Автор: Бирюлев В.В.
Теги: сооружения и части сооружений по виду строительных материалов и методам возведения строительство проектирование
ISBN: 5-274-01065-2
Год: 1990
Текст
МН. он гш
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
В. В. Бирюлев, И. И. Кошин, И. И. Крылов, А. В. Сильвестров
ClH.ow
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Специальный курс
Под общей редакцией В. В. Бирюлева
Допущено Государственным комитетом СССР по народному образованию в качестве учебного пособия для студентов высших учебных заведений, обучающихся по специальности сП|О- ПпОНвОвНЭ мышлеввое и гражданское строитель- 1 ство» |НТБСамГАСА
| 20 год
_ . к. 1И<_ кии архат сктурьо-1 трс..тельи институт ЬиолкЮ 1ЕКА Учебный фонд б|инв.
ЛЕНИНГРАД-С ТРОЙИЗДАТ ЛЕНИНГРАДСКОЕ ОТДЕЛЕНИЕ -19 9 0
ББК 38.54 П 79
УДК 824.014(075.8)
Рецензенты — д-р техн, наук проф. Ю. В. Гайдаров (ЛИИЖТ), кафедра металлических конструкций МИСИ
Проектирование металлических конструкций: Спец. курс. П79 Учеб, пособие для вузов/В. В. Бирюлев, И. И. Кошин, И. И. Крылов, А. В. Сильвестров. —Л.: Стройиздат, 1990 — 432 с.: ил. —
ISBN 5-274-01065-2
Содержатся материалы по проектированию легких металлических ноиструкций, облегченных балок н ферм, рам и пространственных конструкций. Уделено внимание проектированию конструкций, эксплуатируемых при низких температурах. Изложены способы защиты металлических конструкций от коррозии, уснлеиця конструкций, в том числе предварительным напряжением.
Для студентов строительных вузов.
П
3305000000—184
047 (01)—00 W
ББК 38.54
Учебное пособие
Бирюлек Владимир Владимирович Кошкн Илья Ильич Крылов Иосиф Иосифович Сильвестров Анатолий Васильевич
ПРОЕКТИРОВАНИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
Зав. реДдкпкей Н. Н. ^ктрога Редектор Л. В. Партимнкова Мл. редактор Е. И. Eapucota Оформление художника С. 11. Докучаева Технически* редактор Е. В. Полиектова С
Корректоры 7. Д.- Я. С* Дукъян*уъ -
ИВ М 4762
Сдано в набор .08.89. Подписано в печать 20.04.90. М-32736. Формат 60X90*/i»»
Бумага офсет я .Mb U «Литературная*- Печать офсетная. Усл. печ. л. 27.
Уч.-вад. jl 1, Усл. кр.-оЛ^ 27, Тираж 34000. Заказ № 830, Изд. № 2660 Л. Цена 1 р. 4* ----- ~ ----
(Звровмдми Лшянррадское отделение. 1910И, Ленинград, пл. Островского, 6
Типографии М в ордена Трудового Красного Знамени издательства «Машиностроение» ри Государственном комитете СССР по печати. IS3144* J*. Ленинград, ул, Моисеенко, 10.
ISBN IU274-01065-2 © Бирюлев В. В. в коллектив авто-
ров, 1990
ПР ЕДИСЛОВ И Е
Настоящее учебное пособие является логическим продолжением общего курса (Металлические конструкции», читаемого студентам специальности (Промышленное и гражданское строительство* (специализации (Металлические конструкции» и (Конструкции промышленных и гражданских сооружений»). Оно предназначено для использования при дипломном и частично курсовом проектировании студентами названной специальности, а также при проектировании отдельных объектов студентами специальности (Строительство тепловых и атомных электростанций».
Пособие содержит четыре раздела: проектирование легких металлических конструкций; хладостойкость стальных конструкций; проектирование реконструкции и усиления металлических конструкций; проектирование металлических конструкций с повышенной коррозионной стойкостью.
Материалы первого раздела познакомят студентов с существенными достоинствами легких несущих и ограждающих металлических конструкций, в том числе с комплектной поставкой, исключительно перспективных для дальнейшего развития и широкого применения. В дополнение к основным сведениям о таких конструкциях, изложенным в общем курсе, в настоящем пособии подробно излагаются особенности их работы и расчета, даются примеры проектирования различных облегченных конструкций.
Во втором разделе приводятся обширные сведения о хрупком разрушении стальных конструкций, причинах, вызывающих его, о конструктивно-технологических приемах конструирования и выборе стали, которые обеспечивают хладостойкость конструкций. Даются расчетные способы оценки хладостойкости и примеры проектирования хладостойких конструкций.
В третьем разделе освещены вопросы проектирования реконструкции и усиления металлических конструкций; важность этого вида работ возрастает в связи с государственным курсом на реконструкцию основных фондов. Существенно дополнен общий курс (Металлические конструкции», приведены различные приемы усиления конструкций, в том числе о помощью регулирования напряжений, повышения хладостойкости и др. Раздел иллюстрируется примерами проектирования.
Четвертый раздел посвящен вопросам проектирования металлических конструкций в повышенной коррозионной стойкостью,
I» 3
причем большое внимание уделяется особенностям компоновки и выбору формы сечений.
В книге отражены задачи в области металлостроительства, соответствующие планам развития страны до 2000 года, необходимости существенной экономии металла, повышению надежности и долговечности изделий, учитывающие постановления Совета Министров СССР, в частности о дальнейшем развитии легких металлических конструкций.
Пособие основано на последних нормативных документах (СНиП П-23—81*), различных руководствах, указаниях и пособиях по проектированию, монографиях и статьях отечественных и зарубежных авторов, а также на результатах исследований авторов настоящей кнлги и их учеников, проведенных на кафедре металлических конструкций Новосибирского ордена Трудового Красного Знамени инженерно-строительного института имени В. В. Куйбышева.
К каждому разделу дана библиография основной литературы по данному вопросу, приведен список дополнительной литературы по конкретным вопросам.
Раздел I (кроме гл. 5) и гл. 11 раздела III написаны д-ром техн, наук проф. В, В. Бирюлевым, раздел II и п. 4 гл. 10 раздела III — д-ром техн, наук проф. А. В. Сильвестровым, гл. 5 раздела I, гл, 9 и 10 раздела III — канд. техн, наук доцентом И. И. Крыловым, раздел IV — канд. техн, наук проф. И. И. Кошиным.
Авторы выражают глубокую благодарность заслуженному деятелю науки и техники РСФСР, д-ру техн, наук проф. Е. И. Бе-леня и сотрудникам кафедры металлических конструкций МИСИ, а также д-ру техн, наук проф. Ю. В. Гайдаров}, принявшим участие в рецензировании книги. Они будут также благодарны читателям, которые сочтут возможным высказать свои замечания и пожелания по материалу учебного пособия.
ОБОЗНАЧЕНИЯ
А — площадь сечения брутто;
Е — модуль упругости;
G — модуль сдвига;
F — сила;
М — изгибающий момент;
У — продольная сила;
Q — поперечная сила;
Rbh — расчетное сопротивление растяжению высокопрочных болтов;
Rt — расчетное сопротивление металла сдвигу;
Rih — расчетное сопротивление металла растяжению в направлении толщины проката;
Ru — расчетное сопротивление металла растяжению, сжатию, изгибу по временному сопротивлению;
Rat — расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу шва;
4
Rwv — расчетное сопротивление стыковых сварных соединений сжатию, растяжению» изгибу по пределу текучести:
Rwz — расчетное сопротивление угловых швов срезу по металлу границы сплавления;
— расчетное сопротивление металла растяжению, сжатию, изгибу по пределу текучести;
от — предел текучести;
ов — временное сопротивление
Ro — сопротивление отрыву;
S — статический момент сдвигаемой части сечения брутто относительно нейтральной осн;
!х — момент инерции сечения брутто относительно оси х—х;
Wx — момент сопротивления сечения брутто относительно оси х—г;
b — ширина,
h — высота;
и — расстояние между центрами тяжести поясов балок и ферм;
1Х — радиус инерции сечения относительно оси х—х;
[/;/] — предельный относительный прогиб;
к — катет углового шва;
I — длина, пролет;
/Р/ — расчетная, условная длина;
lw — длина сварного шва;
t — толщина;
— коэффициент условий работы;
уи — коэффициент надежности в расчетах по временному сопротивлению;
уо — объемная масса металла;
А — гибкость (А = lefH}',
А — условная гибкость (X = АД/Я^/Д');
А® — гибкость стенки ('Х^ —
Aw — условная гибкость стенки (Хш — Х^Д7'Ry £);
ц — коэффициент поперечной деформации металла (Пуассона);
е1оС — местное напряжение;
я Gy — нормальные напряжения, параллельные осям, соответственно, х—хи У—У\
т— касательные напряжения;
<р — коэффициент предельного изгиба;
с — коэффициент снижения расчетных сопротивлений при изгибно-крути-льной форме потери устойчивости
<Pf — коэффициент снижения расчетных сопротивлений при внецеитрен-иом сжатии.
Обозначения индексов:
w — стенка;
f — полка, пояс
Раздел I. ПРОЕКТИРОВАНИЕ
ЛЕГКИХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИ Й
Глава 1. ХАРАКТЕРИСТИКА И ЭКОНОМИЧЕСКАЯ ЭФФЕКТИВНОСТЬ ЛЕГКИХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Характеристика легких металлических
конструкций
Под легкими или облегченными конструкциями подразумеваются основные несущие элементы и системы — балки, фермы, колонны, рамы и др., у которых благодаря рациональной конструктивной форме, оптимальным размерам сечений, использованию сталей повышенной и высокой прочности металлоемкость существенно снижена по сравнению с традиционными конструкциями— сварными двутаврами с гибкостью стенки 100... 120, фермами со стержнями из парных уголков и узловыми фасонками и т. д.
Особо легкими называют такие металлические конструкции, металлоемкость которых сопоставима с расходом стали на арматуру в аналогичных железобетонных конструкциях, приведенным к Ст.З [4, 23]. Однако с начала 1970-х годов под легкими металлическими конструкциями стали подразумевать несущие и ограждающие конструкции в зданиях с пролетами 12 ... 30 м без кранов, с подвесным транспортным оборудованием грузоподъемностью до 5 т или мостовыми кранами грузоподъемностью до 20 т. Масса 1 м* ограждающих конструкций в таких зданиях составляла 30 ... 100 кг, при этом суммарный расход металла на несущие и ограждающие конструкции был снижен до 25 ... 100 кг.
29 мая 1972 г. ЦК КПСС и Советом Министров СССР было принято постановление «О развитии производства и комплектной поставки легких металлических конструкций для сооружения промышленных зданий», которое сыграло важную роль в расширении применения металлических конструкций в нашей стране, положило начало созданию новой отрасли промышленного строительства. Последняя основывалась на разработке легких индустриальных металлических конструкций, их заводском поточном изготовлении, комплектной поставке и скоростном монтаже.
Уже построены и строятся новые заводы по производству отдельных несущих и ограждающих элементов или набора таких конструкций для целого производственного здания.
В сентябре 1986 г. Советом Министров СССР принято постановление «О дополнительных мерах по дальнейшему развитию б
Рис. 1.1. Сборное адание ыодуль общего назначение
строительства зданий из легких металлических конструкций комплектной поставки!. Намечено в 1990 г. довести их годовой выпуск до 16, в 1995 г. — до 25, в 2000 г. — до 35 ... 40 млн м*. В годы 12-й пятилетки легкие металлические конструкции широко применялись на различных объектах, причем их номенклатура определялась программой Госстроя СССР «Металл-90>.
В системе Минмонтажспепстроя СССР создано Всесоюзное проектное промышленно-строительное объединение Союзлегкон-струкция с региональными промышленно-строительными объединениями по изготовлению и монтажу зданий из легких металлических конструкций комплектной поставки, в том числе зданий-модулей (рис. 1.1). В такое объединение входит предприятие по изготовлению легких несущих, а также легких ограждающих конструкций. Подобные предприятия есть в других ведомствах. Предусматривается разработка и оснащение заводов автоматизированными комплексами по выпуску тонкостенных рамных конструкций с переменным сечением, автоматическими линиями сборосварки ферм из гнутосварных прямоугольных труб, линиями по производству облегченных стеновых и кровельных панелей и др.
Эти постановления, наряду с крупными организационными мероприятиями, наметили меры по созданию новых конструктивных форм легких несущих и ограждающих металлоконструкций, дали импульс творческой инициативе в поисках эффективных конструктивных форм, методов их изготовления и монтажа.
Под конструктивной формой понимается взаимосвязанность схемы конструкции с ее обоснованными размерами, типами сечения элементов и узловых сопряжений с технологическими приемами и особенностями изготовления, монтажа и эксплуатации.
Использование прогрессивных технологий изготовления, благодаря чему производительность труда повышается в 1,5 ... 2 раза, комплектность поставки элементов зданий (включая комплектно-блочные встроенные помещения административного, бытового и инженерного назначения), скоростной монтаж суще-
7
ственно повышают индустриальность строительства, приближают строительную отрасль по уровню технического развития к машиностроению.
Итак, легкие металлические конструкции — это конструкции, высокоэффективные решения которых обеспечивают существенное снижение металлоемкости изделий; приспособленность их для высокомеханизированного поточного изготовления, комплектной поставки и блочных методов монтажа.
Основные характерные черты легких металлических конструкций! малая металлоемкость; существенная, но в разумных пределах, типизация и унификация; стабильность номенклатуры в течение достаточно длительного времени; высокая технологичность и приспособленность для изготовления на поточных автоматизированных линиях (в том числе с микропроцессорным управлением), для транспортировки, а также для конвейерно-блочных и других скоростных методов монтажа; высокая степень заводской готовности; возможность комплектной поставки целых зданий-модулей или их несущих конструкций; благоприятные экспортные возможности. Следствием вышеперечисленных особенностей легких металлических конструкций являются хорошие технико-экономические показатели.
Облегчение конструкций, снижение массы металла достигаются современными прогрессивными приемами.
1. Использование сталей повышенной и высокой прочности (обеспечивает до 60 ... 70 % общей - экономии металла) влияет на конструктивную форму и методы изготовления конструкций. Нужно искать такие формы, при которых эффект от применения сталей повышенной и высокой прочности будет наибольший.
2. Применение наиболее эффективных видов проката и гнутосварных профилей с максимальной тонкостенностью.
3. Оптимизация основных параметров конструкции и ее отдельных элементов, размеров сечений на базе современных математических методов и применения ЭВМ.
4. Концентрация материала как в основных несущих системах, так и в отдельных ее элементах (концентрация материала позволяет снижать не только расход стали за счет более рационального обеспечения устойчивости, жесткости, выносливости и других свойств конструкции, уменьшения конструктивных коэффициентов, но также трудоемкость изготовления и монтажа).
5. Совмещение функций несущих и ограждающих конструкций в одной системе (позволяет уменьшить ее общую металлоемкость).
6. Максимальная типизация, унификация и стандартизация конструкций и сооружений в целом (важнейшая предпосылка повышения индустриализации металлических конструкций и использования поточного метода изготовления), переход от типовых элементов к типовым зданиям-модулям.
в
7 Регулирование напряжений, п в частности предварительным напряжением. Не все методы предварительного напряжения удобны при поточном П31 отовлепин конструкций. Весьма технологичны натяжение топких листов с целью предотвращения потери местной устойчивости и повышения области уируюй работы, а также пастжепие высокопрочной затяжки в пределах отправочной марки, регулирование уровня опор в неразрезпых системах и др.
8. Использование разворачивающихся конструкций позволяет повысить степень их заводской готовности и уменьшить трудозатраты на укрупнительную сборке при монтаже.
Внедрение в практику указанных приемов уже привело к заметному снижению расхода металла, а в перспективе даст возможность облегчить копе!рукнию в 1,5 ... 2 раза по сравнению с классическими.
При выборе размеров конструкций, технологических приемов изготовления и монтажа следует заботиться не только об экономии металла и уменьшении трудозатрат па изготовление основных конструкций и сопряженных элементов, но и энергии как в процессе строительства, так и в эксплуатации. В качестве примера приводится задача о выборе оптимальной высоты конструкции (балки, фермы). Для аиа.тиш используется целевая функция общей стоимости (приведенных затрат) всех элементов 14011
С -- <- м б--(-(,ст у с.э, (1.1)
где См — стоимость несущи', конструкций покрытия; Ск — стоимость колони в пределах высо,ы покрышя (если таковые нмеюыя); Сгг — стоимость стен в пределах выл о i ы покрышя; Сэ - эк< пл;, атациопные затраты на оюпление и вентиляцию.
Формула (1.1) для сварной двутавровой балки имеет вид1
С - й2у№скД„ ] -I-
Ь [-’'Ф;Д’(СТ; । Л,Э/1сс т Д (се )- сэ/) bhl], (1.2)
где b — шаг балки; А к - - площадь сечения колонны; Р — коэффициент, учитывающий долю момента, воспринимаемо, о поясами: тД , ф, — строительные коэф-фицчеп1ы , 00, вен, iвеиио стенки н поясов, с,-. ctt,, си, сст, се, сэ —удельные стоимости меилла «в, деле» соо:ве 1ст веинс для поясов, стенки балки, колонн; стой мост ь I м2 о! р,,ж яающпкои.т р'/кппй , он, руб., единоврсметпые и экс илу а-тацпотшые затраты на во-чещеиие по,ерь гепла и вешпляпшо из расчета на 1 м3 соответственно в руб. и руб, в , од; t - расчешып период окупаемости.
Пеовый член этой формулы (в квадратных скобках) выражает стоимость балки, второй (в квадратных скобках)—затраты па остальные составляющие. АЬшпмум критерия качества может быть найден из условия дС. 'dh 0.
Оптимальная высота балки исходя из минимума общей стоимости (приведенных затрат) определяется из уравнения
f ыГБСТ '’I ДУ j ?чфа Гщ,/.к,) 1\q ( | Л.З 1; /оСг( Д- 2пЬ:ст | (се - свГ) Ы] ~ 0.
(1-3)
9
Аналогичные уравнения составляются и для ферм.
Расчеты свидетельствуют о том, что оптимальная высота балок и ферм, найденная из уравнения (1.3), будет существенно меньше, чем оптимальная высота собственно балки (без учета дополнительных затрат на стены, колонны, отопление и вентиляцию), особенно для районов с суровым климатом. Отсюда следует, что высоту несущих конструкций покрытий, определяемую по условиям жесткости {hr) желательно принимать минимально допустимой. При этом надо заботиться об устройстве отверстий для пропуска различных коммуникаций, располагаемых в покрытиях.
Поточное производство конструкций требует тщательного выбора способа соединений. При изготовлении сплошностенчатых конструкций наиболее эффективной остается электродуговая сварка, производимая с помощью различных автоматов, причем предпочтительнее односторонняя с глубоким проплавлением. В решетчатых конструкциях для замены ручной электродуговой сварки весьма эффективно применение контактной сварки для создания электрозаклепок (при контролировании надежности последних). В монтажных соединениях вместо сварки успешно используют высокопрочные болты в фланцевых соединениях.
Для поточного изготовления к форме конструкций предъявляется ряд требований. Так, конструкция должна легко члениться на постепенно укрупняемые сборочные элементы; габариты укрупняемых элементов не должны препятствовать их перемещению на поточных линиях; число типоразмеров конструкций должно быть минимальным. Большое значение приобретает стремление к упрощению конструктивной формы. Связано это со следующими обстоятельствами. Известно, что масса конструкции G — феОо (здесь Go — масса основных элементов; фе — строительный коэффициент массы, учитывающий наличие ребер жесткости, накладок, прокладок, опорных плит, траверс, фасонок, сухарей и т. Д.; в фермах этот коэффициент примерно равен 1,20 ... 1,30; в балках — 1,10 ... 1,20; в колоннах — 1,30 ... 1,50).
Аналогично может быть выражена общая трудоемкость изготовления Т =фс. т?о (здесь То —трудоемкость изготовления основных элементов; фе. т — строительный коэффициент трудоемкости) .
Величина строительных коэффициентов трудоемкости фо. т в 1,2 ... 1,5 раза выше соответствующих строительных коэффициентов массы фс. Таким образом, уменьшение числа вспомогательных деталей обусловливает сокращение трудозатрат. Кроме того, при отсутствии вспомогательных деталей значительно упрощаются поточные линии, так как исключается необходимость в оборудовании для производства этих деталей. В результате вполне объяснимо появление таких конструкций, как безребериые тонкостенные балки, безфасоночные фермы с непосредственным примыканием стержней друг к другу, колонны с упрощенными базами, состоящими из одной опорной плиты и т. д. При разра-10
белке новых лшких несущих конструкций необходимо до поедела сокращать число bciiomoi a i ельпых деталей, иногда даже идти на увеличение массы основных элементов на величину массы вспомогательных деталей, если это позволит обойтись без последних. Следхег анализировать форму вспомогательных деталей, количество их типора :меров с целью уменьшения трудоемкости изготовления .
Необходимо остановиться и на взаимосвязи решений несущих и ограждающих конструкции. Ограждающие конструкции должны брать на себя функции таких элементов, как свя.и, прогоны и др. Это позволит избавиться ог второстепенных элементов, удельная трудоемкость монтажа которых несравненно выше, чем основных несущих конструкций. По-видимому, если ввести понятие строительного коэффициента трудоемкости монтажа, то он будет значительно больше коэффициента, характеризующего долю вспомогательных конструкций во всей их массе.
Возможности для совершенствования существующих легких несущих конструкций, а тем более для создания новых — неограниченны.
2. Номенклатура и экономическая эффективность легких металлических конструкций
В настоящее время рассматривают два вида легких конструкций производственных зданий: первый вид—каркасы зданий о традиционными параметрами (пролеты 12 ... 30 м, шаг колонн 6,12 м), в некоторых случаях возможно наличие подвесного грузоподъемного оборудования; второй вид — каркасы зданий с пролетом 18 ... 36 м. Каркасы первого вида применяются в ..дапиях различных отраслей промышленности, особенно в легкой, пищевой, легкого машиностроения, при сооружении складов, стоянок, павильонов, спортивно-оздоровительных зданий и др. Каркасы второго вида используются в зданиях, где предусмотрены мостовые крапы, подвесное грузоподъемное оборудование, конвейеры и др., т. е. в сборочных, сварочных, кузнечных и других цехах легкого и среднего машиностроения. Отдельные элементы (балки, фермы, колонны, структуры), изготавливаемые поточным методом, применяются как составные части каркасов в зданиях тяжелого машиностроения, металлургии, авиа- и судостроения и т. и. Таким обраюм, легкие несущие элементы конструкций имеют область paci ространепня значительно более широкую, а не только в легких каркасных зданиях комплектной поставки. «Технические правила ко экономному расходованию основных строительных материалов: разрешают применять легкие металлические несущие и ограждающие конструкции для зданий-модулей комплектной поставки независимо от величины пролета И Других параметров.
II
Рис. 1.3. График относительной площади двутавровой балки / — при упругом расчете в упругой стадии» 2 — при расчете с учетом пла«
СТИЧНОСТИ
За годы развития легких металлических конструкций определилась номенклатура их несущих элементов и систем. Разработан ряд типовых проектов, выпускаются каталоги конструкций комплектной поставки. Последние постоянно совершенствуются, появляются новые их формы (рис. 1.2).
Облегчение балок достигается в основном за счет снижения расхода металла на стенки. При переходе от идеального двутавра, у которого стенка условно отсутствует, к конструкции из одной стенки расход металла увеличивается в 3 раза при упругой работе и в 2 раза при допущении пластических деформаций (рис. 1.3). В реальных балках уменьшается толщина стенки в 2 ... 4 раза, используется закритическая стадия работы, повышается местная устойчивость путем гофрирования стенки или изготовления балок с отверстиями в стенке (перфорированная стенка).
Облегчение ферм осуществляется в основном за счет отказа от значительной части фасонок и сухарей в их конструкции. Использование одиночных уголков, тавров, двутаров с параллельными гранями полок, контактной сварки (электрозаклепок) в узлах обеспечивают снижение трудозатрат на изготовление ферм по сравнению с традиционными конструкциями стержней из парных уголков и фасонок. Применение замкнутых сечений —• круглых и прямоугольных, труб — обеспечивает дополнительную экономию металла и более эффективное использование сталей повышенной и высокой прочности в сжатых и сжато-изогнутых стержнях. Кроме того, фермы из замкнутых стержней обладают повышенной устойчивостью при монтаже.
Эффективность сечений стержней ферм и колонн оценивается удельным радиусом инерции / = НУ А и коэффициентом а = = i/h — показателями, зависящими от формы сечения и относительной тонкостенности (табл. 1.1). Данные таблицы свидетельствуют о явных преимуществах сечений тавров, гнутых швеллеров, круглых и прямоугольных труб по сравнению с парными уголками.
Колонны для зданий без кранов, с подвесными кранами грузоподъемностью до 5 т или а мостовыми кранами грузоподъемностью
13
Таблица 1.1. Удельные характеристики сечений
Сечеаие ifh ялж i/D J - Ц Ул «X - 'х/* ” ‘ц/"
х i-2—Л >1/16 js^ 0,60 lif^ 0,89 ах^ 0,31 av^ 0,21
х IF’
si
*1 1 *>/ z I >1/16 /х=С0,87 1 у 0j56 ax^= 0,31 0,20
п ,Х 1 1 U lx 13 ШТ 30 шт /х= 0,63 ... 0,87 /„ = 0,82 ... 0,76 ая = 0,27 ... 0,29 av = 0,24 ... 0,22
1* 1 "° 1 I 1 т II1 1ТГ Ь = 1/33 ... 1/56 /я = 0,67 ... 0,86 /у = 1.66 ... 2,16 a„ = 0,39 ... 0,40 av = 0,31 ... 0,32
ж- 20 Ш ... 70 Ш t/h = 1/32 ... 1/51 /„= 1,31 ... 1,92 jv = 0,57 ... 0,47 a„ = 0,43 ... 0,41 ar = 0,24 ... 0,22
я
он 1/30 ... 1/110 1,07 ... 2,09 / « 0,2“|/D/l 0,34 ...0,35
и >1/36 s=gl,21 / » 0,2"|/Л// eg0,40
>1/16 sg0,79 <^0,365
до 20 т изготавливаются в основном из сварных или широкополочных двутавров. На*ходят применение колонны из круглых электросварных труб, весьма перспективно использование для колонн гнутых прямоугольных труб, тонкие стенки которых можно подкрепить штампованными рифами. Стойки фахверка в основном делают из сварных либо прокатных двутавров, угловые стойки — гнутые.
В зданиях комплектной поставки большое распространение получили сплошностенчатые рамы. В мировой строительной практике насчитываются десятки различных рамных систем. Схемы рам — в основном трехшарнирные или двухшарнирные, сечение ригелей и стоек — как правило, сварной двутавр. Основные преимущества сплошностенчатых рам — это меньшая трудоемкость изготовления по сравнению с решетчатыми конструкциями, в 1,5 ... 2 раза меньшая высота сечения.
Среди пространственных систем в зданиях комплектной поставки широко используются структурные плиты, характеризующиеся высокой технологичностью изготовления и удобством транспортирования, а также трехгранные блоки покрытий. Весьма перспективно применение блоков на пролет, включающих в работу ограждающие конструкции. Эффективно использование складчатых конструкций из тонкого алюминиевого листа.
Область применения легких металлических конструкций расширяется, поэтому в ближайшие годы можно ожидать появление новых или приспособление существующих систем для зданий-модулей комплектной поставки. В качестве ограждающих конструкций неотапливаемых зданий используются стальные, реже алюминиевые, профилированные и плоские листы (рис. 1.4). Кровельный настил укладывают по прогонам или стропильным конструкциям, стеновое ограждение — по ригелям фахверка. Для производственных отапливаемых зданий применяются кровельные настилы из стальных профилированных листов и эффективного легкого утеплителя — пенополиуретана, фенольного пенопласта, минеральной ваты и стекловолокна.
В зависимости от степени заводской готовности и конструктивного решения различают следующие типы кровельных настилов:
настилы раздельного типа, предусматривающие укладку стальных профилированных листов на верхние пояса стропильных конструкций или на прогоны непосредственно на строительной площадке с дальнейшим устройством теплоизоляции и рулонного ковра;
двухслойные бескаркасные монопанели полной заводской готовности, состоящие из внутреннего стального или алюминиевого профилированного листа с примененным к нему легким утеплителем и верхним слоем рубероида (требуется устройство рулонного ковра и защитного слоя поверхности плит);
15
Рис. 1.4. Схема классификации легкий металлически» ограждающих конструкций
трехслойные бескаркасные панели типа «сандвич» полной заводской готовности, состоящие из двух слоев профилированных листов и внутреннего слоя припененного легкого утеплителя (устройство дополнительного рулонного ковра и защитного гравийного слоя не требуется);
трехслойные каркасные панели с легким плитным утеплителем полной заводской готовности длиной до 12 м (устройство дополнительной мягкой кровли не требуется).
Стеновые ограждающие конструкции выполняются из трехслойных плит длиной 12 м. Конструкции могут быть бескаркасными с припененным утеплителем (панели типа «сандвич»), полу-каркасными (имеются только продольные ребра) с припененным легким утеплителем и каркасными с плитным легким утеплителем. Устанавливаются по фахверку с вертикальной разрезкой (гофры профилированных листов ориентированы вертикально). Наряду с металлическими ограждающими конструкциями в строительстве находят применение легкие асбестоцементные листы, трехслойные ребристые утепленные панели на их основе, различные панели из фанеры и др.
Эффективность применения легких металлических конструкций, как уже указывалось, определяется рядом факторов. Важнейшее значение имеет показатель снижения расхода металла. Последний характеризуется массой самого конструктивного элемента и, кроме того, общим расходом металла на единицу площади зданий, включая все элементы каркаса — стропильные и подстропильные конструкции, прогоны, колонны, связи и другие элементы; учитывается масса металла, израсходованного на ограждающие конструкции. Эффективность оценивается также по трудозатратам на изготовление и монтаж конструкций, в том числе и на один сопоставимый элемент, а также на единицу площади (на 1 м®)'.
