется всегда делать такую пристрожку.
3. Подбор сечений подкрановых балок
Подбор сечений подкрановых балок выполняют в том же порядке,
что и обычных балок. Из условия общей прочности определяют требуе-
требуемый момент сопротивления. Влияние горизонтальных поперечных на-
нагрузок на напряжение в верхнем поясе подкрановых балок можно
учесть коэффициентом |3 н представить формулу A5.6) в виде
ах = Мх p/Wx < Ry. A5.22)
Значение коэффициента E определим из выражения
р=1+^Ь_1 + 2^. (!523)
М W M h
Wy
— 381 —

Ширину сечения тормозной конструкции hr при компоновке рамы
принимают ftT«ftH; высоту балки h& задают в пределах (Уб...7ю) I
(большие значения принимают при большей грузоподъемности крана).
Из формулы A5.22) определяем требуемый момент сопротивления
Wxrp=Mx$/yR.
Оптимальную высоту балки и толщину стенки устанавливаем ана-
аналогично изложенному в гл. 7 без учета пластических деформаций.
При определении минимальной высоты необходимо учесть, что же-
жесткость подкрановых балок проверяется на нагрузку от одного крана,
поэтому предварительно (по линии влияния или по правилу Винклера)
находим максимальный момент от загружения балки одним краном
Мн при коэффициенте перегрузки /г=1,0.
Из условия полного использования материала балки при загруже-
нии расчетной нагрузкой йтт определим по формуле
24E?
где [///1 — максимальный регламентируемый нормами прогиб подкрановых конст-
конструкций.
Окончательно высоту балки принимаем с учетом ширины листов
(с припуском для строжки кромок) или в целях унификации конструк-
конструкций— кратной 100 мм (см. гл. 7). Определив требуемую площадь пол-
полки (см. пример 3 в гл. 7), назначаем ее размеры из условий местной
устойчивости при упругой работе (Ьсв/^п^О.б]/ E/R) и возможности
размещения рельса с креплениями.
После компоновки проводятся все проверки принятого сечения со-
согласно п. 2 настоящего параграфа.
§ 3. РЕШЕТЧАТЫЕ ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ (ФЕРМЫ)
Решетчатые системы экономически целесообразны для подкрановых
балок пролетом свыше 12 м под краны небольшой грузоподъемности
(Q^.30 т) легкого и среднего режимов работы.
Подкрановые фермы проектируют обычно с параллельными пояса-
поясами и треугольной решеткой с дополнительными стойками (рис. 15.14).
Высоту ферм кф принимают в пределах '/б—Ув пролета (с учетом пре-
предельного железнодорожного габарита). Длину панели назначают
приблизительно равной высоте, но не более 3 м, с тем чтобы верхний
пояс можно было выполнить из широкополочного двутавра. Поскольку
верхний пояс дополнительно воспринимает местный момент от внеузло-
вой передачи нагрузки от колеса крана, высоту его сечения следует
брать не менее У5—У7 длины панели d.
Решетку подкрановых ферм центрируют, как правило, на нижнюю
кромку верхнего пояса, что упрощает конструкцию узла крепления ре-
решетки к поясу и несколько его разгружает. Решетку ферм выполняют
из спаренных уголков, нижний пояс — из тавров или спаренных угол-
уголков.
Фасонки ферм принимают толщиной не менее 10 мм и приваривают
к верхнему поясу с проваром на всю толщину. Для снижения концент-
концентрации напряжений концы швов должны быть зачищены для обеспече-
обеспечения плавного перехода от фасонки к поясу.
В узлах примыкания решетки к верхнему поясу стенку пояса следу-
следует укреплять ребрами жесткости.
По статической схеме решетчатая подкрановая балка представляет
собой комбинированную систему — ферму с жестким верхним поясом.
Расчет подкрановой фермы, представляющей (п—1) раз статически
неопределимую систему (где п—число панелей верхнего пояса), точ-
точными методами строительной механики достаточно трудоемок, его сле-
следует выполнять на ЭВМ.
— 382 —

a)
тт
IsA
I hi
о—Н
Рис. 15.14. Решетчатая подкрановая балка
о— схема; б — типы сечення верхнего пояса;
в — конструктивное решение
Рис. 15.15. К расчету подкрановых ферм
а — с тормозной балкой; б — с тормозной
фермой
Предварительный подбор сечений элементов фермы может быть вы-
выполнен приближенным способом: осевые усилия в элементах ферм оп-
определяют по линиям влияния в предположении шарнирности всех
узлов, а изгибающий момент в верхнем поясе (если в панели размеща-
размещается только одно колесо крана) находят по формуле Mx=FKd/3, где
FK — усилие на колесе крана; d — длина панели.
Затем определяют изгибающий момент Му (при тормозных балках)
или продольное усилие /VT и местный изгибающий момент Мму (при
тормозных фермах) в верхнем поясе подкрановой фермы от горизон-
горизонтальных сил при том же положении кранов, что и при определении
усилий от вертикальной нагрузки.
По расчетным усилиям подбирают сечения элементов и проверяют
их несущую способность.
Верхний пояс фермы работает на сжатие с изгибом в двух плоско-
плоскостях. Решающей является проверка устойчивости, которую можно про-
вести/По приближенным формулам:
при сплошной тормозной балке
N
"Г
My
A5.25)
при тормозной ферме
N?
Мх
w,.
:Ry,
A5.26)
где N — продольная сила в верхнем поясе от вертикальной нагрузки; Nr = Mylht —
продольная сила в верхнем поясе от горизонтальной нагрузки (hT — высота тормозной
фермы); Мх, Му—изгибающие моменты от вертикальной и горизонтальной нагрузок;
May=0,9(Tfdl4)—местный изгибающий момент в панели верхнего пояса фермы от
горизонтального усилия на колесе Тк; В?х — момент сопротивления верхнего пояса
относительно оси х—х; Wvi — момент сопротивления тормозной балки относительно
оси у—у (в расчетное сечение тормозной балки включается только полка верхнего
пояса фермы) (рис. 15.15, a); Wy% — момент сопротивления полки верхнего пояса от-
относительно вертикальной оси (рис. 15.15,6); фх — коэффициент продольного изгиба
верхнего пояса, определяемый в зависимости от %x — di'ix; фт,п — меньший из коэф-
коэффициентов продольного изгиба фх = /:(Хх) и <$v=l(\y—dliv).
•383 —

Все характеристики определяются без учета ослабления сечения от-
отверстиями для болтов.
Нижний пояс и решетка подкрановой фермы работают и рассчиты-
рассчитываются на центральное сжатие или растяжение.
Расчетные длины стержней подкрановых ферм определяют так же,
как и обычных ферм. При этом предельная гибкость элементов долж-
должна быть не более: для поясов и опорных раскосов— 120 при сжатии и
150 при растяжении; для остальных элементов— 150 при сжатии и 350
при растяжении.
Прогиб подкрановой фермы от нормативной нагрузки может быть
определен по приближенной формуле
/=(Л*н/г/10Е/ф)ц, A5.27)
где (а — коэффициент, принимаемый равным: 1,4— при отношении высоты фермы к
пролету йф//=1/6; 1,3 — при йф//=1/8 (в промежутке по интерполяции); /ф— момент
инерции фермы; 1ф=Ав.пг^+Ав.пг% ; Лв,п, Лн,п — площади сечения верхнего и ниж-
нижнего поясов фермы; Zi, гг — расстояния от центров тяжести сечений поясов до об-
общего центра тяжести.
При проверке усталостной прочности подкрановых ферм необходимо
учитывать повышенную концентрацию напряжений в узлах крепления
решетки.
§ 4. ПОДКРАНОВО-ПОДСТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Подкраново-подстропильные фермы (ППФ) целесообразно приме-
применять при больших пролетах B4 м и более) и тяжелых кранах. Подкра-
ново-подстропильная ферма воспринимает нагрузку от кранов и одно-
одновременно является опорой для стропильных ферм, совмещая таким об-
образом функции подкрановых балок и подстропильной фермы (рис.
15.16). Благодаря возможности развития высоты подкраново-подстро-
пильной фермы вверх, а также использованию принципов совмещения
функций и концентрации материала подкраново-подстропильная фер-
ферма экономичнее по затрате стали, чем подкрановая балка и подстро-
подстропильная ферма, выполненные раздельно.
Кроме того, балки пролетом 36 м и более имеют высоту, превышаю-
превышающую 3,9 м, и требуют устройства продольного монтажного стыка в
стенке, что усложняет моитаж.
Высота подкраново-подстропильной фермы (в осях) Яф принима-
принимается в пределах (Чв—ЧаI, высота h жесткого нижнего пояса— (Vs—
...lh) d (d — наибольшая длина панели). Длина панели из условия
опирания стропильных ферм принимается кратной 6 м. Нижний пояс
подкраново-подстропильной фермы, по которому перемещаются мосто-
мостовые краны, работает кроме растяжения и изгиба еще и на кручение,
поэтому его проектируют сварного коробчатого сечения, остальные эле-
элементы решетки принимают из широкополочных или сварных двутавров.
В узлах фермы коробчатый нижний пояс укрепляют сплошными диаф-
диафрагмами, между узлами фермы также ставят сплошные или сквозные
диафрагмы на расстоянии A,2...1,5) h, но не реже чем через 4 м.
Подкраново-подстропильные фермы по средним рядам колонн рас-
рассчитывают на вертикальную нагрузку от четырех кранов (по два крана
наибольшей грузоподъемности в каждом пролете) и на поперечную го-
горизонтальную нагрузку от двух кранов.
Усилия в элементах подкраново-подстропильных ферм определяют
как в комбинированной системе (ферма с жестким нижним поясом).
При предварительном расчете допускается определять усилия в эле-
элементах по шарнирной схеме, а момент в нижнем поясе — определять
как в балке на упругоподатливых опорах.
Нижний пояс подкраново-подстропильной фермы представляет со-
собой тонкостенный стержень замкнутого коробчатого сечения. Так как
линия действия равнодействующих вертикальных и горизонтальных
— 384 —

л-л
Рис. 15.16. Подкраново-подстропильная ферма
нагрузок не проходит через центр изгиба, пояс испытывает стесненное
кручение. Проверку его прочности в общем случае следует проводить
с учетом всех компонентов напряженного состояния тонкостенного
стержня:
N
Мь
В
A5.28)
где N — продольное усилие в поясе; Мх — момент от вертикальной нагрузки; Му —
момент от горизонтальных поперечных сил, определяется как в разрезной балке про-
пролетом / (/ — пролет ППФ); В — бимомеит в рассматриваемом сечении от вертикаль-
вертикальных и горизонтальных нагрузок; А, 1Х, 1У, /ш — площадь сечения и моменты инерции
нижнего пояса; х, у, ш — линейные и секгориальная координаты.
Дополнительные нормальные напряжения от стесненного кручения
[последний член формулы A5.28)] в замкнутых коробчатых сечениях
|бычно невелики, и их можно приближенно учесть коэффициентом ус-
условий работы у = 0,9.
Касательные напряжения в поясе определяются также по общей
формуле для тонкостенного стержня замкнутого сечения:
т =
A5.29)
Здесь Qx, Qy — поперечные силы в поясе от вертикальной и горизонтальной нагрузок;
Ма —изгибно-крутящий момент; Л1„р — момент чистого кручения; Sx, Sv, Sat =
статические моменты отсеченной части сечения; h, b — высота сечения пояса и рас-
расстояние между осями стенок; t — толщина листа в точке проверки касательных на-
напряжений.
Поперчную силу Qx допускается определять как в неразрезной бал-
балке с пролетами, равными расстоянию между узлами фермы.
При определении крутящих воздействий Ма и Мкр жесткость ре-
решетки можно не учитывать и рассматривать нижний пояс как тонко-
тонкостенный стержень с пролетом, равным пролету фермы1.
При кручении нижнего пояса в элементах решетки в плоскости,
перпендикулярной плоскости фермы, возникает дополнительный изги-
изгибающий момент Мдоп, который следует учитывать при расчете:
Мдоп = 39?///, A5.30)
где б — угол закручивания пояса в месте примыкания рассматриваемого элемента ре-
шеткн1; / — момент инерции элемента решетки з плоскости действия момента; I —
геометрическая длина стержня.
Прогиб подкраново-подстропильной фермы может быть определен
по формуле A5.27).
1 Бычков Д. В. Строительная механика стержневых тонкостенных конструкций —
М, 1962, —474 с.
25—143
— 385 —

§ 5. УЗЛЫ И ДЕТАЛИ ПОДКРАНОВЫХ КОНСТРУКЦИИ
1. Опорные узлы подкрановых балок
В узлах опирания подкрановых балок на колонны происходит пере-
передача больших вертикальных и горизонтальных усилий. Вертикальное
давление разрезных подкрановых балок передается на колонну обыч-
обычно через выступающий фрезерованный торец опорного ребра (рис.
15.17, а). Рассчитывают и конструируют опорное ребро так же, как и
у обычных балок (см. гл. 7, § 5).
В неразрезных балках вертикальное давление передается через
опорные ребра, пристроганные к нижнему поясу, а между поясом и
опорной плитой колонны ставят прокладку (рис. 15.17,6).
В неразрезных подкрановых балках на опоре смежного, незагру-
незагруженного пролета возникает отрицательная (направленная вниз) реак-
реакция. Анкерные болты, прикрепляющие балку к колонне, должны быть
рассчитаны на это усилие.
Для восприятия горизонтальных поперечных воздействий кранов
устанавливают дополнительные элементы крепления балок к колоннам
(рис. 15.18, а). Эти элементы рассчитывают на горизонтальное уси-
усилие #з
H = FT(hv/h2), A5.31)
где FT — опорное давление балки от поперечных горизонтальных усилий на колесах
крана; hi, h2 — расстояние от низа балки (точка поворота) до отметки головки рель-
рельса и места расположения элементов крепления (см. рис. 15.18, а).
При наличии нескольких элементов крепления (например, стержней
и накладок крепления тормозных конструкций к колонне) горизон-
горизонтальное давление FT распределяется между ними пропорционально
жесткостям. В запас несущей способности можно каждый элемент
крепления рассчитывать на полное давление F?.
При проектировании узлов крепления подкрановых конструкций к колоннам сле-
следует учитывать особенности их действительной работы. При проходе крана балка про-
прогибается и ее опорное сечение поворачивается на угол ф (рис. 15.18,6). Под влиянием
температурных воздействий (особенно в горячих цехах) подкрановые конструкции удли-
удлиняются (укорачиваются), что приводит к горизонтальным смещениям опорных сечений
относительно колонн. В результате элементы крепления получают горизонтальные пе-
перемещения Дя.
За счет обжатия опорного сечения балок и обмятия прокладок под опорными реб-
ребрами элементы крепления получают также вертикальное смещение Av (см. рис. 15.18,6).
Если конструкции креплений обладают достаточной жесткостью и препятствуют об-
обжатию и повороту опорных сечений, то в элементах крепления возникают большие уси-
усилия, вызванные перемещениями Дн и Av, что при многократных повторных нагруже-
ииях приводит к усталостному разрушению элементов крепления. Это подтверждается
результатами натурных обследований.
Поэтому конструкция крепления балок к колоннам в горизонтальном направлении
должна обеспечивать передачу горизонтальных поперечных сил, допуская при этом
свободу поворота и продольного смещения опорных сечений.
Для того чтобы обеспечить свободу продольных и вертикальных перемещений эле-
элементов крепления, применяют два типа узлов. В узлах 1-го типа поперечные горизон-
горизонтальные воздействия передаются через плотно пригнанные к полкам колонны элемен-
элементы (упорные плаикн), допускающие за счет проскальзывания свободу перемещений
опорных сечений (рис. 15.19, а). Поскольку со временем контактные поверхности об-
обминаются и в соединении образуется люфт, упорные элементы целесообразно крепить
(для возможности их замены) на высокопрочных болтах. В узлах 2-го типа балки
крепятся к колоннам с помощью гибких элементов. При малой жесткости этих элемен-
элементов дополнительные усилия, возникающие в них от перемещений Ан и Av, невелики.
В качестве гибких креплений используются листовые элементы или круглые стержни.
В узле, показанном на рис. 15.19,6, горизонтальные поперечные силы восприни-
воспринимаются гибкими круглыми стержнями. При больших горизонтальных нагрузках каж-
каждая балка может крепиться двумя или тремя болтами, расположенными один над дру-
другим. Достоинством такого крепления являются возможность рихтовки балок и простота
его замены.
В зданиях с кранами особого режима работы при расчете элементов крепления
рекомендуется учитывать дополнительные усилия, возникающие от перемещений Аи
— 386 —

У Z
l-l
Z
Пристрогать
Рис. 15.17. Опорные узлы подкрановых балок
а — разрезных; б — неразрезных
б)
¦к
II*
н
i
Рис. IS.18. К расчету узла крепления подкрановых балок к колонне
а — схема передачи горизонтального поперечного усилия; б — перемещения узла; а — расчетная
схема элемента крепления; г — передача усилий при перекосе опорного ребра
и At/ (см рис. 15.18,6). Величины этих перемещений приближенно можно определить по
формулам:
bH=Mlh/6EI6; Av=Fh/EAlt A5.32)
где М — расчетная изгибающий момент в балке; F — опорное давление подкрановых
балок от вертикальной крановой нагрузки; /, h — пролет и высота балок; /в— момент
инерции балки; Д( — расчетная площадь опорного сечения (сумма площадей опор-
опорного ребра и части стенки длиной 15<ст)-
25*
— 3S7'

Рис. 15.19. Узлы крепления разрезных подкрановых балок к колоннам
а — с упорными планками; б — с гибкими стержнями
Изгибающий момент в элементе крепления, возникающий от пере-
перемещений, определяется как в балке с защемленными концами (см. рис.
15.18,0):
М=(бЕ10/1%) Д, A5.33)
где /о, U — момент инерции и длина элемента крепления; Д= у Дд + Ду .
От перекоса опорного ребра балки на крепление передается также
дополнительное горизонтальное усилие Не (см. рис. 15.18, г), возника-
возникающее за счет смещения равнодействующей опорного давления FR с оси
балки:
He=FRelhr
По экспериментальным исследованиям величину е можно принять
равной '/б ширины опорного ребра Ь.
В зданиях с большим перепадом температур (неотапливаемые зда-
здания, горячие цехи) при расчете элементов крепления следует также
учитывать усилия, возникающие от температурных воздействий, или
проектировать крепления, обеспечивающие свободу перемещений (на-
(например, с передачей усилий через упорные элементы).
2. Крановые рельсы и их крепление
к подкрановым балкам
Для мостовых кранов применяются специальные крановые рельсы
КР с усиленной шейкой и развитой подошвой (см. прил. 14).
Требуемый тип кранового рельса указывается в стандартах или ка-
каталогах на краны. Для кранов общего назначения грузоподъемностью
до 20 т включительно разрешается применять железнодорожные рель-
рельсы Р-38 (для кранов грузоподъемностью 5 и 10 т) и Р-43. Иногда в
качестве кранового рельса применяется квадратная сталь.
Конструктивное решение крепления рельсов к подкрановым балкам
зависит от типа рельсов (рис. 15.20). Крепление должно обеспечивать
рихтовку рельса в пределах 20—30 мм, так как в процессе эксплуата-
эксплуатации происходит смещение рельса. Поэтому приваривать рельс к поясу
подкрановой балки не рекомендуется.
В зданиях с кранами особого режима работы рекомендуется при-
применять только специальные крановые рельсы КР. В железнодорожных
— 388 —

A>z-
i
рельсах у мест ослабления шейки отверстиями часто возникают трещи-
трещины; кроме того, отверстия для крючьев в тормозном листе являются
концентраторами напряжения и около них также развиваются трещины.
Квадратный рельс менее жесткий, чем КР, а прострожка пазов для
— 389 —

u
±r
2
Г
4
2.
Рнс. 15.20. Крепление рельсов к подкра-
подкрановой балке
а — типа КР; б — железнодорожных, в,
г — квадратных, 1 — пружинная шайба;
2 — болт М22
Рис. IS 21. Пружинное крепление рельса,
установленного на упругую прокладку
/ — пружина, 2 — рельс, 3 — упругая про-
прокладка, 4 — болт
его крепления весьма трудоемка. Между рельсом и поясом балки це-
целесообразно устанавливать упругие прокладки из низкомодульного
материала. Прокладки улучшают условия контакта рельса и пояса,
сглаживают и уменьшают местные напряжения под колесом крана,
ликвидируют пики местных напряжений у контактирующих неровнос-
неровностей рельса и пояса, уменьшают динамическое воздействие крана. При
кранах небольшой грузоподъемности (Q<20 т) прокладки делают из
— 390 —

прорезиненной ленты, при большой грузоподъемности —• металлорези-
новыми. Так как при прохождении крана прокладки сжимаются, то
применяют различного типа пружинные крепления рельса к поясу (рис.
15.21).
3. Упоры для кранов
В торцах здания на подкрановых балках устанавливают упоры для
ограничения рабочей зоны кранов. Для снижения силы удара об упор
кранш оборудуют концевыми выключателями, а на упоры устанавли-
устанавливают амортизаторы. Упор рассчитывают как консоль на условную си-
силу удара, определяемую по главе СНиП «Нагрузки и воздействия».
§ 6. ПРИМЕР РАСЧЕТА ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
Исходные данные. Требуется рассчитать подкрановую балку крайнего ряда про-
пролетом 12 м под два крана грузоподъемностью Q = 30/5 т. Режим работы кранов —
особый. Пролет здания 30 м. Материал балки сталь ВстЗГпс5-1; /? = 230МПа = 23 кН/см2
(при *<20 мм); Яср=135 МПа=13,5 кН/см2.
Нагрузки на подкрановую балку. По прил. 1 для крана Q = 30/5 тяжелого режима
работы наибольшее вертикальное усилие иа колесе FK=355 кН; вес тележки GT =
= 125 кН; тип кранового рельса — КР-70.
Схема крановой нагрузки приведена на рис. 15.22, о.
Для кранов тяжелого режима работы металлургического производства поперечное
горизонтальное усилие на колесе при расчете подкрановых балок r" = 0,lF" = 0,lX
Х355=35,5 кН. Для кранов легкого и среднего режима работы Г" определяется по
формуле A2.4).
Расчетные значения усилий на колесе крана определяем по формуле A5.2) с уче-
учетом коэффициента надежности по назначению ун = 0,95:
Fk = vH nnc ?x Fl = 0,95-1,1 -0,95-1,1 -355 = 388 кН;
TK = yHnnck2Tl = 0,95- .-1.0,95-1-35,5 = 35,2 кН.
Определение расчетных усилий. Максимальный момент возникает в сечении, близ-
близком к середине пролета. Загружаем линию влияния момента в среднем сечении, уста-
устанавливая краны невыгоднейшим образом (рис. 15.22,6).
Расчетный момент от вертикальной нагрузки (
Mx = aZFKyi= 1,05-388-5,85 = 2380 кН-м;
где t/i — ординаты линий влияния; а =1,05 — учитывает влияние собственного веса
подкрановых конструкций и временной нагрузки на тормозной площадке (см. § 1,
гл. 15).
Расчетный момент от горизонтальной нагрузки My=~ZTKyi = 35,2-5,85=206 кН-м.
Для определения максимальной поперечной силы загружаем линию влияния по-
поперечной силы на опоре (рис. 15.22, в).
Расчетные значения вертикальной и горизонтальной поперечных сил:
Qx = aSFKу = 1,05-388-2,375 = 968 кН; Qy = 2TKyt = 35,2-2,375 = 83,6 кН.
Подбор сечения балки. Принимаем подкрановую балку симметричного сечения с
тормозной конструкцией в виде листа из рифленой стали t=& мм и швеллера № 36
(при наличии промежуточной стойки фахверка и креплении к ией тормозной конструк-
конструкции, а также при шаге рам 6 м можно принять швеллер № 16—18).
Значение коэффициента Р определим по формуле A5.23):
Му h6 206 1,2
Р1 + 2 1 + 2 114
1 12
где h5 « -^- / = — = 1,2 м; /iT = hH = 1,5 м;
1Гжтр = 238 000-1,14/23 = 11800 см3.
Задаемся йСт = ЛстДст=120
Оптимальная высота балки
3/~
^опт = I/
— йот Wyjp = >ЛC/2) 120-11 800 = 130 см.
2
— 391 —

5700
Рис. 15.22. К расчету подкрановой балки
а — схема крановой нагрузки; б — определение Мтах • в — определение Qmax
Минимальная высота балки
5 уШ Г I I Ми
min ~ 24 № [f \ Мх
23-1200-600
116 400
24
= 70,5 см;
1,14.2,06-10* 238 000
Мв — момент от загружения балки одним краиом при п=1,0.
Значение Мв определим по линии влияния (см. рис. 15.22,6); сумма ординат ли-
линии влияния при нагрузке от одного крана Sf/i=3+0,45=3,45;
Mh = yh2F"^. = 0,95-355.3,45= 1164 кН-м;
\llf\ =600 — для кранов тяжелого режима работы.
Принимаем йя= 120 (кратной 10 см).
Задаемся толщиной полок ^„ = 2 см, тогда /гет=йв—2/п— 120-—2-2= 116 см.
Из условия среза стенки силой Qx
tCT> 1,5 (Qx/hCTRcp) = 1,5-968/A16-13,5) =0,94 см.
Принимаем стенку толщиной 1 см; йСт= 116/1,0= 116« 120.
Размеры поясных листов определим по формулам:
/хтр = ИР-сдр Аб/2 = 11 800-120/2 = 708 000 см4;
/ст = 1,0.1163/12= 130000 см";
"п ip — ('зстр — Л
= G08 000—130 000)/2
= 83 см2.
Принимаем пояс из листа сечения 20x420 мм, Лп = 84 см2.
Устойчивость пояса обеспечена, так как
D2—1)/2
= 10,2 < 0,5 у Y =
По полученным данным компонуем сечением балки (рис. 15 23).
Проверка прочности сечения. Определяем геометрические характеристики приня-
принятого сечения.
Относительно оси х—х:
/* = •
Ы163
12
+ 2-42-2
1х
116
2
715 000
+ 1 =715 000 см4;
Лв/2
120/2
= 11 900 см3.
Геометрические характеристики тормозной балки относительно оси у—у (в состав
тормозной балкн входят верхний пояс, тормозной лист и швеллер):
расстояние от оси подкрановой балки до центра тяжести сечения
хо= @,6-123-78,5 + 53,4.144,3)/@,6-123 + 53,4 + 2-42) = 63 см;
1У = 0,6-1233/12 + 0,6-123 G8,5 — 63J + 53,4 A44,3 — 63)? + 42-632 +
+ 2-423/12 = 631 800 см4;
цИ = 1 /хА = 631 800/84 = 7520 см3.
Проверим нормальные напряжения в верхнем поясе (точка А) [см. формулу A5.8)]:
А мх Му 238 000 20 600
11900
7520
— 392 —
= 20+2,7=22,7 кН/см2<Я=23 кН/см2,

30
70
7470
1230
500
60,
„ = БЗО
-20*420 \
JL
7000
О
Рис. 15.23. Сечение балки
Прочность стенкн иа действие касательных напряжений на опоре обеспечена, так
как принятая толщина стенки больше определенной из условия среза.
Жесткость балки также обеспечена, так как принятая высота балки кб>11тт-
Проверим прочность стенки балки от действия местных напряжений под колесом
крана [см. формулу A5.9)]:
аму = yFк/*от /0 = 1,4.370/1-33,6= 15 кН/см?<# = 23 кН/см?;
Y=l,4 (при кранах особого режима работы с гибким подвесом груза);
FK = Flnys = 355-0,95-1,1 = 370 кН;
V=
= 3,25/ 1110/1,0 =33,6;
bn 4/12 = 1082 -b 42-23/12 = 1110 см*;
/p=1082 см4 — момент инерции рельса КР-70 (см. прил. 14); с = 3,25 — коэффициент
податливости сопряжения пояса и стенки для сварных балок.
Далее в подобранном сечении балки следует проверить приведенные напряжения цо
формуле A5.11) и местную устойчивость стенки по формуле A5.18).
Для балок под краны особого режима работы с числом циклов нагружения п>
>2- 10е необходимо также проверить прочность стенки по формулам A5.14) с учетом
всех компонентов напряженного состояния и выносливость стенки по СНнП П-23-81.
Глава 16. УСИЛЕНИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
ПРИ РЕКОНСТРУКЦИИ ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИИ
При реконструкции пррмышленных предприятий возникает необхо-
необходимость оценить состояние несущих и ограждающих конструкций, вы-
выявить возможность их эксплуатации, а в ряде случаев запроектировать
усиление отдельных элементов или конструкций каркаса. Все работы
при этом можно подразделить на три основных этапа:
—393 —

обследование существующих конструкций, выявление резервов не-
несущей способности каркаса и необходимости его усиления;
выбор способа усиления, расчет и конструирование усиленной кон-
конструкции;
производство работ по усилению конструкций.
§ 1. ОБСЛЕДОВАНИЕ СУЩЕСТВУЮЩИХ КОНСТРУКЦИИ КАРКАСА
При изготовлении конструкций могут быть допущены некоторые от-
отклонения от проекта (например, заменены профили некоторых элемен-
элементов в связи с отсутствием запроектированного профиля на заводе).
В связи с этим первой задачей обследования является составление
обмерочных чертежей. При этом производится геодезическая съемка с
определением основных горизонтальных (пролеты, шаги колонн в не-
нескольких уровнях по высоте, расстояния между осями подкрановых
балок и т. п.) и вертикальных (отметки верха фундаментов, столика
для опирания подкрановых балок, низа ферм и т. п.) размеров. Заме-
Замеряют размеры сечений всех элементов каркаса, составляют эскизы
узлов и стыков конструкций. Для замеров используют металлические
линейки, а для измерения толщин элементов — штангенциркули и тол-
толщиномеры различных конструкций. В некоторых случаях для определе-
определения толщины возникает необходимость высверливания отверстий (это
делается на малонапряженных участках конструкции). Для определе-
определения катетов сварных швов используют шаблоны.
При выявлении несущей способности конструкции важно оценить
качество материала, из которого выполнены ее элементы. Необходимо
знать прочность, пластичность, склонность к хрупкому разрушению и
свариваемость стали. Необходимо проводить химический анализ мате-
материала и механические испытания образцов.
Стружка для химического анализа отбирается сверлением на всю
толщину проката в трех местах по длине элемента и тщательно переме-
перемешивается. Механические свойства выявляют испытаниями плоских
стандартных образцов и образцов для испытания на ударную вязкость.
Места вырезки образцов выбирают так, чтобы была обеспечена несущая
способность элементов с учетом их ослабления. Сравнивая результаты
химического анализа и механических испытаний с соответствующими
техническими условиями на поставку стали, можно установить ее мар-
марку (или аналог по современным техническим условиям) и данные,
необходимые для расчета (временное сопротивление, предел текучести
и т. д.). Для оценки надежности существующих конструкций важно
установить, из какой стали они выполнены (спокойной, полуспокойной,
кипящей).
Свариваемость стали оценивается по ее химическому составу.
При обследовании уточняют нагрузки, передающиеся на каркас
здания. Для определения нагрузки от собственного веса кровли в не-
нескольких местах кровля вскрывается и определяются толщина и масса
всех ее слоев. Опыт показывает, что фактическая нагрузка может зна-
значительно отличаться от той, которая была предусмотрена проектом.
Уточняется масса мостовых кранов и другого подъемно-транспортного
оборудования. Устанавливаются места подвески к конструкциям раз-
различных трубопроводов и подсчитываются нагрузки от них. Провероч-
Проверочный статический расчет поперечных рам и других конструкций прово-
проводится с учетом фактических выявленных при обследовании нагрузок и
сечений элементов конструкций.
При изготовлении, монтаже, а также при эксплуатации здания в
конструкциях появляются дефекты и повреждения, которые снижают
несущую способность элементов и, следовательно, должны быть выяв-
выявлены при обследовании.
Характерные повреждения колонн — это поражение коррозией ниж-
нижней заглубленной части стержня колонны и механические повреждения
— 394 —

решетки и ветвей нижней части колонны из-за ударов по ним во время
эксплуатации здания.
В фермах покрытия часто наблюдаются искривления стержней (осо-
(особенно при большой их гибкости) и различные дефекты узлов. Напри-
Например, в опорных узлах часто отсутствуют болты, крепящие фланцы к
колонне, шайбы под гайками. Часто имеются дефекты сварных швов
(неравномерность, непровары и т. п.). В некоторых производствах на-
наблюдаются заметные поражения элементов ферм коррозией.
В подкрановых балках наиболее часто повреждаются поясные свар-
сварные швы и заклепки, крепящие стенку к верхнему поясу балки. Особен-
Особенно часто эти повреждения возникают у опор балок и в местах стыков
подкрановых рельсов. Трещины, возникающие в сварных швах, часто
распространяются на околошовную зону и на основной металл.
Возможны дефекты и в других элементах каркаса: например, доста-
достаточно часто отсутствуют или заметно искривлены элементы связей.
Все дефекты и повреждения тщательно фиксируются и в дальней-
дальнейшем учитываются при проверочном расчете. Например, искривленные
стержни стропильных ферм рассчитываются как внецентренно сжатые
элементы, а не как работающие на центральное сжатие.
Составленные при обследовании ведомости дефектов, выполненные
поверочные расчеты (а в ряде случаев — и испытания конструкций) по-
позволяют составить техническое заключение о состоянии конструкций
каркаса и его несущей способности. При этом особое внимание обра-
обращается на выявление резервов несущей способности конструкций кар-
каркаса. ¦
Резервы несущей способности конструкций каркаса могут быть вы-
выявлены (и реализованы) за счет:
более,точного определения механических характеристик и химичес-
химического состава сталей, из которых изготовлены конструкции обследован-
обследованного каркаса. Это часто дает возможность повысить расчетное сопро-
сопротивление по сравнению с тем, которое было принято при проектирова-
проектировании;
выявления элементов, площади сечений и моменты инерции которых
увеличены при изготовлении по сравнению с принятыми при проектиро-
проектировании;
уточнение нагрузок от собственного веса конструкций (главным об-
образом ограждений). При этом иногда бывает целесообразным рекомен-
рекомендовать замену тяжелой кровли легкой с целью уменьшения объема ра-
работ по усилению конструкций каркаса;
уточнения атмосферных нагрузок, которые при проектировании но-
новых зданий принимаются без учета климата того малого района, в ко-
котором находится здание;
уточнения полезных технологических нагрузок на перекрытиях и
площадках, которые при проектировании назначаются часто с запа-
запасом;
учета реальных условий эксплуатации мостовых кранов и нагрузок
от них. Например, в некоторых цехах тележка крана не может (в связи
с габаритами оборудования, размещенного в цехе) занимать крайнее
положение (см. рис. 12.6, е) и нагрузка на колонны будет меньше, чем
Dmax- He всегда точно при проектировании назначается и режим рабо-
работы крана;
более точного расчета поперечных рам с учетом их действительной
работы под нагрузкой (см. гл. 12, § 1). Наибольший эффект при этом
дает уточнение (часто в результате испытаний каркаса) коэффициен-
коэффициентов пространственной работы, которые при проектировании принима-
принимаются с некоторым запасом.
Выявленные таким путем резервы несущей способности позволяют
снизить объем работ по усилению (а иногда и обойтись без усиления)
конструкций каркаса. Это особенно важно в связи с тем, что производ-
производство работ по усилению в условиях действующего цеха связано с неко-
— 395 —