Обобщенными показателями эффективности являются стоимость «в деле» й приведенные затраты. Последние должны учитывать не только стоимость самих конструкций и вложения в сопряженные отрасли промышленности — строительство заводов, изготавливающих металлопрокат; предприятий, производящих конструкции; баз монтажных организаций, но и эксплуатационные расходы, в частности на защиту конструкций от коррозии.
Сравнительная оценка металлоемкости стропильных конструкций пролетом 18 ... 24 м при одинаковых нагрузках представлена в табл. 1.2. Из таблицы видно, что благодаря совершенствованию балок металлоемкость этих конструкций уменьшается и они приближаются по массе к фермам из парных уголков, при этом их высота в 2 раза меньше, чем у ферм. По фермам четко прослеживается закономерность снижения металлоемкости в случае применения эффективных профилей.
Расход металла зависит также от типов компоновочных схем покрытий (прогонные, беспрпгпвине D бедпршЦнных по-! самарский
1 архитектурно-стрсьтельн институт 17
БИБЛИОТЕКА
I Уч. бный фонд брив.
Таблица 1.2. Металлоемкость и высота несущих конструкций,
Вид стропильной конструкция Масса металла Высота
Сварная двутавровая балка со стенкой гибкостью 130 ... 135 50
120
Двутавровая балка с перфорированной стенкой 130 ... 132 50
Тонкостенная балка:
стенка гибкостью 300 ... 400 103 ... ПО 50 ... 60
гофрированная стенка гибкостью 300 ... 400 100 ... 105 50
Решетчатая балка с поясами из тавров и перекрест- 95 ... 100 50
ной решеткой из одиночных уголков
Фермы:
со стержнями из парных уголков 100 100
из одиночных уголков 103 ... 105 70
из тавров и парных уголков 90 ... 92 100
из тавров и перекрестной решеткой из одиноч- 90 ... 92 100
ных уголков
из прямоугольных труб, образованных свар- 80 87 100
кой из прокатных уголков
с поясами из двутавров к решеткой нз прямо- 80 ... 88 100
угольных труб
из прямоугольных гиутосвариых труб 72 ... 92 65
из круглых труб 67 ... 85 90
крыТиях с шагом стропильных конструкций 4 м удается дополнительно снизить расход металла за счет упрощения системы связей, кроме того, уменьшается число основных монтажных элементов. Так, например, в ячейке 18 X 12 м при прогонном решении присутствуют две стропильные фермы и семь прогонов, при бес-прогонном решении :— две подстропильные фермы и четыре стропильные. Однако же по мере роста пролета беспрогонные решения уступают прогонным по расходу металла.
На экономическую эффективность легких конструкций существенное влияние оказывает технология изготовления. Опыт работы заводов легких металлических конструкций свидетельствует о том, что трудоемкость изготовления на поточных высокомеханизированных и автоматизированных линиях снижается в 1,5 ... 2,5 раза по сравнению с их изготовлением по обычной технологии.
Технико-экономические показатели различных типов кровельных настилов приведены в табл. 1.3 для климатических условий Новосибирска применительно к отапливаемым производственным зданиям с плоской кровлей. За базовую принята стоимость комплексной железобетонной плиты размером 3x12 м с утеплителем из ФРП. Разброс данных по массе, расчетной нагрузке и стоимости связан с различными размерами плит, колебаниями плотности утеплителя и др.
Несмотря на преимущества легких металлических конструкций, особенно для зданий комплектной поставки, на их долю
18
Таблица 1.3. Технико-экономические показатели кровельных настилов
Тип пастила Масса I м’ Стовмоеть, %
кг %
Железобетонные панели: утеплитель ППУ (ФРП) пенобетон (газобетон) 250 ... 270 340 ... 360 100 135 ... 140 100
Стальной профилированный настил по фермам с шагом 4 м (послойный монтаж) 85 32 ... 35 35 ... 40 (только настил)
Панели каркасного типа из профилированного настила (раздельное устройство кровли) 105 ... ПО 38 ... 42 85 ... 95
Двухслойные моиопаиели по прогонам с рулонным ковром: из рубероида нз армогидробутила 90 ... 95 40 ... 45 33 ... 39 15 ... 18 105 ... ПО 86 ... 88
Трехслойные панели типа «сайд-вич> по прогонам 30 35 12 ... 15 150 ... 160
Кровельные трехслойные пане** ли каркасного типа с легким утеплителем: из ППУ (ФРП) нз мниераловатных плит 50 .„60 65 ... 70 26 ... 28 28 ... 30 160 ... 180
Примечание. В массе а стоимости учтена параиаоляция, цементная отяжкаа рулонные ковер н его защитный слой.
в общем объеме капитального строительства в конце 12-й пятилетки приходилось не более 13 %. Анализ технико-экономических показателей производственных зданий из легких металлических конструкций и зданий с традиционным железобетонным каркасом свидетельствует о том, что расход стали на 1 ма, приведенный к Ст. 3, в первых составляет 40 ... ПО кг, в железобетонных же каркасах он меньше в 1,5 ... 2,5 раза, однако трудоемкость изготовления и монтажа, продолжительность монтажа металлических конструкций ниже на 20 ... 40 %. В результате народнохозяйственный эффект от применения легких металлических конструкций (из расчета на 1 ма) составляет в промышленности, на транспорте ив агропромышленном комплексе 1... 7 руб., а в восточных районах страны до 12 руб. Именно это и предопределяет Дальнейшее развитие легких металлических конструкций [101.
Глаза 2. ПРОЕКТИРОВАНИЕ облегченных балок
1. Балки с гибкой стенкой
Общие положения
К балкам о гибкой стенкой относятся конструкции, которые могут нормально эксплуатироваться после потери местной устойчивости стенки, если последняя остается упругой.
Долгое время считалось, что эксплуатировать балки с тонкими стенками нельзя, так как потеря местной устойчивости стенки приводит всю балку в предельное состояние. Между тем в самолете- и судостроении давно обратили внимание на то, что балки с «хлопунами» в тонкой стенке работают достаточно надежно, причем после снятия нагрузки «хлопуны» исчезают.
Уменьшение толщины стенки в 2 ... 3 раза по сравнению с обычными сварными балками и 4 ... 6 раз по сравнению с прокатными снижает долю металла, расходуемого на стенки, с 45 ... 55 до 25 ... 35 %. Материал концентрируется в поясах, где эффективность его использования существенно выше. Благодаря этому снижается общая металлоемкость, а следовательно в значительной мере и стоимость балок. Кроме того, повышается хладостойкость стенок, так как при толщине их 2 ... 8 мм (именно такие толщины стенок принимают в балках высотой до 2,5 ... 3 м) трещины в стенках практически не возникают. В безреберных балках с гибкой стенкой, кроме того, уменьшаются трудозатраты на изготовление этих конструкций.
Недостатком балок с гибкой стенкой является то, что образование «хлопунов» иногда сопровождается выстрелоподобным звуком. Поэтому надо, чтобы «хлопуны» образовывались уже при постоянных нагрузках и в таком закритическом состоянии балка работала на временные нагрузки. Нежелательно изменение «хлопунов» при перемене направления действия временных нагрузок. Работа балок с гибкой стенкой при подвижных и динамических нагрузках пока еще плохо изучена, поэтому такие конструкции используются в основном при статических нагрузках.
Особенности работы
Для раскрытия особенностей работы балок о гибкими стенками, определения их предельной несущей способности в нашей стране и за рубежом проведены многочисленные испытания балок, их моделей, отдельных отсеков. Опыты показали, что после потери местной устойчивости стенки, образования в ней «хлопунов» происходит перераспределение напряжений, балки и отдельные отсеки между ребрами начинают работать иначе, чем традиционные конструкции, но, главное, не теряют своей работоспособности. Эксперименты подтверждают, что нагрузка, вызвав-20
Рис. 2.1. Форма потери местной устойчивости гибкой стенки
а « при чистом изгибе; 6 — при чистом сдвиге; в — при центральном с-катки
шая потерю местной устойчивости стенки, существенно меньше предельной. Именно этот факт свидетельствует о возможности использования закритической стадии работы балок с гибкой стенкой.
Форма потери устойчивости стенки зависит от вида силовых факторов (М, N, Q), действующих на нее, и их сочетаний (рис. 2.1). В зависимости от вида деформаций (несмотря на различия в напряженном состоянии) можно выделить несколько стадий работы отсека (рис. 2.2).
На первой стадии стенка остается плоской, ее работа не отличается от работы балки с обычной стенкой. Протяженность первой стадии невелика (тем короче, чем больше Хш) и зависит от наличия погибей, возникающих при изготовлении. Оканчивается эта до-критическая стадия работы отсека потерей местной устойчивости стенки.
Затем наступает стадия закритической упругой работы стенки. Между деформацией стенки и нагрузкой устанавливается нелинейная зависимость. Появились и развиваются зоны выпучивания стенки, но при снятии нагрузки стенка возвращается в первоначальное положение. Произошло изменение напряженною состояния как в стенке, так и в поясах. Потерявшая устойчивость стенка воздействует на пояса, вызывая в них местный изгиб. Вторая стадия работы завершается в момент достижения напряжениями величины ат либо в отдельных точках стенки или в поясах, либо одновременно.
Третья стадия характеризуется развитием пластических деформаций и в стенке и в поясах. Прогиб балки нарастает. В отсеках к концу третьей стадии, по существу, образуется пластический механизм, при котором балка переходит в предельное со-
Рвс. 2.2. График боковой деформации гибкой стенки (со) в зависимости от величины силового фактора (Л4)
/ — стадия работы докритическая; 2 — то же, за» Критическая упругая; 3 — то же, развития пластических деформаций, образование пластического механизма; 4 — потеря устойчивости пояса в плоскости балки
21
толщина ее была выбрана
Рис. 2.3. Характер исчерпана! несуще* способности но деле* балки с гибко* стенной
а — потеря у(то1ч«кхг« пояса а плен кос та балки при сдвиге; б — то же. по кремням при частом изгибе; а • то же. в плоскости балки при частом аягкбе
стояние и становится не пригод-ной к эксплуатации из-за появления чрезмерных остаточных деформаций.
При дальнейшем даже незначительном возрастании нагрузки произойдет либо полная потеря несущей способности балки вследствие потерн местной устойчивости полки по кромкам, если недостаточной, либо потеря устойчи
вости пояса в пределах отсека в плоскости балки от действия сжимающей силы и местного изгибающего момента (рис. 2.3). В балках с гибкой стенкой, как и в обычных, может наблюдаться
потеря общей устойчивости из плоскости балки, если последняя не раскреплена соответствующим образом, Эту последнюю, четвертую, стадию работы приходится рассматривать как самостоятель-
ную, так как последствием ее наступления является полная потеря несущей способности балки, по существу ее разрушение. Разные формы потери устойчивости, в том числе и потеря устойчивости пояса в плоскости балки при определенных соотношениях изгибающих моментов и поперечных сил, а также размеров сечений конструкции, могут произойти и до настуЬления третьей стадии. Об изменении напряженного состояния в сечениях и отдельных отсеках балок с гибкими стенками свидетельствуют эпюры нормальных напряжений, представленные для разных стадий работы на рис. 2.4. При изгибе на первой стадии имеет место обычное распределение нормальных напряжений, к концу третьей стадии потерявшая устойчивость часть стенки в сжатой зоне из работы исключается, хотя в растянутой зоне изменений не наблюдается (рис. 2.4, а). В сжатых поясах нормальные напряжения несколько (до 10 %) больше, чем в растянутых. Эго связано с выключением из работы части стенки, потерявшей устойчивость, и воздействием ее на пояс, в состав которого входят собственно пояс и примыкающая часть стенки (48].
При сдвиге в закрнтической стадии работы образуется складка, располагаемая вдоль диагонали отсека и растянутая нормальными напряжениями которые у склонов складки резко падают. В поясах появляются изгибные напряжения. На третьей стадии работы стенки напряжения <т,, достигающие ат на диагонали, увеличиваются на склонах и вся складка в этом направлении пронизывается пластичностью (рис. 2.4, б).
22
Рис. 2.4. Эпюры напряжений и изгибающих моментов а «— нормальных напряжений при изгибе: / — в конце первой стадии работы; 2 —* в конце третьей стадии; б — нормальных напряжений at по диагонали стенки при сдвиге (d конце первой, второй и третьей стадии работы) н местных изгибающих моментов (в поясах балки в пределах отсека в конце второй стадии)
При более сложных видах работы — изгиб и сдвиг, изгиб, сдвиг и сжатие (растяжение) в балках жесткости различных комбинированных систем — картина напряженного состояния будет еще более сложной. Она зависит от того, какой из силовых факторов оказывает определяющее влияние.
При сдвиге после наступления закритической стадии работы растянутые складки стенок вызывают сжатие промежуточных поперечных ребер жесткости и изгиб в плоскости балок опорных ребер. Изучение особенностей работы балок с гибкой стенкой позволило выработать обоснованные методы расчета.
Конструкция балок с гибкой стенкой
Балки с гибкой стенкой могут иметь следующие конструктивные решения: с поперечными ребрами, двусторонними и односторонними, приваренными к стенке (рис. 2.5, б, в); с поперечными ребрами, не связанными со стенкой (рис. 2.5, г); без поперечных ребер (безреберная балка).
Поперечные ребра в рассматриваемых конструкциях, как и в обычных балках, устанавливаются для увеличения жесткости в местах опирания второстепенных балок или других элементов, а также с целью ограничения длины отсека. Бесконтактные ребра жесткости, не соединенные со стенкой, также выполняют свое назначение, при этом трудозатраты на изготовление снижаются благодаря отсутствию швов на стенке. В безреберных балках уменьшается металлоемкость, а также трудозатраты на изготовление и приварку ребер, однако такие балки требуют строго центрированного приложения нагрузки в их плоскости, ибо пояс у них почти не закреплен от закручивания.
Учитывая, что при сдвиге и в меньшей степени при общем изгибе пояса работают на местный изгиб в плоскости балки, рациональны сечения (рис. 2.5), у которых пояса имеют значительную изгибную и крутильную жесткость. Весьма техноло-
23
Рис. 2.5. Балка с гибкой стенкой и поперечными ребрами а —- общий вид балки; б — двусторонние поперечные ребра; а — одностороннее ребро) в — бесконтактные ребра; сечения балки: д — с прокатными таврами; а — с прокатными к гнутыми швеллерами; ас — с уголками; а —< с коробчатыми поясами на швеллера; и с двутаврами; и — замкнутое с уголками; а — аамкиутое с половниками на круглый тру*
гичны сечения из широкополочных тавров, прокатных и гнутых швеллеров, а при больших нагрузках — из двутавров. У таких сечений сохраняется объем сварки; плечо внутренней пары в балках из тавров и швеллеров приближается к высоте балки. Сечения, изображенные на рис. 2.5, ж, з, к, л, менее технологичны, так как требуют увеличения объема сварки более чем в 2 раза.
Балки о гибкими стенками могут иметь стенки постоянной высоты или переменной, что позволяет образовывать конструкции односкатные, двускатные и более сложной конфигурации. В этом случае гибкость стенки меняется и в некоторых отсеках может составить 150 ... 200.
Балки с гибкой стенкой могут проектироваться неразрезными с регулированием напряжений методом смещения уровня опор. Но в связи с тем, что в отсеках у промежуточных опор изгибающие моменты и поперечные силы имеют одновременно значения, близкие к максимальным, то в этих местах балок рационально либо- предусматривать стенки обычной гибкости (100 ... 150), либо укреплять гибкие стенкн наклонными ребрами жесткости. В пролетных участках могут использоваться тонкие стенкн.
Область применения балок с гибкими стенками определяется особенностями этих конструкций. Такие балки . используются в качестве прогонов, стропильных и подстропильных конструкций пролетом 12 ... 36 м с соотношением постоянных и временных нагрузок 1/1,5 ... 1/2 (при бблыпих временных нагрузках складки будут то исчезать, то образовываться вновь, это ухудшает работу балок); стенок вентиляционных коробов крупных габаритов (более 0,4 ... 0,5 м); балок жесткости в комбинированных системах с гибкой аркой (очень удачно, так как балка жесткости работает на изгиб с растяжением), вантовых, висячих и др.
24
Исследования и опытные разработки показали, что в двутавровых балках с гибкой стеикой за счет использования закритиче-ской стадии работы при одинаковых марках стали расход металла можно снизить на 10 ... 15 %. В балках с более жесткими поясами из тавров, швеллеров и др. экономия металла возрастает до 25 %. При таких условиях балки вполне конкурентоспособны с фермами, хотя имеют высоту в 1,5 ... 2 раза меньшую.
Расчет балок с гибкой стеикой
Теория расчета тонких пластинок, в том числе с начальным искривлением, разработана весьма обстоятельно. Первое направление в исследовании их напряженно-деформированного состояния базируется на нелинейной теории упругости и ограничено областью упругой работы металла. Второе направление основывается на учете не только геометрической, но и физической нелинейности в работе пластинки и материала.
Для решения практических задач наибольшее развитие получило третье направление, основанное на исследовании простых моделей предельных состояний пластинок при различных видах их работы. Такой подход к расчету в полной мере использует результаты обширных экспериментальных исследований, проведенных с тонкими стенками балок. Ниже приводятся методики расчета третьего направления.
Расчет по нормам. В 1981 г. в нормы проектирования стальных конструкций (СНиП 11-23—81*) впервые была включена глава о дополнительных требованиях при проектировании балок с гибкой стенкой. В нормах представлена методика расчета балок, основанная на результатах исследований, проведенных в ЦНИИСКе им. В. А. Кучеренко, ЦНИИПроектстальконструк-ции (ЦНИИПСК) им. Н. П. Мельникова, других организациях в СССР, а также в ряде зарубежных стран (Чехословакии, Великобритании и др.).
Нормативный расчет распространяется на разрезные балки симметричного двутаврового сечения, несущие статическую нагрузку, изгибаемые в плоскости стенки с условной гибкостью 6 А.ш 13 (или для сталей с Rv = 230 МПа гибкость стенки находится в пределах 180 ... 400). Предусматривается применение сталей с о, < 430 МПа. В качестве расчетной модели принято состояние отдельных отсеков балки, соответствующее концу третьей стадии, т. е. моменту полного развития пластических деформаций и наступления в отсеках предельного состояния по Непригодности к эксплуатации.
В отсеках учитываются три вида работы: на чистый сдвиг (в балках чистого сдвига практически не бывает, но отсеки, расположенные у крайних шарнирных опор, в основном работают на поперечную силу, так как изгибающие моменты весьма малы);
25
Рис. 2.6. Эпюры нормальных напряжений ах в отсеке при чистом изгибе а •« в упругой закритической стадии; б •» в предельном состоянии (расчетная)
на чистый изгиб; на сдвиг и изгиб одновременно (наиболее часто имеющие место случаи).
Предельный момент при чистом изгибе
Ми = [М'оАи) + 0,85 (1 - 1АВ,)/ХЮ]. (2.1)
Формула выведена в предположении, что в середине изогнутого отсека эпюра нормальных напряжений имеет вид, показанный на рис. 2.6, б. Принято, что в состав сжатого пояса включается часть стенки шириной сх — 0,85/в, ]/ £//?„, как это допускается нормами для внецентренно-сжатых элементов.
При чистом сдвиге предельная поперечная сила Qu определяется из условия предельного равновесия в момент образования пластического механизма в отсеке — диагональной пластической полосы шириной s в стенке и по два шарнира пластичности в каждом из поясов (рис. 2.7, а). Шарниры пластичности в поясах образуются над ребрами и в отсеке на расстоянии с от ребер, причем с не бывает больше половины ширины отсека. Поперечная сила состоит из Q„. и Qd. При этом Qcr соответствует концу первой стадии работы отсека — моменту потери устойчивости стенки:
Qcr = Тсг/цЛ». (2.2)
Предполагается, что после потери местной устойчивости стенки напряжения оа поперек складки не изменяются и вместе с касательными напряжениями вдоль складки уравновешивают усилие Qcr. К концу третьей стадии из условия равенства проекций усилий в диагональной полосе на вертикальную ось (рис. 2.7, б) следует Qd = sin "ф, а так как s — 2с sin ф, то
Qa = 2<Т1/фС sins ф. (2.3)
Условие наступления пластичности в диагональной полосе при наличии касательных напряжений представлено в упрощенном виде для нормальных напряжений [63]:
Сг1 = ^?у(1—УЗ Тсг/Лу),
26
Рис. 2.7. Предельное состояние отсека при чистом сдвиге а схема пластического механизма; б — эпюра напряжений в диагональной полосе
Расстояние до шарнира пластичности определяется из выражения с = ра. Здесь коэффициент |3 вычисляется по следующим формулам
при а =£10,03 Р = 0,05 + 5а 0,15;
(2.4) при 0,03<а<0,1 р = 0,11 + За sg 0,40. '
В (2.4) значение а = 8U7min (Л® + c^}!{twh2wa2), a U7min — минимальный момент сопротивления таврового сечения, которое состоит из сжатого пояса балки и примыкающего к нему участка стенки высотой 0,5/ш УЕ1К.у (относительно собственной оси тавра, параллельной поясу балки).
Итак, предельная поперечная сила
Qu = \x„IR, + 3,3 (1 - rcr/£s) ₽jx/(l + p2)], (2.5)
где tcr = 10,3 (1 + 0,76/p2) Rsltf,f, ?-ef = УRy/E\d — меньшая из сто-
рон (hw или a); p. — отношение большей стороны отсека к меньшей (как правило р = a!hw).
При совместном действии изгиба и сдвига прочность балок со стенкой, укрепленной только поперечными ребрами жесткости, проверяется по формуле
(M/Mu)4 + (Q/Qu)4<l. (2.6)
где М и Q — изгибающий момент и поперечная сила, действующие в середине рассматриваемого отсека; Ми и Qu — предельные изгибающий момент и поперечная сила, определяемые по (2.1) и (2.5).
Проверять прочность нужно в нескольких отсеках — с наибольшим изгибающим моментом, с наибольшей поперечной силой и в отсеке, где их сочетание неблагоприятно. В отличие от обычных балок постоянного сечения, где прочность исчерпывается в сечении с наибольшим изгибающим моментом, в балках с гибкой стенкой также постоянного сечения прочность может исчерпываться одновременно в нескольких отсеках. Это свидетельствует о более эффективном использовании несущей способности конструкции.
27
Рис. 2.8. Размера поперечных ребер жесткости а при двусторонних ребрах; б — прв одностороннем ребре
Поперечные ребра жесткости рассчитываются, как сжатые стержни, на устойчивость, причем усилие сжатия равно Qd или
N = 3,3₽ЛД, (1 - Tcr/Ra) p|i/(l + р»), (2.7)
При этом N должно быть не меньше сосредоточенной силы F, расположенной над ребром. Расчетная длина такого условного стержня lef. v=ha> (1 —Р) 0,7/ia,. Двустороннее ребро рассчитывается на центральное сжатие, одностороннее — на вие-центреиное сжатие с эксцентриситетом е. В расчетное сечение стержня включаются ребра жесткости и полоски стенки с каждой стороны ребра (рис. 2.8). Ширина ребер принимается: двухсторонних — > (Ла,/30 + 40) мм, односторонних —- (h„/24 +
4-50) mmj толщина ребер — t, 2Ьь У Ця/Е. Рассматривается участок стенки ct = 0,65/w E/Ru.
Безреберные балки могут применяться при условной гибкости стеики 7 < 10, при равномерно распределенной нагрузке
или пяти и более сосредоточенных силах, расположенных на равном расстоянии друг от друга и от опор. Нагрузка должна прилагаться в центральной плоскости стеики. Прочность таких балок проверяется по формуле
М/Ми^1,
где Ми = + 1,4(1 — 1Ди,)/М б; »се обозначения такие же,
как в формуле (2.1); о = [1 — ] — коэффициент меньше единицы,
учитывающий снижение несущей способности балки за счет влияния поперечной силы (0,025 < Afhtei(Awl) < 0,1).
26
С целью предотвращения потери устойчивости опорного ребра жесткости в плоскости балки на расстоянии не менее ширины ребра и не более 1,34, ]/ E/Ry от опорного ребра устанавливаются дополнительные двусторонние ребра жесткости. Таким образом, изгибу в плоскости балки, вызываемому воздействием потерявшей устойчивость стенки, будет сопротивляться двутавр, образованный опорным и дополнительными ребрами жесткости, а также частью стенки.
Проверка прочности стенки на действие сосредоточенных сил производится по формуле
<У1ое = F< 0,757?Уус, где lef — условная длина распределения нагрузки, установленная нормами как для обычных балок.
Общая устойчивость балок с гибкой стенкой обеспечивается как у обычных балок, причем проверка не требуется, если расчетная длина балки из плоскости
let. 0,21йу VE/Ry. (2.8)
Местная устойчивость пояса обеспечивается, если
6/0,76//У£//?у. (2.9)
При определении прогиба балок момент инерции поперечного сечения брутто балки следует уменьшить путем введения коэф-
фициента а = 1,2 — 0,ОЗЗЛШ.
(2.10)
При = 6 ... 13 прогиб увеличивается до 13 % по сравнению с обычными балками.
Расчет по стадиям работы балок. Кроме нормативного расчета, разработаны другие методики, например методика, удобная для использования при определении несущей способности отсеков в конце второй, третьей и четвертой стадий. Проверки прочности и устойчивости отсеков представлены в привычной форме — по напряжениям [57]. Эта методика пригодна для проверки прочности стенок с различной гибкостью, в том числе при > 13, поясов с различными типами сечений при разных марках стали в поясах и стенке, при сгт -У 430 МПа.
1. Для отсеков, работающих преимущественно на сдвиг в упругой закритической стадии, расчетная схема представлена упругими поясами, жесткими ребрами и диагональными полосами вместо сплошной стеики [59].
Между полосами в поперечном направлении действуют напряжения сг2, величина которых принята постоянной, что достаточно близко отвечает действительной работе (рис. 2.9). Таким образом, пояса в отсеках могут рассматриваться как балки, лежащие на упругом основании-стенке, с переменным коэффициентом постели.
29
Рис. 2.9. Расчетная модель отсека, работающего яа едва г
Полная погонная нагрузка, перпендикулярная оси пояса, составляет
Я (*) = (*) «•»* ♦ — о» еоН ♦) С-
Напряжение о (х) в полосе длиной 1„ = х/соз ф по закону Гука связано с деформацией пояса зависимостью (х) =* — £/(2х) sin 2ф у (х).
Дифференциальное уравнение балки, лежащей на упругом основании с переменным коэффициентом постели, имеет вид
Еlfyiy (к) -1- E/w sin* t соаф-р (х)/х ™ о,/и со»* if.
Граничные условия в соответствии с принятыми допущеннями у (0) = у' (0) — у' (а) = 0; у (а) = (где — полный сдвиг отсека от нагрузки Q > (&,). Значение Qcr рассчитывается по (2.2). В безразмерных координатах (g = х/а) это уравнение принимает вид
₽IV(D + ^F(E)/J = Д». (2-11)
где D = t*a*/ lt sin3 ф cos ф, или D — p cos4 if — £/w/(E/,) 12 cos* ф— безразмерный параметр, характеризующий соотношение нзгибиых жесткостей стенки и пояса с учетом угла наклона диагонали отсека: Д, » о, coslyt^a*t(Elf); If — момент инерции пояса относительно собственной оси, в состав пояса включена часть стенки, равная Cf « 0,5Zw
Решив дифференциальное уравнение (2.11), можно найти растягивающие напряжения ох (х), в том числе на диагонали отсека (o1BU) и изгибающие моменты в поясе балки, возникающие после потерн местной устойчивости стенки (рис. 2.4, б).
Формулы для их определения
а1в«х = 0Фо/(^)> (2.12)
о, — т*. „/(2 соя’ф)! (2.13)
MtT=Qa0mr\ (2.14)
Я/| - ОоФжЬ (2.15)
90
Таблица 2.1. Значения функций Фм, Фотг, Фо mb Фог. отношения с/а коэффициента расчетной длины пояса [Л
D 200 600 1000 3000 5000 10 000 50 000 Формула
Фоа 1,891 2,866 3,39 4,74 5,425 6,516 9,73 0,64 У~й
Фо тг 0,059 0,053 0,048 0,036 0,031 0,025 0,014 одУ/ТТ'
Фо ml 0,021 0,016 0,014 0,011 0,019 0,008 0,005 0,077/4/Й
Фог 0,075 0,064 0,058 0,047 0,042 0,037 0,028 0,33/4/ D
cla 0,558 0,475 0,401 0,301 0,254 0,225 0,151 2,2/|<О
Р 0,397 0,334 0,303 .0,243 0,214 0,185 0,13 1,8/)'D
где то. сг — касательное критическое напряжение при квадратном отсеке (ц — = О; Фа. Фтг. Фт[ — поправочные функции, зависящие от параметра D и отношения Q/Qcr:
= Фо<г (1 — Qcr/Q)/sin 2ф + Q/Qer sin 2ф; (2.16)
Фтг — Фо тт (1 Qcr/Q). Фт\ — Фо (1 Qcr/Q}'
Значения Фо„, Фотг, Фйт\, а также отношение с/а в зависимости от D представлены в табл. 2.1. Там же приведены формулы для вычисления приближенных значений этих функций. Наибольший изгибающий момент в поясе возникает над поперечным ребром, в закритической упругой стадии он примерно в 2,8 ... 3,5 раза больше, чем момент в пределах отсека.
Проверка прочности элементов отсека в конце второй стадии должна производиться в том случае, если в балке не допускаются пластические деформации (динамический характер нагрузки, эксплуатация в условиях низких отрицательных температур и др.). Прочность стенки в отсеках с преимущественным действием сдвига Проверяется на диагональной линии отсека!
У так-*! таЛ + < Rvwye. (2.17)
Проверка прочности пояса выполняется по формуле
Of = M/(vAt) + Mt/Wf^Rytycl (2.18)
Где М и Mf — общий изгибающий момент в балке и изгибающий момент в поясе (определяются по (2.14) или (2.15) в соответствующих сечениях отсека); А/ и Wf — площадь и момент сопротивления пояса (с включением стенки) — тавра; и Rvf — расчетные сопротивления металла стенки и поясов.