торыми нарушениями нормальной эксплуатации цеха и большими
трудностями по соблюдению необходимых правил техники безопасно-
безопасности.
В техническом заключении приводятся также рекомендации по уси-
усилению отдельных элементов каркаса или всей конструкции в целом и
ориентировочно выбираются способы увеличения несущей способности
каркаса и усиления его элементов.
§ 2. СПОСОБЫ УВЕЛИЧЕНИЯ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ КОНСТРУКЦИИ
КАРКАСА И УСИЛЕНИЯ ИХ ЭЛЕМЕНТОВ
По условиям производства работ возможно усиление под нагрузкой
с частичной разгрузкой и с частичным демонтажем конструкции. Наи-
Наиболее выгодно (но не всегда возможно) усиление под нагрузкой, кото-
которое обеспечивает наименьшие трудности для производства, размещен-
размещенного в здании.
Частичная разгрузка (и частный случай — освобождение конструк-
конструкции от всей нагрузки, кроме собственного веса) необходима, когда во
время усиления приходится временно ослабить элементы и соединения,
воспринимающие большие усилия.
Частичный демонтаж необходим в тех случаях, когда часть элемен-
элементов имеет настолько существенные повреждения, что их целесообразно
заменить новыми. Эти элементы перед демонтажем должны быть пол-
полностью разгружены.
Способы разгрузки на время усиления зависят от конкретных усло-
условий производства, размещенного в здании, и достаточно разнообразны.
Простейший способ разгрузки стропильных ферм — это установка
временных стоек, опирающихся на временные же фундаменты (рис.
16.1, а). Верх стоек снабжается домкратами или приспособлениями,
позволяющими приподнять нижние узлы фермы. Стойки большой высо-
высоты получаются достаточно тяжелыми, и поэтому часто оказывается
целесообразным использовать другие способы разгрузки: например,
можно установить подмости на мостовом кране и с помощью домкратов
передать на них нагрузку от ферм (рис. 16.1,6).
Разгрузка колонн возможна с помощью стоек, установленных вну-
внутри (рис. 16.1, в) или вне здания (рис. 16.1, г). При проектировании
разгружающих элементов нужно учитывать, что опоры должны распо-
располагаться в узлах ферм, чтобы избежать изгиба элементов верхнего или
нижнего пояса.
В подкрановых конструкциях усилия от собственного веса составля-
составляют незначительную часть суммарного усилия, и поэтому, ограничив
движение мостовых кранов, можно производить усиление этих конст-
конструкций.
Возможность использования какого-либо способа разгрузки должна
быть обоснована расчетом, так как при изменении условий опирания
меняется распределение усилий в элементах.
По конструктивному признаку способы усиления можно подразде-
подразделить на три вида: усиление с изменением статической схемы или мест
передачи нагрузок; усиление с изменением сечения элементов и комби-
комбинированный метод, при котором изменяется статическая схема и уве-
увеличиваются сечения отдельных элементов.
При выборе способа изменения статической схемы каркаса или его
элементов требуется тщательный анализ вариантов.
Например, достаточно эффективный способ усиления стропильных
ферм шпренгелем (рис. 16.2, а) возможен только при большом рас-
расстоянии между габаритом крана и низом стропильных ферм. Если не-
недостаточна несущая способность нижнего пояса ферм, можно исполь-
использовать затяжки в уровне нижнего пояса, напрягаемые при усилении.
При необходимости увеличения несущей способности верхнего пояса
ферм часто целесообразно устройство дополнительной шпренгельной
— 396 —

^—су
CZ3
Рис. 16.1. Примеры способов разгрузки
конструкций во время усиления
1 — разгружаемая ферма; 2 — временные
стойки; 3 — подмости на кране; 4 — раз-
разгружаемая колоина
PJic. 16.2. Примеры изменения статической схемы конструкций при усилении
1 — шпренгель усиления; 2 — дополнительная шпренгельная решетка; 3 — дополнительная колоина;
4 _ дополнительные элементы связей; 5 — дополнительные листы; 6 — подкрановая балка; 7 — ко»
лонна; 8—подкосы усиления
решетки (рис. 16.2,6), уменьшающей расчетную длину стержней поя-
пояса в плоскости (одновременно уменьшаются и расчетные длины рас-
раскосов). При воздействии на фермы подвесного транспорта возможна
установка вертикальных связей по всей длине цеха. Эти связи будут
перераспределять нагрузку на несколько ферм.
При необходимости усиления колонн наиболее часто используются
дополнительные стойки, воспринимающие часть нагрузки на колонну
(например, по рис. 16.2, в). В коротких зданиях F0—90 м) целесооб-
целесообразна установка дополнительных связей по нижнему поясу ферм
(рис. 16.2, г), которые создают в уровне нижнего пояса ферм жесткий
диск, воспринимающий все горизонтальные реакции колонн в уровне
нижнего пояса ферм и передающие их на конструкции торцового фах-
фахверка. Поперечные рамы в этом случае можно считать несмещаемыми
(аПр=0), а конструкции фахверка должны быть усилены для восприя-
восприятия реакций рам.
Увеличить несущую способность разрезных подкрановых балок
можно установкой дополнительных элементов, воспринимающих опор-
OQ7 .

Ш///////Л
б)
в)
ё
У7////Л
Рнс. 16.3. Примеры изменения сечений элементов каркаса
ные моменты, т. е. превращая балки в неразрезные (рис. 16.2, д). Воз-
Возможна и установка различных стоек (рис. 16.2, е), а также устройство
шпренгелей.
При усилении путем изменения схемы широко используются все
способы предварительного напряжения и регулирования усилий, при-
применяемые для металлических конструкций.
Сечения стержней ферм из парных уголков можно изменить, при-
приваривая к ним листы, уголки, круглую сталь (рис. 16.3, а). При изме-
изменении площади меняется и радиус инерции. Например, усиление с по-
помощью круглой стали, удобное даже при значительно искривленных
стержнях, приводит к уменьшению радиуса инерции сечения и в связи
с этим для сжатых стержней оказывается нецелесообразным. Листы,
уголки, круглая сталь усиления прикрепляются в узлах фермы (с рас-
расчетом прикрепления «по площади») и к усиливаемому стержню. В про-
проекте усиления указывается последовательность сварки. Например,
в сжатых элементах сначала элементы усиления привариваются в уз-
узлах, а потом — к уголкам стержня фермы. В этом случае усадочные на-
напряжения от сварки способствуют передаче на элемент усиления час-
части сжимающего усилия, которое воспринимается усиливаемым стерж-
стержнем. Усиление узловых соединений возможно наплавкой сварного шва
(т. е. увеличением катета), увеличением длины шва (например, при-
приваркой торцов уголков к фасонке), установкой высокопрочных болтов
(в клепаных фермах).
Сечения колонн можно увеличить при помощи листов, уголков,
швеллеров (рис. 16.3,6), приваренных к стержню колонны. В клепа-
клепаных колоннах это возможно, если сталь усиливаемой конструкции до-
достаточно хорошо сваривается. Для крепления дополнительных элемен-
элементов часто используются высокопрочные болты.
Подкрановые балки усиливаются приваркой к верхней и нижней
полкам (рис. 16.3, в) вертикальных или наклонных листов. При этом
— 398 —

размеры листов выбираются так, чтобы избежать потолочной или по-
полупотолочной сварки. При недостаточной местной устойчивости стенки
наиболее часто устраиваются дополнительные ребра жесткости. Клепа-
Клепаные подкрановые балки усиливаются с помощью листов, уголков, при-
приваренных или прикрепленных высокопрочными болтами к полкам
балки.
§ 3. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ
КАРКАСА ПРИ УСИЛЕНИИ
Расчет элементов каркаса при реконструкции рекомендуется прово-
проводить с учетом таких особенностей действительной работы, которые не
учитываются при расчете новых конструкций (например, поворота фун-
фундаментов, более точного учета пространственной работы и т. п.), а не-
необходимые данные для таких расчетов определяются в результате ис-
испытаний эксплуатируемой конструкции. Это часто позволяет резко
уменьшить объем весьма трудоемких работ по усилению конструкций
и их элементов.
Расчет конструкций при изменении статической схемы проводится
по стадиям усиления и работы под нагрузкой.
Элементы конструкций и их соединения, площадь которых увеличи-
увеличивается при полной разгрузке (кроме, естественно, нагрузки от собст-
собственного веса конструкции) приваркой усиливающих элементов, рассчи-
рассчитываются на все виды напряженного состояния по формулам для не-
неусиленных элементов и сварных швов.
При усилении разгруженных элементов в клепаных конструкциях с
присоединением добавленного металла заклепками или болтами учи-
учитывается, что старые заклепки обмялись и поэтому усиливающие листы
не полностью включаются в работу. Для того чтобы в предельном со-
состоянии при статической нагрузке напряжения в старом и добавлен-
добавленном металле выравнялись, нужно присоединение нового металла в уз-
узлах рассчитывать на усилие, превышающее его несущую способность
yAmRna25%.
В растянутых элементах, усиливаемых под нагрузкой с помощью
сварки, напряжения (при статической нагрузке) в предельном состоя-
состоянии выравниваются. Поэтому они рассчитываются с учетом полной
площади сечения после усиления как новые. При динамической и виб-
вибрационной нагрузках такие стержни рекомендуется проверять по «крае-
«краевой текучести старого сечения, т. е. по формуле
(JV — ЛГ0)/Ант + ЛГ0/Лнт0<7Я* A6.1У
где N — расчетная продольная сила; JVo — продольная сила в стержне во время уси-
усиления; Лнт — площадь сечения нетто после усиления; ЛНто — то же, до усиления
(с учетом дефектов, выявленных при обследовании).
Усиление сжатого стержня под нагрузкой возможно при условных
напряжениях Nol(q>A) в нем на 20—30% меньших расчетного сопротив-
сопротивления стали. Проверка устойчивости и прочности сжатых, внецентрен-
но сжатых и сжатоизогнутых элементов проводится по формулам для
неусиленных элементов с учетом новых геометрических характеристик
и фактических эксцентриситетов. Последние определяются как сумма
начального эксцентриситета (по результатам обследования), смеще-
смещения центра тяжести и усадочных сварочных деформаций.
Усиленны* изгибаемые элементы рекомендуется проверять с учетом
геометрических характеристик после усиления по краевой текучести,
т. е. по формулам без учета пластической работы.
При наплавке сварного шва в элементах, усиливаемых под нагруз-
нагрузкой, часть существующего шва расплавляется и не воспринимает уси-
усилие. Наибольшее ослабление существующего шва будет тогда, когда
зона термического влияния всей своей длиной войдет на сварной шов.
В дальнейшем несущая способность сварного шва будет возрастать.
— 399 —

В связи с этим на стадии усиления расчет сварных угловых швов про-
проводится по формулам:
где No — усилие, передающееся на один шов во время >силения; а — длина зоны тер-
термического влияния (при увеличении катета шва с 6 до 8 мм — 30 мм, с 10 до
12 мм — 50 мм).
Несущая способность сварного шва, усиленного под нагрузкой на-
наплавкой катета, ниже, чем сварного шва той же площади, но выпол-
выполненного без нагрузки. Поэтому при расчете таких усиленных швов на
полное расчетное усилие вводится коэффициент условий работы, рав-
равный 0,9.
Сварные швы, усиленные под нагрузкой путем увеличения длины,
рассчитываются как новые с учетом полной длины после усиления.
Расчет высокопрочных болтов, достаточно часто используемых при
усилении, Н? отличается от расчета в неусиленных конструкциях.

Раздел третий. КОНСТРУКЦИИ БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ
И МНОГОЭТАЖНЫХ КАРКАСНЫХ ЗДАНИЙ
Глава 17. БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫЕ ПОКРЫТИЯ
С ПЛОСКИМИ НЕСУЩИМИ КОНСТРУКЦИЯМИ
§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ И ОСНОВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ
БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ ПОКРЫТИЙ
Большие пролеты, перекрываемые металлическими конструкциями,
применяются в зданиях общественного и специального назначения и
производственных зданиях.
Здания общественного назначения — театры, выставочные павильо-
павильоны, концертные и спортивные залы, крытые стадионы, рынки, вокзалы
и т. п. — имеют большие пролеты, обусловленные как эксплуатацион-
эксплуатационными, так и архитектурными требованиями.
Здания специального назначения — ангары, гаражи, троллейбусные
парки и т. п. — проектируют без внутренних колонн, исходя из удобст-
удобства размещения и эвакуации машин или других технологических требо-
требований.
В промышленном строительстве большие пролеты встречаются в
сборочных цехах самолетостроительных, судостроительных и машино-
машиностроительных заводов, в экспериментально-лабораторных корпусах
различных производств, где они обусловлены или крупными габаритами
собираемых машин (судов, самолетов), или требованиями технологи-
технологического процесса.
Системы, перекрывающие большие пролеты, проектируют, как пра-
правило, однопролетными, что вытекает из основного эксплуатационного
требования — отсутствия промежуточных опор.
Различия в назначении большепролетных сооружений, условиях их
эксплуатации и предъявляемых к ним архитектурных требованиях оп-
определяют применение весьма разнообразных конструктивных реше-
решений — балочных, рамных, арочных, пространственных и висячих —
вантовых. Балочные (рис. 17.1) и рамные (рис. 17.2) системы чаще ис-
используются в большепролетных перекрытиях зданий с прямоугольным
планом. Арочные системы имеют преимущества в архитектурном отно-
отношении: они экономичны при пролетах 80 м и более (рис. 17.3). Наибо-
Наиболее экономичны по затрате металла пространственные системы в виде
сетчатых или сплошных оболочек и складок, плоских структурных кон-
конструкций, куполов или шатров — при круглом или многоугольном пла-
плане здания (см. гл. 18).
Конструкции висячих систем (см. гл. 19), в которых основными не-
несущими элементами являются ванты из высокопрочных материалов,
работающих на растяжение (стальные канаты, пучки высокопрочной
проволоки и т. п.), получаются наиболее легкими, что является их су-
существенным преимуществом. Они просты в изготовлении и монтаже.
В основном большепролетные перекрытия имеют прямоугольное
очертание в плане. Однако здания общественного назначения — теат-
театры, концертные и спортивные залы, выставочные павильоны — могут
иметь также прямоугольную, круглую или овальную форму. Отступле-
Отступление от обычной прямоугольной планировки (кроме круга) усложняет
компоновку конструкций перекрытия и затрудняет применение типовых
конструктивных элементов. Сооружения с большими пролетами (за
редким исключением) не являются объектами массового строительства;
26—143 —401 —

Рис. 17 1. Балочная конструкция покрытия ангара. Поперечный разрез
Рис 17 2 Рамная конструкция покрытия ангара из алюминиевого сплава
общий вид в процессе монтажа (вверху) поперечная рама (внизу слева), типы сечений
(внизу справа)
их архитектурные и конструктивные решения весьма индивидуальны,
что также ограничивает возможности типизации и унификации конст-
конструкций. Однако типовые решения для отдельных конструктивных эле-
элементов этих покрытий (прогонов, переплетов, кровельных плит и т. п.)
следует применять в возможно большем объеме. Поэтому весьма целе-
целесообразно назначать основные компоновочные размеры сооружения
(шаг рам, ферм, арок, расстояния между прогонами и т. п.) с учетом
Единой модульной системы (см. гл. 10).
Большепролетные конструкции работают в основном на нагрузку от
собственного веса, поэтому уменьшение собственного веса конструкции
является главной задачей инженера. С этой точки зрения рационально
применять в большепролетных конструкциях стали повышенной проч-
прочности или легкие алюминиевые сплавы. Малая плотность алюминиевых
сплавов при большой прочности делает их весьма перспективными ма-
материалами для несущих конструкций большепролетных зданий При-
Примером большепролетной рамной конструкции, выполненной из алюми-
алюминиевого сплава типа «авиаль», является ангар в Хатфильде (Англия)
размером 66X100 м и высотой в свету 14 м (см. рис 17.2). Несущими
— 402 —

15,C О О
Рис 17 3 Арочные покры-
покрытия Дворца спорта в Луж-
ииках (вверху) и павильона
иа ВДНХ (внизу) в Москве
/ — аэрациокный фонарь
2 — затяжка 3 — непод-
неподвижная опора, 4 — подвиж-
подвижная опора
Рис 17 4 Покрытие произ-
производственного здания с по-
поперечным расположением
фонарей
а — поперечный разрез,
б — продольный разрез
еоооо
А-А
конструкциями этого ангара являются двухшарнирные рамы, располо-
расположенные с шагом 9,5 м, клепаные, с монтажными соединениями на
стальных оцинкованных болтах. Для элементов сам использованы спе-
специальные прессованные профили
Большой собственный вес большепролетных конструкций стимули-
стимулирует также применение предварительно напряженных несущих конст-
— 403 —