2. Для отсеков, работающих преимущественно на изгиб, Проверка на прочность в упругой закритической стадии производится, как в обычной балке, в предположении выключения из работы части стенки (рис. 2.6, а):
Of = My[Ixi < Ry/Уе, (2.19)
31
при выполнении условий (2.2—2.4):
Ряс. 2.10. Графп коэффициента £
где М — общий изгибающий момент в середиве отсека; Ixi — момент иверции сечения балки без потерявшей устойчивость части стенки.
3. Для отсеков, работающих преимущественно на сдвиг,в стадии предельного равновесия (конец третьей стадии работы отсека) стен-действия поперечной силы Q
о = (Q — Qer)/(2<®c sin* ф) +1 jTcr <
(2.20)
Величина параметра о может быть приближенно принята по табл. 2.1.
Прочность пояса должна быть проверена о учетом действия в нем общего и местного изгибающих моментов. При развитии пластических деформаций в стенке образовавшаяся складка глубоко заходит в угол между поясом и поперечным ребром, поэтому часть стенки над ребром не включается в работу вместе с поясом балки. Последний работает как сжато(растянуто)-изогнутый элемент. При развитии в таком элементе пластических деформаций его прочность в соответствии о нормами (СНиП П-23—81*) проверяется по формуле
[^(Лп/?„Те))п + Mj(cWn < 1. (2.21)
где N, М — абсолютные значения соответственно продольной силы и изгибающего момента; Ап, Уп min — площадь и минимальный момент сопротивления сечении элемента нетто; с — коэффициент, отражающий степень развития пластических деформаций; значения сип представлены в нормах и дли прямоугольного сечении равны соответственно 1,47 и 2.
В наиболее неблагоприятном положении находится пояс над поперечным ребром жесткости. Для этого сечения пояса формула (2.21) имеет следующий вид [34]:
[М/(пЛ/э1?р/Уо)]я + ^Mfr/(cWft аоаКуПс) I» (2.22)
где М, Mfr — общий изгибающий момент в балке и изгибающий момент в поясе в конце второй стадии [по (2.14)]; Aft, Wfaasia—площадь сечения и момент сопротивления собственно пояса (без учета части стенки); р — коэффициент, учитывающий измененке изгибающего момента в поясе после начала текучести в диагональной полосе стенки (экспериментально установлено: дли пояса прямоугольного сечения £ = 0,64, для других сечений — по рис. 2.10, где k =
4. Проверка иа устойчивость пояса в пределах отсека в плоскости балки (конец четвертой стадии) производится для отсеков, 32
Рис. 2.11. Потеря устойчивости опорного ребра в плоскости стенки балки
работающих на изгиб, как для центрально-сжатых стержней, по формуле
(2.23)
(2.18);
опреде-
о = Л1/(вЛ/<р) < Rvfe,
где М, Af и п — то же, что в ф — коэффициент продольного изгиба, , ..
ляемый по гибкости пояса Ху = lgj f/if; 1е? ? — расчетная длина пояса в плоскости балки, определяется в запас устойчивости из условия защемления пояса поперечными ребрами 1е^ у = 0,5а; if — радиус инерции сечения пояса (с включенной частью стенкн) относительно собственной оси.
Для отсеков, работающих преимущественно на сдвиг, пояс на устойчивость в плоскости балки проверяется, как внецентренно сжатый стержень, по формуле
<3 = ЛГ/(пЛ/фе) С (2.24)
где М, о, Af — то же, что в (2.18); <ре—коэффициент устойчивости внецентренно сжатого стержня, определяется по нормам и зависит от приведенного относительного эксцентриситета mgf = rjm и Ху; т = eA^/WМ f[uAf/(MW Wf—момент сопротивления пояса для наиболее сжатого волокна; Mfi определяется по (2.15); М — общий изгибающий момент в сечении на расстоянии с от поперечного ребра (см. рис. 2.7); Ху — расчетная длина пояса при потере им устойчивости, принимается по табл. 2.1 [58]: Ху = lej Zgy pa.
Как уже отмечалось, нормы рекомендуют устанавливать дополнительные поперечные ребра жесткости вблизи опорных ребер для предотвращения потери устойчивости последних в плоскости балки от действия мембранных напряжений в стенке, потерявшей местную устойчивость при сдвиге отсека (рис. 2.11). Величина максимального изгибающего момента в ребре (рис. 2.12) может быть найдена по формуле [60 ]
Мг = УаФг, (2.25)
где Фг — Фог (1 — <?cr/V) — поправочная функция; значение Фог берете я по табл. 2.1.
Рис. 2.12. Опорные эоны балки в эпюры изгибающих моментов в поясе и опорном ребре; б и в — дополнительные ребра жесткости в опорной зоне
2 Бирюлев В. В.
33
Рис. 2.13. Графин коэффициента <Xj
Если учесть разгружающее влияние углового изгибающего момента Mfr (рис. 2.12), который на расстоянии cg от угла вызовет изгиб от действия момента (1 —c^Zh^ (с учетом c^/ha, = с/а значение MiT =1 — с/а), ребре составит:
при опирании на колонну крайним ребром (рис. 2.12, б)
М„ = Мт — Mfr (1 — с/а) + Vec/a, (2.26)
при опирании на внутреннее ребро (рис. 2.12, в)
Мгг = Мг — Mfr (1 — с/а) — Vec/a. (2.27)
Опорная часть балки в виде двутавра (рис. 2.12, б) проверяется на прочность и устойчивость в плоскости и из плоскости балки как внецентренно сжатый стержень. При этом рекомендуется принимать расчетную длину в плоскости /гв = о, из плоскости lry = h.
Полный прогиб балки находят по формуле
(2.28) где 1м — прогиб от действия изгибающих моментов; 1щ — прогиб от действия поперечных сил н пределах докритической стадии; /qa — прогиб от действия поперечных сил в пределах закритической стадии для отсеков, у которых Q > > Qcr; M,~Q, М, Q — изгибающий момент н поперечная сила соответственно от единичной силы, действующей в направлении прогиба, и от нагрузки; Gef = = 0,5Е sin 2ф/Фа — условный модуль сдвига (в среднем Gef — 0,2 ... 0,4G).
Для однопролетной балки, нагруженной равномерно распределенной нагрузкой полный прогиб с учетом работы части отсеков в закритической стадии можно представить в виде
(2.29) где О} — коэффициент, зависящий от соотношения размеров балки, параметра D, 4 = Qcr/Q. Угла Ф (Рис- 2.13).
Как видно из графика, по мере увеличения гибкости, а следовательно уменьшения Qa-ZQ и жесткости пояса, прогиб балки возрастает.
В обычных балках учет влияния поперечной силы приводит к увеличению прогиба при обычных размерах балок всего на 3 ... 6 %. В балках с гибкой стенкой при ее закритической работе прогибы могут увеличиваться на 15 ... 40 % и более. В работе [711 рекомендуется прогиб балок от поперечных сил опреде-34
лять обычным образом, принимая Gef = 0.5G. В этом случае увеличение прогиба составит около 25 %, т. е. = 1,25.
Таковы особенности расчета балок с гибкой стенкой. Из сказанного очевидно, что их расчет сложнее расчета обычных балок и для его осуществления целесообразно применение ЭВМ. Имеются программы расчета, основанные на различных методах. Сделаны первые попытки ввести в программы блоки, обеспечивающие оптимизацию различных параметров балок.
Порядок проектирования балок с гибкой стенкой
Порядок проектирования балок с гибкой стенкой мало чем отличается от порядка проектирования балок о обычными стенками и состоит из ряда шагов (табл. 2.2).
Т а б л и ц а 2.2. Порядок проектирования балок
Исходные данные: р, q, I, lf/ll
Шаг Вид стенки
гибкая гофрированная перфорированная
1 Выбор типа сечении, а также
очертания типа гофров типа реза
2 Выбор марки стали Ryf, Rya> Ryi> Ry*
3 Выбор высоты балки hopt, hr hr
4 Выбор гибкости и толщины стенки Kw, tw —
5 Выбор ширины пояса by —
6 — Выбор параметров гофра — f, a, ai 1 отверстия — v, а, п, е
7 Выбор толщины пояса /у mln (tj) —
8 Размещение ребер жесткости и стыков
9 Определение характеристии
геометрии сечения исходного двутавра — Ло» ла
10 Проверки прочности, устойчивости, жесткости, местной устойчивости
И Назначение поисиых и других швов
12 Расчет ребер жесткости и стыков
2*
35
1. Из возможных типов сечений (см. рис. 2.5) нужно выбрать такое, которое наилучшим образом удовлетворяет основным требованиям проектирования: обеспечение экономии металла; снижение трудоемкости изготовления и монтажа; удобство и длительность эксплуатации. Проведенные эксперименты с балками, имеющими различные сечения и параметры, показали, что на несущую способность балок влияет прежде всего величина изгибной жесткости поясов (или тип сечения), затем прочность металла стенки и поясов, соотношение р = a/h. Поэтому предпочтительнее применять в поясах тавры, швеллеры, двутавры. Для повышения боковой жесткости всей балки, когда расстояния между точками закрепления достаточно велики, целесообразны сечения из швеллеров, а также замкнутые сечения. Очертание балки зависит от ее назначения, лучше изучены балки с постоянной высотой сечения.
2. Выбор марок сталей для стенок и поясов балок с гибкой стенкой имеет свои особенности. В отсеках с преимущественным изгибом основную роль в восприятии момента играют пояса, поэтому, как и в обычных балках, рационально для стенок и поясов использовать стали одинаковых марок или для поясов применять более прочные стали. На отсеки, преимущественно работающие на сдвиг, такой подход распространять автоматически нельзя: стенка в этом случае оказывается весьма нагруженной, сечение же поясов зачастую определяется условиями устойчивости, когда прочность металла не играет определяющей роли. Кроме того, стенка, изгибая пояс после потери местной устойчивости, в то же время поддерживает его до тех пор, пока в ней не развиваются пластические деформации. Поэтому рационально в стенке и поясах использовать металлы одинаковой прочности или в стенках использовать более прочный металл [33].
С помощью методов оптимального проектирования установлено, что Ryx = 1,3 ... 1,4Rv:f для балок с поясами из листов И Ru,tt — 1,1 ... 1,2RVf для балок с поясами из тавров, швеллеров и др. Нормы проектирования рекомендуют применять для балок стали с от <1 430 МПа.
3. Высота балки с гибкой стенкой выбирается по тем же соображениям, что и обычных балок — не больше установленной в соответствии с назначением данного здания, не меньше допустимой по требованиям жесткости (hr) и предпочтительно оптимальной по расходу металла или стоимости (hopt). Высота по жесткости для однопролетных балок с равномерно распределенной нагрузкой составляет
А, = 5пиУ/(24£-) [Z//J 1/а., (2.30)
где о— напряжение от общего изгиба в поясе, возникающего от действия заданной нормативной нагрузки (от которой разыскивается прогиб); а — коэффициент, учитывающий повышение деформативности балок за счет закритиче-ской работы стенок а = 1/ац ах можно принять по рис. 2.13 или в соответствии с нормами по формуле (2.10).
36
Таблица 2.3. Оптимальные гибкости стейки
1. X кН/м Гибкости при к
0,045 0,25
10 380 300
12 30 280 290
50 260 280
10 455 530
24 30 300 420
50 260 370
10 470 600
36 30 355 490
50 300 400
Оптимальная высота балки зависит от многих факторов, поэтому аналитического решения по ее определению еще не получено. Сравнение оптимальных высот балок, определенных в результате численных расчетов на ЭВМ, показывает, что они составляют 1/12 ... 1/15 пролета при сталях с Ry = 210 ... 230 МПа;
увеличении прочности стали в 1,5 раза высоты уменьшаются примерно на 20 ... 25 %. При изменении р с 1 до 2 высоты балок увеличиваются на 15 ... 20 %. Оптимальные значения высот .0влок с гибкой стенкой приближаются к значениям, определяе-Йым по условиям жесткости.
4. Выбор гибкости стенки — одна из важных задач оптимального проектирования балок, так как от этой характеристики .ЙТенки зависит расход материала и стоимость конструкции. Гибкость определяют многие факторы — нагрузка, пролет, Ryf, ^Соотношения RywIRvl и a/hw, изгибная жесткость поясов. Ориен-МЙровочные величины оптимальных гибкостей приведены * Табл. 2.3 для р = 1,5 ... 2 и Ryf = 210 ... 230 МПа. При увеличении Ryf гибкость возрастает на величину ]Л/?уу/210 (здесь в МПа). Так, при увеличении Ryw/Ryi до 1,3 ... 1,4 оптимальная гибкость возрастает на 15 ... 20 %. Снижение р до 1 также ведет к увеличению гибкости на 10 ... 15 %. В табл. 2.3 приведены -значения гибкости для листовых поясов и более жестких поясов. Относительная жесткость их оценивается безразмерным коэффициентом к = для листов к?» 0,03 ... 0,045, для поясов
Из тавров и швеллеров к « 0,25; область условных гибкостей «ВЛя балок симметричного двутаврового сечения рекомендуется Йормами в пределах 6 13.
Для обеспечения экономии металла гибкости следует при-'Нимать не менее 250.
Толщина стенки — производная величина от высоты и гиб-. Мости стенки. Следует иметь в виду, что в несущих конструкциях
37
= 2 ... 3 мм. В агрессивных средах применять балки с тонкими стенками не рационально из-за сокращения срока службы и возможного снижения надежности. Выбранная толщина листа должна соответствовать стандартам на листовой горячекатаный прокат. При толстолистовой стали (ГОСТ 19903—74*) с учетом сокращенного сортамента предпочтение отдается толщинам 2,5, 3, 4, 6, 8, 10 мм. При гибкости 250 ... 400 листы толщиной 2,5 и 3 мм могут применяться в балках высотой 0,6 ... 1,2 м, а толщиной до 8 ... 10 мм — в балках высотой до 4 м.
5. В соответствии с нормами ширина пояса выбирается из условия (2.8) обеспечения общей устойчивости балки:
6/>4,75/в/, (2.31)
где 1е1 и—расстояние между точками закрепления из плоскости; при /?«=. = 210 ... 330 МПа bf >(1/6,7 ... 1/5,4) lef, v.
Как и в обычных балках, общая устойчивость балки из плоскости обеспечивается, если нагрузка передается через сплошной настил, непрерывно опирающийся на ее_сжатый пояс и надежно с ним связанный (плиты железобетонные, плоский и профилированный металлический настил, волнистая сталь и т. п.). Шаг 6 для этих балок отсутствует (табл. 2.2).
7. Выбор толщины пояса наиболее сложная операция, так как изменяя в первую очередь толщину пояса стараются удовлетворить требованиям прочности и устойчивости. Верхняя граница толщины пояса устанавливается, как правило, 30 мм, поскольку при большей толщине снижается сгт и Rv. Нижний предел толщины определяется по условиям (2.9):
tf > 1,316/1/^7^. (2.32)
Для сталей с Rv = 210 ... 330 МПа устанавливается значение (/>(1/24,2... 1/19,3) Приближенно толщину пояса можно определить по сечеиию с наибольшим изгибающим моментом:
if ж M^uadvbf ^у/Тс» (2.33)
где о = (0,9 ... 1) Aw. После проверки полученных значений пояса во всех отсеках толщину поиса балки можно откорректировать.
8. Следующий шаг в проектировании балок с гибкой стенкой — размещение ребер жесткости (включая опорные) и определение их размеров, определение места расположения и конструкции монтажного стыка. Дополнительное ребро устанавливается вблизи опорного на расстоянии b (см. рис. 2.12). Это рас-стояние должно быть не меньше ширины ребра и не больше 1,3(и У E/Ry, или при Rv = 210 ... 330 МПа (расстояние b — = (40 ... 33) ta>). Размеры поперечных ребер должны быть не меньше, чем в обычных балках. Поперечные ребра устанавливаются в местах приложения сосредоточенных сил. С увеличением расстояния между ребрами жесткости несущая способность отсеков, работающих преимущественно на сдвиг, снижается. Вместе 38
Рис, 2,14. Размера балки примера 2.1
с тем увеличение числа ребер жесткости ведет к росту расхода металла и повышению трудоемкости изготовления; обычно а = «₽ (1 ... 2) hw. Проведенные оптимизационные расчеты показывают, что рационально принимать а = (1,5 ... 1,75) hw. Конструкции монтажных стыков принимаются такие же, как в обыч-8ых балках (см. п. 3 настоящей главы).
9, 10. Можно приступить к определению необходимых геометрических характеристик и проверкам несущей способности балки по отдельным отсекам, уточнить размеры сечения.
11, 12. Переходим к определению размеров поясных и других швов, проверке несущей способности промежуточных и опорных ребер жесткости.
Примеры расчетов
Пример 2.1. Определить размеры сечения и других элементов стропильной балки с гибкой стенкой (рис. 2.14) в покрытии производственного здания продетом 24 м. Балка свободно оперта на колонны. Климатический район П4 (см. табл. 7.2), снеговой район — 4. Расчетная нагрузка на 1 м от ребристых стальных плит с утеплителем (ширина 3 м) — 26 кН, временная — 27 кН (снеговая нагрузка на всем пролете), суммарная — 53 кН, нормативная — 39 кН (эпюры М и Q представлены на рис. 2.15). Расчеты проводятся по СНиП II-23—81*. Шаги по определению размеров взяты нз табл. 2.2.
1. Принимается тип сечения в виде сварного двутавра с поясами кз листов. Балка с параллельными поясами, постоянного сечения. С таким очертанием она отвечает своему назначению. Предусматривается строительный подъем.
2. Принимается для стенки и поясов одинаковая* марка стали 09Г2С—6 (ГОСТ 19282—73), что соответствует требованиям норм: Rv„ = 335 МПа для Листов толщиной 4 ... 11 мм; Rvf — 290 МПа при толщине пояса 20 ... 32 мм. Для ребер жесткости берется сталь малоуглеродистая марки ВСтЗпсб-1 (ТУ 14-1-3023—80); для толщин 4 ... 10 мм Rv — 230 МПа.
_ * Здесь и далее следует пользоваться иоными обозначениями стали по
ГОСТ 27772—88 (прилож. 1).
39
Рис. 2.IS. Схема нагрузки и зпюры усилий а — чгчв.ющч номевтоа (кН-и); б — поп«рея«ы1 сил (кН)
3. Определяется высота балки по жесткости при условии (//Z) = 1/260; оя. = 290 (39/53) а» 214 МПа. Для формулы (2.30) предварительно принимаем V—13. тогда сх = 1,2 — 0,033-13 = 0,75:
5-214-250-2400 24-2,06-10*0,75
- 173 см.
Оптимальная высота балки ЛОр« = (1/13 ... 1/15) (/1,15 = (/(15 ... 17) « = 1,6 ... 1,4 м. Поскольку определяющими являются условия жесткости, окончательно принимается — 1850 мм.
4. По табл. 2.3 выбирается гибкость стенки около 260. С учетом поправки на сталь с RUv = 335 МПа, гибкость Хд, = 260V335/210 = 325. Толщина стенки 1Ш = 1850/325 = 5,69 мм; ближайшая толщина по сокращенному сортаменту 6 мм. .Тогда X» = 1850/6 = 308; X. = 308 У325/(2,06 10») - 12,3. Таким обра-аом, Х_ < 13, что рекомендуется нормами.
5. Ширина пояса из условия обеспечения общей устойчивости при » 3 м находится по формуле (2.31):
Ь, > 4,75-300 У290/(2,06-10*) = 52,9 см.
Такая ширина составляет треть высоты балки, вто несколько больше обычно применяемой величины (1/4 ... 1/5) h. При большой ширине пояса у него будет малая толщина и, следовательно, недостаточная жесткость при работе на изгиб в плоскости балки. В связи с втим пояс следует дополнительно раскрепить связями так, чтобы ltf, » <2 и, а ширину пояса принять Ь( — 360 мм. Шаг 6 (табл. 2.2) в таких балках опускается.
7. Минимальная толщина пояса по формуле (2.32)
(/>1,31-360 У290/(2,06-10*) = 17,6 мм,
а по формуле (2.33)
Q = 3816-10*/(185-36-290.1.10») = 19,8 мм.
Коаффицяент услови яработы уе = I. По сокращенному сортаменту принимается tf = 20 мм.
8. Монтажный стык предусматривается в середине пролета, отправочные марки по 12 м. Поперечные ребра устанавливаются на расстоянии 3 м в местах опирания плит покрытия. Отношение и = 300/185 = 1,62. Размеры ребер по нормам Ьг = 8.730+40 мм = 1850/30 + 40 а; 100 мм. Принимается Ьт = = 100 мм. толщина ребра (Г>2-100У230/(2,06-10*) = 6,7 мм (принимается (г = 8 мм).
40
Дополнительное ребро устанавливается на расстоянии 150 мм от опорного, доходя из условия br + b + 1,3tw у E/Rv, или 100 195 мм. Размер
опорного ребра принимают по требованиям норм: устанаиливается Ьп или 300 мм. Толщина ребер из условия прочности на смятие tra = V/(br0Rpyc) = ав 636-1СР/(300-323-10*) = 6.6 мм (принимается 8 мм).
9, 10. Все необходимые размеры приняты. Далее следует проверить прочность балки во всех четырех отсеках по среднему сечению. /Ии по формуле (2.1)
И. _ 290-0.6-№ [-g^- + (1 - -jg-)] 4- - 4248
Характеристики условного пояса— тавра (см. рис. 2.14]. Высота участка стенки Л/i = 0,5-6 1/2,06• 10-/335 = 75 мм;
= 36-2 + 7,5-0,6 = 72,0 + 4,5 = 76,5 см*;
gi= (72-1,0+ 4,5-5,75)/76,5 = 12,8 мм;
/f = 36-2,0*/12 + 0,6-7,5*/12 + 72-0,28*+ 4,5-4,47*= 140,6 см1;
1Г/= 140,6/8,22 = 17,1 см*;
а = 8-17,1 (185*+ 285*)/(0,6-185*-285*) = 0,0095;
р = 0,05 + 5-0,0095 ss 0,1 (принимается Р = 0,15).
Критическое касательное напряжение по (2.5)
Ссг = 10,3 (1 + 0,76/1,54*) 0,58-335/12,3* = 17,5 МПа;
Qcr = 17,5-0,6-185/10 = 194,3 кН.
По формуле (2.5)
Qu = 194,5-0,6-185 117,5/194,5+ 3,3 (1 — 17,5/194) 0,15-1,54/(1 +
+ 1,54*)] = 639 кН.
Первый отсек проверяется на прочность при сдвиге: Q = 636 -< Qu. Во втором и других отсеках р = 300/185 = 1,62;
’ тсг = 10,3 (1 + 0,76/1,62*) 0,58-335/12,3 = 17,06 МПа;
Qu. = 194,5-0,6-185 [17,06/194,5 + 3,3 (1 — 17,06/194,5) 0,15-1,62/(1 +
+ 1,62*)] = 626 кН.
Второй отсек проверяется по формуле (2.6): (2325/4246)1 + (477/626)1 = 0,09 + 0.337 = 0,427 < 1.
Третий отсек (3277/4246)*+ (318/626)1 = 0,355+ 0,067 = 0,422 < 1.
Четвертый отсек Л1гпах = 3816 кН-м<(Л1и.
Таким образом, несущая способность балки определяется первым отсеком. Проверка прогиба I — 0,6- 185*/12 + 2-36-2,0-93,0* = 1 562 036 см1;
f ___________________5-39-2400*_______________________I Г £-1 1
Т = 384 -10-2,06-106-1 562 036 (1,2 — 0,033-12,3) — 366 < I J 250 ’
, И, 12. Проверка устойчивости ребра нз плоскости балки от силы N, определяемой по формуле (2.7):
N = 3,3-194,5-0,6-185 (1 — 17,5/194,5) 0,15-1,54/(1 + 1,54*) 10 = 444,7 кН; /,/. у — 185 (1 — 0,15) = 157 см; Ь = 2-0,65-0,6 1/2,06-10^/335 = 19,5 см! г= 2-0,8-10+ 0,6-19,5 = 27,2 см*;
lrV~ 0,8-20,6*/12 + 19,5-0,6*/12 = 583 см1;
= 1/583/27,2 = 4,62 см; = 157/4,62 = 34; <р„ = 0,92;
а = 444,7-10/0,92-27,2 = 178 < Rv= 230 МПа.
41
Рис. 2.16. Размеры балки примера 2.2 а ~~ расчетное сеченне при изгибе; б — расчетное сечение пояса при сдвиге
Аналогично проверяется опорное ребро на действие опорной реакции. Рас-код стали: на стенку — 2091, на пояса — 2713; на ребра — 279 кг. Всего 6083 кг.
Обычнан балка в этих условиях имеет hopt 143 см; hr ;> 130 см. Привитое сечение балки: стенка—1400X12; пояс — 360X 20, ребра тех же размеров. Расход стали, кг: иа стенку — 3165; на пояса — 2713; на ребра — 176. Всего 6054 кг. В данных условиях экономии стали в балке с гибкой стенкой составляет 16 %.
Пример 2.2. Исходные данные примера 2.1. Расчет производится по стадиям работы.
1. Сечение принимается в виде сварного двутавра с поясами из прокатных швеллеров.
2. Для поисов берется сталь марки 09Г2С-12-2 (ТУ 14-1-3023—80) с Rvf = = 325 МПа; для стенки — сталь марки 16Г2АФ (ГОСТ 19282—73*) с = = 400 МПа, что на 23 % выше, для ребер — сталь марки ВСтЗпсб-1 с Ru = = 230 МПа.
3. Принимается та же (что и в примере 2.1) высота стенки— 1850 мм.
4. Гибкость стенки = 260 400/210 = 358; = 1850/358 = 5,17 мм
(принимается 5 мм); Кя= 1850/5 = 370; Ла, = 370 У400/(2,06-10®) = 14,7.
5, 7. Необходимая площадь пояса (шаг 6 опущен)
Af = 3816-10®/(0,95-185-325- 10я-1) = 66,8 см* (принимается прокатный швеллер № 40 (ГССТ 8240—72*); А = 61,5 см1; 1а = 642 см4; iv = 15,7 см; га — 27,5 мм.
8. Монтажный стыи и ребра принимаются такими же, каи в примере 2.1,
9. Все необходимые размеры приняты. Далее следует осуществить проверку но стадиям. Характеристики условного пояса—тавра (рис. 2.16):
ftfi — 0,5-0,5 1/2,06-10^/400 = 5,7 см.
Характеристики , швеллера № 40:
Wt = 73,4 см3; к = W^/A1'6 = 73,4/61,Б1,8 = 0,15;
Af = 61,5 + 0,5-5,7 = 61,5 + 2,85 = 64,35 см’;
у = (61,5-2,75 + 2,85-3,65)/64,35 = 2,79 см;
Гх! = 642 + 0,5-5,7®/12+ 61,5-0,04»+ 2,85-0,76*= 651,4 см4!
42
min = 651,4/8,71 = 74,8 см9; Wf. max = 651 -4/2,79 = 233,5 cm9;
0 =186,6— 2-2,79 = 181 cm; iy = "|/651,4/64,35 = 3,2 см.
10. Проверка на прочность первого отсека в конце третьей стадии.
Проверка стенки по формуле (2.20):
= 10,3 (1 + 0,76/1,542) 0,58-400/14,7’ = 14,6 МПа; -
(?сг = 14,6-0,5-185/10 = 135 кН; sin ф = 185/1/185’ + 285а = 0,545;
cos ф = 0,835; lw = 0,5 • 1853/12 = 263 818 см*.
По формуле (2.11) D = (263 818/651,4) 12-0,835* = 2363.
По табл. 2.1, зная D, вычисляем с= 285-0,369 = 105 см. В результате tf = (636— 135) 10/(2-0,5-105-0,545’) + 1,7-14,6 = 184 < Rvwyc = 400 МПа.
Проверка пояса по формуле (2.22): иад ребром М як 0,5 (886 + 2325) = 1606 кН-м; с = 1,6; п = 3; 0 определяется по рнс. 2.10 при к = 0,15; fi — = 1,54; ₽ = 0,67, Mfr — по (2.14); Ф„тг — по табл. 2.1 (Фотг = 0,0395); Фтг — ПО (2.16): Фтг = 0,0395 (1 — 135/636) = 0,0311; Mfr = 636-2,85-0,031 1 == 56,37 кН-м,
„ ( 1606-10® \3 0,67-56,37-10* nrt_ ,
В результате ]8] 61 5 325 ]оа J + 1>6.74 8,325.10а - 0,06 + 0,96 = п 1,02 — пояс перенапряжен незначительно.
Проверка пояса на устойчивость (четвертая стадия) по формуле (2.24): по табл. 2.1 Фот1 = 0,0114; Фт1 = Т),0114 (1 — 135/636) = 0,009;
Mfi = 0,009-636-2,85= 16,3 кН-м;
т = 16,3-105-181 -64,35/(896-105-233,5) = 0,91?
Ч = 1,8+ 0,12-0,91 = 1,908; mef = 1,908-0,91 = 1,74?
по табл. 2.1 р = 0,262; Zef. р = 0,262-285 = 75 см?
Lt = (75/3,2) 1/325/(2,06-105) = 0,94; <ре = 0,527.
В итоге а = 896-105/(0,527-181 -64,35-10*) = 146 •< Ruya — устойчивость Обеспечена.
Проверка на прочность второго отсека в конце третьей стадии: проверка стенки:
= 10,3 (1 + 0,76/1,62*) 0,58-400/14,7’ = 14,3 МПа?
<?сг= 14,3-0,5-185/10 = 132,3 кН?
sin ф = 185/V185’ + 300’ = 0,525; cos-ф = 0,852?
D =(263 818/651,4) 12-0,852*= 2180; по табл. 2.1 величина с = 300-0,370 = “» 111 см;
о = (477 — 132,2) 10/(2-0,5-111-0,525’)+ 1,7-14,3= 137,5 МПа< Ryalye = 400 МПа;
проверка пояса над ребром!
М = 0,5 (2325+ 3277) = 2801 кН-м.
По рис. 2.10 при к = 0,15 и р = 1,62 находим Р = 0,67.
По табл, 2.1 Фотг = 0,0429; Фтг = 0,0429 (1 — 132,3/477) = 0,0314;
Mfr— 477-3,00-0,0314 = 44,9 кН-м;
Г____ 2801-10* \з ( '0,67-44,9-10*
4'181-61,5-325-10’ ) + 1,6-74,8-325-10’ = "= 0,46 + 0,77 = 1,23 — отсек перенапряжен.
43
Для увеличения его несущей способности устанавливаем промежуточные поперечные ребра через 1,5 м. Тогда р* = 185/150 = 1,23;
<ег = 10,3 (1 + 0,76/1,23») 0,58-400/14,72 = 16,6 МПа;
Q„= 16,6-0.5-185/10= 153,5 кН;
sin ip = 185/V 185*+ 150» = 0,778; cos ip = 0,635;
D = (263 818/651,4) 12-0,635* = 486.
По рис. 2.10 при k — 0,15 иц = 150/185 = 0,81 находим (1 = 0,67; Фтг =
= 0,0429 (1 — 153,5/477) = 0,0292; Mfr= 477-1,5-0,0292 = 20,9 кН-и;
/ 2801 10» \« 0,67-20,9-10»
к 181 61,5-325-10» J + 1,6-74,8-325-10» "
= 0,46 + 0,36 = 0,82 •< 1 — прочность отсека обеспечивается.
Проверка пояса на устойчивость (четвертая стадия):
По табл. 2.1 Фот1 = 0,0171; Фт| = 0,0171 (1 — 153,5/477) = 0,0116;
МП = 0,0116-477-1,5 = 8,3 кН-м; М = 0,5 (2325 + 2801) = 2563 кН-м;
т = 8,3-109.181 -64,35/(2563-10»-233,5) = 0,16; ч= 1,8+ 0,12-0,16= 1,82;
mef= 1,82-0,16 = 0,29.
По табл. 2.1 р = 0,364; j = 0,364-150 = 55 см;
L/ = (55/3,2) V325/(2,06-10») = 0,68; <р. = 0,891)
2563-10» 0,891-181-64,35-10»
247 < = 325 МПа.
В третьем отсеке дли обеспечения несущей способности также необходимо установить дополнительные поперечные ребра жесткости. Аналогичные проверки показывают, что прочность и устойчивость поясов и стенки обеспечивается.
Четвертый отсек работает в основном на изгиб. Проверка прочности в конце третьей стадии по (2.19):
на рнс. 2.16, а участок ст = 0,85-0,5 V2,06-10^/400 = 10,7 см;
61,5 (183,85 + 2,75) + 92,5-0,5-139,55 + 10,7-0,5-6,15
расстояние у0-------:'---------!----—------------------!--------------
= 103,3 см;
2-61,5 + 0,5(92,5 + 0,5-10,7)
/«л = 2-642 + 61,5 (80,55*+ 100,55»)+ 0,5(92,5»+ 10,7»)/12 + 0,5-92,5 X
X 36/25»+ 0,5-10,7-97,15») = 1 186 499 см4;
Wmin = 1 186 499/103,3 = 11 486,3 см»; а = 3756-10V11 486,3 = 327 »
я# ДуУв 325 МПа.
Проверка устойчивости пояса в плоскости балки в конце четвертой стадии по (2.23):
L; = 150/3,2 = 47; <Р = 0,837; а = 3756-10»/(181 -64,35-0,837-10») = = 385 МПа — перенапряжен на 18 И.
В атом отсеке приходится устанавливать дополнительные ребра. Тогда = 75/3,2 = 24; <р = 0,951; М = 0,5 (3756 + 3816) = 3786 кН-м;
а = 3786-109/(181 -64,35-0,951 • 10) = 341 МПа — перенапряжение на 4,9 %’
Если учесть, что часть пояса сделана из более прочной стали и приведенное расчетное сопротивление Rv = 325 + 400 (2,85/61,5) = 343 МПа, то устойчивость пояса обеспечена.
44
Проверка устойчивости пояса из плоскости при условии закрепления балки через 3 м; проверка производится, как для внецентренно сжатого стержня:
й.р = 300/15,7 = 19; <рр = 0,959; Фт1 = 0,0171 (1 — 153,5/159) = 0,0006;
Ми = 0,0006-159-1,5 = 0,143 кН-м;
тх = 0,143-105-181-64,35/(3786-106-233,5) = 0,003;
с = 1/(1 + 0,7-0,003) = 1;
ау= 3786-105/(181-64,35-0,959-Ю2) = 331 < Rpye = 343 МПа — устойчивость обеспечивается.
Таким образом, при постановке ребер жесткости через 1,5 м несущая способность нсех отсеков балки обеспечена.
11. Принимаются два угловых поясных шва с катетом 4 мм.
12. Проверка прочности и устойчивости опорной стойки (рис. 2.16):
Аг = 0,8 (30 + 20,5) + 0,5-14,6 = 47,7 см2;
у= (24-0,4+ 16,4-15,8+ 7,3• 8,1 )/47,7 = 6,87 см;
/г = 0,8’(30+ 20,5)/12 + 0,5-14,63/12 + 0,8-30-6,47а+ 0,8-20,5-8,93а +
+ 0,5-14,6-1,232 = 2451,4 см1;
(, = 1/2451,4/47,7 = 7,16 см; Wr = 2451,4/6,87 = 356,8 см*;
/у = 0,8 (306 + 20,53)/12 + 14,6-0,53/12 = 2374,4 см1;
lv = 2374,4/47,7 = 7,05 см.
По табл. 2.1 Ф„г = 0,0672; Фг = 0,0672 (1 — 153,5/636) = 0,051?
Afr = 636-1,35-0,051 = 43,78 кН-м.
По табл. 2.1, если принять а — 150 см, da — 0,499;
Mfr = 0,0292-636-1,35 = 25,07 кН-м.
По формуле (2.26)
Мгг = 43,78 — 25,07 (1 — 0,499) + 636-0,0647-0,499 = 41,77 кН-м.
Устойчивость в плоскости балки:
1ГЯ = 181 см; ?.гх = 181/7,16 = 25; Хгя = 251/230/2,06-106 = 0,83;
т = 41,77-105-47,7/(636-103-356,8) = 0,88;
Т) = (1,9 — 0,1 -0,88) — 0,02 (6 — 0,88) 0,83 = 1,73;
mef = 1,73-0,88 = 1,522; сре = 0,58;
аг = 636/(0,58-47,7-10) = 229 я; Roya = 230 МПа.
Устойчивость из плоскости:
1у — 185 см; = 185/7,05 = 26; <рр = 0,944;
с = 1/(1 +0,7-0,88) =0,619;
о, = 636/(0,944 -0,619 -47,7-10) = 227 « 7?вус = 230 МПа.
Проверка прогиба:
/ = 2-642 + 0,5-1853/12 + 2-61,5-92,92 = 1 326 592 см1.
По рис. 2.13 при Qcr/Q = 153,5/636 = 0,24 и О = 486 а = 1,15;
/ 5-39-24003-1,15 1 Г fl 1
I ~ 384-10-2,06-10М 326 592 ~ 350 < |_ * J ~ 250 ’
. Расход стали, кг: на стенку — 1742, на пояса — 2318, на ребра — 465. Всего— 4525 кг. Экономия стали по сравнению с обычной балкой составляет 25%, а в сравнении с двутавровой балкой с гибкой стенкой в примере 2.1 — 11 %.
45
2. Балки с гофрированной стенкой
Общие воложема
К рассматриваемым балкам относятся балки, у которых в стенке для повышения ее местной устойчивости созданы гофры различного очертания (рис. 2.17).
В обычных балках толщина стенки, требуемая по условиям прочности на срез, примерно в 2 ... 4 раза меньше, чем необходимая по условиям местной устойчивости. Поперечные ребра жесткости, обеспечивающие местную устойчивость стенки, являются одновременно диафрагмами, существенно повышающими крутильную жесткость балок. Стремление удовлетворить этим требованиям при одновременном снижении расхода металла и привело к идее гофрирования стенок. Гибкость таких стенок повышается до 300 ... 600, при этом чем тоньше стенка, тем легче ее гофрировать. Одновременно отпадает необходимость в поперечных ребрах жесткости, за исключением опорных и в местах приложения значительных сосредоточенных сил. Местная устойчивость гофрированной стенки, работающей теперь как оболочка со значительно большей жесткостью, обеспечивается лучше. Повышается крутильная жесткость балки, что особенно важно для подкрановых балок а эксцентричным приложением нагрузки
Ряс. 2.17, Общий вид покрытия со стропильными балками из двутавров с гофрированной стенкой
М
Гофрированная стенка, как и гибкая, имеет толщину 2 ... 8 мм и, следовательно, обладает всеми преимуществами, связанными с тонкостенностью. Изготовление гофрированной стенки требует больших трудозатрат, чем плоских той же толщины, и связи с осуществлением операции гофрирования. Несколько осложняется сварка поясных швов автоматическим способом. Вместе с тем уменьшение толщины стенки и особенно числа поперечных ребер жесткости ведет к снижению общих трудозатрат На изготовление такой балки по сравнению о обычной сварной На 15 ... 25 % [55].
Сравнение балок о гофрированной стенкой и балок о гибкой Стенкой при одинаковой их гибкости по расходу металла и трудоемкости изготовления также будет в пользу первых благодаря ®начительно меньшему числу ребер жесткости, повышенной крутильной жесткости, большему запасу на местную устойчивость втенки.
Особенности работы
Для изучения особенностей работы балок с гофрированными стенками в СССР, начиная с середины 1930-х годов, а также в зарубежных странах были проведены эксперименты с различными Моделями балок. Установлено, что нормальные напряжения ох, [которые возникают от изгиба, наблюдаются в стенке только у поя-itOB и очень быстро падают практически до нуля, ибо стенка поперек гофров сопротивляться не может (рис. 2.18, а). Касательные напряжения распределяются по высоте стенки почти равномерно $рис. 2.18, б). Гофры передают усилия на пояс, заставляя его испытывать определенный и меняющийся по направлению изгиб 8 своей плоскости.
Если сравнивать работу балок с гибкой и с гофрированной Стенкой при одинаковой гибкости стенки, то отмечается, что Последняя работает значительно дольше в упругой стадии до Потери местной устойчивости. Несущая способность гофрированных балок также повышается, так как пояс не испытывает изгиба В плоскости балки, как в балках с гибкой стенкой.
Деформативность балок с гофрированной стенкой на 15 ... 20 % меньше, чем у балок такого же сечения, но с гибкой стенкой той же
Рис. 2.18. Эпюры напряжений в балках с гофрированной стенкой * ** Нормальных; б « касательные
47
Рас. 2.19. Потеря «общей* устойчивости гофрироваакой стенай модели балки
толщины. Предельное состояние наступает вследствие потери местной устойчивости стенок под действием местных воздействий сосредоточенных сил, если в этом месте не установлены ребра жесткости.
В гофрированных треугольных стенках при работе их на сдвиг наблюдается сначала потеря местной устойчивости плоской части гофра, а затем она распространяется на несколько гофров, условно соответствуя «общей* потере устойчивости стенки, как это имеет место и в плоских гибких стенках (рис. 2.19). После этого пояс, следуя за стенкой, сам теряет устойчивость в плоскости балки, как в балках с гибкой стенкой. Если запас по местной устойчивости стенки оказался достаточным, то предельное состояние может наступить из-за развития чрезмерных оста-• точных деформаций балки (непригодность к дальнейшей эксплуатации). Характер предельного состояния зависит от гибкости стенки, параметров гофров, наличия ребер жесткости в зонах сосредоточенных сил.
Кояструхцяя балок с гофрвроаамяой стенкой
Конструктивные решения балок различаются в связи о разнообразием видов гофров стенок (рис. 2.20). В качестве гофрированной стенки могут применяться ленты, вырезанные из листов профилированного настила. Наиболее технологичны в изготовлении треугольные гофры, более устойчивы волнистые гофры.
Гофр имеет два параметра — длину волны а и высоту волны f (уис. 2.20). Используются и относительные параметры: а/Л., Для изготовления балок с гофрированной стенкой необходимо на универсальных заводах металлических конструкций создавать участки с прессами для гофрирования и специальными стендами для сварки поясных швов автоматами, которые могут
48
Рис. 2.20. Виды гофров стеной д — прямоугольна?: б — трапе-
вевдяльиые; в — треугольиис; я — воляастме
i)
валков по окружности устана-съемные пластины, которые и
перемещаться по линиям примыкания гофрированной стенки к поясу. На ,рис. 2.21 показана одна из установок для гофрирования тонкого листа. 'Длоский лист подается режду двумя валками, решающимися навстречу
•друг другу. На поверхности . лива юте я и закрепляются
уществляют перегиб плоского листа при повороте валков (рис. 2.22). Замена съемных пластин дает возможность изгота-ивать гофрированный лист с различными параметрами гофров, разевание криволинейных гофров более сложно. При тон-х стенках используют съемные элементы с соответствующими
оверхностями. Такие же гофры можно получить прессованием енки, изгибая ее между двумя матрицами. Изменять параметры Гофров в этом случае сложнее — нужно иметь достаточно большой бор матриц.
Для повышения местной устойчивости стенок предлагается рировать стенку не поперечными, а нисходящими гофрами 154), оптимальный угол их наклона к поясам 45 ... 50°, изготов-
ение таких стенок усложняется.
Рис. 2.21, Установка для изготовления листов с треугольными гофрами
49
Направление вращения
Рис. 2,22. Схема гофрирования листа
1 валки; 2 •— съемные Пластины
Сечение балок с Гофрированной стенкой, как правило, двутавровое о поясами из листов. В отличие от балок о гибкой стенкой сечение поясов можно изменять в соответствии о очертанием эпюры изгибающих моментов] это обеспечивает дополнительную экономию металла.
Область применения балок с тонкими гоф-балок в гибкой стенкой.
рированными стенками та же, что и
Однако, первые могут использоваться и в качестве подкрановых, а также в тех случаях, когда требуется повышенная жесткость на кручение. Для оценки надежности и долговечности подкрановых балок, определения рациональных режимов работы и грузоподъемности кранов необходимы дополнительные экспериментальные исследования.
В Казахском отделении ЦНИИПСКа запроектированы покрытия производственных зданий пролетами 18, 24 и 30 м, у которых в качестве стропильных и подстропильных конструкций используются балки с тонкими гофрированными стенками [55 J. Высота стенки для пролета 18 м — 1200 мм (около 1/16,5 пролета), для пролетов 24 и 30 м — 1500 мм (до 1/20 пролета), толщина стенок — 3 ... 4 мм, их гибкость — 300 ... 500. Гофры приняты треугольные с длиной волны а = 250 мм (или ajhw = 1/4,8 ... 1/6), высотой волны f = 40 мм (или f/a = 1/6,25; //4» = 13 ... 10). Монтажные стыки балок — фланцевые на высокопрочных болтах.
Часто в пределах покрытий производственных зданий размещают различные коммуникации — газопроводы, водопроводы, электропроводы, вентиляционные трубы и т. п. Для этого в балках с гофрированными или гибкими стенками устраивают круглые отверстия, окаймленные гнутым листом и укупленные специальными ребрами. Максимальный диаметр отверстия в стенке не должен превышать половины высоты стенки.
Результаты разработок двутавровых балок с гофрированной стенкой свидетельствуют о возможности снизить в них расход металла до 20 ... 25 % по сравнению с обычными балками при одинаковых марках сталей. Они экономичнее двутавровых балок 50
в гибкой стенкой при одинаковой ее гибкости! на 8 ... 10 % — за счет уменьшения числа поперечных ребер и еще на 8 ... 10 % — за счет переменности сечения поясов.
^счет балок с гофрированной стенкой
Методика расчета балок с гофрированной стенкой в СНиП Ц-23—81* не представлена. В настоящее время есть ряд предложений по расчету таких балок на прочность. В частности, Предлагается гофрированную стенку заменить эквивалентной по ^фформативности стенкой переменной толщины [56]. Но так как । зоне примыкания гофрированной стенки к поясу она сопротивляется, как и плоская такой же толщины, то на некотором участке c/iu, осуществляется плавный переход от 4, к ef (рис. 2.18,а).
В балках с гибкостью стенки 200 ... 500 участок с/гш настолько рал, что учитывать его при определении несущей способности не — 'на поперечный
одних ПОЯСОВ!
(2-34) в своей плоско-
ямеет смысла. Прочность балки, работающей М3 гиб, проверяется исходя из условия работы
а = M/(vAf) < Rvyc.
Дополнительные напряжения от изгиба пояса
IjSTH при гибкости стенки 200 ... 500 будут также малы, поскольку ||ррмальные напряжения в стенке возникают на коротком участке.
Прочность стенки на срез проверяется по формуле
т = Ч/(«[Ла)^Яву0, (2.35)
ШсхоДя из равномерного характера распределения касательных вапряжений.
, Прочность стенки при действии сосредоточенных усилий про-даводится, как и для обычных балок, по формуле
<. В lef— условная длина распределения нагрузки (принимается в первом при-, ении, кан дли обычных балок, ио для гофрированных стенок требуется уточнение).
Прогиб балки с гофрированной стенкой определяется с учетом «Йвгибных и сдвиговых деформаций при условии равномерного распределения касательных напряжений!
. уч ММ dx у QQ dx ‘ = 2j Elg + GAW
Д, Q, M, Q — изгибающие моменты и поперечные силы соответственно от •ЯДияичного усилия, действующего в направлении прогиба, и от нагрузки; /g — Момент инерции балки без учета стенки.
R Добавка прогиба от поперечной силы составляет примерно в ... 15 % при высоте балки (1/14 ... 1/10) I.
Потеря местной устойчивости гофрированной стенки может еть двоякий характер — это выпучивание либо в пределах ДНой полуволны или одной плоской панели, либо в пределах скольких гофров («общая» потеря устойчивости стенки).
(2.36)
51
Таблица 2.4. Коэффициент «ч
f/a 1/10 1/8 1/2,5
fftw 5 10 15 5 10 15 5 10 20
50,7 130 235 52,5 131 232 53,5 131 366
Есть несколько разработок по определению критических напряжений в волнистой гофрированной стенке, работающей преимущественно на сдвиг. Из них наиболее интересна методика Уральского политехнического института (Я- И. Ольков, А. Н. Степаненко).
Условие устойчивости гофра!
(°loc/0!oc. er)1 + (т/Тсг. 1 ос)Я Ъ (2.37)
где Ojoe — нормальное напряжение вдоль гофра от поперечных нагрузок:
с2-38)
xcr. loc — 12,9 (Лш7«а) к — отношение длины дуги полуволны гофра s
к длине полуволны а; в частности, при синусоидальном профиле гофров и заданном отношении f/a отношение k = 1 + 1л//(2а)]а (обычно к= 1,05 ... 1,25 при f/a — 1/6 ... 1/3).
Максимальная длина полуволны гофра а может быть найдена из условия (2.37). При отсутствии стгоо
12,9Лш1?5/(^). (2.39)
Условие общей устойчивости гофрированной стенки при сдвиге имеет вид
Т/Тсг < т„» (2-40)
где xcr == — критическое напряжение для гофрированной пластинки
при ее сдвиге; кх — коэффициент, зависящий от параметров f/a и f/tm (табл. 2.4).
Если сравнить критические напряжения для гофрированной и для плоской стенки при квадратном отсеке (2.5), то в этих условиях для плоской стенки
кх = 10,3(1 +0,76) == 18,1.
В гофрированных стенках при /74® — 5 критические напряжения повышаются в 2,8 ... 2,9 раза, при //4® =10 — в 7,2 ... 7,3 раза, при /74 = 15 — в 13 раз.
В стенках о треугольными гофрами критические напряжения в пластинке (плоской панели) при условии ее шарнирного опирания по всем четырем граням при сдвиге составляют
«с,_ toe = 8»3 (1 + 0,76/н2) (2.41)
где р. = ho/ai; at — сторона плоской грани (рис. 2.20, в), 52
рис. 2.23. Расчетная модель гофрированной стенки
д — гофрированная стеака; б “ эквивалентная плоская стенка о ребрами жест* кости
В действительности в поясах с помощью сварки пластинка защемляется жестко и благодаря этому критические напряжения увеличиваются на 10 ... 15 %.
Условие обеспечения локальной устойчивости грани гофра!
1/(Oloc/Oloc. сг)а “Ь (T/Tcr. loc)2 Тс» (2.42)
где Oloc. сг — критическое напряжение в пластинке при действии на балку локальных поперечных нагрузок; принимается по СНиП 11-23—81*.
Критические напряжения при потере общей устойчивости етенки с треугольными гофрами могут определяться, как у свободно опертой пластинки бесконечной длины, подкрепленной поперечными ребрами жесткости (рис. 2.23), установленными друг от друга на расстоянии, равном шагу гофров а [52]. Жесткость ребер принимается равной жесткости гофрированной стенки В пределах шага гофров.
Условие устойчивости при сдвиге записывается, как (2.40), причем коэффициент кх в выражении критического напряжения Может определяться по формуле
кх = 8,3 ( 1 + 0,112 [5,5 (Л^а)» - 0,6] 1. (2.43)
Значения кх представлены в табл. 2.5 в зависимости от параметров hwlcr, f и a-Ja. Формула (2.43) справедлива для области, В которой подкоренное выражение меньше единицы.
Сравнение критических напряжений при сдвиге плоской стенки W стенки с треугольными гофрами также свидетельствует о большем их значении у гофрированных стенок. Желательно, чтобы Вапас устойчивости в отдельном гофре (панели) был равен запасу
Таблица 2.5, Коэффициент Kt
“1/“ Отношение hw(a
3 1 6 1
п₽а f/tw
б 5 10 5 10 15
1,05 43,2 76,6 116,7 115,0 177,6 230,1
1,10 43,7 77,6 118,4 116,7 180,3 233,6
1,15 44,3 78,7 120,0 118,2 182,8 236,9
53
«общей» устойчивости стенки, но поскольку потеря местной устойчивости гофра вызывает потерю «общей» устойчивости стенки, то параметры стенки нужно выбирать так, чтобы а!ос. „ 1,1тсг.
В балках с гофрированной стенкой приходится вводить коррективы в оценку местной устойчивости сжатого пояса. По сравнению с плоской стенкой эффект защемления полки увеличивается и, хотя вылет полки у вершины гофра увеличивается до (0,56/ + + /), на соседних участках он соответственно уменьшается. Таким образом, критические напряжения в сжатых полках увеличиваются.
А. Н. Степаненко рекомендует пользоваться следующими соотношениями, обеспечивающими местную устойчивость сжатых полок балок при волнистых гофрированных стенках!
в зоне чистого изгиба
(0,5fcf + f)ltf < 0,95 УкиЕ/j?!,, (2.44)
в зоне поперечного изгиба
0,5bf/tf < 0,82 УкпЕ/Ки, (2.45)
где кв = 0,0645 t(£/+ 2f)/a]a + 0,427; кп = [Ь//(4а)]а + 0,456.
Например, при (bf + 2f)/a = 1 для зоны чистого изгиба (0,56/ + f)/tf <; 0,665 У E/Rv‘ при Ь/[а = 1 для зоны поперечного изгиба 0,6 У EjRv. В балке о плоской стенкой условие
местной устойчивости пояса ft,5bf'ltj 0,5 У E/Rv.
Таковы особенности расчета балок с гофрированными стенками. Некоторые вопросы расчета нуждаются в дальнейшем уточнении.
Порядок проектирования балок е гофрированной стенкой
Поэтапный порядок проектирования балок о гофрированн'ой стенкой такой же, как и балок с гибкой стенкой (см. табл. 2.2).
1. Вначале выбирается тип сечения балки и вид гофров. Наиболее удачным типом является сварной двутавр. Сечение балки можно менять в соответствии с очертанием эпюры изгибающих моментов, в основном это делается за счет изменения ширины пояса, как в обычных балках. Гофрирование стенки предпочтительнее проводить перпендикулярно к поясам. При наличии на заводах металлоконструкций специального оборудования выполняют волнистое гофрирование стенок. Стенки из профилированного настила могут быть приняты в балках с высотой 400 ... 500 мм при толщине настила 0,8 ... 1 мм.
2. В поясах балок рекомендуется применять низколегированные стали типа 09Г2С и 16Г2АФ с Ry = 290 ...,400 МПа. В гофрированных тонких стенках, работающих на сдвиг, нужно использовать наиболее дешевые стали. Так, в балках, работающих при статической нагрузке, можно применять при толщине стенки до 4 мм кипящую сталь ВСтЗкп2 даже в районах с расчетной темпе-54
ратурой выше —50 “С, при толщине стенки до 5,5 мм — полу-спокойную сталь ВСтЗпс2 для районов с расчетной температурой выше —40 °C. В остальных случаях рекомендуется использовать спокойную малоуглеродистую сталь.
3. Высота балки с гофрированной стенкой выбирается в соответствии с общими правилами.
Высота по жесткости для балок определяется по формуле
Л, = (2Еом/£) ll/П 1а, (2.46)
где £ — коэффициент а формуле прогиба любой балки ори различной нагрузке I = l-M „,„."/(£/) (в частности, для одиопролетиых свободно опертых балок, загруженных равномерно распределенной нагрузкой, £ я- 5/48); а — коэффициент. учитывающий влияние поперечных сил на прогиб балки; а = 1,15 ... 1,06 для балок с hJt = 1/10 ... 1/14.
Подход к выбору оптимальной высоты у балок с гофрированной стенкой иной, чем у обычных. Если с высотой балки связаны расходы не только на металлоконструкции, но и другие, то выбор оптимальной высоты осуществляется по соображениям, о которых сказано в первой главе. Если оптимальная высота определяется сходя только из условия обеспечения минимума расхода металла ли стоимости, то нужно анализировать соответствующую целевую функцию.
Расход металла на балку устанавливается из выражения
С = (2Л/ф, + кЛ.ф.,) 1у„ (2.47)
Пе Ф/. %, — строительные коэффициенты; к — коэффициент, учитывающий реличение объема стенки аа счет гофрирования (2.38).
Зная площадь пояса Л/ = Af/(h/?w?e), площадь гофрированной стенки нз условия ее прочности на срез Л» = Q/(R,ye) и подавив эти значения в формулу (2.47), получим
G — |2Мф//(ЛЛ»пе) 4- к0ф»/(К,.ус)] he-
Эта гиперболическая зависимость, не имеющая минимума в эоне Практически применяемых высот (рис.2.24). Поэтому оптимальной Высотой будет высота балки при минимально возможной толщине Стенки /ваЛо1
Л,р» = Q/(/.»lB/?.«Te). (2.48)
Коэффициент распределения площади к« = А„/А в одно-Жролетной свободно опертой балке при равномерно распределенной нагрузке q, при к = 1,1 н ?с = 1 будет
<в = 3,3 (Rw/Rpw) х/[ 1 + З.ЗХ (Rpf/Rp.)), »*е X = qfR (ШИ-
Как видно из графика (рнс. 2.25), ке = 0,1 ... 0,4, т. е. доля гофрированной стенки в общем расходе металла значительно Пеньше, чем в обычных балках (40 ... 50 %). Этим в первую очередь и определяется экономическая эффективность балок с гоф-ированпой стенкой. Второй источник экономии металла — резкое еньшенне числа ребер жесткости.
55
Рве. 2.25. График доли металла, расходуемого иа стенку балки
4. Выбор толщина стенки и ее гибкости осуществляется в соответствии с требованиями обеспечения прочности, устойчивости, технологичности и минимальной стоимости стенки. Имея высоту стенки и задаваясь ее гибкостью в пределах 200 ... 500, можно определить толщину. При окончательном выборе толщины следует руководствоваться теми же рекомендациями, что и для балок с гибкой стенкой.
5. Ширина пояса bf выбирается, как и в обычных балках, не' более Л^/З, чтобы не сказывалась неравномерность распределения нормальных напряжений в поясе. Минимальная ширина должна обеспечивать общую устойчивость балки (СНиП П-23—81*). В первом приближении можно принимать fy = (1/5 ... 1/4) Л.. Однако следует иметь в виду, что боковая жесткость н жесткость на кручение у балок с гофрированной стенкой выше, чем у балок с плоской стенкой (методика учета этого эффекта пока не разработана).
6. Затем необходимо определить параметры гофрированной стенки — шаг, или полуволну, а и высоту f. Из условий обеспечения устойчивости гофра (2.37) и (2.39) может быть установлен шаг волнистых гофров, из условия (2.42) — сторона плоской грани треугольных гофров Oj. Обычно a/tw = 1/4 ... 1/7. Высота гофра выбирается также из условия обеспечения устойчивости отдельного гофра и «общей» устойчивости стенки! для волнистой стенки и стенки с треугольными гофрами — это условие (2.39). Обычно 4>/f = 1/5 ... 1/20. Нужно отметить, что задача о нахождении оптимальных параметров гофров еще не решена, особенно для гофров сложного очертания.
7. Толщина пояса tf устанавливается нз тех же соображений, что н в обычных сварных двутавровых балках и в балках с гибкой стенкой. Для волнистых стенок и стенок с треугольными гофрами можно воспользоваться условиями (2.44) и (2.45). Значение толщины пояса определяется по формуле (2.33), причем v яа 1,03/ia,. Толщина корректируется 0 учетом упомянутых выше пределов и имеющихся толщин проката по действующему ГОСТу, а также сокращенному сортаменту.
56
8. Далее размещают опорные и другие ребра жесткости, монтажные стыки. Желательно, чтобы ребра примыкали к стенке в тех местах, где она пересекает продольную ось пояса и высота гофра равна нулю. Размеры ребер устанавливаются, как в обычных сварных двутавровых балках.
9, 10. Теперь, когда назначены все основные размеры сечения балки и гофров, осуществляются проверки прочности при изгибе и срезе, общей устойчивости, если балка не закреплена соответствующим образом и размер ширины пояса не удалось выбрать по указанным выше рекомендациям, наконец, жесткости (по относительному прогибу балки). При необходимости вводят коррективы.