рукций и вантовых систем, в которых весьма эффективно используются
высокопрочная проволока, канаты и т. п.
Особенно эффективно с точки зрения экономии стали применение в
большепролетных покрытиях облегченных кровельных конструкций и
материалов. В качестве несущего настила кровли следует применять
стальной профилированный настил, армоцементные, армопенобетонные
и армопеносиликатные плиты, а в качестве утеплителей — минеральную
вату, оргалит и другие эффективные материалы. Весьма легкими, ин-
индустриальными в изготовлении и монтаже являются стальные или
алюминиевые кровельные панели пролетом 6 и 12 м, в которых можно
эффективно использовать предварительное напряжение. Широкое при-
применение могут получить различные пластмассы. Легкими, долговечны-
долговечными и дешевыми в эксплуатации получаются кровельные настилы из
алюминиевых 'сплавов. Кровли большепролетных производственных
зданий часто устраивают теплыми. Это дает возможность принимать
для них небольшие уклоны, что весьма упрощает несущую конструк-
конструкцию. По технологическим соображениям в зданиях с большими про-
пролетами иногда требуется верхнее освещение. Наиболее удобным в кон-
конструктивном отношении является поперечное расположение фонарей,
при котором несущие и фонарные конструкции могут быть объединены
в единую несущую систему покрытия (рис. 17.4).
Существенной конструктивной особенностью ангаров является на-
наличие больших, на всю длину фасадной стены, ворот для пропуска са-
самолетов. Для прикрепления и открывания таких ворот требуются спе-
специальные устройства. Это оказывает существенное влияние на конст-
конструктивное решение покрытия ангаров.
§ 2. БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
Балочные большепролетные конструкции применяют в случаях,
когда опоры не могут воспринять распорных усилий, — при опирании
на стены, каменные или железобетонные колонны и т. п. Балочные сис-
системы при больших пролетах тяжелее рамных или арочных, но проще в
изготовлении и монтаже. Балочные системы применяются преимущест-
преимущественно в общественных зданиях — театрах, концертных залах, спортив-
спортивных сооружениях. Основными несущими элементами балочных систем,
применяемых при пролетах 50—70 м и выше, как правило, являются
фермы; сплошные балки при больших пролетах невыгодны по затрате
металла.
Очертание большепролетных ферм и схема решетки определяются
пролетом, типом кровли и конструкцией подвесного потолка, который
обычно устраивают в общественных зданиях. Фермы (см. рис. 17.1)
больших пролетов (более 40—50 м) при оптимальном по весу отноше-
отношении между высотой фермы и пролетом ('/б—Vs) получаются негабарит-
негабаритными по условиям транспортирования (ft>3,85 м); в то же время на-
наличие кровли и подвесного потолка вызывает необходимость иметь не-
небольшие панели B—3 м) как по верхнему, так и по нижнему поясу
ферм. Оба эти обстоятельства приводят к небходимости устройства
сложной шпренгельной решетки, а также к применению сплошных или
решетчатых арок с затяжкой.
Хорошую основу для устройства большепролетных балочных систем
дают трехгранные фермы с предварительным напряжением, удобные в
изготовлении, транспортировании и монтаже (рис. 17.5). Включение в
совместную работу на сжатие железобетонной плиты, уложенной по
верхним поясам фермы, использование трубчатых стержней и предва-
предварительного напряжения делают такие системы весьма экономичными
по затрате металла. Между фермами в зависимости от размеров про-
пролета и эксплуатационных требований можно размещать промежуточ-
промежуточные конструкции как глухие (рис. 17.5,6), так и с остеклением (рис.
17.5, в, г).
— 404 —

Рис 17 5 Покрытие с трехгранными балочными фермами
а — поперечный разрез б—г — продольные разрезы (вари i-ты) 1 — трехгранная ферма ?— затяж»
ки, 3 — железобетонные кровельные плиты, 4 — остекление
Рис 17 6 Объемно-блочная конструкция покрытия в процессе монтажа
При пролетах более 35—40 м необходимо одну из опор балочной
конструкции устраивать подвижной, чтобы исключить возможность пе-
передачи на стены распорных усилий, возникающих в результате упру-
упругих деформаций нижнего пояса ферм
Подвесной потолок обычно немного опускают относительно нижне-
нижнего пояса ферм, с тем чтобы фермы были полностью доступны для ос-
осмотра и окраски.
— 405 —

Рациональной системой для пролетов 50—100 м является объемно-
блочная предварительно напряженная конструкция1, в которой несущая
конструкция совмещена с ограждающей. Конструкция состоит из объ.
емных блоков, включающих две вертикальные фермы, расставленные
на расстоянии в осях 3—4 м и соединенные по верхним и нижним поя-
поясам стальными листами толщиной 10—16 мм (рис. 17.6). Блоки полно-
полного пролета собираются из отдельных отправочных блоков длиной 10—
12 м. Стальные листы включаются в расчетные сечения верхнего и ниж-
нижнего поясов ферм. Чтобы тонкий верхний лист мог работать на сжатие,
в нем создается предварительное растягивающее напряжение, которое
несколько больше сжимающего напряжения от нагрузки.
Предварительное напряжение создается при сборке плоского щита
верхнего пояса блока, состоящего из верхних поясов ферм, соединен-
соединенных распорками, связями и листом [1]. Каркас щита при сборке выги-
выгибается в сторону листа на расчетную величину, затем к нему привари-
приваривается лист. При установке щита в пространственный блок щит с лис-
листом выпрямляют, и лист получает растягивающее напряжение. Верхний
стальной лист поддерживает кровлю, нижний — подвесной потолок.
Нижние пояса и решетки вертикальных ферм блока запроектированы
из одиночных уголков. Монтажный укрупненный блок, состоящий из
четырех объемных блоков полного пролета (шириной 12 м), двумя
кранами устанавливают на опоры (рис. 17.6). Между опорами объем-
объемные блоки поддерживаются подстропильными фермами.
§ 3. РАМНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Системы и типы рам
При перекрытии больших пролетов применяют двухшарнирные и
бесиарнирные рамы. Бесшарнирные рамы более жестки, экономичнее
по расходу металла и удобнее в монтаже, однако они требуют мощ-
мощных фундаментов с плотными основаниями для них и более чувстви-
чувствительны к температурным воздействиям. Высота ригеля рамы может
быть принята меньше высоты стропильной фермы; в ряде случаев это
может оказаться существенным при больших пролетах. Так, в гаражах
и павильонах уменьшение высоты ригеля приводит к снижению высо-
высоты стен, сокращает объем помещения и, следовательно, удешевляет
эксплуатацию здания.
Рамные системы в перекрытиях больших пролетов могут иметь раз-
разнообразные очертания. В гаражах и ангарах рамы имеют небольшую
высоту по сравнению с размером пролета. В павильонах и некоторых
промышленных зданиях рамы обычно имеют значительную высоту.
В большепролетных перекрытиях применяются как сплошные, так
и сквозные рамы. Сплошные рамы применяются сравнительно редко и
лишь при относительно небольших пролетах (/ = 50...60 м); их преиму-
преимущества — меньшая трудоемкость, транспортабельность и возможность
уменьшения высоты помещения.
Сплошные рамы часто проектируют двухшарнирными. Чтобы облег-
облегчить конструкцию опор, можно для восприятия распора рамы устраи-
устраивать затяжку, расположенную на уровне опорных шарниров, ниже
уровня пола (рис. 17.7). Натяжением затяжки можно дополнительно
разгрузить ригель рамы. Высота ригеля сплошной рамы принимается
равной у3о—у4о пролета. Такая небольшая высота возможна благода-
благодаря разгружающему влиянию опорных моментов рамы.
Сквозные рамы с мощным ригелем и стойками небольшой высоты
(рис. 17.8) распространены в ангаростроении, где они проектируются
пролетами до 100—120 м. Сквозные рамы могут быть двухшарнирны-
двухшарнирными — с шарнирами в местах сопряжений ригеля со стойками (рис.
1 Разработана в институте ЦНИИПроектстальконструкция.
— 406 —

8,47 6J6
Рис 17.7 Д >хшариириая сплолшап рама с затяжкой
I — ригель, 2 — ипжка, 3 — монорельс
"'ySZ&ZHZSZSZ
^60-720м
А
Рис. 17.S. Сш.темы сквозных рач
Рис J7 9 Конструктивные приемы для
разгрузки ригеля рамы
а — подческа стеиы к коисолн, б — сме-
смещение опорных шарниров
а)
б)
Рис 17.10 Покрытие павильона
сквозной рамой
а —схема рамы б — решетчатый
>зел, в — узел со сплошной встав-
вставкой, / — тистовая накладка. 2 —
монтажный стык 3 — листовал
вставка
17.8,6) или на уровне
фундаментов (рис. 17.8, а)
и бесшарнирными (рис
17.8, в). При расположе-
расположении шарниров в местах
сопряжения ригеля со
стойками значительно упрощается монтаж конструкций, но зато более
мощными получаются фундаменты и отсутствуют разгружающие ригель
опорные моменты. Бесшарнирные рамы (см. рис. 17.8, е) применяют
при пролетах 120—150 м, когда уменьшение изгибающего момента в ри-
ригеле особенно необходимо. Ширина стоек сквозной рамы принимается
равной длине панели ригеля E—7 м). Погонная жесткость стоек при
такой ширине и сравнительно небольшой высоте значительно больше
погонной жесткости ригеля, благодаря чему разгружающее влияние
опорных моментов оказывается весьма значительным,
— 407 —

'Отношение высоты ригеля к пролету решетчатой рамы в целях наи-
наименьшего веса конструкции принимается в пределах '/12—'/го- Но и
при такой высоте ригель все же получается негабаритным по условиям
транспортирования, и его приходится перевозить россыпью. Уменьшить
изгибающий момент в ригеле рамы, а следовательно, и высоту ригеля
можно передачей веса стены или покрытия пристроек, примыкающих к
главному пролету, на внешний узел стойки рамы (рис. 17.9, а) или
смещением в двухшарнирной раме опорных шарниров с оси стойки
внутрь помещения (рис. 17.9,6). В этом случае вертикальные опорные
реакции создают дополнительные моменты, разгружающие ригель.
Возможна также подтяжка ригеля тросами или предварительное на-
напряжение ригеля затяжкой. Ригель решетчатой рамы может быть тра-
трапецеидального очертания (см. рис. 17.8) и с параллельными поясами.
Схема рамы с параллельными поясами применяется в случаях, когда
надворотная рама поддерживает стропильные фермы. Скат для отвода
воды.в этом случае образуется уклоном стропильных ферм (см. рис. 17.24).
При больших пролетах и нагрузках ригели решетчатых рам конструи-
конструируют как тяжелые фермы; при сравнительно малых пролетах D0—¦
50 м) они могут иметь такие же сечения и узлы, как и легкие фермы.
В выставочных павильонах, крытых рынках и вокзалах при высо-
высоте рам 15—20 м и при пролетах 40—50 м можно применять сквозные
рамы с ломаным ригелем (рис. 17.10). Рамы такого очертания обычно
имеют одинаковую высоту сечений ригеля и стоек (V15—V25 пролета).
Усилия от вертикальных нагрузок в таких рамах невелики, но зато
существенное значение имеет боковое давление ветра. Конструируют
такие рамы по типу легких ферм. Раму разбивают на габаритные от-
отправочные элементы с минимальным числом сопряжений на монтаже.
2. Особенности расчета и конструирования
Чтобы упростить статический расчет, сквозные легкие рамы можно
приводить к эквивалентным им сплошным рамам. Мощные сквозные
рамы (типа тяжелых ферм) рассчитывают как решетчатые системы с
учетом деформаций всех стержней решетки. Прогиб большепролетных
рам определяется только от временной нагрузки; прогиб от постоянной
нагрузки компенсируется соответствующим строительным подъемом.
При пролетах более 50 м и невысоких жестких стойках (опорах) необ-
необходимо рассчитывать рамы на температурные воздействия. Ригели и
стойки сплошных рам проектируют сварными двутаврового сечения; их
несущую способность проверяют по формулам для внецентренно сжа-
сжатых стержней (см. гл. 3, § 5). В двухшарнирных рамах можно делать
стойки переменного по высоте сечения (см. рис. 17.7), что увеличивает
полезную площадь помещения, облегчает конструкцию и придает ей
лучший внешний вид, хотя и несколько усложняет изготовление.
Внутренний угол рамного узла сопряжения ригеля со стойкой во избежание кон-
концентрации напряжений в месте перегиба должен быть очерчен по плавной кривой
(рис. 17.11). В узле возникает сложное напряженное состояние от действия момента
и нормальной силы. Напряжения в узле можно определить по формулам для кривого
бруса.
Нормальные напряжения, действующие в сечениях, перпендикулярных кривой за-
закругления,
at = N /А + MIAr+ (M/Z) уг/(г + у); A7.1)
нормальные радиальные напряжения
и
С at
A7.2)
г
о
С гу2
где г —радиус закругления; Z= \—j— dA — функция, заменяющая момент инерции
А
в криволинейном брусе; у — расстояние от нейтральной оси до рассматриваемой точ-
точки, « — расстояние до рассматриваемой фибры от внутренней кромки узла.
— 408 — ¦

Радиальные напряжения, распределенные
по ширине поясного листа, вызывают его из-
изгиб (см. рис 17,11, в). Изгибающий момент
в месте прикрепления поясного листа к стен-
стенке (на 1 см)
М = а, &2/8= {ot/r)(tab48)
и напряжения:
нормальные
A7 3) Рис. 17.11. Конструкция и напряженное
состояние узла сплошной рамы
Касательные д — конструкция узла, б — напряженное
состояние; в — изгиб полки двутавра
т= 1,5(т,|——). A7.3а)
Таким образом, наибольшие напряжения возникают в месте сопряжения пояса со
стенкой, где прочность сечения проверяется по формуле приведенного напряжения
о-пр= у а] + a2r — otor + Зт < 1 ,\5Ryc.
Чтобы стеика пояса ие теряла устойчивости, в сжатой внутренней зоне ее ставят
дополнительные короткие ребра жесткости (рис. 17.11, а).
Сквозные рамы больших пролетов с усилиями в стержнях от
2000 кН и более проектируют по типу тяжелых ферм (см. гл. 9).
Опорные шарниры в рамах при реакциях больше 2500—3000 кН
проектируют балансирными (см. рис. 17.19, е); при меньших реакциях
они могут быть плиточными (см. рис. 17.Г9, а). Конструкция и расчет
шарниров рассмотрены в следующем параграфе.
В легких сквозных рамах узел сопряжения ригеля со стойкой (см.
рйс. 17.10, б, в) является наиболее ответственным местом, поэтому це-
целесообразно, чтобы он был полностю выполнен на заводе. Пояса обыч-
обычно обрезают «на ус» и сваривают стыковыми швами (см. рис. 17.10,6)
с дополнительным усилением гнутыми листовыми накладками. Весьма
часто в опорных узлах сквозной рамы из-за возникающих здесь боль-
больших усилий делают листовую вставку, которая должна быть укреплена
ребрами жесткости, располагающимися по направлению сжимающих
усилий (см. рис. 17.10, в).
§ 4. АРОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
1.Системы и типы арок
Арки в качестве основных несущих элементов покрытия применяют
в павильонах, крытых рынках, спортивных залах, ангарах и т. п. По
затрате металла арки оказываются значительно более выгодными, чем
балочные или рамные системы.
Системы и очертания арок могут быть весьма разнообразными (рис.
17.12). Самыми распространенными являются двухшарнирные арки.
К достоинствам этих арок помимо экономичности относится простота
монтажа и изготовления.
Двухшарнирные арки могут легко деформироваться вследствие сво-
свободного поворота в шарнирах, и благодаря этому существенного увели-
увеличения напряжений от температурных воздействий и осадок опор в них
не возникает.
Трехшарнирные арки не имеют преимуществ по сравнению с двух-
шарнирными, так как их статическая определимость при достаточной
деформативности арочных конструкций существенного значения не
имеет. Наличие же ключевого шарнира осложняет конструкцию самих
арок и устройство кровельного покрытия.
Бесшарнирные арки имеют наиболее благоприятное распределение
изгибающих моментов по пролету м. поэтому оказываются самыми лег-
легкими, однако они требуют устройства более мощных опор, и их прихо-
приходится рассчитывать на температурные воздействия.
— 409 —

Рис. 17.12. Системы арок
а — двухшарнирная; б — трехшарнирная; в — бесшариириая
Рис. 17.13. Арка с приподнятой затяжкой
Рис. 17.14. К выбору очертания высокой
арки
/ — исходная кривая: 2 — кривые давле-
давления от действия ветра; 3 — средняя кри-
кривая; 4 — окончательная кривая оси арки
10,5 1,751,61,751,1
Рис. 17.15. Многопролетиая арка перекрытия вокзальных перронов
Рис. 17.16. Очертания поясов арок
При слабых грунтах может оказаться целесообразным, чтобы рас-
распор арки воспринимался затяжкой, располагаемой ниже уровня пола.
При наличии затяжки опоры воспринимают в основном вертикальные
нагрузки и потому получаются более легкими.
В крытых стадионах и павильонах, а также в ангарах-мастерских
опорами арок часто служат стены зданий (см. рис. 17.,3 6), трибуны и
т. п. При отсутствии поперечных стен или трибун для восприятия рас-
распора требуется устройство контрфорсов.
При опирании арок на стены распор может также воспринять за-
затяжка, расположенная на уровне опорных шарниров арок (см. рис.
13.3, а). Затяжка может одновременно использоваться для устройства
— 410 —