11. Назначают катеты поясных швов и швов, прикрепляющих ребра жесткости. Катеты выбираются в соответствии с нормативными требованиями. Тонкие стенки толщиной 3 ... 4 мм могут прикрепляться к поясу односторонними швами с минимальными катетами. В зонах действия сосредоточенных нагрузок (прогоны, балки площадок, фонари и т. п.) следует предусматривать двусторонние швы.
12. Проводится проверка ребер на устойчивость, прочность при смятии.
Пример расчета
Пример 2.3. Определить размеры сечения и другие параметры стропильной балки с гофрированной стенкой при данных примера 2.1. Порядок проектирования см. в табл. 2.2.
1. Принимается сечение в виде сварного двутавра постоянной высоты. Ширина пояса уменьшается на участках 1/6 = 4 м у опор. Гофры стенки треугольные.
2. Для поясов выбирается сталь марки 09Г2С-6 (ГОСТ 19282—73)*, для стеики — ВСтЗкп2 (ГОСТ 380—88):
Ryw = 215 МПа — дли листов толщиной 4 ... 20 мм, Raal = 0,58/?рш;
Raw — 124,7 МПа; Ryf = 290 МПа — для листов толщиной 20 ... 32 мм.
3. Определяется высота балки по жесткости при [///]= 1/250, °иу = = 290 (39/53) = 214 МПа. По формуле (2.44) при а = 1,12
Лг > 5-214-250-2400-1,12/(24-2,06-Ю6) = 143,7 см.
Оптимальная высота балки без учета стоимости стен и эксплуатационных расходов находится по формуле (2.48): hopt = 636-10/(124,7-0,4) = 127,5 см. Здесь принято = 4 мм. Окончательно устанавливается hw = 1400 мм, высота балки — около 1460 мм.
4. При htu — 1400 мм и /штт = 4 мм гибкость стенки = 1400/4 = 350’ — 350 "1/215/(2,06-105) = 11,1. Такая гибкость вполне приемлема.
5. Ширина пояса принимается 380 мм, или hw!3,7.
6. Для установления параметров гофров производятся предварительные расчеты их местной устойчивости по формуле (2.42). Принимаем hm/a = 5 в= 1400/5 = 280 мм; f/tw = 10,[ = 4-10 = 40 мм, а± — 1/280» + 80» = 291 мм.
57
Если у кровельной плиты бортовые элементы из С-образных профилей имеют высоту 400 мм, то их ширина составляет 160 мм. Приняв ориентировочно tf = = 30 мм, имеем
lej= 2-16+2-3 == 38 см]
o?oc=-- 3-53-10/(38-0,4-1,0) = 104,6 МПа]
т = 636-10/(0,4-140-1,0) = 113,7 МПа.
По формуле (80) из СНиП П-23—81* определяется
°/оС.с, = где Xe = VR^E = 29,1/0,4 1/215/(2,06-1015) =
= 2,36]
5 = 0,8 (1/40) (3/0,4)» = 84 > 30] «ц/Л» = 29,1/140 = 0,2К
По табл. 23 из СНиП П-23—81*сг = 12,5. Отсюда Ojoc. ег = 12,5-215/2,36»= = 485 МПа; р. == hjai = 140/29,1 = 4,81.
По формуле (2.41)
’ег. loo = 8,3 (1 + 0,76/4,81») 4,81»-124,7/11,2» = 200 МПа.
Условие местной устойчивости:
У( 104,6/485)» + (113,7/200)» = 0,63 < ?с = I.
При Of = 29,1 см устойчивость панели обеспечена и приведенные выше параметры гофров могут быть приняты.
7. Толщина пояса определяется по формуле (2.33):
tf = 3816-10^(1,03-140-38-290-1,0-10») = 24 мм.
Принимается tf = 25 мм по сокращенному сортаменту металлопроката. Величина //'щш ио условиям местной устойчивости пояса находится по формуле (2.45):
вп = 138/(4-28)]»+ 0,456 = 0,571;
if min = 0,5- 38/(0,82 У 0,571 - 2,06 • 10»/290) = 11,4 мм.
Определение ширины поиса иа приопорном участке, где М = 2120 кН-м:
bfi = 2120-10^/(142,5-2,5-290-1-10») = 20,5 см.
Принимается 220 мм, или hw/6,4.
8. Ребра жесткости устанавливаются только иа опорах. Принимается размер ребер 300X8 мм, как н примере 2.1. Фланцевый стык предусматривается в середине балки.
9, 10. Производятся проверки:
иа прочность при изгибе в середине пролета:
а« = 3816- 10s/(142,5-38-2,5-10») = 282 < Rvffe)
на прочность стенки иа срез иа опоре:
тяв = 636-10/(140-0,4) = 113,5 < Rmye = 124,7 МПа;
на общую устойчивость яз плоскости (н запас устойчивости пояс проверяется как центрально-сжатый стержень) при lef, в = 3 м:
1у — Уз8’/12 = 11 см; = 300/11 = 27; <рв = 0,934;
аа = 3756-10е/(0,934-142,5-38-2,5) = 297 МПа » Яв?с; иа жесткость:
/я = 2-38-2,5-71,25» = 964 547 см4.
58
Прогиб балки по (2.36)
,_________5-39-24004 39-2400° _
384-2,06-106-964 547-10 8-0,78-105-140-0,4-10 ’ ’
= 9,12 см; ///=9,12/2400= 1/263 < [//1] = 1/250.
Проверка «общей» устойчивости стенки производится по (2.42).
Критическое напряжение определяется по (2.40), где коэффициент кх устанавливается по табл. 2.5;
hw/ а=> 5; f/tw = 4/0,4 = 10; aja = 1,04; = 116,3;
-tcr = 116,3-124,7/11,12 = 117,7 МПа;
Ч/( 104.6/485)2 + (113,7/117,7)а = 0,99<ус= 1 — устойчивость обеспечена.
11, 12. Выполняются как в обычных балках.
Расход стали, кг; на стенку — 1097, на пояса — 3077 (при постоянном сеченин — 3580); на ребра — 117. Всего — 4291 кг (при постоянном сечении — 4794 кг). Экономия стали по сравнению с обычной балкой (пример 2.1) — 21 %, по сравнению с балкой с гибкой стенкой (пример 2.2) — 5%.
3. Балки с перфорированной стенкой
Общие положения
Современные прокатные двутавры с параллельными гранями цолок, в том числе широкополочные высотой до 1 м, дают возможность перекрывать пролеты 13 ... 15 м при значительных нагрузках. Удельная трудоемкость изготовления их по основным операциям в 2 ... 2,5 раза меньше, чем в аналогичных по пролету фермах. Однако расход металла на сопоставимые конструкции в 1,5 раза больше, чем в фермах, а высота двутавров в 2,5 раза меньше. Снижение высоты конструкции всегда выгодно, но при малой высоте уменьшается плечо изгибающего момента, а следовательно, возрастает усилие в поясах и площадь последних. К тому же стенки в двутаврах по условиям прокатки довольно Толстые (1/50 ... 1/65 высоты).
Поиски путей повышения эффективности прокатных двутавров Привели исследователей еще в первые десятилетия нашего века К оригинальной идее. Стенка прокатного двутавра разрезается По зигзагообразной линии с помощью газорезки или методом Прессования. Затем разрезные части балки соединяются в местах примыкания выступов с помощью сварки, образуя сплошные Перемычки (рис. 2.26, а). Получается своеобразная конструктивная форма — двутавр с отверстиями в стенке. В технической литературе он получил несколько названий — двутавр с перфорированной стенкой, двутавр с развитым сечением, сквозной Двутавр. Далее будет употребляться первое наименование, исполь-Вованное в нормах.
Эффективность двутавра с перфорированной стенкой по сравнению с исходным объясняется тем, что высота первого увеличивается примерно в 1,5 раза, толщина стенки составляет 1/75—
59
Рис. 2.26. Тип реза стенки
а, б, • — самметразжы*; а — есаимгтразам*
1/95 от высоты и, наконец, благодаря отверстиям в стенке нового двутавра из нее как бы изымается до 35 ... 40 % материала. Двутавры с перфорированной стенкой обеспечивают 20 ... 30 % экономии металла по сравнению с прокатными двутаврами и дешевле последних на 10... 18%. По трудоемкости изготовления они на 25 ... 35 % эффективнее, чем сварные двутавры, за счет сокращения операций обработки и объема сварки.
Особенности работы
Работа двутавров с перфорированной стенкой отличается от работы сплошностенчатых балок. Эпюры нормальных напряжений, выявленных в результате многочисленных испытаний балок, показаны на рис. 2.27. По поясам по сечению 1—1 нормальные напряжения в упругой стадии распределяются по линейному закону. У углов отверстий в сечении 2—2 вследствие влияния концентраторов напряжений (резкое изменение сечения) имеет место нарушение линейного закона. На небольшом участке напряжения существенно возрастают и пластические деформации могут появляться сравнительно рано, хотя в целом на несущую способность балки это не оказывает заметного влияния. При низких температурах, действии циклических или ударных нагрузок пластичность в углах сковывается, в этих местах могут зарождаться трещины. На сплошном участке (сечение 3—3) хотя и имеет место некоторое искривление эпюры нормальных напряжений, но это довольно близко к тому, как распределяются нормальные напряжения в обычных двутаврах. Наконец, в сечении 4—4 показана эпюра нормальных напряжений ау.
Работа поясов балок с перфорированной стенкой осложняется тем, что они испытывают дополнительный изгиб от поперечных 60
Рис. 2.27. Эпюры нормальных напряжений в поясах н перемычке балки
сил в пределах отверстий. Предельное состояние наступает тогда, когда пластичность пронизывает сечение пояса, причем прн поперечном изгибе могут появить-
ся шарниры пластичности в четырех углах отверстия. Эти шарниры возникают и при сложном напряженном состоянии в поясах.
Прогибы балок с перфорированной стенкой превышают на 5 ... 40 % прогибы,вычисленные, как в обычных балках, с учетом момента инерции по ослабленному сечению.
Потеря местной устойчивости перемычек происходит в основном от сдвига. Испытания показывают, что перемычка при потере местной устойчивости закручивается пропеллерообразно. Растянутая часть остается в плоскости стенки, сжатая выгибается из плоскости. В связи с тем, что стенка одного из тавровых поясов сжата или сжато-изогнута, она также может потерять местную устойчивость, после чего исчерпывается несущая способность всей балки. На основе данных экспериментальных исследований были разработаны методики расчета.
Конструкции балок с перфорированной стенкой
Разновидности балок с перфорированной стенкой связаны со схемами резов стенки (см. рис. 2.26). Прежде всего, резы могут быть симметричными и несимметричными относительно середины исходного двутавра. При симметричном резе балка типа I образуется из двух половинок разных двутавров 1 со вставками на опорах или двутавров 2 — без вставок. Балки типа II можно создать из одного исходного двутавра, но в этом случае нижнюю часть нужно разрезать на элементы 2 и 3, развернуть их, сварить в середине и предусмотреть вставки на опорах. Балки типа III пригодны для прогонов. В этом случае появляются обрезки. При несимметричном резе (тип IV) предусматриваются вставки на одном конце.
По предложению ЦНИИПСКа двутавры с перфорированной стенкой можно компоновать из заготовок, полученных от разных исходных двутавров. При этом половинка из более мощного двутавра устанавливается в сжатой зоне и может быть из менее прочной стали (с Rv — 210 ... 260 МПа), а половинка из менее мощного двутавра устанавливается в растянутой зоне и принимается из более прочной стали (с = 320 ... 360 МПа). Благодаря такой компоновке легче обеспечить местную устойчивость стенок сжатых поясов-тавров.
61
1-1
1
Рис. 2.28. Основные параметра балки с перфорированной стеикой
Основные параметры, необходимые для реза стенки, указаны на рис. 2.28. Обычно hx « 0,6 ... 0,75Л. (Лв — высота исходного двутавра), а > 90 мм, с > 250 мм, а - 40 ... 70°. Параметры связаны между собой следующими зависимостями! 4- hlt = == Лм; Л» 4- Л/а = Лоа; = th — thi'> = Л, — hft; шаг отверстий s — 2 (а + Ь/tg a); Л, = (Л® — b)/2; h = 2hlt или th + Ъ-
С целью снижения степени концентрации напряжений в углах отверстий можно использовать криволинейные резы (рис. 2.29, а), при которых появятся небольшие отходы. Весьма эффективен метод закругления углов окон (рис. 2.29, 6) радиусом до 2,54,, при этом концентрация напряжений снижается в 2,5 ... 3,5 раза [42 1.
Возможно создание балок с перфорированной стенкой переменной высоты благодаря резу стенки на участке, наклоненном к оси балки (рис. 2.30, а). В ЛИИЖТе разработан метод реза по кривым и создания криволинейных балок (рис. 2.30, б) путем стягивания двух половинок и последующей сварки [471.
С целью повышения несущей способности двутавров с перфорированной стенкой их высоту можно увеличить за счет вставок
Рис. 2.29. Степки балок с криволинейными реэами а — реа о отходом; в — реа о «амруглеаклма а угли
62
Рис. 2.30. Разновидности балок с перфорированной стенкой
« — о •клонимы рсзоы стенки: б — с крнаолинейиым рекой: • — о встквккмв; г — ыа разных хлемсигоа
между выступами стенки (рис. 2.30, в), но при этом возрастает трудоемкость изготовления. Возможна компоновка балок из элементов с зигзагообразным резом по стенке и тавра (рис. 2.30, г) из разных марок стали.
Большое значение имеет технология изготовления балок с перфорированными стенками. В частности, разработана поточная технология изготовления их (рис. 2.31) на специализированных участках (751. На таком участке предусматривается использование многооперационного манипулятора, включающего двухреза-жовую машину типа СГУ и два сварочных полуавтомата. Манипулятор состоит из центрального поворотного и двух боковых подвижных в горизонтальной плоскости кондукторов. Траверсы жондукторов снабжены пневматическими прижимами для удержания разрезанных половинок двутавров, так как под влиянием таточных напряжений они могут выгибаться.
Рис. 2.31. Схема участка изготовления перфорированных балок
— склад прокатных двутавров; 2 — манипуляторы; 3 — коисольмая газорелатгльиая ива; 4 — рельсовый путы Л — сварочный пост; 6 — склад; 7 — центральный лево- ый кондуктор манипулятора; 8 — наружный кондуктор манипулятора; 9 — прижимы (стрелками укаааво направление перемещения кондуктора)
63
Рис. 2.32. Узла опирания балок а — опорное участок; б — напуск веравего элемента; э —• консоль из двух швеллеров
Между боковыми и средними траверсами кондукторов укладываются два двутавра и прижимаются полками к соответствующим траверсам. Производится одновременная резка стенок двутавров газорезательной машиной по копиру. Затем крайние траверсы вместе с прижатыми к ним разрезанными половинками двутавров перемещаются в поперечном направлении, а центральный кондуктор с двумя другими половинками поворачивается на 180° вокруг продольной оси до совмещения с выступами раздвинутых половинок. После этого производится сварка. Производительность такого участка составляет 45 ... 50 тыс. м перфорированных балок в год.
С целью снижения расхода металла надо ограничивать количество поперечных ребер жесткости и применять их только на опорах, а также в местах приложения значительных сосредоточенных сил. Так как в перемычках толщина стенок достаточно большая (1/75 ... 1/95 высоты стенки), то в этих зонах можно опирать плиты или прогоны без устройства ребер, чего нельзя 'делать в пределах отверстий. Узлы опирания балок с перфорированной стенкой показаны на рис. 2.32. Область применения таких балок — прогоны пролетом 12 м.
В ЦНИИПСКе разработана серия бистальных прогонов, которые по расходу металла не отличаются от решетчатых с веерной решеткой, но проще в изготовлении, причем коэффициент загрузки вагонов при транспортировке в 5 ... 7 раз выше. Эти балки могут использоваться в качестве путей для тельферов и подвесных кран-балок; балок рабочих площадок и перекрытий с пролетом до 12 м; стропильных и подстропильных балок с пролетом до 18 м, а в неразрезном варианте — до 24 м (при этом в зоне промежуточной опоры сечение балки должно быть без отверстий. Наличие отверстий в стропильных балках дает возможность пропускать в них различные коммуникации с габаритами до 0,8 ... 1,0 м); балок жесткости в различных комбинированных системах.
Область применения балок с перфорированной стенкой ограничивается несущей способностью таких балок, образованных из самых мощных прокатных двутавров, если необходимо, со вставками.
64
расчет балок о перфорированной стенкой
Разработано несколько методик расчета балок с перфорированной стенкой. Часть из них оценивают несущую способность балок по упрощенным расчетным моделям только в упругой стадии, не принимая во внимание зоны концентрации напряжений в углах отверстий. Другие методики определяют предельную несущую способность по критерию предельного равновесия либо по критерию ограниченных пластических деформаций. Делались попытки оценивать напряженное состояние с помощью теории упругости, в частности методом конечного элемента. Ниже рассматриваются некоторые нз указанных методик расчета.
Расчет по нормам. В 1981 г. в нормы проектирования стальных конструкций (СНиП 11-23—81*) впервые была включена глава о дополнительных требованиях по проектированию балок с перфорированной стенкой.
Принята упрощенная модель — напряжения определяются, как в обычной балке, ослабленной отверстием, с учетом дополнительного изгиба пояса поперечной силой, воспринимаемой этим поясом. Формулы нормальных напряжений даны для несимметричного сечения бистальной балки. Поперечная сила распределяется между поясами пропорционально их изгибной жесткости!
Qi = QEIfl/(Elfl + £//г); Q, = QEIfil{Eltl + EIf2), где Qj, Q2 — доли поперечной силы Q, воспринимаемые верхним (первым) и нижним (вторым) поясами; Iflt //2—соответствующие моменты инерции тавровых поясов относительно собственных осей, параллельных полкам.
При симметричном сечении балок Qi = Q2 = Q/2.
Принято, что в врясах в середине отверстия условно расположены нулевые моментные точки и изгибных напряжений от поперечной силы нет. Тогда условия прочности (рис. 2.28) следующие:
в точках 1 и 2 верхнего пояса
°i — Me-JIx + Qifl/(2H7yi щах) 1 (2 49)
+ Q1a/(2W,/j mm) Rui?c/Yu! J
в точках 3 и 4 нижнего пояса
с3 = Ме211х + Q2a/(2W f2 max) RytVc't ) „
— Md^Ix + Qzfl/(2IFf2 min) ^U2?c/?U' J
В приведенных формулах lx — момент инерции балки в сечении о отверстием относительно оси х—х; Wylt W/2 — моменты сопротивления соответственно верхнего н нижнего поясов.
В угловых точках отверстий прочность проверяется по Ru. Эго объясняется тем, что в рассматриваемых точках имеет место концентрация напряжений и возможно разрушение от разрывов.
Так как напряжения о зависят от М и Q, то необходимо найти сечение с наибольшими значениями нормальных напряжений.
3 Бирюлек В. В. 65
ЕСЛИ М — МгагасФы (х) И Q = Qnux&q (xj, ГО МОЖНО формулу напряжений представить в виде
ai = °м1фм W + а<цф<г (*)» где Ggfl = К9 == Отятд/(2 W.
Ордината х находится из уравнения
(foi/dx = Ф'м (х) + (х) = О,
где Вх = (для других сечений меняется только В,).
В частности, для балки, загруженной равномерно распределенной нагрузкой, ордината, отсчитанная от крайней опоры,
х = I (2 — Вх)/4, (2.51)
наибольшее напряжение
«I ma. =®Mt 0+^/4). (2-52)
Подсчеты показывают, что Oi ши на 2 ... 6 % больше ot и, следовательно, проверку прочности необходимо производить в указанных сечениях.
Проверка первой перемычки иа срез производится по формуле т = Qss/(^a,av) < Я,уе, (2.53)
где Qg — поперечная сила иа расстоянии (с + s — 0,5a) от опоры, т. е. в сечении посередине перемычки; по этой же формуле проверяется сварной стыковой шов.
Расчет на общую устойчивость балок о перфорированной стенкой производится так же, как и обычных балок, при этом геометрические характеристики вычисляются по сечению е отверстием.
Прогиб балки проверяется е учетом момента инерции по сечению с отверстием. При этом в балках с отношением llhai.ef'^ 12 момент инерции следует умножить на коэффициент 0,95, т. е. учесть некоторое увеличение прогиба за счет податливости перемычек.
Местная устойчивость стенки тавра сжато-изогнутого пояса при условии V-^bjlhf.ef -<2 обеспечивается, если
й/. el/tw < 0,45 (1 + 0,25 V2 - bfjhf. ef) VeJR^, (2.54)
или
*Ле/Л<»С(0,56 ... 0,45) 'VEiRv.
Расчет по теории составных стержней. Как показывают результаты испытаний балок с перфорированными стенками, в них еще в упругой стадии работы имеются резервы несущей способности по сравнению с теоретической несущей способностью, определенной по расчетной модели безраскосной фермы. Это объясняется тем, что перемычки обладают определенной податливостью, в результате чего тавровые пояса дополнительно изгибаются, причем так, что наиболее напряженные фибры несколько 66
Рис. 2.33. Расчетная модель ячейки перфорированной балки
Рис. 2.34, График коэффициента й/
разгружаются. Расчет может быть осуществлен с учетом теории составных стержней [32, 73].
В этом случае работа двутавра с перфорированной стенкой рассматривается как работа составного стержня с упругими Связями сдвига, где роль этих связей играют перемычки стенки. Эти перемычки дискретны, но так как их достаточно много в пределах пролета, то можно считать, что связи распределены равномерно.
Напряженное состояние в балке симметричного сечеиия рас-атривается как сумма напряженного состояния фермы и двух балок (поясов), работающих независимо, (как бы удаляются связи Сдвига [36]). Такое состояние должно иметь место по границам Ячейки (рис. 2.33).
Из этого вытекает!
М = Mt + 2Л1/; Q = Qt + 2Qf,
Где Mt — изгибающий момент, условно воспринимаемый фермой: Mt — Nfv — = фЛ4; Mf — изгибающий момент, возникающий в поясе, при условии отсутствия связей сдвига: Mf = 0,5 (I —ф) М; Qt, Qf — поперечные силы, условно Воспринимаемые фермой и возникающие при отсутствии связей сдвига; ф— Коэффициент распределения усилий: ф = I -Ь 2EIfy"lM\ If—момент инерции Пояса относительно собственной оси; у — общая деформация составной балки.
Дифференциальное уравнение изогнутой оси составной балки с упругими связями сдвига, по А. Р. Ржаницыну [17], имеет вид
yiv _ rfy — t]2M/(EZx) + M"/(2Elf) = 0, (2.55)
ГДРТ] — параметр составной балки: ц2 = 2еа/(£Д/); е — модуль сдвига упругих Связей; а= /ж/(27у); обычно а = 100 ... 300.
Анализ коэффициента ф показывает, что для большинства схем нагружения без большой погрешности
ф — 1 — 1/а. (2.56)
Из этого выражения следует, что моменты и Mf распределяются пропорционально изгибным жесткостям всей балки и поясов. Условия прочности:
3* 67
для точки 1 верхнего пояса
О! = qM/(vAf) + [Qa/4 + 0.5Л4 (1 — ф)]/Г/ их < RBYc> (2-57)
для точки 2 верхнего пояса
a, = TpMffvAf) + [Qa/4 — 0.5Л1 (1 — ф)]/1Г/ min < R«Yc/Y«- (2-58)
В силу симметрии аналогичные выражения будут и для нижнего пояса. При приближенном значении ф по (2.56) формулы (2.57) и (2.58) принимают вид (2.49) и (2.50) для симметричного двутавра. Таким образом, расчет по нормам в значительной мере учитывает податливость перемычек. Пояса должны быть проверены на сдвип
т/ = W/(2tiftw) sS RsYc. (2.59)
где р — коэффициент, учитывающий неравномерный характер распределении касательных напряжений в стенке тавра.
Перемычка проверяется на сдвиг по формуле (2.53) и на местную устойчивость по формуле (2.40):
т/т„ < Yc, где tcr — определяется по формуле *
т„ = 5к£/[б(1-р2)^], (2.60)
или
тег = 0,4kRs/[(1 - 2v)2 Л20], (2.61)
где к = [(1 — н) + 5a2]; р = 0,3 — коэффициент Пуассона, a = at(2b) (по обозначениям рис. 2.28); Хп — гибкость перемычки: Лп = 2b/tw; — гибкость стенки (по полной высоте) исходного двутавра: — условная
гибкость стенки исходного двутавра.
Напряжение среза в перемычке определяется по формуле (2.53).
Пользуясь дифференциальным уравнением (2.55), можно достаточно точно определить прогиб балки. В частности, в однопролетной балке с равномерно распределенной нагрузкой прогиб в середине пролета:
5д1* Г 384(и —I) 1
'~ 384£7Х|_1+ 5(т]/)* I 8 1+Chtg/2/J’ (2'6 ’
ИЛИ f = Kff0,
где Ку — выражение в квадратных скобках — есть коэффициент, учитывающий влияние упругих связей сдвига, зиачение Ку представлено иа графике (рис. 2.34).
Так как обычно т] = (0,1 ... 0,2)/см, то для балок с пролетом 12 ... 18 м т]( = 120... 360 и Kf — 1,04 ... 1,15 при т[/ = 120; по мере возрастания значение уменьшается. В балках с ц/ = — 50 ... 70 величина Kf возрастает и может достигать 1,3 ... 1,4.
* Формула выведена канд. техн, наук В. М. Добрачевым н В. Г. Себешевым, 68
Порядок проектировавия балок
с перфорированной стенкой
Порядок проектирования балок о перфорированной стенкой (см. табл. 2.2) такой же, как балок с гибкой стенкой.
1. С учетом назначения балки выбираются очертания балки и тип реза стенки. Предпочтение нужно отдавать простым резам, обеспечивающим безотходное изготовление балок. Если возможно скомпоновать симметричное сечение, то оно предпочтительнее несимметричного, так как в первом случае упрощаются комплектация металла при изготовлении и настройка оборудования.
2. Нормы рекомендуют проектировать балки с перфорированной стенкой из стали с стг 580 МПа. С целью экономии металла в первую очередь нужно применять стали повышенной прочности с Ry = 310 МПа и выше, например сталь 09Г2С. В бистальных балках с пролетом до 12 м допускается применение сталей обычной прочности с Ry = 220 МПа и выше, например Ст. 3. На это приходится идти, если не удается обеспечить местную устойчивость стенок сжато-изогнутых и сжатых тавров.
3. Выбор высоты балки осуществляется с учетом тех же требований, что и у обычных балок. Высота по жесткости определяется по (2.46), причем принимается а — 1,05. Что же касается оптимальной высоты, то до настоящего времени достоверных методик по ее определению не разработано. Лишь с большой степенью приближения можно пользоваться формулами оптимальной высоты для обычных балок (шаги 4 и 5 в табл. 2.2 не выполняются) .
6. Далее выбираются основные параметры, необходимые для установления геометрии реза. В табл. 2.6 представлены соотношения геометрических характеристик исходного двутавра и двутавра с перфорированной стенкой. Высота пояса тавра (hf) противоречиво влияет на несущую способность балки: меньше высота — больше плечо балки, увеличивается устойчивость стенки тавра — уменьшается изгибная жесткость. Рекомендуется принимать hf = /t0/4 (v = 0,25). При этом высота полученного двутавра возрастает в 1,5 раза.
Размер стороны отверстия а устанавливается не менее 90 мм по условиям изготовления. Кроме того, минимальный размер а определяется по прочности на сдвиг и условиям местной устойчивости перемычки. С увеличением а возрастает изгибная составляющая нормальных напряжений в поясе от действия поперечных сил, поэтому максимальный размер а определяется условиями прочности пояса; обычно а = (0,7 ... 2) hf. Следует также при выборе а учитывать габариты различных коммуникаций, которые должны проходить через отверстия.
В балке должно быть запроектировано целое число отверстий п, поэтому должны удовлетворяться условия для типов I, II,
69
IV (рис. 2.26 и 2.28)j е h = 2с + sn — а;
1ц = 2с + s (л + 1) — а; liv = 2с + sn + е.
(2.63)
Если на балку опираются конструкции, передающие опорные реакции, то необходимо, чтобы опирание осуществлялось на перемычки. Тогда 5пг = /х, где — расстояние между сосредоточенными силами (между прогонами, или ширина плит, и т. п.)» пг — число отверстий между этими силами. Из этих соображений выбирается угол а, который обычно принимается 40 ... 70°. Шаг 7 (см. табл. 2.2) автоматически выполнен.
8. Устанавливаются места для ребер жесткости и монтажных стыков.
9. Теперь, когда определены основные параметры для зигзагообразного реза, можно установить номер исходного двутавра. По упрощенной формуле (2.57) и (2.58), а также по табл. 2.6 находим)
М/(₽ЛЛ/) + QaKlptihAf) = Rvyc, Таблица 2.6. Соотношевия геометрических характеристик исходного двутавра и симметричного двутавра с перфорированной стеикой
Отношения * = h//ho
0,2 0,25 0,3
Б ш Б ш Б Ш
Л/Ло 1,6 1,6 1,5 1,5 1,4 М/
₽ = о/Л 0,954 0,958 0,936 0,943 0,913 0,923
Zlhf 0,817 0,831 0,809 0,827 0,814 0,780 0,819
0,380 0,405 0,400 0,422 0,421 0,438
®о — Af/Aa 0,348 0,370 0,373 0,391 0,399 0,413
2,56 2,58 2,31 2,32 2,05 2,04
W’x/W’o 1,60 1,61 1,54 1,54 1,46 1,46
1/250 1/335 1/95 1/155 1/73 1/94
///'о 1/180 1/200 1/120 1/105 1/54 1/64
а = /х/(2 If) 320 430 140 180 75 95
230 260 107 120 55 65
0,007 0,005 0,011 0,009 0,017 0,013
0,010 0,009 0,016 0,013 0,022 0,020
Р/1~ ^/шах/0Лу) 0,032 0,025 0,052 0,046 0,074 0,065
0,041 0,042 0,060 0,060 0,080 0,081
₽? = Sfhf/If 1,75 2,00 1,60 1,80 1,50 1,60
Примечание. Две цифры, приведенные в одной клетке, относятся к модификациям двутавров типов 5 и Ш, причем первая — для двутавра № 20, последняя — для двутавра № 100, промежуточные — по интерполяции.