подвесного потолка и для создания предварительного напряжения в
арках.
Чтобы увеличить полезную высоту помещения, не увеличивая вы-
высоты здания, иногда затяжку располагают выше линии опорных шар-
шарниров арки (рис. 17.13).
Очертание арок выбирается близким к линии давления. При преи-
преимущественном значении симметричной, равномерно распределенной по
хорде арки нагрузки (в пологих арках) наиболее выгодным является
очертание арки по квадратной параболе.
Параболу часто заменяют дугой окружности, что в пологих арках
не приводит к существенному изменению усилий, зато при этом значи-
значительно упрощается изготовление и проектирование арок, так как при
постоянной кривизне дуги достигается наибольшая стандартизация
конструктивных элементов и узлов арки.
Для высоких арок с большим собственным весом целесообразно
принимать очертание по цепной линии (катеноиду). В высоких арках
значительные усилия вызывает ветровая нагрузка, которая может дей-
действовать с обеих сторон и давать две резко расходящиеся линии дав-
давления. В этом случае очертание арки целесообразно принимать посере-
посередине между двумя крайними линиями давления (рис. 17.14).
При опирании арок на уровне земли размещение стенового заполне-
заполнения по криволинейной поверхности арок конструктивно неудобно, за-
затрудняется устройство проемов и здание получает некрасивый внешний
вид. Креме того, помещение под арками около опор не может быгь
полностью использовано из-за недостаточной его высоты. Поэтому в па-
павильонах, крытых рынках и вокзальных перекрытиях арки часто про-
проектируют с вертикальным участком над опорами (см. рис. 1.6; рис.
17.15). Такие арки по очертанию и характеру работы приближаются к
рамным системам. По затрате материала они менее выгодны из-за зна-
значительных изгибающих моментов в углах.
В многопролетных арках (см. рис. 17.15) распоры смежных проле-
пролетов в значительной мере уравновешиваются и средние опоры работают
на изгиб только от односторонней временной вертикальной и ветровой
нагрузки. Опоры таких арок имеют небольшое сечение, почти не за-
загромождают помещение, и поэтому такое решение целесообразно при-
применять в вокзальных перекрытиях, павильонах и других подобных
сооружениях.
2. Конструктивные особенности арок
Двухшарнирные сплошные арки проектируют чаще всего с парал-
параллельными поясами (рис. 17.16, а). Сквозные арки делают либо с парал-
параллельными поясами, либо при большой высоте арки с переломом наруж-
наружного пояса, который над опорами имеет вертикальные участки (рис.
17.16,6). Около опор пояса арок сближаются и заканчиваются опорным
устройством — шарниром. Параллельные пояса при очертании арки по
дуге окружности создают предпосылки для типизации конструктивных
элементов и с архитектурной точки зрения вполне приемлемы.
Серповидная форма (см. рис. 17.3; рис. 17.16, в) двухшарнирной ар-
арки не отвечает характеру изменения усилий по ее длине и применяется
только из архитектурных соображений.
Высоту сечения сплошных арок назначают в пределах V5o—Veo про-
пролета, сквозных — в пределах '/зо—'До пролета. Возможность примене-
применения в арках столь небольшой высоты сечения объясняется относитель-
относительно малой величиной изгибающих моментов.
Сплошные арки обычно проектируют сварными с сечением в виде
широкополочного двутавра (как и в сплошных рамах); в пологих ар-
арках продольные силы велики, поэтому стенку арки можно назначат*,
более мощной, чем в раме или балке.
— 411 —

Рис. 17.17. Конструктивные решения сквозных арок
I — отправочная марка; 2 — главные прогоны, 3 — мон-
монтажные узлы.
Рис. 17.IS. Предварительно напряженная арка с нижним поясом и решеткой из тросов
1 — трос; 2 — жесткий пояс
Сквозные арки обычно конструируются аналогично легким фермам.
Пояса их компонуются из тавров, уголков, легких швеллеров и т. п.
При больших усилиях применяются двухстенчатые сечения. Если кри-
кривая давления не выходит за пределы высоты сечения, то оба пояса
оказываются сжатыми и тогда особое внимание необходимо обратить
на обеспечение устойчивости арки. Сечения элементов решетки из-за
незначительной поперечной силы подбирают по гибкости из уголков
или небольших швеллеров. Это также стимулирует уменьшение высоты
сечения арок. Решетка сквозных арок проектируется треугольной с
дополнительными стойками (рис. 17.17, а) или без них и раскосной
(рис. 17.17,6). Стойки размещаются либо нормально к поясам (см.
рис. 17.17, о), либо вертикально (см. рис. 17.17,6). Наиболее целесооб-
целесообразно нормальное расположение стоек (особенно в круговых арках),
при котором стержни решетки получаются одинаковыми по длине ар-
арки. В плоскостях стоек располагаются главные прогоны, обеспечиваю-
обеспечивающие устойчивость одностенчатых арок и поддерживающие элементы
кровли. Размеры панелей арки обычно принимают близкими к высоте
арки. Монтажные стыки в арках размещают, исходя из условия разбив-
разбивки арки на отправочные элементы длиной 6—9 м, удобные для транс-
— 412-

портирования. Арки обычно монтируют крупными элементами, большей
частью целиком или полуарками (весьма часто методом поворота),
так что монтажные стыки осуществляются в процессе 'укрупнительной
сборки. Криволинейное очертание сплошных арок усложняет их изго-
изготовление, однако улучшает внешний вид конструкции. Сквозные арки
в целях упрощения изготовления могут иметь и ломаное очертание (см.
рис. 17.17).
В арках с успехом может быть применено предварительное напря-
напряжение или регулирование усилий. Одним из простых приемов рацио-
рационального распределения усилий является принудительное смещение
опорных узлов наружу после установки арки на опоры, собранной с до-
дополнительным подъемом. При этом в нижнем поясе и раскосах арки
возникают растягивающие напряжения, которые могут быть достаточ-
достаточными для погашения сжимающих напряжений от внешней нагрузки.
В этом случае нижний пояс и решетка арки могут быть сконструирова-
сконструированы из тросов (рис. 17.18),»а верхний пояс — жестким.
Наиболее сложными конструктивными узлами в арках, так же как
и в рамах, являются опорные и ключевые шарниры. Опорные шарниры
могут быть трех типов: плиточные, пятниковые и балансирные. Сквоз-
Сквозные арки около опоры, как правило, переходят в сплошное сечение
(см. рис. 17.13), поэтому опорные шарниры в сплошных и сквозных ар-
арках имеют одинаковую конструкцию.
Плиточные шарниры (рис. 17.19, а) имеют наиболее простую конст-
конструкцию. Применяются они при сравнительно небольших опорных дав-
давлениях и преимущественно при вертикальном положении примыкаю-
примыкающей к шарниру части арки.
Пятниковые шарниры (рис. 17.19,6) имеют специальное опорное
гнездо — пятник, в которой вставляется закругленная опорная часть
арки. Пятник обычно делают литым или сварным из листовой стали.
В месте передачи опорного давления стенку и пояса арки укрепля-
укрепляют ребрами жесткости. Пятник прикрепляют анкерными болтами к
фундаменту.
Балансирные шарниры (рис. 17.19, в) применяют в наиболее тяже-
тяжелых арках и рамах. Конструкция их состоит из верхнего и нижнего ба-
балансиров, в гнезда которых укладывают плотно пригнанную цилиндри-
цилиндрическую цапфу. Арку прикрепляют к верхнему балансиру через плиту,
которую приваривают к контуру опорного сечения арки и притягивают
болтами к балансиру. Торцы опорных сечений арки обычно фрезеруют.
В соответствии с допускаемыми давлениями на фундамент нижний ба-
балансир обычно имеет большую площадь опирания, чем верхний.
Для восприятия отрицательных реакций от действия ветра может
появиться необходимость прикрепления легких и высоких арок к опорам
анкерными болтами. Анкеры следует располагать по оси арки, чтобы
они не мешали свободному повороту конструкции в опорных шарнирах
(см. рис. 17.19, а); закрепляют анкеры в консолях, приваренных к стен-
стенке арки.
Ключевые шарниры могут быть плиточными (рис. 17.20, а) или ба-
лансирными (рис. 17.20, б) и проектируются аналогично опорным.
В ключе легких арок могут применяться также листовые (рис. 17.20, е)
или болтовые (рис. 17.20, г) шарниры.
В листовом шарнире нормальные силы передаются через горизон-
горизонтально расположенный по оси шарнира лист, который в силу своей гиб-
гибкости не препятствует повороту сечения (см. рис. 17.20, в); к этому лис-
листу прикрепляют примыкающие к шарниру связи. Шарнирное сопряже-
сопряжение в ключе может быть осуществлено и на фланцах, если гибкость их
будет достаточной для получения требуемых углов поворота. Фланце-
Фланцевые, листовые и болтовые шарниры могут передавать как сжимающие,
так и растягивающие продольные силы. В плиточном и баланснрном
ключевых шарнирах для передачи растягивающих сил, возможных при
— 413 —

n /1-Я
Рис. 17.19. Опорные шарниры арок и рам
а — конструктивная и расчетная схемы плиточного шарнира, б — пятниковый шарнир; в — конст-
конструктивная и расчетная схемы баланснрного шарнира, / — плита, 2 — цапфа, 3 — балансир
А-А
4- 4-
Рис. 17.20. Ключевые шарниры арок
а—плиточный, б — баланснрный, в — листовой, г — болтовой
сильном действии ветрового отсоса, следует соединять полуарки гори-
горизонтальными листами, проходящими по оси шарнира (см. рис. 17.20, в).
3. Особенности расчета арок
Нагрузки. Арочные конструкции рассчитывают на вертикальные
(собственный вес и снег) и ветровые нагрузки. Температурные воздей-
воздействия для арок обычно несущественны. Вертикальные нагрузки принад-
принадлежат к основным сочетаниям нагрузок, ветровые и температурные
воздействия — к дополнительным, величина которых при определении
расчетного усилия принимается с коэффициентом сочетания пс=0,9
(см. гл. 3, § 1).
— 414 —

Существенной нагрузкой для арочных конст-
конструкций является давление ветра. Ветровая на-
нагрузка для арочных покрытий, не имеющих стен,
принимается по упрощенной схеме, приведенной —¦
на рис. 17.21.
Аэродинамический коэффициент имеет поло-
жительное значение только в первой четверти Рис ,™. схема ветрового
ДУГИ арКИ С НЭДветреННОЙ СТОРОНЫ; В Средней давления иа поверхности
части дуги аэродинамический коэффициент име- арочного покрытия
ет наибольшее по абсолютной величине отрица-
отрицательное значение (отсос), и в последней четверти величина его резко
падает, сохраняя отрицательное значение. Ветровое давление считает-
считается приложенным нормально к поверхности арочного покрытия. Значи-
Значительные отрицательные ветровые нагрузки в высоких арках отклоняют
кривую давления от оси арки и при малом собственном весе арок могут
вызвать отрицательные опорные реакции. На величину ветрового дав-
давления существенное влияние оказывают открытые проемы, оставляемые
для освещения и вентиляции. При открытых торцах арочных покрытий
ветер, направленный параллельно торцам, обтекает сооружение с двух
сторон и внутри образуется вакуум, увеличивающий положительное дав-
давление на арки и уменьшающий отсос.
Таким образом, для покрытий, торцы которых могут быть открыты-
открытыми (вокзальные перекрытия, навесы), необходимо учитывать возмож-
возможные комбинации трех видов ветровых нагрузок:
1) бокового или торцового давления ветра на сооружение;
2) вакуума, создаваемого вследствие отсоса воздуха из-под арочно-
арочного покрытия;
3) действия ветра внутри сооружения, который попадает под покры-
покрытие через широкие проемы и создает отрицательное давление.
Последние два вида нагрузок не нормированы и устанавливаются
специальными техническими условиями для данного сооружения или на
основе аэродинамических испытаний на моделях.
Определение усилий и проверка общей устойчивости. Конструкции
арочных перекрытий расчленяют при расчете на отдельные плоские эле-
элементы (арки, главные прогоны и т. п.), которые рассчитывают обычны-
обычными методами строительной механики.
В статически неопределимых арочных системах усилия удобнее все-
всего определять методом сил. Имеются программы расчета с применени-
применением ЭВМ.
При определении распора сквозных арок перемещения можно вычис-
вычислять, пренебрегая усилиями в элементах решетки (так как их влияние
на величину распора незначительно).
Усилия в поясах сквозных арок с параллельными поясами Nn опре-
определяют при комбинации нагрузок, дающей наибольшие значения их.
Продольная сила N в арке распределяется между поясами обратно
пропорционально их расстояниям до центра тяжести сечения, а усилие
от момента Мх получается делением его величины на расстояние меж-
между центрами тяжести поясов 1г:
Na Mx
*„=—* — . A7.4)
где о — расстояние от центра тяжести сечения до противоположного пояса. Усилия в
элементах решетки зависят от величины поперечной силы Q и угла наклона элемен-
элемента к оси арки а:
N Q/i A7.5)
При расчете раскосов необходимо учитывать дополнительные напря-
напряжения, возникающие от обжатия поясов (см. гл. 18, § 5):
°Р = С" С" cos2 к, A7.6)
где a „, cJJ— напряжения от продольной силы в верхнем н нижнем поясах арки.
— 415 —

Коэффициент \i расчетной длины арки Сечения стержней арки подбирают
так же, как сечения элементов ферм
(см. гл. 9, § 6).
Арка как криволинейный сжатый
брус требует проверки устойчивости.
Общая устойчивость арок из плоско-
плоскости обеспечивается поперчными свя-
связями и системой прогонов, определя-
определяющих расчетную длину элементов ар-
арки. Для обеспечения устойчивости
сплошной арки расстояние между
точками закрепления не должно пре-
превышать 16—20 ширин пояса.
Критическая сила потери устойчивости сплошной арки в ее плоско-
плоскости от действия осевых сил при малом значении изгибающих моментов
в первом приближении может быть принята равной:
Арка
Трехшарнир-
ная
Двухшарнир-
ная
Бесшарнирная
A
1
1
0
A5
,2
,7
0
1,
1,
0,
f/i
•2.
2
1
75
и
1
1
0
,3
,2
,2
,«
0
1,
1,
0,
4
3
3
85
где S — длина полуарки; \х — коэффициент расчетной длины, учитывающий кривизну
арки и зависящий от отношения стрелки арки к пролету (см. таблицу); Е1Х — жест-
жесткость арки в 'Д пролета.
Расчет опорных шарниров. Плиточные шарниры (см. рис. 17.19, а)
рассчитывают на смятие при свободном касании, как и катковые опоры,
по формуле
Fon/2rKRCM,Ky, A7.8)
где Fon — расчетное давление на опору; г, I — радиус кривизны и длина плиты;
Rc-л к — расчетное сопротивление стали при свободном касании.
Необходимая толщина плиты ta определяется из предположения ра-
работы ее на изгиб как консоли при равномерном загружении опорным
давлением по верхней ее поверхности:
где о, I— размеры плиты в плане (см. рис. 17.19, о); R — расчетное сопротивление
плиты на изгиб.
Балансирные и пятниковые шарниры передают давление на нижнюю
честь шарнира при плотном касании.
Напряжение сжатия в плотно вложенной цапфе балансира распре-
распределяется неравномерно, изменяясь от наибольшего по вертикальной оси
до нуля у границы гнезда (см. рис. 17.19, в).
Если считать, что давление по цилиндрической поверхности цапфы из-
изменяется по закону косинуса и ограничить в запас прочности передачу
давления углом, равным л/2, можно получить наибольшее напряже-
напряжение по линии вертикального диаметра из уравнения.
4
= 2/ f
о
A7.10)
откуда
атах—
0,8Fon
lr
Id
где I, d — длина и диаметр цапфы; /?Смм — расчетное сопротивление стали местному
смятию при плотном касании; /?смм=1Ю МПа — для литой стали марки 15Л и
/?см м= 160 МПа — для стали марки 35Л.
^см.м принимается сравнительно небольшим ввиду невозможности
обеспечить фактическое соприкосновение по всей поверхности гнезда
балансира. Балансир рассчитывают на изгиб как консоль (см. рис.
17.19,0).
— 416 —

Изгибающий момент в балансире
М = (ЛГ/2)(а/4) = ЛГа/8, A7.12)
где а — ширина балансира.
Размеры балансира задаются конструктивно, затем проверяются на-
напряжения.
§ 5. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНЫХ СХЕМ КАРКАСОВ
БОЛЬШЕПРОЛЕТНЫХ ПОКРЫТИЙ
Каркасы большепролетных покрытий с балочными и рамными несу-
несущими системами имеют компоновочную схему, близкую к каркасам про-
производственных зданий (см. гл. 11). Однако при больших пролетах и от-
отсутствии подкрановых балок более выгодным оказывается увеличивать
расстояния до 12—18 м между основными несущими конструкциями.
Системы вертикальных и горизонтальных связей имеют те же назначе-
назначения, что и в производственных зданиях, и компонуются аналогично (рис.
17.22). Отличительной особенностью компоновки конструктивной схемы
каркаса ангаров является размещение основных несущих элементов
(рам, арок) в направлении большего размера плана здания (поперек
его продольной оси), вызванное необходимостью устройства по фасад-
фасадной стене сплошного проема для ворот (рис. 17.23). При пролетах 80—
100 м шаг рам принимается 12 м и более. По ригелям рам укладывают
решетчатые прогоны, а по ним — кровельный настил. Можно прямо по
ригелям укладывать утепленные кровельные панели, что упрощает мон-
монтаж, систему горизонтальных связей и дает капитальное решение по-
покрытия.
При больших пролетах ворот A00—120 м) и небольшой глубине по-
помещения D0—50 м) более рациональной может быть другая—продоль-
другая—продольная компоновка каркаса ангара. Над воротами устанавливают основ-
основную несущую конструкцию (ферму, раму или арку), на которую опирают
стропильные фермы, расположенные в продольном направлении здания
(рис. 17.24). Другим концом фермы опирают на колонны. Высота про-
продольных ферм получается меньше высоты надворотной рамы, благодаря
чему между отметками верха ворот и низа продольных ферм остается
свободное пространство, удобное для размещения подвесных подъемно-
транспортных приспособлений.
В перекрытиях ангаров получили распространение консольные си-
системы, удобные с точки зрения расположения ворот под консольным
вылетом конструкции (рис. 17.25). При возможности закрепления консо-
консоли на существующих конструкциях пристройки такие системы получа-
получаются весьма экономичными по расходу материала.
В арочных системах при значительных пролетах шаг арок принима-
принимается 12 м и более, что часто приводит к усложненной промежуточной
конструкции: по аркам укладывают главные прогоны, на которые опи-
опирают поперечные ребра, поддерживающие кровельный настил (рис.
17.26).
Главные прогоны могут располагаться в наклонных плоскостях (см.
рис. 17.17), что приводит их к работе на косой изгиб. В этом случае ра-
рациональны пространственные трехгранные или спаренные сквозные про-
прогоны. Плоские прогоны, расположенные в наклонных плоскостях, надо
подкреплять наклонными тягами к узлам арок. Ребра конструируются
как многошарнирные арки с шарнирами на прогонах (рис. 17.27).
Б этом случае ребра передают на прогоны только нормальную состав-
составляющую от давления кровли, а скатную составлящую воспринимают
сами и передают на фундамент.
При больших пролетах и высотах основных несущих систем усло-
условия монтажа стимулируют применение пространственно устойчивых
блочных конструкций. Устройство пространственных блоков обычно до-
достигается спариванием соседних плоских рам или арок (см. рис. 17.26),
27-143 —417 —

Рис. 17.22. Схема покрытия
ангара
/ — ферма; 2 — горизон-
горизонтальные связи; 3 — верти-
вертикальные связи
I
s
ИХ1Х1Х1Х1Х1ХМ
MX
X
w
X
MXIXMXMXM
X
84000
Ппан связей по Ппан связей по
Верхнему поясу нижнему поясу
\7
JX
JX
Рис. 17.23. Поперечная планировка конструкции покрытия ангара
/ — рама; 2 — прогоны; 3 — ворота; 4 — связи
V
XX
/\
\/
/\
/\
\/
x/
/ \
\/
/ \
XX
/ \
XX
/ \
2
1 .
1
1 /
XX
/
1
1
\/
/ \
5
\/
/\
v
/\
XX
/\
\/
План связейпо верхнему поясу
Лалеречный разрез
Рис. 17.24. Продольная пла-
планировка конструкций покры-
покрытия ангара
о — продольный разрез; б —
поперечный разрез; в —
план связей по верхнему
поясу; / — поперечная над-
воротная рама; 2 — про-
продольные стропильные фер-
фермы, 3 — прогоны; 4 — воро-
ворота
г также применением трехгранных сечений (рис. 17.28). Расстояние
между спаренными конструкциями рационально принимать за укруп-
укрупненный модуль перекрытия. Арки соединяют в ключе продольными свя-
связями (см. рис. 17.26). Значение продольных связей для жесткости зда-
здания особенно велико при большой стреле подъема арок, когда повыша-
повышается их общая деформатпвность. Такие же связи располагают в нижней
ч?сти арок, у угла перегиба (в рамных арках) или недалеко от опор.
Поперечные связи, расположенные между крайней парой арок, рас-
рассчитывают на давление ветра, передаваемое с торцовой стены арочного
перекрытия.
При пологих арках эти связи можно рассчитывать с некоторым запа-
запасом, спроектировав их на горизонтальную плоскость (рис. 17.29, а).
Полученные усилия, умноженные на секанс угла наклона стержня к
его проекции, принимают за расчетные усилия в поясах арки и стерж-
стержнях связей.
— 418 —

fl-A
X
X
\
/
X
x
/
X
X
X
X
л
X
x
X
X
X
Y
X
Рис. 17.25. Консольная конструк-
конструкция покрытия ангара
Рис. 17.26. Блочная арочная кон-
конструкция
1 — пространственный блок нэ
двух арок; 2 — главные прогоны;
3 — ребра, 4 — связи
Такой расчет дает за-
заниженные усилия в поя-
поясах крутых арок, и в этом
случае правильнее рас-
рассчитывать ферму как про-
пространственную оболоч-
оболочку (рис. 17.29,6). Тогда
жесткий торцовый блок
рассматривается как про-
пространственная система,
состоящая из поясов двух
соседних арок, соединен-
соединенных решетчатыми связя-
связями. Усилия в раскосах
связей Л/р можно полу-
получить, произведя попереч-
поперечный разрез по /—/ систе-
системы и спроектировав все
действующие в разрезе
силы на направление рас-
распорки связей:
X
X
X
X
X
X
X
X
X
\
/
/
\
\
/
3
/
\
\
1
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
/
\
/
\
/
2
/
/
\
\
/
/
\
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
/
\
\
/
/
\
\
/
/
\
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X"
18-2U 13-6
A7.13)
Np = Q/cos ip,
где Q — поперечная сила от ветровой нагрузки, действующая в рассматриваемом се-
сечении; г|; — угол между диагональю и распоркой.
Отделив одну арку от другой продольным разрезом //—// и опреде-
определив в распорках и раскосах связей соответствующие усилия, разложив
усилие в диагонали на усилие по направлению пояса
и усилие по направлению распорки
N = Np costjj.
A7.14)
A7.15)
Отрезанная арка, очевидно, будет находиться в равновесии в прост-
пространстве, так как на каждый ее узел с одной стороны действует внеш-
внешняя сила Wn, а с другой — разность усилий в распорке и проекции диа-
диагонали у узла п, равная также Wn:
cos
= Qn
- Qn =
A7.16)
27'
¦419-

Ряс. 17.27 Определение усилий, передаваемых
Р, ребрами на главные прогоны
Рис. 17 28 Покрытие бесшаринрными арками
трехгранного сечения из алюминиевого сплава
4пЗ'Юо
. U" Т
\
А
А
\
у
/
1'П0'60-7
~ШОтверстия
шг под анкер-
У ные болты
. 520
1
Б-Б
1ЩЦ__ jog j. . воо , 1400
J-S
Рис 17 29 К расчету торцовых связей
арочного покрцтия
а — расчет по плоской схеме б — расчет
по пространственной схеме
— 420 —

Отрезанную арку рассчитывают на силы, направленные по поясу:
Wn = Qtgt|>, A7.17)
как плоскую систему, определяя от действия этих сил распор, опорные
реакции и усилия во всех стержнях арки.
На передней (торцовой) арке дополнительные ветровые воздействия
направлены вверх по образующей и отрывают ее от фундаментов (см.
рис. 17.29,6); на задней арке торцового блока те же силовые воздейст-
воздействия направлены вниз и прижимают ее к фундаментам. Полученные уси-
усилия от ветровой нагрузки складываются с усилиями от собственного ве-
веса и веса снега.
В ангарах помимо общей системы связей должна быть горизонталь-
горизонтальная ветровая ферма на уровне верха ворот (см. рис. 17.24). Эта ферма
воспринимает ветровую нагрузку, действующую на полотнища ворот и
стеновое ограждение, закрывающее лобовую ферму.
Глава 18. ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПОКРЫТИИ ЗДАНИЙ
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ПРОСТРАНСТВЕННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Рассмотренные выше балочные, рамные и арочные системы состо-
состоят из отдельных несущих элементов, соединенных между собой легки-
легкими связями, не предназначенными для перераспределения нагрузки ме-
между несущими элементами. Приложенная к этим конструкциям нагруз-
нагрузка передается на опоры в одном направлении вдоль несущего элемента.
В пространственных системах связи усиливаются и привлекаются к
распределению усилий и передаче их на опоры. В результате этого
основные несущие элементы облегчаются, структура всей конструкции
меняется. Приложенная к пространственной конструкции нагрузка пе-
передается в двух направлениях; пространственная конструкция обычно
получается легче плоскостной.
Пространственные конструкции могут быть плоскими (плиты) и
криволинейными (оболочки).
Плоские пространственные системы (исключая висячие) для обес-
обеспечения необходимой жесткости должны быть двухслойными. Оболоч-
Оболочки могут быть и однослойными, и двухслойными. В настоящее время
наибольшее распространение получили решетчатые пространственные
конструкции, образующие по поверхности сетчатую систему. Однослой-
Однослойные конструкции имеют криволинейную сетчатую поверхность и назы-
называются односетчатыми. Двухслойные конструкции имеют две парал-
параллельные сетчатые поверхности, соединенные между собой жесткими,
также решетчатыми связями; они получили название двухсетчатых.
В пространственных сетчатых конструкциях принцип концентрации
материала заменен принципом многосвязности системы, вследствие
чего конструктивная форма пространственных систем существенно
отличается от обычных плоскостных. Осуществление таких конструк-
конструкций обычно связано с повышением трудоемкости, требует специальных
приемов изготовления и монтажа, что является одной из причин огра-
ограниченного применения пространственных конструкций.
§ 2. ПРОСТРАНСТВЕННЫЕ СЕТЧАТЫЕ СИСТЕМЫ ПЛОСКИХ ПОКРЫТИИ
1. Компоновочные решения
В современном строительстве получили распространение сетчатые
системы регулярного строения, называемые структурными конструкци-
конструкциями или просто структурами.
Структурные конструкции применяются главным образом в виде
плоских покрытий (рис. 18.1) большепролетных общественных и произ-
— 421 —

шщш^щш^тт^тт^тщ^:тш^шшклщщ:тшш^ШШШ>.
Рис. 18.1. Структурное покрытие. Общий вид
б)
/
/
/
\
1/
ч
Ч
ч,
ч
'
Ч
'
ч
W
ч
/
ч
^
ч.
/
\
ч
/
Ч
^'
.'' N
ч_ '
ч
ч
'
ч
Ч
(.
ч
ч
/
ч
ч
ч
/
ч
,'
/ Ч
ч
/
ч
/
ч
~/\
Ч
ч
/
ч
/¦¦
ч
/
ч
/
ч
-•'
ч /
ч^
/
ч
"?
\
ч.
/'
ч
/'
ч
'
ч
/'
\
/
/ ч~
V
4N
у'
\
\
/
ч
/
\
/
^-
\
\
^>J/y ![
Рис. 1S.2. Система решеток структурных покрытий
а — с поясными сетками из равносторонних треугольных ячеек; б — с поясными сетками из квад-
квадратных ячеек, в — то же, усиленных диагоналями в >гловых зонах; / — верхние пояса; 2 — ниж-
нижние пояса; 3~ наклонные раскосы; 4 — верхние диагонали; 5 — нижине диагонали; 6 — опорный
контур
Рис. 1S.3. Повторяющиеся объемные эле-
элементы (кристаллы) структур
водственных зданий; реже они применяются в криволинейных покрыти-
покрытиях (сводах, куполах и т. п.).
Плоские структуры представляют собой конструкции, образованные
из различных систем перекрестных ферм (рис. 18.2).
Количество пересекающихся в одном узле ферм, а также их верти-
вертикальное или наклонное положение дают самые разнообразные струк-
структурные построения. В каждой структуре можно выделить свой много-
многократно повторяющийся объемный элемент — так называемый кристалл
(рис. 18.3).
Структуры, образованные из перекрестных ферм, идущих в трех на-
направлениях (см. рис. 18.2, а), имеют статически неизменяемые кристал-
кристаллы, могут работать на кручение и поэтому являются наиболее жестки-
— 422 —

ми. Структуры, образованные из ферм, идущих в двух направлениях
(см. рис. 18.2,6), имеют статически изменяемые кристаллы, они не ра-
работают на кручение и поэтому менее жестки.
Структуру из ферм, идущих в двух направлениях, можно усилить
диагоналями в угловых зонах (см. рис. 18.2, в).
С точки зрения уменьшения веса конструкции наиболее рациональ-
рациональной является жесткая структура, образованная наклонными перекрест-
перекрестными фермами трех направлений (см. рис. 18.2,6). Однако такая сис-
система является наиболее сложной в конструктивном отношении и тру-
трудоемкой в монтаже. Исследования показали1, что экономия металла
при ее применении достигает 10—15%. Предпочтение в большинстве
случаев отдают наиболее простой в конструктивном отношении пере-
перекрестной системе с ортогональными по отношению к опорному контуру
фермами. Верхние и нижние узлы таких структур получаются одно-
однотипными и более простыми.
Не усложняя систему, можно получить экономию металла и увели-
увеличить жесткость конструкции, включив в совместную работу со структу-
структурой металлический, а иногда и железобетонный кровельный настил.
Структурные плоские перекрытия обладают рядом достоинств, оп-
определяющих области рационального их применения.
¦ Благодаря большой пространственной жесткости структурными
конструкциями можно перекрывать значительные пролеты при разно-
разнообразных опорных контурах или сетках колонн. Применяемая при
этом сравнительно небольшая строительная высота ('Дб—'/го пролета)
позволяет получить выразительное архитектурное решение, а также
экономию на объеме здания и ограждающих стеновых конструкциях.
Регулярнбсть строения конструкции позволяет собирать из одних
стандартных элементов покрытия разных пролетов и конфигураций в
плане.
Частая сетка узлов дает возможность наиболее просто осуществлять
крепление подвесного транспорта в любой точке и изменять при необ-
необходимости направление его движения.
Многосвязность системы повышает степень ее надежности при вне-
внезапных локальных разрушениях.
К недостаткам структурных систем относится повышенная трудоем-
трудоемкость их изготовления и сборки, что является следствием отступления
от принципа концентрации материала. Этот недостаток в определенной
мере компенсируется однородностью операции при изготовлении и
сборке, что создает условия для поточного производства стандартных
конструктивных элементов.
Структурными конструкциями можно перекрывать помещения квад-
квадратного, прямоугольного, треугольного и криволинейного очертания в
плане. Наиболее простыми и легкими являются конструкции при квад-
квадратном плане.
Устройством консольных свесов за линией опор (см. рис. 18.5) мож-
можно уменьшить расчетные изгибающие моменты и существенно облег-
облегчить конструкцию.
Системы могут быть как однопролетные, так и неразрезные много-
многопролетные, с опиранием на продольные опоры (стены, фермы) или на
отдельно стоящие колонны с развитыми капителями в виде безбалочных
покрытий (рис. 18.4).
Рациональное компоновочное решение можно получить при подве-
подвешивании структурной плиты к вантовой системе (рис. 18.5). В этом
случае перекрытие получает дополнительные опоры (ванты), не стесня-
стесняющие перекрываемого помещения.
Структурные плиты обычно собирают целиком или крупными бло-
блоками на земле и затем поднимают на проектную отметку.
1 Трофимов В. И., Бегун Г. Б. Структурные конструкции. — М.: Стройиздат,
1972. —270 с.
-¦423 —

A -A
B-S
8-9
lamltwsil 0,51
J4
/
/
к
i
i
i
V
A
\
}
/
\
—
к
—
Рис. 18.4. Фрагмент безбалочиого структурного покрытия миогопролетного здания
2. Конструктивные решения1
Существенным для весовых пока-
показателей является тип сечения конст-
конструктивного элемента (стержня) струк-
структуры.
Применение трубчатого стержня
может дать до 25 % экономии стали
по сравнению со стержнем из прокат-
прокатного уголка. Стержни могут быть из
штампованных профилей.
Оптимальный угол наклона раско-
раскосов из условия наименьшего веса ра-
равен 45°; практически этот угол накло-
наклона может быть принят в пределах 35—
50°. Модуль конструкции — расстоя-
расстояние между поясами ферм S — при
пролетах до 50 м принимают 2—3 м
(см. рис. 18.2). Применение в структу-
структурах низколегированных и высокопроч-
высокопрочных сталей обычно становится раци-
рациональным при пролетах более 40 м.
При проектировании структур на-
наиболее сложным конструктивным во-
вопросом является решение пространст-
пространственного узла сопряжения стержней.
Этот узел в основном определяет тру-
трудоемкость конструкций. Для трубчатых стержней чаще применяется
узел сопряжения с шаровой вставкой различных конструктивных ре-
решений (рис. 18.6, а, б). Разработана конструкция узлов с одним болтом,
закрепляющим сплющенные концы трубчатых стержней в цилнндриче-
1 Рекомендации по проектированию структурных конструкций/ЦНИИСК им Куче-
Кучеренко. — М.: Стройнздаг, 1984. — 298 с. '
Рис. 18.5. Структурное покрытие, подве-
подвешенное к Байтовой системе
/ — стойка; 2 — ванта; 3 — структура
-424 —

Рис. 18.6. Узлы структурных конструкций
а—с шаровой вставкой; б — на винтах; в — с одним болтом, закрепляющим сплющенные концы
трубчатых стержней, г — то же, стягивающим сплющенные концы стержней двумя шайбами;
д — сварной узел
ском сердечнике с прорезями (см. рис. 18.6, в) или стягивающим сплю-
сплющенные концы стержней при помощи двух специальных шайб (см. рис.
18.6, г) В ЦНИИСК разработано соединение сплющенных труб ван-
ванным способом сварки. Наиболее распространенным является соедине-
соединение стержней с узловым сердечником на специальных винтах (система
МАрхИ) (рис. 18.6,6).
3. Особенности расчета
Структурная конструкция представляет собой многократно статиче-
статически неопределимую систему. Точный расчет структурной конструкции
сложен и выполняется с помощью ЭВМ. При упрощенном подходе кон-
конструкция рассматривается как орто'тропная пластинка с упругими ха-
характеристиками и граничными условиями, соответствующими стержне-
стержневой конструкции.
При такой расчетной схеме учитываются действия как изгибающих,
так и крутящих моментов.
При упрощенном подходе структуры рассчитывают как изотропные
плиты или как системы перекрестных ферм (при квадратных ячейках
сеток поясов) без учета крутящих моментов. Величины моментов и по-
поперечных сил определяют по таблицам для расчета плит.
Получив из расчета плиты величины расчетных усилий, можно пе-
перейти к расчетным усилиям в стержнях по формулам:
для схемы по рис. 18.2, а:
-= ± 0,578-
Мп
Ма =
О S
——
2 sin a
(для грани а —а);
A8.1)
— 425 —