70
Таблица 2.7. Оптимальные сочетания исходных двутавров Б при компоновав бистальиых двутавров с перфорированной стенкой
Верх Ry = 210-230 МПа Низ Ry = 290— 310 МПа Afi/A/i Верх Ду = 210— 230 МПа Низ Ry = 290— 310 МПа лЛ/л/а
23БЗ 20Б1 0,702 55Б2 50Б1 0,745
30Б1 23Б1 0,725 60Б1 50Б1 0,698
35Б1 26Б1 0,733 60Б2 55Б1 0,738
35Б2 30Б1 0,755 70Б2 60Б1 0,733
40Б1 30Б1 0,705 80БЗ 70Б1 0,658
40Б2 35Б1 0,715 90БЗ 80Б1 0,643
45Б2 40Б1 0,707 100БЗ 90Б1 0,662
50Б2 45Б1 0,722
откуда
Ло « (М/₽ + Qa/(4pfl))/(Ryyc^Y. (2.64)
A4/(PA4f) + Qa/(4pfihAf) < RuTc/Tu, откуда
Л» « (М/Р + Qa/(4p/a>) уц/(ЛцтеаоА). (2.65)
По Ло, учитывая, что h0 = ft/pa, можно по сортаменту выбрать (табл. 2.6) подходящий двутавр типа Б илиШ (двутавры с параллельными гранями полок по ГОСТ 26020—83). Далее определяются необходимые геометрические характеристики нового двутавра, в том числе:
ij = Ьо - 2Af = Mi - 2v); Лг = 0,5 (Ло - tM;
« = 5в/Л1-11ВЛ2/(8Л,)-0,5Л1;
Jl = 0,5 [/а - 1^12 -2Af (0,5Л£ + г)2]; (2.66)
Wf пив = If]Z'i Wf щах = 1 f/(h[ — 2)j
/« = 2 + Af (Л, + z)BJ.
В этих формулах характеристики о индексом «0» относятся к исходному двутавру. В несимметричных бистальных двутаврах рекомендуется иметь соотношение между площадями поясов
AfdAfi ~ Ryi/Ryf
ЦНИИПроектстальконструкция считает рациональным сочетание частей двутавра а перфорированной стеикой из исходных двутавров типа Б (табл. 2.7) из сталей марок Ст. 3 (верхняя часть) и 09Г2С (нижняя часть). Площади поясов определяются по максимальному изгибающему моменту!
Л/1 = Afinax/(oR^iYc)i Л/э = Л^пихДой^эУс). (2.67)
Моменты сопротивления исходных двутавров устанавливаются по приближенным соотношениям
Wo. h 0,654/!»; We. ж 0,55Af2v. (2.68)
По этим характеристикам компонуется сечение бистальной дву-
71
тавровой балки в перфорированной стенкой. В прилож. 2 приведены данные о тавровых поясах с v = 0,25 (ГОСТ 26020—83**).
10. После определения геометрических характеристик образованного двутавра осуществляются необходимые проверки: прочности поясов в нескольких отверстиях; прочности стенки поясов и перемычки на сдвиг; местной устойчивости стенки поясов и перемычки; общей устойчивости и жесткости балки.
11, 12. Далее осуществляются проверки сварных швов и поперечных ребер жесткости. Опорные ребра устанавливаются при
Конструкции и расчет фланцевых стыков
Монтажные стыки как в обычных, так и в облегченных балках имеют три конструктивных решения (рис. 2.35) — сварные (без накладок и с накладками), сдвигоустойчивые (с накладками на сдвигоустойчивых высокопрочных болтах), фланцевые (на высокопрочных болтах).
Сварные стыки без накладок наименее металлоемки, но требуют значительных затрат труда высококвалифицированных сварщиков. Кроме того, при сварке стыков в холодное время года необходимо проводить дополнительные мероприятия для обеспечения качества и надежности соединений.
Сдвигоустойчивые соединения менее трудоемки в изготовлении, не требуют высокой квалификации монтажников, проще выполняются при низких температурах, более надежны в работе при динамических и циклических нагрузках, так как не создают концентраций напряжений и остаточных температурных напряжений, как сварные швы.
Фланцевые соединения, в свою очередь, имеют ряд преимуществ по сравнению со сдвигоустойчивыми. Во фланцевых стыках уменьшается расход металла на соединение, в 3 ... 3,5 раза снижается количество болтов (в сдвигоустойчивых соединениях болты ставятся с двух сторон и нагружены одинаково в сжатой и растянутой зонах, несущая способность на сдвиг меньше несущей способности на растяжение). Количество болтов в сжатой
а) 5) 6) г)
Рис. 2.35. Типы монтажных стыков а — сварной; б — сварной с накладками; в — иа фрикционных высокопрочный болтах} в — фланцевый ва высокопрочных болтах
72
Рнс, 2.36. Типы фланцевых стыков а — с равномерным размещением болтов; б — с неравномерным размещением болтов; в — с концентрацией болтов у растянутой полки; а <— в составными фланцами
зоне во фланцевых соединениях может быть уменьшено, поскольку нормальных усилий они не передают, а только обеспечивают передачу поперечных сил за счет трения поверхностей фланцев. Основное количество болтов сосредоточено в зоне растянутого пояса, причем болты работают о ббльшей отдачей, чем при сдвиге. Отсюда следует, что трудоемкость монтажа фланцевых соединений снижается в 3,5 ... 4 раза. Кроме того, уменьшается трудоемкость изготовления балок, главным образом за счет резкого сокращения числа отверстий в стенке и поясах.
О материале для фланцев и их конструировании подробно говорится в п. 1 гл. 3. Различные конструктивные решения фланцевых соединений в балках и рамах показаны на рис. 2.36.
Болты во фланцевых стыках устанавливаются иа одинаковом расстоянии или концентрируются в растянутой здне у пояса. Толщина и ширина фланца в этом месте иногда увеличиваются, причем часть фланца в растянутой зоне выполняется из более прочной стали, а в сжатой малонагруженной растянутой зонах — из малоуглеродистой стали. При мощных поясах количество болтов с каждой стороны стенки в ряду доводится до 3 ... 4 штук.
При расчете фланцевого соединения должна быть проверена прочность в четырех зонах — в высокопрочных болтах, во фланцах, в сварных швах, прикрепляющих фланцы, в основном сечении балок у сварных швов. Во фланцах проверяется прочность при их изгибе, а также при возможном поверхностном отрыве в около-шовной зоне.
Весьма приближенный расчет фланцевого соединения в балках ведется из предположения, что усилия в болтах распределяются пропорционально расстоянию от точки приложения равнодействующей силы в сжатой зоне, например от центра сжатого пояса до болта (рис. 2.37). Тогда усилие в наиболее напряженном крайнем болте будет
^тая = таЯ/п0 S (п^/по)г i=l
где х(, хшах — расстояние до i-то ряда и до крайнего ряда болтов; л(, п0 — количество болтов в i-м и крайнем ркду; m — число рядов.
73
Рис. 2,37. Эпюра усилив в болтах фланцевого соединении
Рис. 2.38. Расчетная модель Т-образного фланца (а — изогнутая ось фланца)
Такое распределение усилий может быть только при очень толстых фланцах.
Действительная работа фланцев сложна. Если во фланце вырезать полоску, то ее можно представить как своеобразную балку, находящуюся под действием системы сил Pt, Nb, V (рис. 2.38). Сила Pt передается от балки (стенки или пояса) на фланец, ЛГЬ — это сила, которая возникает в болте после приложения внешней нагрузки. Силу V обычно называют рычажной. Это — равнодействующая, возникающая от совместного прижатия двух фланцев друг к другу; положение равнодействующей зависит от ряда факторов, в первую очередь от толщины фланцев.
Если представить себе, что фланец не деформируется, то под нагрузкой возникает изгибающий момент (у стенки или полки), равный Nbc. Наличие рычажной силы уменьшает величину этого момента, следовательно, требуемую толщину фданца. Влияние рычажной силы учитывается при расчете фланцевых соединений. Расчет по этой методике изложен в п. 1 гл. 3.
Имеется предложение использовать резервы несущей способности фланцевого соединения, если допустить развитие пластических деформаций в сечении балки и во фланцах и применить для их оценки метод предельного равновесия [351.
Определяемая толщина фланца в этом случае будет минимальной. К тому же развитие пластических деформаций во фланцах вызовет повышение прогиба балки, как свидетельствуют эксперименты, на 5 ... 15 %. Поэтому до накопления дополнительных экспериментальных данных такой метод можно использовать для расчета фланцевых соединений лишь в малоответственных конструкциях.
Предполагается, что с деформируемой поверхности фланца на сечение балки, примыкающей к нему, передаются реактивные усилия, ограниченные в сжатой зоне сопротивлением металла балки Pv, а в растянутой зоне предельным усилием, необходимым 74
Рис. 2.39. Расчетвая модель фланца при развитии пластических деформаций а — фланец; б — расчетная эпюра напряжений в балке; в *—• расчетная схема полоски фланца
для образования пластического механизма в расчетной полоске фланца (рис. 2.39, б). Принято, что полоска жестко защемлена по линии размещения болтов и эти полоски у стенки и полки балки работают независимо (рис. 2.39, в).
До начала расчета устанавливаются; размеры фланцев с учетом габаритов балок, диаметр высокопрочных болтов, минимальное количество болтов, необходимое для восприятия растягивающего усилия пояса двутавра. Болты размещаются на минимально возможных расстояниях от полок и стенок.
Алгоритм расчета представлен на рис. 2.40. Дополнительно к обозначениям на рис. 2.40: о» — коэффициент нагруженности двутавра изгибающим моментом; о»и — значение со, при котором в стенке двутавра развиваются пластические деформации; £ = = y/v — относительная высота сжатой зоны соединения; со5 = = 0 — значение со, при котором нейтральная ось соединения перемещается в сжатую полку двутавра; vt, vp, — отношения величины напряжений, действующих соответственно в растянутой и в сжатой полках, в растянутой зоне стенки, к Rv стали двутавра; Ze. f, 1в.„ — расчетные пролеты фланца соответственно поперек полки и стенки;
Ze, f = Zf — Zjf — 1,3кц 0,54^; Ze, to == 1 — 0,5йь;
lf, — расстояния между осями болтов соответственно поперек полки и стенки; Kff, — катет углового сварного шва, прикрепляющего фланец соответственно к полке или к стенке двутавра; db — диаметр болта.
Толщина фланца определяется по формуле
о, (2.69)
где
^.o=v2w(Vb);
фу = it Iftf + (1 — £) о];
75
'J’t — j + 1’5яв7ял1»
КЛ1 = к f/( 1 — i) »J ®л = Rg. fl'/Ryi коэффициент к принимается по табл. 2.8. В этой же таблице указано минимальное расстояние от оси болтов до края фланца а^, при котором обеспечивается рычажный эффект.
Найденная по (2.69) толщина фланца будет минимальная. Если же вести расчет по упругой стадии работы фланца, то, естественно, толщину его потребуется увеличить. При передаче фланцевым соединением, кроме изгибающего момента, еще и поперечной
Рис, 2.40. Блок-схема расчета фланцевого соединения на изгиб с учетом развития пластических деформаций
76
Таблица 2.8. Коэффициенты k, kN, расстояние аг
tfl. О' ““ 12 16 20 24 28 32 36
VI 0 при 1е, мм 60 1,05 1,09 1,13 1,17 1,21 1,26 1,29
90 1,02 1,05 1,08 1,12 1,15 1,18 1,21
kN, 1/см 0,435 0,574 0,695 0,801 0,948 1,064 1,166
azi мм 22 31 40 50 60 70 82
силы следует выполнить дополнительные расчеты (в настоящем издании не приводятся).
Необходимое минимальное количество болтов в зоне растянутой полки:
nmla = M/(vNb), (2.70)
где Nb—максимальная несущая способность одного болта: Nb = RbnAbnfbl Abn — площадь сечения высокопрочного болта (эти характеристики принимаются по СНиПу); уь — коэффициент, учитывающий особенности работы болтов во фланцевом соединении, релаксацию напряжений в затянутом болте, неоднородность напряженного состояния (может быть принято уь~ 0,9).
При проверке болтов на прочность все они делятся на три Группы по зонам размещения (рис. 2.41): болты внутренней зоны размещаются в углах сечений балки и испытывают воздействие через фланец одновременно от полки и стенки; болты наружной зоны (прочие болты в растянутой зоне) испытывают воздействия Через фланец только от полки или стенки; болты сжатой зоны.
Усилие в болтах внутренней зоны:
NbB = Nbf + Nbv- (2.71)
Усилие в болтах наружной зоны:
Nbn = NbfNt>v, или — Nbw + Nbv, (2.72)
где Nbf — усилие, приходящееся с полки на один болт: Nbf = VfRvAf/nf, hf — Число болтов у растянутой полки; Nbw = с — расчетный участок
Стенки (ребра), равный lef, Nbv — дополнительная нагрузка на болт от рычажного усилия, возникающего в деформированном фланце: Nb4 — 0,2]акр/Кул; Я—расчетная длина участка полки, примыкающей к рассматриваемому болту: Я = /е. у; для болтов, расположенных у стенки, вместо о принимается участок с; К#—параметр, принимаемый по табл. 2.8; расстояние от оси болта до кромки фланца не должно быть меньше аг (см. табл. 2.8) и не менее 1,3db, при этом обес" йечивается достаточное защемление фланца.
Полное усилие в болтах внутренней и наружной зон с учетом вилы предварительного напряжения
Nbt — Pbh + Nbd в <в!, (2.73)
»» Pbh — усилие предварительного напряжения; А/и в = А^ЬвХ — для болтов •утренней зоны; Nbda = ^ЬнХ — Для болтов наружной зоны; %—коэффициент основной нагрузки (в частности, для болтов М24 из стали 40Х «Селект» 5С = 0,13).
77
Рис. 2.41. Группы болтов в фланцевом соединении
Рис. 2,42. Зоны поверхностного отрыва во фланце
Условие прочности болта
Мы < Мы (2.74)
здесь №ь находится по формуле (2.70), Исходя из этого условия выбирается необходимая максимальная величина предварительного напряжения
Pbh шах — Мь — Мъа в <и>-
Если расчет вести по критерию нераскрытия фланцевого соединения, иными словами, сохранения контакта между фланцами в зоне болтов, то необходимое предварительное напряжение
Pbh mln = Мь в (Н) (1 — X) УЬо» где тьо — коэффициент, учитывающий релаксацию напряжений в затянутых болтах: уь0 = 0,95.
Прочность фланца на возможный поверхностный отрыв в около-шовной зоне (растяжение по основному металлу фланцев) проверяется по формуле
Oz = Pflt < Rih to (2.75)
где Pf — усилие, передающееся на фланец с одного сантиметра длины поиса (Pftf) или стенки (<VB)i г — длина участка отрыва, зависит от вида швов (указана на рис. 2.42).
Прочность сварных швов, прикрепляющих фланцы к балке, проверяется с учетом
глубины проплавливания по шву:
Ч = PfWt (Kt + 0>2 см)] «5 Ra>rta>rtoi (2.76)
по зоне сплавления:
Ъ = Pff(f>zKf) < Rwzfuatct (2-77)
где ₽, и Рг — коэффициенты; Ру = 0,7; Рг — принимается по нормам; — коэффициенты условий работы угловых швов.
78
Рис, 2.43. Размеры балки примера 2,4
Примеры расчета
Пример 2.4. Определить размеры прогона пролетом 12 м. Климатический район 114. Снеговой район — 4. Расчетная нагрузка от ограждающих конструк-днй и снега — 22 кН/м, нормативная — 15,5 кН/м. Расчет проводится по СНиП П-23—81*. Коэффициент условия работы ус=1. Шаги расчета взяты по табл. 2.2.
1. Принимается несимметричное бистальиое двутавровое сечение с перфо-Ированной стенкой, рез типа IV. Исходные двутавры типа Б по ТУ 14-2-24—72.
2. Принимается для нижнего пояса сталь марки 09Г2С-6 (ГОСТ 19282—73)*, ДЛЯ верхнего пояса — ВСтЗсп5-1 (ТУ 14-1-3023—80). Для толщины стенки До 10 мм — Rvi = 250 МПа, RS1 = 145 МПа, Rui — 370МПа; до 20 мм — Rgt = «Ф 240 МПа; до 9 мм — Rg2 = 330 МПа; Rst = 191 МПа; Ru2 = 465 МПа; до 20 мм — Rg2 — 310 МПа. Для ребер жесткости берется сталь марки ВСтЗпсб-1.
3. Определяется высота балки по условию жесткости при Ц/l] = 1/250 он/ = 310 (15,5/22) — 218 МПа,
hr= 5-218-250-1200-1,05/(24-2,06-10^) >70 см
Шаги 4 и 5 опускаются (см. табл. 2.2).
6. Принимаются v = 0,25, участок с — 250 мм, расчетный участок выпущенных опорных швеллеров — 200 мм. Число отверстий — 28. Тогда по условию (2.63)
2-250+ 28s+ е = 12 000 — 2-200, где s = 2 (а+ е). Тогда 56а+ 57е = «в 11 100. Принимается а= 130 мм, е — 67 мм. Шаг 7 опускается.
8. Дли опирания балок предусматриваются швеллеры (рис. 2.43).
9. Принимается 4дМ/а « Ryi/Ryt — 240/310 = 0,806. Выбирается плечо внутренней пары о =• 0,95Л ; у = 65 см. Тогда по (2.67) 4ух = 396-102-10/(65 X X 240) = 25,4 см2;= 0,806-25,4 = 20,5 см2;
По (2.68) Wnfi = 0,65-25,4-65 = 1073 см3; = 0,55-20,5-65 = 733 см8.
По сортаменту двутавров с параллельными полками принимаются: для Верхнего пояса— исходный двутавр 45Б1, для нижнего пояса — 40Б1. Характеристики поясов по [7]: Afl = 28,7 см2; = П10 см8; А/2 — 23,3 см2;
= 799 см3. Эти двутавры входят в сокращенный сортамент профилей.
Определяются необходимые геометрические характеристики всего сечеиия (рис. 2.43): min = 25,5 см8; W/i max — 113 см3; min — 18,1 см8; =
= 80,8 см3; //1= 230 см4; /уа= 145 см4. Положение оси центра тяжести относительно верхней полки х — (28,7-2,04 + 23,3-61,51)/(28,7 + 23,3) = 28,7 см. Момент инерции /я = 230+ 145 + 28,7-26,662 + 23,3-32,812 = 45 845 см4.
10. Проверка прочности производится в трех местах: в зоне первого отверстия у опоры, в середине пролета, в местах наибольших нормальных напряжений Во формулам (2.49) ... (2.50). В зоне первого отверстия — х = 0,58 м, М = ==72,8 кН-м; Q= 119,2 кН; <?1 == 119,2-230/(230 + 145) = 73,1 кН; Q2 = = 119,2— 73,1 = 46,1 кН;
79
Таблица 2.9. Максимальные нормальные напряжения
Точка аи, МПа Оф МПв в я» Я. кН -к Q. кН о, МПа «у
1 247,5 46,5 0,19 5,43 392,5 13,2 250 240
2 161,5 205,5 1,27 2,19 233,6 84,5 285 285
3 298,6 40,9 0,14 5,53 392,5 13,2 300 310
4 214,3 183,4 0,86 3,42 322,8 56,8 253,6 358
72,8.10».ТО.28,7 , 73,1.10-13 о_ - _ „
45 g45-------'---2.ИЗ— = ^5,6 4-42 = 87,5 <3 /?₽1т0—240 МПа]
72,8-10».10-18,7 °» = 45 845
+•73» = 29,6 4- 185,6 = 215,2 <3 KulTo/Ta =
= 370/1,3 = 285 МПа]
С - 72,8 S’34,6 + 46;!яп°Я13 = 54’9 + 37 = 9I>9 < *v»To= ЗЮ МПа,
72,8-10«-10-24,8 , 46,1-10.13 .,«« опк о „
о* ------45 845--------'---2-18~1— = 39'^ 4" 165,6 — 205 <5 RuiYc/Tu
= 465/1,3 = 358 МПа.
В середине балки, в воне 14-го отверстия, я= 5,8 м, /И = 395,6 кН-м <? ж 0:
Oj = 242,2 ж flpi'Yc = 240 МПа; о, = 160,8 < Ruitc/Уи = 285 МПа; ав =
= 298,3 < Яиус = ЗЮМПа; at = 214 < Ru2yc/4u = 358 МПа.
Сечения с наибольшими нормальными напряжениями определяются по формуле (2.51). Результаты расчета представлены в табл. 2.9. Проверка прочности первой перемычки иа сдвиг по формуле (2.53) при <?а = 114,8 кН:
т1 = 114,8.10-39,4/(59,5-0,76-13) = 76,9<₽siYc = 145 МПа,
т-= 114,8-10-39,4/(59,5-0,68-13) = 86<Явауе= 191 МПа.
Проверка жесткости балки:
f 5-15,5-10-1200»-1,05 I Г/Т_ 1
I ~ 384-10»-2,06-10»-45 845 = 255 < |_ I J 250 '
Проверка местной устойчивости стенки таврового пояса по формуле (2.54)*
bf/hf. ef — 180/81 = 2,2; Л). el = h[ — i[ — r= 110,3 — 11 — 18 ж 81;
Л/. etHw= 81/7,6= 10,6;
Л/, etitw < °.45 Д/2,06.10»/250 = 12,9 — местная устойчивость обеспечена.
Pacxoh стали на балку — 645 кг. Экономия стали по сравнению с двутавром с Rv = 240 МПа (50В2) — 29 %, с двутавром с Ry = 310 МПа (45Б2) — 15,4 % (без учета требований жесткости для обычных двутавров).
Пример 2.5. Определить размеры сечеиня н других элементов стропильной двутавровой балки по данным примера 2.1 (п. 1 настоящей главы). Эпюры М и Q показаны на рис. 2.14. Расчет проводится по теории составных стержней. Шаги расчета взяты по табл. 2.2.
1. Принимается симметричное моностальное двутавровое сечение с перфорированной стенкой. Исходный двутавр — типа Б по ТУ 14-2-24—72. Рез — несимметричный типа IV.
80
Рис. 2.44, Размера балки и фланца примеров 2,5 и 2.6 а •» балка) б ** фланец
2. Принимается сталь марки 09Г2С (ГОСТ 19282—73*): для толщина до 20 мм Rv = 310 МПа, Re = 191 МПа, Ru = 465 МПа; для толщины до 32 мм Rv = = 290 МПа; для ребер жесткости — ВСтЗпсб-1.
3. Определяется высота балки по условию жесткости при If/Z] = 1/250, = 214 МПа:
ftr = 5-214-250-1,05-2400/(24-2,06-10*) > 138 см; принимается высота 150 см. Шаги 4 и 5 опускаются.
6. Принимается v = 0,25. Так как на балку опираются ребристые плиты, то должно выполняться условие snt = Zi, где Zt = 3000 мм — ширина плиты. Принимается три отверстия на этом участке. Ребра плиты должны опираться на перемычки, т. е. 3-2 (л+ е) = 3000 или й+ е = 500 мм. Принимаем а = = 330 мм, е = 170 мм. На концевых участках могут разместиться только по два отверстия (рис. 2.44, а). Шаг 7 опускается.
8. Опорные ребра жесткости и стык принимаются в середине пролета.
9. По данным табл. 2.5 и по формулам (2.64), (2.65) для сечения у отверстия иа расстоянии х = 10,5 м от опоры М = 3756 кН-м; Q = 159 хН:
Ло = [3756-10»/0,93 + 159-10-33/(4-0,059) 1/(290-150-0,36) = 272 см»;
Ло = 13756-103/0,93 4- 159-10-33/(4-0,016)] 1,3/(465-150-0,36) = 263 см».
Принимается исходный двутавр по сокращенному сортаменту 100Б1 с Ло = = 289 см», h = 1,5-100 = 150 см.
Вычисляются геометрические характеристики для поясов по [7] и сечеиия:
Af = 106 см»; If = 4930 см4; Wf шах = 961 см8;
IF/ пип = 255 см»; hf = 245 мм; г = 19,4 см;
п = 2 (745 — 51,3) = 138,74 см; h = 150 см;
1Я = 2 (4930 + 106-69,37») = 1 030 046 см4;
а = 1 030 046/(2-4930) = 104,5; if» 1 - 1/104,5 = 0,9904 (точная величина ф = 0,9928).
10. Определяется сечение с наибольшим напряжением о^: по формуле (2.52^ шах = 636-10-33/(4-961) = 54,6 МПа,
= 3816-10®-75/1 030 046 = 277,9 МПа;
ДА X111ЛХ
В1 = 54,6/277,9 = 0,196; xt = 24 (2 — 0,196»/4) = 10,82 м.
81
Сечение с наибольшим напряженней ot: по (2.52)
<jQanui= 636-10-33/(4-255) = 205,8 МПа;
3816-10-50,5/1 030 046= 187,1 МПа;
В3 = 205,8/187,1 = 1,1? X = 24 (2 — 1,1)/4 = 5,4 я.
Проверка прочности по напряжению aj производится по формуле (2.57); ближайшее отверстие — на расстоянии 10,5 м;
М = 3756 кН-м; Q = 159 кН; = 3756-lO’-0,9904/(138,74-106) + Ц59 X X 10-33/4 + 3756-103/(2-104,5)]/961 = 252,9 + 32,3 = 285,2 < Rvye = = 290 МПа.
Проверка прочности по напряжению а2 производится по формуле (2.58): ближайшее отверстие— на расстоянии 5,5 м; М = 2325 кН-м; Q = 477 кН; а, = 2325• 10» • 0,9904/(138,74 • 106) + [477 • 10 • 33/4 — 3118 • 10»/(2 • 104,5) J/255 = = 156,5 + 95,7 = 252,2 < /?иус/уи = 465/1,3 = 357,6 МПа.
Проверка прочности первой перемычки на сдвиг по формуле (2.53): т = = 636-10-100/(1,6-33-138,74) = 92,5</?,ус = 191 МПа.
Проверка прочности пояса в первом отверстии иа сдвиг по формуле (2.59): коэффициент Р из табл. 2.5 равен 1,5; т = 1,5-636-10/(2 • 1,6-24,5) = 129,7 < < = 191 МПа.
Проверка прочности перемычки от сосредоточенной нагрузки F = 3-53 = = 159 кН: длина опорной площадки ребер 2-16 см
Ze/ = 2-16+ 2,1 = 34,1 см;
а1ос = 159-10/(1,6-34,1) = 29 < Риус = 310 МПа — поэтому условию поперечные ребра не нужны.
Проверка жесткости балки:
f 5-39-10-2400’-1,05 I _ I
I ~ 384-100-2,06-10s-1 030046 285 < 250 ’
Проверка местной устойчивости стенки таврового пояса по формуле (2.54): АЛе/ = 245 — 21 — 30= 194 мм; *//Л/. ef = 320/194 = 1,65; hf, ef/tw = = 0,45 (1 + 0,25 V2—1,65) = 0,45-1,148 '1/2,06-10^/310 = 13,3; =
= 194/16= 12,1 < 13,3.
Проверка местной устойчивости перемычки по формулам (2.40) и (2.61):
а = 33/(2-50,5) = 0,327;
к = (0,7 + 5-0,327’)/0,327 = 3,78;
1м = (100/1,6) 310/(2,06- 10s) = 2,4;
тсг = 0,4-3,78- 191/Ц1 — 2-0,25)’ 2,4’] = 1,0б/?8 = 200 МПа; т = 129,7 < < тсгус — местная устойчивость перемычки обеспечена.
12. Проверка местной устойчивости стенки на опоре. Ребро необходимо, если ha. efltv > 40; hm, ef = 1500 — 2-21 — 2-30 = 1398; hm ef/iw = = 1398/15,5 = 90. Из расчета видно, что опорное ребро необходимо, кроме того, оно выступает в роли диафрагмы.
Расход металла на балку: сталь 09Г2С — 5868 кг, ребра — 117 кг, всего — 5985 кг. Обычная сварная двутавровая балка—6054 кг. Экономия в балке с перфорированной стенкой—1,1 %.
Пример 2.6. Определить размеры фланцевого стыка примера 2.2 в середине пролета (М + 3816 МПа). Расчет ведется с учетом развития пластических деформаций во фланце. Алгоритм расчета приведен на рис. 2.40.
1. Размеры сечения балки и фланца представлены иа рис. 2.44,6. Принимается для фланца сталь 14Г2АФ-15 по ТУ 14-105-465—82 при толщине до 50 мм Ry-fl ~ 370 МПа. Принимаются высокопрочные болты М24 по ГОСТ 22353—77* из стали 40Х «Селект», диаметр болта 24 мм; площадь сечения болта нетто А Ьп = = 3,52 см’, Rbun= 1100 МПа; Rbb = 0,7Rbun = 770 МПа, Rtb = 0,5/?un = = 270 МПа.
82
2. Устанавливается количество болтов в воне растянутого пояса по формуле (2.70). Несущая способность одного болта Л% = 770-3,52-0,9/10 = 244 кН; п = 3816/(244-1,479) = 10,5 болтов. Минимальное расстояние между болтами — 2,5d = 60 мм; минимальное расстояние до кромки — 1,3d = 32 мм, ио принимается равным 55 мм для обеспечения разгружающего рычажного эффекта. Из конструктивных соображений в зоне растянутого поиса размещается 12 болтов. По высоте расстояние между болтами (рис. 2.44, б) принимается близким к максимальному (16d = 384 мм).
3. Расчет фланца: а = 32-2,1/(1,6-145,8) = 0,288; = 1,6/2,1 = 0,762.
Швы, прикрепляющие фланец к балке, — стыковые; у стенки и полки разделка с двух сторов:
/в. { = 90 — 21 — 0,5-24 = 57 мм; 1в, в = 90 — 16 — 0,5-24 = 62 мм;
я, = 57/62 = 0,92; ф0 = 0,288 + 0,25 = 0,538;
ф = 3816-103/(370-1,6-147,9е) = 0,295;
о = 0,295/0,538 = 0,548; = (0,288-0,762+ 0,Б)/0,538 = 1,337;
i, = 0,92/0,762 = 1,21; шшах = 1 (см. табл. 2.7);
шг=а= (0,288*+ 0,5-1,21 -0,288)/(0,538 (0,288+ 1,21)) = 0,319;
Е = 0,5 (0,548 — 0,319)/(1 — 0,319) = 0,168;
vf = (0,288 + 0,168)/(0,288 + 1,21 — 1,21 -0,168) = 0,352;
ve= 1,21-0,352= 0,426.
Далее по формулам (2.69):
ipv = 2,1 [32+ 0,5-1,21-0,762 (1 — 0,168) 147,9] = 186,3 см*;
Kh( = 5,7/((1 — 0,168) 147,9) = 1/21,6;
фр = 4-34/5,7 + 1,5-0,92-21,6 = 53,66; = 370/290 = 1,276; „ =
= У2-0,352-186,3/(1,276-53,66) = 1,39 см.
Коэффициент к = 1,07 по табл. 2.8, tfi = 1,39-1,07 = 1,49 см. Минимальная толщина фланца — 16 мм, если допустить в нем развитие пластических деформаций. Принимается толщина 25 мм.
4. Проверка прочности болтов:
усилия в болтах внутренней зоны:
Nbf = 0,352-290-2,1 -32/(12-10) = 57,2 кН;
Nba>== 0,5-0,426-290-1,6-11/10= 108,7 кН;
NbB = 57,2 + 108,7= 165,9 кН; Nbv = 0,21-11-0,838-770 = 149 кН;
= 0,838 при фланце 25 мм по табл. 2.8;
усилия в болтах наружной зоны:
Л/Ьн = 57,2+ 149 = 206,2 кН, иля 1УЬн = 108,7+ 149 = 257,7 кН;
Л/мв = 165,9-0,13 = 21,6 кН; % = 0,13; Л/Мн = 257,7-0,13 = 33,5 кН.
Необходимая величина предварительного напряжения
Pbh = Nb — Nba в = 244 — 21,6 » 222 кН; Pbh = Nb — Nb<i в = 244 — — 33,5 «210 кН.
Руководство [68] рекомендует для расчетов принимать
Рьь О.ЭРьдЛьп; 0,9-770-3,52/10 = 244 кН. В нашем примере
прочность болтов обеспечена.
83
5. Прочность фланца на возможный поверхностный отрыв проверяется по формуле (2.75) для z = 1,3f:
а = 290//(l,3f) = 223 < Rtfl = 270 МПа — прочность обеспечена.
6. Прочность сварного стыкового шва: а = 290tft = 290 < Rmu^c = = 333 МПа; Rwu для стыкового шва из электродов марки Э-50А при ручной сваркеRu,u = 0,85/?a,un/yu =Ц0,85-490/1,25 = 333МПа — прочность обеспечена.
Глава 3. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ОБЛЕГЧЕННЫХ ФЕРМ
1. Фермы с поясами из уголков, тавров и двутавров
Общие положения
Традиционные фермы со стержнями из парных уголков и узловыми фасонками господствовали в строительстве длительный период, причем замена заклепок сваркой не изменила конструкцию ферм.
Стремление снизить расход металла и использовать технологию поточного изготовления при высоком уровне механизации и автоматизации привело к созданию ферм нового типа. В этом пункте речь пойдет о фермах с поясами из открытых профилей — одиночных уголков, тавров, двутавров. Для таких ферм характерно либо полное отсутствие фасонок и непосредственное сопряжение стержней, либо резкое сокращение числа фасонок и их габаритов. Именно бесфасоночные фермы являются наиболее характерными сварными конструкциями, так как только сварка позволяет осуществлять сопряжение элементов без дополнительных деталей.
Стержень из двух уголков заменяется стержнем из одного профиля. В некоторых типах ферм начинают применяться механизированные виды сварки, электрозаклепки вместо полуавтоматической сварки. Все это обеспечивает экономию металла до 8 ... 12 % и существенно снижает трудоемкость изготовления, повышает коррозионную стойкость, облегчает эксплуатацию конструкций.
Дальнейшее совершенствование ферм с поясами из одиночных уголков, тавров и двутавров пойдет по пути их максимального приспособления для поточного механизированного и автоматизированного изготовления, в особенности для автоматической сварки, использования высокотехнологичных на монтаже фланцевых соединений, приспособления ферм для блочного монтажа.
Конструкция ферм
Современные типовые фермы — это, как правило, фермы с параллельными поясами и уклоном верхнего пояса до 1,5 %, который обеспечивается за счет строительного подъема; такие уклоны вполне достаточны для стока воды по кровлям из рулонных 84
Рис. 3,1. Схема стропильных ферм а •— из одиночных уголков: б—с поясами из широкополочных тавров и решеткой ES парных уголков; в — с поясами из широкополочных тавров и раскосами из одиноч-8ЯХ уголков; г — решетчатая балка с поясами из широкополочных тавров и раскосами 8 одиночных уголков; д — с поясами из шнрокополочных двутавров н решеткой из прямоугольных гнуто-сварных труб; е —- с поясами из широкополочных двутавров н решеткой на одиночных уголков; ж м с поясами из широкополочных тавров н решеткой из одиночных уголков
и мастичных материалов. Рассматриваемые конструкции наименее трудоемки в изготовлении благодаря унификации элементов решетки и узловых сопряжений.
Фермы пролетом 18 м поставляются на монтаж целиком, при пролетах 24 и 30 м — в виде двух отправочных марок длиной 12 пли 15 м- при пролете 36 м — в виде трех отправочных марок по 12 м.
В фермах в поясами из одиночных уголков элементы решетки проектируются также из одиночных равнополочных уголков [69]. Наиболее удобной является ферма с параллельными поясами, нисходящими раскосами и стойками (рис. 3.1, а). В узлах элементы решетки крепятся к поясам с помощью угловых швов (При необходимости с пристыковкой фасонки к перу поясного уголка), высокопрочных болтов или электрозаклепок, образованных точечной электросваркой (рис. 3.2).
Болтовые соединения удобно применять для ферм, которые необходимо перевозить россыпью в труднодоступные районы И собирать на монтажной площадке. Кроме тоге, болтовые соединения создают менее острые концентраторы напряжений, чем
Рис. 3.2. Узлы фермы из одиночных уголков а «со сварными швами; б — со сварными точками (контактная сварка)
85
Рис. 3.3. Узлы ферм с поясами иа широкополочиых тавров а — с фасовкам» и раскосама и парных уголков; б — с раскосами аа одиночных уголков и сварными точками; а — саеыа раамещеиии сварами точек а уале
сварные, поэтому фермы на болтах более надежны в условиях низких отрицательных температур.
Для повышения производительности труда при поточном изготовлении таких ферм разработан многопозиционный автомат для дуговой точечной сварки о принудительным проплавливанием, дающий возможность варить одновременно 2 ... 3 точки. Время сварки одного узла фермы с 4 ... 6 точками составляет 2 мин.
Недостатком этих конструкций является то, что сжатые стержни, прикрепленные только но концам, приходится проверять на устойчивость относительно оси наименьшей жесткости и принимать минимальный радиус инерции. Имеет место изгиб из плоскости стержня вследствие внецентренности крепления, что приводит к некоторому повышению расхода металла на стержни. Расстояние между центрами тяжести уголков верхнего пояса и опорного раскоса не должно превышать толщины полки наиболее толстого из примененных уголков. В узлах фермы раскосы крепятся к внутренним плоскостям полок поясных уголков.
Особенно эффективны фермы из одиночных уголков при бес-□рогонных компоновочных схемах с шагом ферм 4 м. Профилированный настил опирается непосредственно на пояса ферм. Он обеспечивает горизонтальную жесткость блока в плоскости верхних поясов и исключает излишние элементы связей. В то же самое время уменьшение шага ферм с 6 до 4 м снижает нагрузку на ферму и позволяет запроектировать стержни из одиночных уголков. Принцип концентрации материала при такой компоновке находит свое выражение в том, что металл концентрируется только в стропильных фермах, необходимость в прогонах и части связей вообще отпадает.
86
Таблица 3.1. Расстояния в соединения из сварных точек и несущая способность на срез сварной точки
Способ сварив и нарка влекгрода Диаметр электрода, мы Расстояние! мм, ве менее
а 1. &. » а V
Полу автом атическ ая 6 40 30 25 40
УОНИ 13/55 6 Диаметр точки в плоскости среза, мм Njf, кН
25 98
УОНИ 13/85 6 25 132
С появлением тавров, у которых полки имеют прямолинейные грани, появилась возможность существенного упрощения конструкций ферм. Однако тавры, к сожалению, изготавливаются не на металлургических заводах, а на заводах металлоконструкций путем роспуска по стенке двутавров с помощью газовой резки. Если не применять специальных технологий, то после роспуска под действием собственных напряжений образовавшиеся тавры искривляются и нуждаются в серьезной правке. Поэтому газовую резку двутавров следует осуществлять с предварительным разогревом 2 ... 3 газовыми резаками, смонтированными на одной рамке с основным резаком. Температура подогрева и скорость резки выбираются опытным путем так, чтобы образованные тавры не деформировались.
В типовых фермах (серия 1.460-8) решетка предусмотрена из парных уголков (рис. 3.1, 6). Фасонки привариваются встык к стенкам тавров, и поэтому их габариты малы (рис. 3.3, а). Однако и при таком решении изготовление ферм весьма трудоемко, так как у них остаются детали типа фасонок, сухарей и т. п. С этой точки зрения представляет интерес разновидность стропильных ферм с перекрестной решеткой по серии 1-460.3-18 (рис. 3.1, в). Раскосы у таких ферм выполняются из одиночных уголков и привариваются непосредственно к стенкам тавров, причем с одной стороны раскос нисходящий, с другой — восходящий (рис. 3.3, б). Раскосы прикрепляются к поясу с помощью сварных точек, образованных дуговой точечной сваркой с принудительным сквозным проплавливанием. Сварные точки следует располагать в один или два ряда параллельно оси уголка (рис. 3.3, в). Каждый конец элемента прикрепляется не менее чем двумя точками. Расположение точек в два ряда следует производить в соответствии с рис. 3.3, в и табл. 3.1.
В местах пересечения раскосы соединяются с помощью сухаря. Таким образом, резко уменьшается количество фасонок и сухарей,
87
Рис. 3.4. Узлы ферм ,с поясами яэ широкополочных двутавров и решеткой из гнуто-свариых прямоугольных труб а — усиленные наклонными плавками; б — поперечным ребром; » —• наклонными планками и поперечными ребрами; а —• гнутыми швеллерами
а в связи о этим — и трудозатраты иа изготовление. Кроме того, фермы этого типа лучше приспособлены для поточного изготовления.
Высота ферм о перекрестной решеткой принята 3150 мм для пролетов 18 ... 30 м и составляет 1/5,7 ... 1/9,5 пролета. Между тем по условиям жесткости для однопролетных ферм с поясами из низколегированных сталей с Ry = 290 ... 310 МПа высоту можно снизить до 1/16 ... 1/18 пролета или для пролетов 18, 24 м — до 1300... 1500 мм. При таких условиях может быть создана решетчатая конструкция с поясами из тавров и перекрестной решеткой из одиночных уголков (рис. 3.1, г), при этом длина панели пояса уменьшится в 2 раза до 1500 мм [31 ]. Это при непосредственном опирании настила на пояс уменьшает местный изгибающий момент в 4 раза.
Такую конструкцию можно назвать низкой фермой или решетчатой балкой. Снижение высоты приведет к увеличению мощности поясных тавров, но благодаря этому раскосы удастся прикреплять к поясам без дополнительных фасонок. Снизится и расход металла на решетку, так как практически в 2 раза уменьшится расчетная длина сжатых раскосов. Монтажные стыки в фермах с поясами из тавров удобнее всего выполнять на фланцах с высокопрочными болтами (рис. 3.8, а).
Появление широкополочных двутавров с параллельными гранями создало условие для изготовления ферм с поясами из этих профилей и решеткой из гнуто-сварных прямоугольных труб. 88
Ряс. 3.5. Опорные узлы ферм с поясами из шнрокополочяых двутавров
а —• с раскосами из гвуто-свариых прямоугольных труб; б — то же, на широкополочных двутавров
Разработана типовая серия таких ферм 1.460.3—15 (см. рис. 3.1,5). Основные достоинства этих конструкций — повышенная изгибная жесткость поясов; возможность опирания на них тяжелого настила с передачей значительных нагрузок; возможность внецентренного крепления раскосов, использования широкополочных двутавров без резки их на тавры (что несколько снижает трудозатраты) и, наконец, непосредственного сопряжения одностенчатых поясов с прямоугольными трубами решетки [66].
Недостатки рассматриваемых ферм: несколько снижается плечо внутренней пары и по сравнению с фермами из тавров при одинаковой высоте конструкций и поэтому повышается их металлоемкость; осложняется сборка из-за повышенной изгибной жесткости поясов. Фермы выгодны при значительных нагрузках и пролетах 30 и 36 м.
Узлы сопряжений решетки и поясов ферм из широкополочных двутавров показаны на рис. 3.4. Двутавр приходится усиливать специальными элементами. Необходимость усиления связана с тем, что пояс — двутавр — одностенчатый, а элементы решетки — двухстенчатые (имеются в виду стенки трубы, параллельные плоскости фермы). Кроме того, в узлах необходимо обеспечивать определенное защемление пояса от возможного его закручивания. Наклонные планки должны иметь толщину больше, чем толщина примыкающих элементов решетки, их рекомендуется приваривать к поясу напротив боковых граней труб решетки. Опорные узлы ферм (рис. 3.5) предусматривают возможность выполнения опорных раскосов из прямоугольных труб или двутавров. Монтажные стыки — также фланцевые на высокопрочных болтах (рис. 3.8, б).
В ЦНИИПСКе и УкрНИИПроектстальконструкция разработаны фермы с поясами из двутавров с параллельными гранями полок и решеткой из одиночных уголков (см. рис. 3.1, е). Расстояние между внутренними гранями поясов — 2400 мм, полная высота ферм — 2800 мм. Уголки решетки примыкают непосредственно к поясам так, что их угол опирается против стенки двутавра, а перья уголка развернуты (рис. 3.6, а). Такое сопряжение ближе к одностенчатому, что не требует местного усиления узла, так как сварные швы размещаются лишь в зоне примыкания стенки двутавра к полке (рис. 3.6, б). Опорный узел фермы образуется путем непосредственного сопряжения двутавровых поясов с помощью сварки (рис. 3.6, в).
89
Рже. 3.7. Блок покрытия <Tanui> (фермы с покевмя п шярокополочижя дау-тавров решеткой нз одиночных уголков)
Замена решетки из прямоугольных гнуто-сварных труб на одиночные уголки упростила узлы, улучшила технологичность ферм. Эти фермы получили название «Тагил» по названию города, в котором намечен их выпуск. Из фермы «Тагил» запроектированы блоки покрытий для зданий комплектной поставки (рис. 3.7). Поперечные балки предусмотрены с гибкой стенкой без ребер, прогоны — из швеллеров.
Поисковые проработки новых ферм идут в направлении снижения их высоты с 3150 до 2400 мм, опирания в уровне верхних поясов с нисходящими опорными раскосами. Это обеспечивает большую устойчивость ферм на монтаже, снижение расхода металла на опорный раскос. Помимо уголков, тавров и двутавров в разрабатываемых фермах предполагается использовать гнутые открытые профили — швеллерные, S-образные и др., обеспечивающие за счет тонкостенности дополнительную экономию металла.
Расчет ферм
При расчете ферм из одиночных уголков необходимо учитывать следующие особенности конструкции. Расчетная длина сжатых элементов ферм при одинаковых расстояниях между точками закрепления их в плоскости и из плоскости принимается в поясе и опорных раскосах равной I, а в прочих элементах решетки в плоскости фермы — 0,9/.
В случае опирания настила непосредственно на пояс ферм, причем при надежном его креплении к поясу, например с помощью самонарезающих болтов или дюбелей, последний должен быть проверен:
на прочность в сечении у узла по формуле
о = N/A -|- M/(cWтш)
где М — изгибающий момент в поясе у узла: М = (р + q) d’/lO; d — длина панели пояса; p,q—постоянная и временная нагрузки; с—коэффициент, учитывающий возможность развития пластических деформаций: с= 1,2; =
= 0,95;
на устойчивость в плоскости фермы
О = N/(4>eA) < Ryуе.
Продольные усилия определяются по шарнирной расчетной схеме. При этом надо помнить, что из-за передачи усилия на сжатые элементы решетки не по центру тяжести уголка, а по его полке возникает дополнительный момент, изгибающий стержень из плоскости фермы. Это следует учитывать расчетом стержня на внецентренное сжатие.
Расчет ферм с поясами из широкополочных тавров необходимо проводить с учетом таких особенностей, как обеспечение местной устойчивости стенок тавра и выбор расчетной длины раскосов при перекрестной решетке из одиночных уголков.
91
Таблица 3.2. Минимальные расчетные длины, м, стержней иа широкополочных тавров (по ГОСТ 26020—83)
Тавр Ао>. ef Ry. МПа Тавр ef Ry, МПа
tw 225 310 225 310
10ШТ1 12,4 0,65 1,21 251ПТ1 18,3 4,80 6,33
11.5ШТ1 13,7 0,67 1,35 251ПТ2 13,9 1,15 2,65
13ШТ1 14,2 1,07 1,83 251ПТЗ 13,0 0,43 1,95
13ШТ2 13,2 0,66 1,41 25ШТ4 12,2 0 1,31
15ШТ1 14,6 1,31 2,21 301ПТ1 20,4 6,45 19,6
15ШТ2 13,7 0,85 1,74 301ПТ2 15,3 2,09 3,67
15ШТЗ 12,9 0,45 1,33 ЗОШТЗ 13,6 0,68 2,29
17.5ШТ1 14,4 1,63 2,67 30ШТ4 12,3 0 1,19
17.5ШТ2 13,7 1,19 2,23 35ШТ1 21,7 6,87 20,1
17.5ШТЗ 13,0 0,78 1,81 35ШТ2 19,5 5,21 6,80
20ШТ1 16,6 3,53 4,68 35ШТЗ 16,3 2,60 4,19
20ШТ2 13,7 1,60 2,78 35ШТ4 14,3 0,97 2,57
20ШТЗ 12,6 0,83 2,01 35ШТ5 12,7 0 1,27
Примечанве. Условная
гвбкость стержня составляет 0,8 ... 4.
Местная устойчивость стенок центрально-сжатых, а также внецентренно сжатых и сжато-изогнутых стержней в соответствии с СНиП П-23—81* обеспечена, если выполняется условие
hw. et/iw < (0,40 + 0,07А) (1 + 0,25 V(2 — bf)/hw, ef) УЁ/R^, (3.1)
где hw. ef — эффективная высота стенки: hw. e f— (hf — tf — r); r — радиус закругления; % — условная максимальная гибкость стержня.
Условие (3.1) приводится для X = 0,8 ... 4 и 1 < bf/hw. ef < 2. Оно выведено исходя из требования, чтобы критическое напряжение сжатой, защемленной с одной стороны пластинки всегда было больше или равно критическому напряжению всего сжатого стержня. Из формулы (3.1) определяется минимальная расчетная длина сжатого стержня (табл. 3.2). Если фактическая расчетная длина стержня будет меньше, то стенка тавра может потерять местную устойчивость раньше, чем наступит потеря общей устойчивости стержня. Из данных табл. 3.2 видно, что тавры 20ШТ1, 25ШТ1, 30ШТ1, 30ШТ2, 35ШТ1, 35ШТ2, 35ШТЗ не могут применяться в сжатых поясах ферм с расчетной длиной 3 м и меньше.
Проведенные испытания ферм с перекрестной решеткой показали, что сжатые раскосы из одиночных уголков обладают меньшим запасом устойчивости, чем должны, если исходить из расчета по нормам [30]. Это объясняется меньшим поддерживающим влиянием растянутого раскоса, чем предполагалось, из-за воздействия изгибающих моментов, возникающих в результате вне-центренного крепления уголка к полке тавра. Расчетная длина из плоскости сжатого раскоса должна приниматься не менее 0,7 полной длины раскоса.
92
Таблица 3.3. Коэффициенты расчетных длин стержней фермы с поясами яз широиополочных двутавров [66]
Направлевие продольного изгиба Коэффициенты ц = lej]l
ПОЯСОВ опорных раскосов других ментов pel эле-летки
В плоскости фермы при учете изгибаю- 1 1 1,2 (0,6+p) sg 1 (0,6+р): sg 0,8
щих моментов без учета изгибаю- 1 1 0,8
щих моментов Из плоскости фермы 1 1 1
Примечания! 1. Предполагается, что в узлах сжатого верхнего пояса имеются усиления (см. рнс. 3.4). 2. Выражение р = (1/£/+ 4-l/E^d/^d) 1/(60, где 1, I — момент инерции и длина для рассматриваемого стержня; /у, /у, 1^, — тоже, для панелей пояса в растянутых раскосов в
узле, к которому примыкает рассматриваемый стержень.
Особенности расчета ферм с поясами из широкополочных двутавров и решеткой из гнуто-сварных труб заключаются в необходимости учета изгибающих моментов в стержнях и специального расчета узлов. По [66] изгибающие моменты в стержнях определяются в предположении жесткого сопряжения и наличия рас-центровок стержней в узлах. Продольные усилия находят по шарнирной расчетной схеме фермы. Допускается фермы с h}/d = = 1/10 при относительной расцентровке e/hf -С 1/10 (е — смещение точки пересечения раскосов от оси пояса) рассчитывать без учета изгибающих моментов.
Расчет стержней фермы на прочность с учетом действия изгибающих моментов производится по формуле
а = N/A 4- M/(cW) < /?„Тс,
где с — коэффициент, учитывающий повышение несущей способности стержня за счет развития пластических деформаций по СНиП П-23—81*; ус = 0,85— для гнуто-сварных растянутых труб и ус = 0,95 — для остальных стержней.
Узловые моменты от расцентровок не должны превышать значений, определяемых условием
(Rvk-N/A),
где JV, W, А — продольная сила, момент сопротивления и площадь для пояса; Ме — момент, определяемый как сумма произведения нормальных усилий стержней и узловых нагрузок на их плечи до точки пересечения оси пояса и одного из раскосов.
Расчет устойчивости стержней фермы при учете изгибающих моментов осуществляется, как для внецентренно сжатых стержней. Если в сжатом поясе выполнено условие (3.2), то устойчивость может быть проверена, как в центрально-сжатом стержне. Расчетные длины стержней определяются по табл. 3.3. Узлы ферм, усиленные наклонными планками, должны рассчитываться по методике, изложенной в работе [66].
93
Порядок проектирования ферм о открытыми сечениями стержней не имеет существенных отличнй от порядка проектирования ферм из парных уголков в фасонками в узлах, что подробно изложено в [15].
Конструкция и расчет фланцевых соединений
В монтажных стыках ферм в поясами из одиночных уголков, тавров и двутавров, а также из различных труб рекомендуется применять фланцевые соединения, обеспечивающие уменьшение расхода металла, снижение трудозатрат при изготовлении и особенно монтаже (рис. 3.8, а—в). Фланцевое соединение может быть двух типов: А — о предварительным натяжением высокопрочных болтов, Б — без натяжения (при затяжке болтов ручным ключом) [51 ]. Фланцевые соединения типа Б допускают образование зазоров и могут быть использованы при работе на сжатие, соединения типа А могут передавать растягивающие усилия, изгибающие моменты и поперечные усилия за счет трения контактирующих поверхностей фланцев.
Для фланцев, работающих на растяжение, изгиб или их одновременное действие, применяется толстолистовая сталь по ГОСТ 19903—74*, марки 09Г2С-15 по ТУ 14-1-3765—84 и марки 14Г2АФ-15 по ТУ 14-105-465—82 о гарантированными механическими свойствами в направлении толщины проката. При соответствующем обосновании для фланцев можно использовать и другие низколегированные стали; для сжатых фланцев допускается по ТУ 14-1-3023—80 применять малоуглеродистые стали ВСтЗспб-1 (2) и ВСтЗсп5-1 (2). Толщины фланцев принимают 20, 25, 30, 40 мм; в малоответственных конструкциях при соответствующем расчетном обосновании ее можно снизить до 12, 16 мм. Нужно иметь в виду, однако, что в тонких фланцах можно ликвидировать начальные несовершенства (несовпадение плоскостей фланцев, грибовидность) также предварительным напряжением.
Для фланцевых соединений применяются высокопрочные болты М20, М24 и М27 из стали 40Х «Селект» по ГОСТ 22353—77* с ав 1100 МПа. Больший диаметр болтов принимается при большей толщине фланца. Так, при tn = 20, 25, 30 мм принимают болты соответственно марок М20, М24, М27.
Сечение стержня при необходимости развивают е помощью усиливающих ребер до габаритов фланца в том случае, если не хватает места для размещения болтов или сварных швов. Размеры ребер указаны на рис. 3.8, б, в.
Болты следует располагать как можно ближе к элементам сечения стержня, сохраняя следующие зависимости (рис. 3.8, е):
3,54 4ш/2 -|- kfw (k/f) 2 мм; 0,84^,;
61 <«1^1.461; а ^461, где dm — наружный диаметр шайбы; а — ширина фланца, приходящаяся на один болт наружной зоны.
94
Рис. 3.8. Фланцевые монтажные стыки в фермах
— с поясами «1 широкополосных таяроа; б — то же. аз широкополосных диутзврси; а — то же. аа круглых a прямоугольных труб; а — схема размещения болтов
Как и в балках, фланцевые соединения рассчитывают: на прочность болтов; прочность при изгибе и поверхностный отрыв фланца; сдвиг; прочность сварных швов, прикрепляющих фланец к поясу [68]. Методика расчета основывается на учете упругой работы Т-образных фланцевых соединений, включающих болты и отнесенные к ним участки фланцев. При расчете болтов учитывается дополнительное усилие от «рычажного» эффекта или контактное усилие, а при расчете фланцев — упругое их защемление под болтом, что снижает изгибающий момент. Методика основана также на результатах многочисленных экспериментальных исследований [49].
Фланцевое соединение открытого профиля рассматривается как совокупность элементарных Т-образных фланцевых соедине-
95
иий| прочность соединения в целом определяется суммарной прочностью элементарных соединений.
Прочность фланцевого соединения обеспечена, если
ян
^<«вЛГЬи+ S NbBi, (3-4)
l=t
где Уьв — несущая способность одного болта внутренней зоны: Nbn = Pbh—усилие предварительного напряжения болта: Рьь = Тьо^?бл^&п> остальные обозначения те же, что в формуле (2.70); пв — количество болтов внутренней зоны; NbB i — расчетное усилие на болт наружной зоны 1-го участка.
Если у болтов всех участков наружной зоны усилия одинаковы, то
УЬ = Лд^Ьв 4“ Лн^Ьн = яв^дв 4“ Ян^Ьв/^» (3*5)
где лн — число болтов наружных зон; к — коэффициент, учитывающий неравномерность нагружения болтов внутренней и наружных зон (при d — 24 мм я tfi = 20; 25; 30; 40 мм, коэффициент к= 2,6; 1,8; 1,5; 1,1; при d = 27 мм и tfi — 25; 30; 40 мм — « — 2,1; 1,7; 1,2); d — диаметр болта; i ц — толщина фланца.
Расчетное усилие на болт наружной зоны i-ro Т-образиого участка фланца принимается минимальным из двух значений NBBi и NBfu. Здесь NBBt — расчетное усилие на болт наружной зоны, определяемое из условия прочности соединения по болтам
NBB i = ^iRBnA вп» (3.6)
NBfu — расчетное усилие на болт наружной зоны, определяемое из условия прочности фланца на изгиб при работе его в упругой стадии:
^н/И — 1>ЗЯвп^вп (ai 4" 1 )/(P'i®f)i (3.7)
где Xj =0,509 — 0,2361g и %t = da (bi/tn)a/at (tfl 4- 0,5d); bt — расстояние от оси болта до края сварного шва (-го Т-образного участка фланца; at — ширина фланца, приходящаяся на один болт наружной зоны Т-образного участка фланца (рис. 3.8, г):
pi = Q,9RBnABb/M i; М t = atiliRv/&i
at — параметр, определяемый по формуле
1 (4Xt (а< — 1)’— «? 4-1Ч«1 (а« — 1) = 0-
Проектирование и расчет прочности фланцевого соединения стержней открытого профиля производится в следующей последовательности: принимаются диаметр болта и толщина фланца) устанавливаются несущая способность болта внутренней зоны и количество болтов; затем по формуле (3.5) определяется ориентировочное количество болтов наружной зоны; после размещения болтов во фланце уточняются его габариты.
Затем находят несущую способность соединения и сравнивают ее с действующим усилием в растянутом стержне (3.4). Если 96
несущей способности фланцевого соединения недостаточно, увеличивают число болтов наружной, а иногда и внутренней зон за счет постановки ребер, развивают габариты фланца или увеличивают диаметр болтов и толщину фланца. В [68] представлены типовые решения фланцевых соединений стержней с различными сечениями.
Расчет прочности фланцевого соединения стержней замкнутого сечения при центральном растяжении осуществляется для фланцев толщиной 20 ... 40 мм по формуле
У (3.9)
где п — количество болтов; к2 — коэффициент: ка — 0,8 при lf[ = 20 мм; ка = = 0,85 при tfi — 25 ... 40 мм.
Для недопущения сдвига во фланцевом соединении от действия местной поперечной силы должно выполняться условие
QsCpnV, (3.10)
где п — количество болтов наружной зоны при открытых сечениях стержней и всех болтов при закрытых; V — рычажное или контактное усилие (принимается V = ОЛРья при замкнутых сечениях, для открытых сечений стержней V = = RbfiAbn — 1.22V(,H; Nbn—рассчитывается по формуле (3.6)); р—коэффициент трения поверхностей фланцев (принимается по нормам, как при расчете высокопрочных болтов).