для схемы по рис. 18.2, б:
Л
Л"п = ± —
для схемы по рис. 18.2, в:
= ± _^L*i_ ; N ._= _ _^L*jL . A8.2)
А 2 sin a
iVn=±l,l ~- ; УУр = -О,55- "л
sin а
y A8.3)
где yVn, Nv — максимальные усилия в поясных стержнях и опорных раскосах; Л'п у —
усилие в поясах угловой зоны; Na — усилие в диагоналях; Мпл и <2пл, МИф и Опф-
максимальные моменты и поперечные силы соответственно в изотропных плитах и
перекрестных фермах; S — длина поясных стержней (модуль); h — расстояние между
сегками (высота); а — угол наклона раскосов к горизонтальной плоскости.
Прогибы также вычисляют по таблицам для изотропных плит и пе-
перекрестных ферм.
При этом для схемы по рис. 18.2, а цилиндрическая жесткость D =
= 0,37 К, для схемы по рис. 18.2,6 Z) = 0,4 К, для схемы по рис. 18.2, в
0 = 0,46 К, ¦
где Аа а, Ляп — площади сечений стержней верхнего и нижнего пояса.
Этот метод расчета дает запас прочности. Наиболее эффективно
структуры работают на сосредоточенные нагрузки, и чем больше влия-
влияние на величину усилий сосредоточенных нагрузок по сравнению с рав-
равномерно распределенной, тем рациональнее по расходу стали примене-
применение структурной системы.
§ 3. ОБОЛОЧКИ
1. Односетчатые оболочки
Односетчатые оболочки, перекрывающие прямоугольное в плане
помещение, проектируют в виде цилиндрической поверхности (рис.
18.7), по которой расположены стержни, образующие сетки различной
системы (рис. 18.8). Наиболее проста сетка ромбического рисунка
(рис. 18.8, а), которую просто получить из легких стандартных стерж-
стержней. Однако ромбическая сетка, не имеющая продольных элементов, не
обеспечивает необходимой жесткости конструкции в продольном на-
направлении. Такая конструкция работает как свод в поперечном направ-
направлении (с пролетом В), передавая нагрузку на продольные стены (вдоль
стороны L). Распор свода должен восприниматься стенами или затяж-
затяжками, соединяющими обвязки свода, укладываемые на стены.
Стержни могут быть из прокатных или штампованных профилей, из
труб, а в мощных сводах — решетчатой конструкции по типу прутко-
прутковых прогонов или фермочек небольшой высоты ('До—'/ш пролета В).
Стержни составляют угол 45—60° с направляющей цилиндрической по-
поверхности. Цилиндрическая поверхность и регулярность сетчатой схемы
обеспечивают стандартность всех стержней и узлов, в чем заключа-
заключается основное преимущество конструкции. На рис. 18.9 показана конст-
конструкция легкого свода, собираемого из тонкостенных штампованных
стержней. При расчете свода вырезают полосу шириной в одну ячейку
а (см. рис. 18.9), для которой определяют значения изгибающих мо-
моментов Мо и нормальных сил NQ. Сечение стержня подбирают по мо-
моменту
2 sin a
— 426 —

Рис 18.7. Односетчатые цилиндрические оболочки
а — схема, б — монтаж, 1 — оболочка, 2 — торцовая диафрагма, 3 — связи, 4 — колонны
51
та ti
\ {-
\y\
/\/
Y
/V
r ¦
1 /
n/V/\/
\ДД
у\Д/
\/\A
L
г)
Рис. 18.8. Схемы сеток односетчатых оболочек
Рис. 18.9. Цилиндрическая сетчатая оболочка-свод
— развертка сетки свода; 2 — фасад стержня, 3 — примыка-
примыкание к опоре; 4 — деталь сопряжения стержней
и нормальной силе
2 sin a '
где a — угол между стержнем сетки и образующей свода.
Сечение, образованное в узле сопряжения стержней, должно быть
проверено на полные момент Мо и нормальную силу NQ.
Жесткость конструкции при наличии в сетках продольных элементов
(см. рис. 18.8,6) существенно увеличивается; конструкция может ра-
— 427 —

ботать как оболочка пролетом L. Опорами оболочки могут служить
торцовые стены или четыре колонны с торцовой диафрагмой (см. рис.
18.7).
Чтобы увеличить жесткость оболочки, целесообразно крайние сво-
свободные грани усилить вертикальными и горизонтальными бортовыми
элементами (см. рис. 18.7, а).
Наиболее жесткими и выгодными с точки зрения расхода стали
являются сетки, у которых есть и продольные, и поперечные стержни
(ребра), а решетка направлена к ним под углом 45° (см. рис. 18.8, г).
Наличие поперечных ребер даже с небольшим моментом инерции
уменьшает деформацию поперечного контура, перераспределяя изгиба-
изгибающие моменты и выравнивая эпюру нормальных напряжений по всему
поперечному сечению.
Конструкции оболочек отличаются от сводов тем, что обычно соби-
собираются из отдельных плоских ферм, соединяемых на монтаже вдоль
продольных элементов (граней) болтами.
При применении для наиболее нагруженных продольных стержней
прокатных уголков односетчатыми оболочками можно перекрывать
пролеты до 70 м (из стали с #==220...240 МПа) и до 90 м (из стали с
# = 375...400 МПа).
Оболочки без поперечных ребер рассчитывают как безмоментные
складки (способ ЭллерсаI. При наличии поперечных стержней, обес-
обеспечивающих жесткость контура, расчет надо производить по моментной
теории методом В. 3. Власова (который сводится к решению восьми-
членных уравненийJ.
Если нагрузка расположена в поперечном направлении симметрич-
симметрично, то жесткую оболочку, особенно укрепленную бортовыми элемента-
элементами, можно рассчитывать как балку, опертую на торцовые диафрагмы.
При расчете сквозных сетчатых оболочек сквозные грани конструк-
конструкции для упрощения заменяют сплошными пластинками. Толщина плас-
пластинки должна быть эквивалентной по работе на сдвиг (при действии
в плоскости грани сдвигающих усилий) или на растяжение и сжатие
(при действии осевых усилий) стержневой системе.
Приведенная толщина /Пр эквивалентной сплошной пластинки зави-
зависит от типа решетки. Для наиболее распространенной (треугольной)
решетки (см. рис. 18.8,6) она может быть принята:
при действии сдвигающих сил
_ 2dAp cos3 a m
при растяжении или сжатии
2. Двухсетчатые оболочки
Конструктивные схемы двухсетчатых оболочек аналогичны схемам
двухсетчатых плоских плит — структур (см. рис. 18.2).
Как и в плоских структурах, двухсетчатые оболочки образуются си-
системами перекрестных ферм, связанных по верхним и нижним поясам
дополнительными связями — решеткой.
По верхнему поясу решетка может быть заменена кровельным ме-
металлическим настилом, прикрепленным к поясам ферм. В оболочках
основная роль в восприятии усилий принадлежит криволинейным сет-
сетчатым плоскостям; соединяющая их решетка меньше участвует в пе-
передаче усилий, но придает конструкции большую жесткость. По срав-
1 Стрелецкий Н. Н. Курс металлических конструкций. Ч. III. Металлические кон-
конструкции специальных сооружений — М.: Стройиздат, 1944. — 499 с.
2 Власов В, 3. Строительная механика оболочек. — М.: Стройиздат, 1936.
— 428 —

нению с односетчатыми оболочками двухсетчатые обладают, большей
жесткостью и несущей способностью, так как в них верхняя и нижняя
сетчатые системы работают как обычные оболочки, т. е. распределяют
внутренние усилия в двух направлениях, передают значительную долю
нагрузки непосредственно на опоры, разгружая таким образом соединя-
соединяющую криволинейные плоскости решетку. Жесткость продольных ферм
(поясов и решетки) существенно увеличивает эффект продольной пе-
передачи усилий; жесткость поперечных ферм существенно уменьшает
деформативность контура поперечного сечения оболочки.
Двухсетчатыми оболочками можно перекрывать пролеты до 500 м,
используя для стержней прокатные уголковые профили из стали с
Я = 22О...24О МПа и до 700 м — из стали с /? = 375...400 МПа. Двухсет-
Двухсетчатые и односетчатые оболочки чаще всего проектируют в виде цилинд-
цилиндрической поверхности, опирающейся на продольные стены (свод) или
на металлические колонны. Отношение расстояния между сетчатыми
поверхностями (толщина оболочки) к радиусу поверхности может быть
принято равным V20—*1т при f/B = '/е—Vio (рис. 18.7,а).
Наивыгоднейшее распределение усилий в оболочке можно получить
при B = L.
По торцам оболочки опираются на жесткие диафрагмы — стены,
фермы, арки с затяжками и т. п. Как и в плоских структурных конст-
конструкциях, в оболочках наиболее сложным является узел сопряжения
стержней (см. рис. 18.6). При нормальном расположении ферм (нор-
(нормальном к поверхности оболочки) узлы получаются проще, поэтому
такое расположение ферм предпочтительнее наклонного. Сварной узел
двухсетчатой оболочки с вертикальными фермами из уголков, пересе-
пересекающихся в трех направлениях, показан на рис. 18.10. Двухсетчатые
оболочки по характеру своей работы аналогичны трехслойной оболоч-
оболочке, у которой заполнителем служит решетка (рис. 18.11). Расчет двух-
сетчатых оболочек можно производить на ЭВМ, используя вычисли-
вычислительный комплекс PACK.
Для приближенного расчета оболочки необходимо привести стерж-
стержневую сетчатую поверхность к эквивалентной сплошной оболочке и
установить модуль сдвига среднего слоя, эквивалентного по жесткости
соединительной решетке. При расчете тонких оболочек (h/r^l/ЗО) де-
деформацией сдвига среднего слоя можно пренебречь. Оболочку рассчи-
рассчитывают как однослойную сплошную с приведенными толщиной и моду-
модулем упругости (см. рис. 18.11, в).
to = hV3~. A8.7)
Приведенный модуль упругости сетчатого свода
A8.8)
Ей=Ь>
ftj/3
где U — приведенная толщина сетчатой поверхности.
Для сетчатой поверхности с треугольными ячейками
где А — площадь стержня сетчатой поверхности.
Более толстые оболочки (/i/r> 1/30) также могут рассматриваться
как сплошные, однако их цилиндрическую жесткость следует опреде-
определять с учетом деформации решетки по формуле
+ 0,53Ьг2-^-(/>/л)?1, A8.9)
Etoh?
где Dt=—~ — —цилиндрическая жесткость сплошной оболочки без учета сдвига;
2A—ц.-)
Ап, Av — соответственно площади сечения пояса и раскоса; п — число натурального
ряда, которое зависит от характера распределения нагрузки; для равномерно рас-
— 429 —

2L250*3U
Рис. 18.10. Сопряжение стержней в двухсетчатой оболочке
Рис. 18.11. К расчету двухсетчатых оболочек V
а — схема оболочки, б — распределение усилий в стерж- ^
нях; в —замена сетчатой оболочки сплошными / — -, ],.,,,,,) г
трехслойной; 2 — однослойной V f.ViViVri—bi;
пределенной нагрузки «=2, X — коэффициент; для оболочки, образованной верти-
вертикальными фермами, ?. = 2; для оболочки, образованной наклонными фермами, Я,= 1.
Переход от расчетных усилий в эквивалентной сплошной оболочке
к усилиям в отдельных стержнях двухсетчатой оболочки (см. рис.
— 430 —

18 11,6)', образованной системой вертикальных ферм трех направлений,
может быть осуществлен по формулам:
Уъ
у I h [ 1/„ I
A8.10)
Уз
ah
где iVi, Л^2, Л^з — усилия в стержнях трех направлений верхних и нижних сеток;
Si, Sz, S3 — усилия в раскосах трех направлений, Nx, Nv; S; Мх и Му, Qx и Qv; H —
соответственно расчетные нормальные силы, сдвигающие силы, изгибающие моменты,
поперечные силы и крутящие моменты в однослойной оболочке.
В формулах A8.10) верхний знак относится к стержню верхней сет-
сетки, а нижний — к стержню нижней сетки. Знак «плюс» означает растя-
растяжение, знак «минус» — сжатие.
§ 4. КУПОЛЬНЫЕ ПОКРЫТИЯ
Конструкции куполов бывают трех видов: ребристые (рис. 18.12,а),
ребристо-кольцевые (рис. 18.12,6) и сетчатые (рис. 18.12, в).
1. Ребристые купола
Конструкции ребристых куполов состоят из отдельных плоских или
пространственных ребер, расположенных в радиальном направлении
(см. рис. 18.12, а) и связанных между собой прогонами. Верхние пояса
ребер в большинстве случаев образуют поверхность купола, обычно сфе-
сферическую. Несущая конструкция купола может поддерживать кровлю,
выполненную в виде специальной надстройки; тогда она может иметь
более простое очертание (см. рис. 1.3).
Ребра купола могут быть сквозными в виде легких ферм или сплош-
сплошного сечения. Ребра сплошного сечения тяжелее, но более просты в из-
изготовлении, особенно при применении прокатных балок. В вершине ку-
купола располагается кольцо, к которому примыкают ребра купола. Коль-
Кольцо следует проектировать достаточно жестким, принимая во внимание его
работу на сжатие, изгиб и кручение, так как пара ребер, расположенных
в одной диаметральной плоскости и прерванных кольцом, рассматрива-
рассматривается как единая арочная конструкция. При шарнирном прикреплении
ребер к кольцу и небольшом его диаметре можно считать, что ребра
работают как трехшарнирные арки. Иногда при частом расположении
ребер или по архитектурным соображениям кольцо получается значи-
значительного диаметра. Тогда, чтобы повысить его жесткость и устойчивость,
кольцо раскрепляют внутренними распорками.
Ребристые купола являются распорными системами. Распор может
быть воспринят конструкцией стен или специальным опорным кольцом
(металлическим или железобетонным). Опорное кольцо может иметь в
плане форму окружности или многоугольника с жесткими или шарнир-
шарнирными сопряжениями в углах. Круглое кольцо проектируют при доста-
достаточно частом расположении ребер. На нижележащие конструкции или
на основание кольцо укладывается свободно (с точки зрения развития
деформаций в нем) и должно быть закреплено лишь от горизонтального
смещения при действии ветровой нагрузки. Наиболее целесообразно
устраивать жесткое многоугольное кольцо с опорами в углах, подвиж-
подвижными в радиальном направлении. В этом случае возможны упругие де-
— 431 —

MlLLU_Lr__L_rjJJ
IR1LLJ 1 I J 1ЛХПЛЗ
Рис. 18.12. Схемы куполов
а —ребристый; б — ребристо-кольцевой; в — сетчатый; г — радиально балочный
формации кольца от действия распора и температуры, но от горизон-
горизонтального смещения в целом кольцо оказывается закрепленным.
Между ребрами укладывают кольцевые прогоны (см. рис. 18.12,а),
на которые опирается кровельный настил. Кольцевые прогоны обеспе-
обеспечивают общую устойчивость ребер купола из их плоскости, уменьшая
расчетную их длину. Для обеспечения общей жесткости купола целесо-
целесообразно в плоскости кровли поставить связи между ребрами (см. рис.
18.12,а). В пологих куполах ребра могут иметь горзонтальный нижний
пояс, тогда несущая конструкция образует безраспорную радиально-ба-
лочную систему (рис. 18.12, г).
Ребристый купол при расчете на вертикальную, симметричную от-
относительно оси купола нагрузку может быть расчленен на отдельные
плоские арки, каждая из которых воспринимает нагрузку с приходящей-
приходящейся на нее грузовой площади. Если распор купола воспринимается опор-
опорным кольцом, то кольцо может быть заменено условной затяжкой, на-
находящейся в плоскости каждой пары ребер, образующих плоскую арку.
— 432 —

гтГГТТТП
Рис. 18.13. К расчету реб-
ребристого купола на верти-
вертикальную нагрузку
а — схема условной арки;
б, в — расчетная схема
кольца; г —деформация
многоугольного кольца
Рефсг
Площадь сечения условной затяжки принимается такой, чтобы ее упру-
упругие деформации были равны упругим деформациям кольца в диамет-
диаметральном направлении от горизонтальных реакций всех ребер (рис.
18.13).
При частом расположении ребер купола действие их распоров на
кольцо можно привести к равномерно распределенной нагрузке (см. рис.
18.13,6):
Где „ _ количество ребер в куполе; Н — распор одного ребра (арки); г —радиус
опорного кольца купола.
Тогда растягивающее усилие в кольце от единичных распоров
#к = рг = гс/Bзт). A8.11)
Увеличение длины кольца в результате растяжения
Д/„ = (NK-2nr)/{EK Ль) = (пг)/(Ек Ак).
Увеличение диаметра кольца Д„ получаем из равенства 2пг+Мк=
= 2яг„ откуда Дк= 2Aj _2г= (Д/к)/зт ^ (лл)/№ л). (,8.12)
Удлинение условной затяжки от единичного распора арки (см. рис.
18.13,а)
Д
где E3AS — жесткость сечения условной затяжки.
Приравнивая удлинения условной затяжки к увеличению диаметра
кольца
2/(А
определяем площадь сечения условной затяжки
Д3=BяЛк?„)/(л?з). A8Л4>
Если кольцо имеет вид многоугольника, то аналогичными выклад-
выкладками можно получить площадь сечения условной затяжки, эквивалент-
эквивалентной кольцу по упругим деформациям (-см. рис. 18.13, г)
Ф
- sin2 •
A8.15)
28—143
— 433

a)
Направление
ветра
Рис. 18.14. К расчету ребристого купола на ветровую нагрузку
о — схема ветровой нагрузки; б — расчетная схема
где 1К — длина прямолинейного участка кольца между двумя смежными ребрами ку-
купола; ф — угол между ребрами.
Верхнее кольцо, работающее на сжатие, должно быть проверено на
прочность
а = NJAK.B = рв^в/^к.в < R
и на устойчивость
^к.в = Рв \ < ^кр = (ЗЕ1к.в)!г1>
где Гв, Лив — соответственно радиус и площадь сечення верхнего кольца; ра=
= (лЯ)/Bягв)—действия распоров, приведенные к равномерному давлению, 1КВ —
момент инерции сечения верхнего кольца относительно вертикальной осн.
При расчете купола на горизонтальную ветровую или несимметрич-
несимметричную вертикальную нагрузку конструкцию расчленяют на диаметрально
расположенные арки. Арка, получающая от нагрузки наибольшее гори-
горизонтальное смещение, испытывает упругий отпор арок, расположенных
под углом к ней. Если для простоты расчета предположить, что горизон-
горизонтальные сечения купола смещаются в горизонтальном направлении од-
одно относительно другого без поперечных деформаций, то упругий отпор
можно считать приложенным в ключе арки.
Схема воздействия нормальной составляющей ветровой нагрузки на
купол изображена на рис. 18.14, а. Аэродинамические коэффициенты да-
даны в таблице. Купол разбива-
разбивается на четыре квадранта: в
первом и третьем квадрантах
равнодействующие ветрового
давления действуют в одном
направлении и вызывают гори-
горизонтальное смещение; во вто-
втором и четвертом квадрантах ве-
ветер действует в противоположных
направлениях и горизонтальных
смещений купола не вызывает.
Значения аэродинамических коэффициентов
сие,
til
с
0,5
1,2
0,7
0.4
1,1
0,6
0,3
1
0,4
0,2
0,9
0,3
— 434 —

Наибольшее смещение получает расчетная арка, расположенная в
плоскости равнодействующей ветрового давления в первом и третьем
квадрантах. «
Все арки, расположенные в первом и третьем квадрантах, можно
рассматривать как одну эквивалентную арку с моментом инерции
/э = / 2j C0S <Pi •
m
A8.16)
где / — момент инерции одной арки, фг — угол наклона /-й арки к направлению рав-
равнодействующей ветровой нагрузки (см рис. 18.14).
Сумма 2 относится ко всем аркам первого и третьего квадрантов
(т — число арок). Эквивалентную арку рассчитывают на ветровое дав-
давление, приложенное только к части арки (две трети ее длины), примы-
примыкающей к опорам (см. рис. 18.14,6). Средняя часть арки по длине ис-
испытывает симметричный отсос, не влияющий на горизонтальное смеще-
смещение. Арки, расположенные во втором и четвертом квадрантах, оказы-
оказывают упругое противодействие перемещениям в ключе рассматриваемой
эквивалентной арки. Горизонтальная и вертикальная податливость клю-
ключевого сопряжения соответственно:
-ь
M\dx
M2ydx
Ш
A8.17)
A8.18)
где Afx, My — изгибающие моменты в арках от сил х=\ и у=\ (см рис 18 14); сум-
суммы 2 относятся к аркам второго и четвертого квадрантов (га — число арок).
Считая эквивалентную арку для простоты трехшарнирной, получим
по методу сил систему уравнений для определения неизвестных реак-
реакций X и У:
6*ЖХ + 6Ж,К + 6РХ = ДЖХ; | д)
"ух Л "Г «ш/ * + Ору = &у Y , )
где 6Ж„ = fiy:(. = 0;
где
и брг/ — перемещения арки от ветровой нагрузки;
M\dx
M2ydx
El 2 cos Ф
т
Mldx
A8.20)
Мр Мх dx
?/S cos ф '
CMvMxdx С
J Е1Л ~ J
?MpJAydx__ С Мр My dx
J ?2/ ~ J m?/
Найдя X и У из уравнений A8.19), легко можно определить опорные
реакции в трехшарнирной статически определимой арке. Усилия, полу-
полученные для эквивалентной арки, распределяются по аркам первого и
третьего квадрантов пропорционально их приведенным жесткостям.
В наиболее нагруженной арке, расположенной по направлению дейст-
действия ветра, усилие может быть получено давлением усилия в эквива-
эквивалентной арке на величину Scos ср.
28*
— 435 —

2. Ребристо-кольцевые купола
В ребристо-кольцевых куполах кольцевые прогоны с ребрами со-
составляют одну жесткую пространственную систему (см. рис. 18.12,6).
В этом случае кольцевые прогоны не только работают на изгиб от реак-
реакций промежуточных ребер, но и воспринимают растягивающие или сжи-
сжимающие кольцевые усилия.
Сечения купола, находящиеся в плоскостях кольцевых прогонов, не
имеют свободных горизонтальных перемещений, так как они связаны
между собой жесткими кольцами. Вес ребер в ребристо-кольцевой кон-
конструкции купола уменьшается благодаря включению в работу кольце-
кольцевых прогонов. Наиболее простое конструктивное решение получается,
когда ребра и кольцевые прогоны сделаны из прокатных профилей.
В этом случае сопряжения ребер с прогонами можно конструировать по
типу шарнирных сопряжений в балочных системах.
Кольцевые прогоны в ребристо-кольцевом куполе работают так же,
как опорное кольцо в ребристом куполе, и могут быть заменены услов-
условными затяжками (рис. 18.15). Таким образом, при симметричной отно-
относительно оси купола нагрузке расчет купола можно вести, расчленяя
его на плоские арки с затяжками на уровне кольцевых прогонов (см.
рис. 18.13). Площадь сечений условных затяжек определяется по фор-
формулам A8.14) или A8.15).
Неизвестные усилия в затяжках проще всего определять методом
сил, решая систему уравнений с п неизвестными, где п — число услов-
условных затяжек. При горизонтальных нагрузках ребристо-кольцевой купол
рассчитывают так же, как и ребристый, условно считая, что сечения ку-
купола смещаются одно относительно другого без поперечных деформа-
деформаций '.
3. Сетчатые купола
Если в ребристом и ребристо-кольцевом куполе увеличить связность
системы, то можно получить сетчатые купола с шарнирным соединени-
соединением стержней в узлах. В сетчатых куполах между ребрами и кольцами
располагаются раскосы, благодаря которым усилия распределяются по
поверхности купола и стержни работают только на осевые силы, что
уменьшает вес ребер и колец. Могут быть и другие рисунки сетчатых
поверхностей.
В последнее время при строительстве куполов большого диаметра
сетчатые купола получают широкое распространение благодаря своей
легкости и красивому рисунку конструктивной схемы.
Обычная система сетчатого купола состоит из радиальных ребер,
кольцевых прогонов и диагоналей, поставленных в каждом четырех-
четырехугольнике, ограниченном двумя ребрами и двумя прогонами, т. е. пред-
представляет собой многогранник, образованный из ребер и кольцевых про-
прогонов. Отдельные плоские грани этого многогранника в конструктивном
отношении могут представлять собой отдельные плоские рамки, явля-
являющиеся монтажными элементами купола, соединяемыми между собой
обычно на болтах. В таком случае ребра и кольца образуются из пар-
парных элементов, окаймляющих смежные грани.
Снизу купол завершается нижним кольцом, воспринимающим рас-
распор купола. Сверху купол имеет кольцо, к которому примыкают верх-
верхние стержни сетки; часто это кольцо поддерживает конструкцию фо-
фонаря.
Многогранники сетчатых куполов могут быть весьма разнообразны-
разнообразными. Распространены звездчатые купола, все грани которых являются
треугольниками, а также геодезические системы куполов, несущие эле-
элементы которых являются ребрами многоугольника, вписанного в сферу
Уманский А. А. Пространственные системы. — М.: Стройиздат, 1948.

Рис. 18.15. К расчету ребристо-кольцево-
ребристо-кольцевого купола на вертикальную нагрузку
Рис. 18.16. Схемы геодезических куполов.
Н косаэдр и его развитие
ПТгтт
7 А
ТТгтт
Т1 гтч i i 1 ТГГ
хг
X,
2г
2г,
ггтТТТТТ
N
\
V
f
М t М М М Н Н М
Рис. 18.17. К расчету сетчатого купола
-437 —

(рис. 18.16). В геодезических куполах достигается наибольшая однотип-
однотипность стержней и узлов, что дает большие производственные преиму-
преимущества.
В сферу можно вписать пять многогранников с одинаковыми граня-
гранями. Наибольшее количество одинаковых граней имеет икосаэдр (рис.
18.16, а). Взяв за основу икосаэдр, можно получать многоугольники с
большим количеством граней и одновременно увеличить число их типов.
Так, 80- гранник имеет два типа граней (рис. 18.16,6), 320-гранник име-
имеет пять типов (рис. 18.16,0).
Купол может быть однослойным и двухслойным. Узлы сопряжения
стержней в двухслойных геодезических куполах размещаются аналогич-
аналогично узлам структур на поверхностях двух концентрически расположен-
расположенных сфер, разность радиусов которых определяет конструктивную вы-
высоту поверхности купола. Двухслойная конструкция купола обладает
большой жесткостью и несущей способностью и может перекрывать
пролеты практически неограниченных размеров.
Стержни сетчатых куполов большей частью делают из труб; узлы
осуществляют на штампованных фасонках, шаровых сердечниках или
патрубках. В несущую систему куполов может быть включена огражда-
ограждающая конструкция, состоящая из штампованных алюминиевых или
стальных листов. Расчет сетчатых куполов производится на ЭВМ.
Приближенно сетчатые купола рассчитывают по безмоментной теории как сплош-
сплошную осесимметричную оболочку.
При действии на купол сплошной равномерно распределенной по поверхности ку-
купола нагрузки g, кН/см2 (собственный вес), в нем появляются меридиональные Ти
кН/см2, и кольцевые, Г2, кН/см2, усилия (рис. 18.17, а).
Меридиональное усилие можно найти из уравнения A8.21), т. е. проекции на вер-
вертикальную ось всех сил, приложенных к отсеченной части купола горизонтальной плос-
плоскостью, на расстоянии у от центра сферы:
7^ 2ял sin <р = G =— g2nR(R — у), A8.21)
где G — полная нагрузка, действующая на отсеченную часть купола.
Отсюда меридиональное усилие на единицу длины
Я2 R
Ti=—g =—g~, • A8.22)
R + У 1 + cos ф v
Кольцевое усилие Т2 можно найти из основного уравнения безмоментной сфери-
сферической оболочки при действии равномерно распределенного давления р, направленного
к центру сферы:
T1 + T2 = pR. A8.23)
Выражая в уравнении A8.23) давление р через вертикальную нагрузку р—
, a 7"i — через значение A8.22), получим
п
+T R, A8.24)
g +T2
1 -f- cos ф
откуда
/ 1 \ y24-uR — R2
}g , о • A8.25)
y+R
1 + COS ф
Решая уравнение y2+yR—R2 = 0, можно найти горизонтальную плоскость, на ко-
которой кольцевое усилие (см. рис. 18.17, #) переходит от сжимающего к растягивающе-
растягивающему (в нижней части оболочки) ?/=0,618/?.
В вершине купола при y—R получаем
T1 = T2=-g(R/2);
в основании оболочки, образующей полусферу,
Аналогичные выражения получаем при действии на купол нагрузки q, равномерно
распределенной по проекции поверхности на горизонтальную плоскость (см рис.
18.17,6):
7\ =— qR/2; T2 =— (qR/2) cos 2q>. A8.26)
Кольцевое усилие равно нулю при у —0,707R,
— 438 —

При pac4ete на ветровую нагрузку принимают, что ветровое давление qB действует
на полушаровую оболочку по кососимметричной схеме (см. рис. 18.17, е), направлено
нормально к поверхности и равно:
9в = Vosin ф sin 0, A8.27^
где ^о — расчетная нагрузка от давления ветра на вертикальную плоскость на уровне
основания купола.
Для рассмотренной схемы получены меридиональные усилия
cos ф / 2 1 \ у
Ti = q0R—~ — -cosf + — Coss9 sin9 A8.^,
sm39 \ 3 3 /
и кольцевые усилия
Г cos® / 2 1 У]
Г2 = ?0 tf I sin Ф - -r~-1 — - cos ф + -у cos3 ф j sin 9. A8.29)
Усилия в стержнях купола определяют умножением усилий Т\ и Т2 на соответст-
соответствующие расстояния между стержнями в рассматриваемом сечении купола и проекти-
проектирование нх на направления стержней (рис. 18.17, г).
Усилие в стержне меридионального направления
N1 = (T1a)/{2cos а). A8.30)
Усилие в кольцевом стержне
N2 = T2b. A8.31)
Помимо осеВЫх усилий N{ и N$ в стержнях могут возникать изгибающие момен-
моменты от местной нагрузки.
Чтобы избежать потери устойчивости в вертикальной плоскости, момент инерции
стержней должен удовлетворять условию
?). A8.32)
Глава 19. ВИСЯЧИЕ ПОКРЫТИЯ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Висячими называют покрытия, в которых основные элементы пролет-
пролетной несущей конструкции работают на растяжение. В растянутых эле-
элементах наиболее полно используются высокопрочные материалы, по-
поскольку их несущая способность определяется прочностью, а не устой-
устойчивостью. Во многих покрытиях несущая конструкция выполнена из
стальных канатов-тросов, свитых из высокопрочной проволоки (ов —
= 1200..2400 МПа). Работа на растяжение, позволяющая полностью ис-
использовать всю площадь сечения ванта, и высокая прочность материа-
материала приводят к тому, что масса несущей конструкции относительно мала,
а следовательно, эффективность применения Висячих конструкций воз-
возрастает с увеличением пролета.
Ряд висячих покрытий выполнен в виде стальных оболочек-мембран,
работа которых на растяжение в двух направлениях делает их также
малометаллоемкими.
Таким образом, висйчие конструкции покрытий являются одной из
наиболее перспективных конструктивных форм для применения новых
высокопрочных материалов.
Висячие покрытия легко транспортировать (так как они не имеют
крупногабаритных элементов); монтаж их можно вести без подмостей.
Однако сооружение висячих покрытий имеет свои трудности, от удач-
удачного преодоления которых зависит эффективность покрытия в целом.
Висячие системы — системы распорные, и для восприятия распора
(горизонтальной составляющей тяжения тросов или оболочки) необхо-
необходима опорная конструкция, стоимость которой может составлять значи-
значительную часть стоимости всего покрытия. Уменьшить стоимость опор-
опорной конструкции за счет повышения эффективности ее работы возмож-
возможно созданием покрытий круглой, овальной и других непрямоугольных
форм плана, который плохо согласуется с планировкой производствен-
производственных зданий и поэтому в них применяется редко.
— 439- •

К специфическим особенностям висячих покрытии относится их по-
повышенная деформативность. Это вызвано тем, что модуль упругости
витых тросов меньше, чем у прокатной стали, и составляет лишь ?«
« A,5...1,8) 105 МПа, а область упругой работы высокопрочного мате-
материала значительно больше, чем у обычной стали. Таким образом, отно-
относительная деформация троса в упругой стадии работы г = а/Е получа-
получается в несколько раз больше, чем у элементов из обычной стали.
Повышенная деформативность висячих покрытий определяется также
и тем, что большинство систем висячих покрытий является системами
мгновенно-жесткими (частный случай геометрически изменяемых си-
систем), т.е. системами, которые работают упруго лишь на равновесные
нагрузки (обычно равномерно распределенные, например вес покры-
покрытия), а при действии неравновесных нагрузок (обычно неравномерно
распределенных по покрытию) в них помимо упругих деформаций по-
появляются еще и кинематические перемещения (неупругие перемещения
системы, определяемые изменением ее геометрической схемы, под дей-
действием нагрузки другого, отличного от первоначального вида). Чтобы
уменьшить кинематические перемещения, висячие покрытия часто про-
проектируют со специальными стабилизирующими устройствами и предва-
предварительно напрягают; дополнительные конструктивные мероприятия не-
несколько снижают эффективность применения висячих систем покрытий.
Повышенная деформативность висячих покрытий затрудняет их приме-
применение в зданиях с крановым оборудованием. Обе эти причины серьез-
серьезно сдерживают применение висячих покрытий в производственных зда-
зданиях; висячие покрытия в настоящее время применяются в основном для
общественных зданий и спортивных сооружений больших пролетов [4].
Висячие покрытия, как правило, рассчитываются на ЭВМ с учетом
нелинейности их деформации. (Конструктивные решения см. в книге
Н. М. Кирсанова '.)
§ 2. ОДНОПОЯСНЫЕ СИСТЕМЫ С ГИБКИМИ ВАНТАМИ
Примером таких систем могут служить покрытие гаража в Красно-
Красноярске пролетом 78 м (рис. 19.1, а) и покрытие рынка диаметром 80 м в
Бауманском р-не Москвы (рис. 19.1,6). Оба покрытия представляют со-
собой предварительно напряженные железобетонные оболочки, работаю-
работающие на растяжение. Напряженной арматурой в них является система
из гибких вант, на которые во время монтажа укладывают сборные же-
железобетонные плиты. До замономоличивания швов между плитами на
ванты дается пригруз или создается натяжение вант, что совместно с
весом конструкции вызывает растягивающие напряжения в вантах,
близкие к их расчетному сопротивлению. После твердения бетона замо-
ноличивания пригруз снимают, ванты обжимают железобетонные пли-
плиты, и образовавшаяся железобетонная оболочка получает предваритель-
предварительное напряжение сжатия, позволяющее ей воспринимать растягивающие
напряжения от внешних нагрузок и обеспечивающее общую жесткость
конструкции; несущая же способность оболочки обеспечивается растяже-
растяжением вант. В покрытиях прямоугольного плана (см. рис. 19.1, а) распор
вант воспринимает опорная конструкция из оттяжек и анкеров, закреп-
закрепленных в грунте; в покрытиях круглого плана (рис. 19.1,6) распор пе-
передается на наружное (сжатое) железобетонное кольцо, лежащее на
колоннах, и внутреннее (растянутое) металлическое кольцо. Стрела
провеса вант таких покрытий обычно составляет f« {iho—il2o)h оболоч-
оболочки являются пологими.
Сечение вант покрытия определяют по монтажной нагрузке, когда
покрытие полностью равномерно загружено весом конструкции и при-
грузом (до схватывания бетона в процессе замоноличивания). В этом
1 Кирсанов Н. М. Висячие и Байтовые конструкции. — М.: Стройиздат, 1981. —-
158 с.
— 440 —