При отсутствии местной поперечной силы в расчет вводится условная поперечная сила Qef = 0,1рЛ/.
Фланцевые соединения сжатых стержней также должны быть проверены на сдвиг по формуле
Q<pV. (3.11)
Изложенная методика может быть использована для расчета изгибаемых и растянуто-изгибаемых фланцевых соединений (рис. 3.9, 3.10).
Усилия в поясах элемента:
^1, 2 = °max (ти/1, 2’ (3.12)
ГДе атах (ив) = ±M/rmln (шах) ±^Д.
Усилия в растянутой части стенки:
R^иА^шах/[2 (1 р)] При со < р 0, O'njax 9;
Л/эд ~= ^эдЛОэдах (1 “I- Р)/2 При 0 5ьа Р -5аа 1 > Пщах 0, ГДе р = Ппцп/Пгпах-
Прочность соединения считается обеспеченной, если усилия растянутых поясов и стенки будут меньше несущей способности соответствующих болтов. Для пояса Д (рис. 3.9, 3.10) несущая способность болтов равна:
при наличии ребер жесткости
Nb. fl — 2 ’О,9)?ьдЛьп (Ki + fta//li) + Nb Hi (nai +
4 Вврюлев В. В. 97
Рис. 3.9. Фланцевые монтажные соединенна в нагибаемых и растянуто-наги-баемых стержнях при двузначной эпюре нормальных напряжений а — растажаваа а сжатая) в — растяжсаи
Рас. 3.10. Фланцевое монтажное соединение в нагибаемых н растяиуто-язги-баеыых стержнях при однозначной эпюре нормальных напряжений
при отсутствии ребер жесткости
Nb. fl = 2-0,9/?ьнЛьлЛа/А1 4“ Л/(, н£ (Кц1 -И
при отсутствии болтов Пв1
N* fl “ 2’0,9/УббЛьп + A/ft Bintal
для растянутой части стенки
ЛГЬш = 2NbBin [ha — 0,5 (n + 1) а]/Л0.
Для растянутого пояса /а несущая способность болтов равна: прн наличии ребер жесткости
ЯЬ. f2 ~ ^’Q-fiRbh-Abn (^8 П ^4)/Л1 4” Nb Hi (ЯН3^8 4” ^Я4^4)/^11
при отсутствии ребер жесткости
Nb.fi — 2-0,9/?ы>АьпАз//*1 4~ Nь н£ (Пиа^з 4“ ЯяаЛд)/^!;
при отсутствии болтов пн4
Nb.fi — (2-0,97?ььЛьп 4- Nb а(пвз) Й»/Л1-
В приведенных формулах (рис. 3.9) NBbi определяется из выражений (3.6) или (3.7); nHi, пн2 — число болтов наружной зоны пояса /ij пв3, пн4 — то же, пояса /2; п — число рядов болтов растянутой части стенки; й0 == Л/(1 — р); hi = h0 4- bi; h* — = h0 — ar, h& = h0 — h + a2; ht — h0 — h — b2; Kt = 0,8 при h -< 500 мм, в остальных случаях Kt — 1.
Прочность фланцев на возможный поверхностный отрыв в око-лошовной зоне и в зоне сварных швов проверяется по формулам (2.75), (2.76) и (2.77).
Пример расчета
Запроектировать и рассчитать фланцевое соединение няжне-
Пример. 3.1.
го поиса фермы из широкополочного тавра 13ШТ1 (по ГОСТ 26020—83), из стали марки 09Г2С-12 (по ГОСТ 19281—73*). Растягивающее усилие N = 800 кН. Принимаем материал фланцев О9Г2С-15 (по ТУ 14-1-3765—84) с Ry = 290 МПа, высокопрочные болты М24 из стали 40Х «Селект» (по ГОСТ 22353—77*); диаметр шайб dm = 44мм; диаметр отверстий — 28 мм; Аьп = 3,52 см2; толщину фланцев tfi = 25 мм; Rbh = 770 МПа.
Определяем несущую способность болтов внутренней и наружной зои по формулам (2.70) и (3.5):
Pbh = 0,9-770-3,52/10 = 244 кН, коэффициент к= 1,8; NbB = 244 кН; Nbn = =244/1,8 = 134,2 кН.
Принимаем 2 болта для внутренней эоны: пв = 2. Затем по формуле (3.5) устанавливаем приблизительное число болтов для наружной зоны: пн= (800 — 2-244)/134,2 = 2,3, принимаем 3 болта.
Рис. 3.11. Фланцевое соединение примера 3.1
99
Размещение болтов и габариты фланца показаны на рис. 3.11. Проверка размеров производится по соотношению (3.3):
Ь± = 40 > 44/2 + 12 + 2 = 36 мм; bt < 3,5-2,4 = 34 мм;
bt = 40 < аг = 45 < 1,4bt = 56 мм; а = 75 < 4Ъ± =160 мм.
Проверка несущей способности фланцевого соединения осуществляется по формуле (3.5), для чего по формулам (3.6) и (3.7) определяют Ыьв1 и
Ki = 2,4» (2,8/2,5)»/[75 (2,5 + 0,5 -2,4)] = 0,31;
А* = 0,509 — 0,236 1g 0,31 = 0,629;
NbBi = 0,629-770-3,52/10 = 170,5 кН;
Mi = 10-2,5»-290/(6-10) = 302 кН-см;
Pi = 0,9-770-3,52-2,8/(10-302) = 2,26.
Параметр otj найдем из уравнения
1,4-0,31 (си — !)» —а?4- 2,26в1 (сн — 1) = 0; = 1,72;
ffnfli = 1,3-770.3,52(1,72+ 1)/(2,26-1,72-10) = 246,6 кН.
Определяющей является несущая способность по условию прочности болта. Общая несущая способность фланцевого соединения
Nb — 2-244 + 3-170,5 = 999,5 > N = 800 кН — прочность соединения обеспечена.
Проверка соединения иа сдвиг по формуле (3.10):
У= 770-3,52/10— 1,2-134.2= 271 — 161 = 110 кН.
Коэффициент трения р = 0,25. Поперечная сила Qef = 0,1 -0,25-800 = = 20 кН;
0,25-2-110 = 55 >(?„/= 20 кН.
2, Фермы из круглых и прямоугольных труб
Общие положения
Основные преимущества таких ферм связаны с особенностями замкнутой формы сечения стержней. В трубах — относительно большие радиусы инерции, в десятки раз большая по сравнению с открытыми сечениями жесткость на кручение, допустима большая тонкостенность. Это позволяет более эффективно использовать металл в сжатых и внецентренно сжатых стержнях, особенно повышенной и высокой прочности. Кроме того, трубы корроэиои-ностойки (при условии герметизации внутренней полости), так как имеют меньшую поверхность, подвергающуюся коррозии; в сечении их нет конструктивных концентраторов коррозии в виде
Ъ
Рис. 3.12. Сечение труб а — круглы»; б — прямоугольных гнуто-сварных; в » прямоугольных, сваренных на прокатных уголков
100
углов и других изменений сечения} трубы доступны для осмотра и окраски (благодаря им снижаются эксплуатационные расходы). В трубчатых фермах можно осуществить сопряжение стержней без фасонок. Помимо экономии металла, такое сопряжение обеспечивает большую устойчивость ферм на монтаже и возможность отказа от расчалок. Наконец, трубчатые фермы обладают приятным внешним видом.
В фермах могут применяться трубы трех видов — круглые, прямоугольные гнуто-сварные и сваренные из прокатных уголков вди швеллеров (рис. 3.12). Прямоугольные или квадратные трубы обладают рядом преимуществ по сравнению с круглыми, ибо круглые трубы эффективны только тогда, когда они тонкостенны. Если сравнивать два эти сечения при одинаковых высотах, то легко убедиться, что радиусы инерции при одинаковой площади сечения больше у прямоугольных, чем у круглых труб. Между чем в поясах ферм высоту сечения приходится ограничивать 1/10 ... 1/15 длины панели, так как при больших высотах сечения возникают существенные изгибные напряжения (фермы все дальше удаляются от шарнирной схемы и приближаются к рамной).
К прямоугольным трубам проще присоединить раскосы, поскольку требуются прямые, а не фигурные резы. На прямоугольные трубы-пояса фермы удобно опирать прогоны или настил, по таким поясам безопаснее передвигаться монтажникам.
Наиболее эффективны гнуто-сварные прямоугольные трубы, особенно при толщине стенки 3 ... 4 мм, т. е. при сравнительно небольших усилиях в стержнях. Эти трубы изготавливаются на высокопроизводительном оборудовании путем последовательного сворачивания полосы сначала в круглую трубу, затем сварки ее продольным швом и превращения в прямоугольную трубу на обжимном стане.
С ростом усилий толщина стенок в прямоугольных трубах-поясах увеличивается, в этих условиях с гиуто-сварной трубой может конкурировать сварная труба из прокатных уголков или швеллеров. Последняя может изготавливаться на универсальных заводах металлоконструкций с помощью двусторонней автоматической сварки. Технология сварки труб из прокатных уголков успешно применяется в машиностроении. Соотношение стоимостей влектросварных прямошовных круглых, гнуто-сварных прямоугольных и сварных из прокатных уголков труб по отношению к прокату, например уголкам (принимаем за 100 %), составляет ориентировочно (153 ... 136) 2 (150 ... 132) г (120 ... 115) %, соотношение стоимостей соответственно между рассматриваемыми трубами в среднем 124 i 120 i 100 %.
Конструкция ферм
Типовые фермы из круглых труб (серия 1.460.3-17)- имеют на опоре высоту между осями поясов 2900 мм, решетка их — треугольная с дополнительными стойками (рис. 3.13, а). Для
101
Ряс. 3.13. Схема стропильяих ферм • — круглю трув! в — • аркко-ргхмьама гкуто-сккркыа тру в; • — и ремоугалькык труб. с», рекава аа прожатаыа угаякаа
ч. V. х v ,яV v V V <54. поясов применяются прямошовные электросварные тру-_____ бы (по ГОСТ 10704—76*)
в) \|\r\Nl/VL4/ М диаметром 50... 426 мм.
4—*—*—м*—jc—м—и Раскосы крепятся к поясам
непосредственно без фасонок. Для этого в раскосах делают фигурный рез, для чего используют механизированные газовые резаки, совершающие движение в пространстве по заданной программе (рис. 3.14, о, б). Такие стержни не обладают компенсационной способностью, иными словами, при сколько-нибудь значительном отклонении длины стержня от проектных размеров (гЬЗ ... 5 мм) собрать ферму сложно. *В стойках ферм концы труб сплющиваются, в верхней части трубы вырезается окружность по поясу фермы, в нижней части — скосы (рис. 3.14, в, а). Так как при центрировании осей раскосов в узле сопряжение стержней осложняется (необходимы дополнительные резы для сопряжения труб раскосов), допускается эксцентричное (до 20 ... 60 мм) крепление раскосов к поясам. Расстояние между соседними раскосами с >• 20 мм устанавливается из условия размещения сварных швов. Для удобства опирания панелей на верхних поясах предусматриваются столики из труб (рис. 3.14, б). Монтажные стыки устраиваются на накладках или фланцах (рис. 3.14, д, е).
Помимо решений узлов, примененных в типовом проекте; имеются и другие конструкции узловых сопряжений. Это, прежде всего, использование раскосов со сплющенными концами (рис. 3.15, а, б). Компенсационная способность таких раскосов улучшается, упрощаются резы труб, но требуется дополнительная операция по сплющиванию труб, причем обязательно в разогретом состоянии во избежание образования трещин. Возможно сопряжение стержней в узлах с помощью цилиндрических и полукруглых (призматических) вставок (рис. 3.15, в, г). Что же касается узлов с фасонками, то такие узлы металлоемки, трудоемки в изготовлении и не могут рекомендоваться к применению.
Анализ конструктивных решений ферм из круглых труб свидетельствует о необходимости изготовления таких ферм на
специализированных поточных линиях с использованием соот-ветствующего оборудования. В частности, типовые фермы изготавливаются на Первоуральском заводе трубчатых строительных конструкций и носят название «Урал».
Толщина стенок труб при условии их герметизации принимается для основных несущих элементов (поясов, опорных раскосов) не менее 3 мм, для прочих элементов — не менее 2,5 мм, за исключением стержней, выполняемых со сплющиванием концов
102
Рис. 3.14. Узлы типовых ферм из круглых труб
а опорной: б •— в вводе кой стык верхнего пояса; в — промежуточный верхнего пояса: 9 • промежуточный нижнего пояса: б — монтажный стык на накладках н сварке; с -монтажный стык с фланцами
Рис. 3.15. Конструктивные решения узлов ферм из круглых труб в е пролольао-сплющаааымя концам* раскосо»; в — с поперечао-сплющеааыма кок-нам» раскосо»; а — е цалаадранееко* астаако*; а — с полукругло* астаако*
Рис. 3.16. Узлы типовых ферм из прямоугольных гнуто-сварных труб
» — опорам*: в >- промежуточны* верх я его пояса: а — моктажны* стык; а — коицеао* аажнего пояса; Э — флаяцеаы* монтажам* стык
Рис. 3.17. Узел ферма с поясами из прямо- >.-----
угольных сварных труб из прокатных уголков 1
в плоскости фермы. Установлены также минимальные толщины (или тонкостенность v = Л//) при бесфа-соночных узлах в зависимости от диаметра труб и стали (см. «Поря
док проектирования ферм», с. 113). При таких соединениях диаметр труб решетки рекомендуется принимать не менее 1/3 диаметра труб поясов и не более диаметра поясов.
В последние годы в нашей стране получили большое распространение фермы типа «Молодечно» (названы по месту расположения завода легких металлических конструкций в г. Молодечно под Минском, где изготавливаются эти трубы и фермы) из гнутосварных прямоугольных труб. Фермы имеют пролеты 18, 24 и 30 м, высоту по наружным граням поясов 2000 мм, или 1/9 ... 1/15 пролета (типовая серия 1.460-3-14), уклон 1,5 %. Это самые низкие конструкции из всех ферм действующих типовых проектов. Фермы с пролетами 18 и 24 м компонуются из двух отправочных марок, пролетом 30 м — из трех (рис. 3.13, б). Решетка — треугольная. В узлах предусмотрено непосредственное сопряжение раскосов с поясами (рис. 3.16, а, б, г). Монтажные соединения — на фланцах (рис. 3.16, в, 6).
Верхние пояса изготавливаются из гнуто-сварных труб 180 X X 140 с толщиной стенки 4 ... 8 мм; нижние пояса — из труб 140X140 с такой же по толщине стенкой из низколегированной стали марки 09Г2С с Rv = 330 МПа, раскосы — из труб 120 X X 120 с толщиной 4 ... 6 мм и труб 100X 100 с толщиной 3 ... 5 мм из стали Ст. 3 с Rv = 230 МПа. Соотношение между шириной раскосов и поясов составляет 0,72 ... 0,86, зазоры между гранями поясов и раскосов — 10 ... 20 мм, что вполне достаточно для размещения швов. Тонкостенность поясов по горизонтальным граням v С 35; по боковым граням v 45.
В раскосах, примыкающих к поясам под углом, принято называть; боковые грани — «щеками»; грани, расположенные под тупым углом,—«носками»; расположенные под острым углом—• «пятками». Минимальное расстояние между соседними носками принято не менее 20 мм для удобства размещения сварных швов. Раскосы в таких фермах, как и в круглых, не обладают компенсационной способностью, поэтому на их изготовление устанавливаются только минусовые допуски. Чтобы избежать двойных резов в раскосах, допускается расцентровка в узлах не более 0,25 высоты пояса.
В фермах из сварных прямоугольных труб, образованных из прокатных уголков, принята иная решетка (рис. 3.13, а) —• раскосная с нисходящими раскосами [38]. Пояса и стойки рационально выполнять из труб, а растянутые раскосы — из уголков,
105
которые привариваются к боковым граням поясов (рис. 3.17J. Такое решение обеспечивает хорошую компенсационную способность раскосов и прямые резы в стойках. Так как тонкостенность в трубах составляет всего v 16, то появляется возможность снижать ширину сечения стоек до 0,5 ширины сечения пояса. В прилож. 3 приведены геометрические характеристики таких труб.
Расчет ферм
Статический расчет ферм с замкнутыми сечениями стержней имеет свои особенности. Жесткое сопряжение таких стержней в узлах приводит к появлению в стержнях заметных изгибающих моментов, которые тем больше, чем больше изгибная жесткость стержней в плоскости фермы. Поэтому нормы допускают при отношении высоты сечения стержня к его длине h/l •< 1/10 для районов сравнительно умеренного климата и hjl < 1/15 для холодных районов llt !>, Ilt и Пх (см. табл. 7.2) использовать шарнирную расчетную схему фермы, так как из-за сковывания пластических свойств стали могут возникнуть хрупкие трещины. При повышении этих отношений по шарнирной схеме определяют только осевые усилия.
Изгибающие моменты находят точными или приближенными методами о использованием программ расчета на ЭВМ. Помимо изгибающих моментов, возникающих от жесткости узлов, могут появиться моменты в результате внецентренности примыкания раскосов в узлах, а также от действия нагрузки, приложенной вие узлов, например при опирании настила непосредственное на пояса. Указанные изгибающие моменты можно также определять точно — при расчете на ЭВМ или приближенно.
Момент от эксцентриситета распределяется пропорционально погонной изгибной жесткости примыкающих к узлу стержней:
Mf = ATnf/S я<, где — погонная изгибная жесткость Z-го стержня: = Eli/lti М — изги-
бающий момент от расцентровки: М = A//e (рис. 3.18, а).
106
Таблица 3.4. Расчетвые длины lej стержней трубчатых ферм
Вид фермы Пояс Опорные раскосы и стойки Прочие элементы решетки
1> Из круглых труб 0,91
с прикреплением элементов решетки к поясам впритык в плоскости фермы 1 1
то же, из плоскости фермы при сплющенных концах труб решетки и 1 0,91
в плоскости фермы 1 1 0,91
из плоскости фермы при сплющенных концах труб решетки в плоскости, перпендикулярной к плоскости фермы h 1 1
в плоскости фермы 1 1 1
из плоскости фермы 2. Из гнуто-сварных прямоугольных труб h 1 0,91
в плоскости фермы l 1 } 0,9/,
из плоскости фермы 3. Из труб, сваренных из прокатных уголков h 1
в плоскости фермы I 1 0,9/, при 0 > 0,7
из плоскости фермы h 1 0,95/а при 0< 0,7
Обозначения: / « геометрическая длина стержня (расстояние между центрами узлов); 1Х — расстояние между узлами, закрепленными от смещения из плоскости фермы; lt — геометрическая длина элементов раскосов, равная расстоянию между вершинами острых углов примыкания к поясам, спроектированным на ось раскоса (рис. 3.18, б); 0 — 6^/6^; — ширина трубы раскоса; Ьу ~ то же, пояса.
Если пренебречь жесткостью раскосов, то изгибающие моменты в стержнях находят по формулам
Alj = М (dy — е-у) d2/[(dl + d2) dj],
Л4а = Л4 (da — еа) di/[(di + d2) d2J,
где di, da — длины панелей пояса; е\ и еа устанавливаются по рис. 3.18, а.
Изгибающие моменты от поперечной нагрузки, приложенной к поясам, допускается определять приближенно:
пролетный момент в крайней панели
Л/Пр = <?сР/1О;
пролетный момент в промежуточных панелях
Мпр = gd2/18;
узловой момент
М — qd2118 или, при разных длинах соседних панелей, М = q (dl + d|)/3S.
Таким образом, стержни рассчитываются как растянуто-изогнутые или внецентренно сжатые. Расчетные длины сжатых стержней
107
принимаются о учетом их частичного защемления в узлах как в плоскости, так и из плоскости фермы (табл. 3.4).
Особенностью расчета ферм из стержней с замкнутыми сече* ниями, непосредственно примыкающих друг к Другу без фасонок, является необходимость оценки несущей способности узлов. В бесфасоночных узлах ферм из круглых труб, как правило, в зоне примыкания растянутых раскосов труба пояса разрушается, в зоне примыкания сжатых раскосов форма трубы резко искажается.
В теоретическом плане оценка напряженно-деформированного востояния узла может быть осуществлена на базе теории оболочек. Так как этот путь решения задачи весьма сложен, то с использованием упрощенных расчетных моделей и результатов экспериментов были предложены достаточно простые условия прочности. В частности, по 142] прочность узла (трубы пояса) При Dfltj 060; 0,2 •< DJDf 1; от < 600 МПа обеспечивается, если
, | | к МхКл N
-----------------"’гда---------Сп,4&фЛИ, + эдаг? Я*Ус' (312) где Of — условное напряжение в поясе в месте примыкания стержня; — коэффициент, учитывающий повышение прочности узла:
при Da/Df £> 0,626 ж, =» 1,56/[(P<f/Py) (Б — 4Р^/Ру)1, при DalDf 0,625 Ку =
у„ — коэффициент условия работы:
при от/ов < 0,7 = 1;
при ст/ов > 0,7 Ус = 0,9; т — коэффициент, учитывающий влияние продольной силы в поясе: если Of < 0, т. е. иа участке пояса со стороны рассматриваемого примыкающего стержня действуют напряжения сжатия, то
m = I + 0,4а///?у; при « = !) (3.14)
Кф — коэффициент, учитывающий влияние типа И конструктивных особенностей узлов, а также характер нагружения иа их прочность (для узла, показанного иа рис. 3.19, а, Хф = 1; иа рис. 3.19, б — Хф = 0,8; на рис. 3.19, в —
= 1 — г1 <0 ,Б ~ 2с/Р/)1 при c/Df > 0,25 хф = 1;
/Vjfi 8Ш Qv
ка — коэффициент, учитывающий повышение прочности узла с уменьшением угла а при воздействии продольной силы (а 90°);
«в = (sina)1,6; (3.15)
кр — коэффициент, учитывающий внак продольной силы в рассматриваемом примыкающем стержне:
при Na <0 кр — 1;
при ЛГ4>0 Кр = l,9 — 0,9Da/Df, (3.16)
кв — коэффициент, учитывающий повышение прочности узла с уменьшением угла 9 при воздействии изгибающего момента в плоскости узла:
Кр = (sin a)0,76; (3.17)
остальные обозвачения см. иа рис. 3.19.
108
Рис. 3.19. Расчетные схемы узлов ферм из круглых труб
а — сопряжение пейса и одиночного рас-коса; б — сопряжение пояса с двусторонними стержнями; в — сопряжение пояса а двумя раскосами
Близко к условию (3.12J условие прочности пояса при примыкании к нему стержня, нагруженного только продольной силой [62h
°* 2кфКрКуАа
(3.18)
где Ad — площадь примыкающего стержня:
Ку = (Df/Dd) arc sin (Dd/Dj), Кф = 1,5 — 2c/D^ при с > 20 мм, (3.19) (3.20)
Кф = 1 для Т-образных узлов;
ко — рассчитывается по формуле (3.15);
кр — 1 при Nd < 0;
к, = 1,6(1 — Q.3Dd/Df) при Nd^0. (3.21)
Если условие прочности (3.12) или (3.18) не выполняется, то необходимо увеличить либо толщину трубы пояса tf при одновременном уменьшении D/, либо отношение Dd)Df за счет увеличения Dd при одновременном снижении толщины td.
Для сопряжения элементов решетки с поясами выполняется фигурный рез со снятием фаски или без этого. Если фаска снята, то образуется стыковой шов без подварки корня. Расчет шва производится по формуле
а = < 0,857?Ш!/ус, (3.22)
где площадь Ad — площадь элемента решетки.
В трубах без разделки кромок участок шва у тупого угла можно рассматривать как стыковой, остальные — как угловые. Расчет
109
Рис. 3.20. Графе* коэффициента относительного упрочения а
ведется по формулам, кая для угловых швов на их cpeai
(3.23)
где к/ — катет шва, принимаемый равным толщине трубы; ?с — 0,85, так каи необходимо учесть неравномерность работы отдельных участков шва; — длина шва 115]:
fv « 0,5лД£ [1.5(1+ созес а) — Уcosec а];
(3.24)
« — угол наклона раскоса поясу; 0 = DjDf, 5=1 + 0,220*.
В формах из гнуто-сварных труб при проверке прочности стержней можно учитывать резерв. несущей способности за счет повышения от в зонах закругления благодаря наклепу. Упрочение материала допускается учитывать, если гнуто-сварной профиль изготовлен на профилегибочном стане, радиус закругления меньше шести толщин и местная устойчивость стенок при сжатии обеспечена.
Прочность центрально-растянутого или сжатого стержня пояса проверяется по формуле
<Г= У/А < К1₽„?е,
где — коэффициент, учитывающий упрочение материала: Kf = 1 + 0 (a -^J); р —.коэффициент относительного упрочения, зависящий от r/t (рис. 3.20); 0 — относительная площадь упроченной зоны: 0 = я (2г+/)//А.
Бесфасоночные узлы ферм проверяются расчетом 17011 на сопротивление продавливанию (или вырыванию) грани пояса, К которой примыкают элементы решетки; несущую способность по местной устойчивости боковых стенок пояса под сжатыми элементами решетки; несущую способность элемента решетки в зоне примыкания к поясу.
Тонкие грани гнуто-сварной трубы могут продавливаться, т. е. получать значительные деформации, искажающие форму сечения, при которых эксплуатация фермы становится недопустимой. Несущая способность узла определяется из рассмотрения работы грани прямоугольной трубы как защемленной пластинки [741. Предполагается, что в предельном состоянии развиваются линии пластичности (линейные шарниры пластичности)’ и грань превращается в механизм. Величина несущей способности устанавливается из уравнения работ внешних и внутренних сил в момент образования линий пластичности.
Для Т-образных, крестообразных узлов, а также узлов с Односторонним примыканием элементов решетки к поясу при c/s > 110
Рис. 3.21. Расчетные схемы узлов ферм из прямоугольных гнуто-сварных труб а *•* Т-образный узел; б = К-образвый узел; в — опорный узел
> 0,25 (рис. 3.21, а—в)' несущая способность при продавливании определяется по формуле
= (3.25)
для узлов с односторонним примыканием элементов решетки к поясу при 0 c/s 0,25 и ba/bf 0,9 (рис. 3.21, б, в)
po = 7?y<z(s + c + )/r25A)/Pi(0’4 + 1’8c/s)b <3-26)
Несущая способность узла обеспечена для каждого элемента б отдельности, если
P7Po=CVeTv. (3.27)
где Р' — проекция усилий в примыкающих элементах к поясу, перпендикулярная к его оси: Р' — Уд sin 0; yv — коэффициент, учитывающий уровень и характер напряженного состоянии пояса (yv = 1 при растяжении, а также при сжатии, если | OflRy | 0,5, И7, = 1,5—если I OflRy | > 0,5); Of =
= Nf/Af, A^d, N f — усилия в элементах решетки и пояса; остальные обозначения см. в формулах (3.25) и (3.26) и на рис. 3.21, а—в.
При проверке грани пояса на вырывание в правые части формул (3.25) и (3.26) вводится коэффициент 1,15.
В узле с соотношением ba/bf > 0,85 до продавливания грани пояса от сжимающих усилий в раскосе или стойке может произойти выпучивание боковых граней прямоугольной трубы. Если рассматривать боковые грани как пластинки, шарнирно опертые по четырем сторонам, с размерами hf и s, равномерно сжатые поперек осн пояса, то для проверки их устойчивости можно использовать условие
о = Р'/2 Q s < ку v7? уУа (3.28)
ш
или (выражение через усилие в элементе решетки)
a = ^sin,a/2</Ai<KT>5|/?i,7c, (3.29)
где — критическое напряжение для пластинки: осг = kRv; к — коэффициент, принимаемый в зависимости от гибкости боковой грани поиса hf/if и R« (рис. 3.22).
Раскос или стойка опираются на грань прямоугольной трубы пояса. Но так как эта грань, а точнее весь пояс, представляет собой упругое основание для раскоса или стойки с различной степенью упругости, то в зоне их примыкания на гранях раскосов или стоек происходит перераспределение напряжений (рис. 3.23). Несущая способность стержня решетки в зоне примыкания к поясу с учетом обеспечения местной устойчивости боковых граней сечения стержня (квадратной гнуто-сварной трубы) определяется формулой
(3.30) где к определяется по рис. 3.22 с параметрами сечения элемента решетки; £ — коэффициент, учитывающий возникающую неравномерность напряжений в зоне примыкания: для сжатых раскосов пр я а *= 40 ... 60° и c/s 0,25
g = 1/(1 4- 0,013b////.);
для сжатых раскосов при с/з > 0,25 и сжатых стоек (а = 90°)
Б = 1/Ц + 0,01 (3,4 + 4£bd/bf — O.l^j/y bf/t/l.
В аналогичных растянутых Элементах к = 1, а значение В увеличивается в 1,15 раза. При проверке прямоугольных труб (Ad bd) коэффициент % следует умножить на выражение 2/(МЛ<« + 1).
Сварные швы, прикрепляющие раскосы и стойки к поясам, рассчитываются, как стыковые, и проверяются на прочность: пр нормальным напряжениям:
о = Wd/(sina- tale,) < Rerftel (3.31)
на сдвиг
« — Л/л/(соэ a Wn>) < Rwrtet
(3.32)
112
Рис. 3.23. Эпюра нормальных напряжения в месте примыкания стойки к поясу фермы
где 1а — длина активно работающих швов; принимается в раскосах при c/s > > 0,25 и стойках равной двум продольным граним трубы (2s), в раскосах при c/s 0,25 — двум продольным и одной поперечной со стороны смежного элемента граням трубы (2s + Ьд).
Расчет узлов ферм со стержнями из прямоугольных сварных труб, образованных прокатными уголками, имеет свои особен
ности. Внутренняя грань пояса, на которую опираются раскосы и стойки, работает на изгиб, как упруго защемленная пластинка с различной степенью защемления по разным сторонам. В упругой стадии она может быть рассчитана методом конечного элемента с помощью ЭВМ, но эксперименты свидетельствуют о том, что первые пластические деформации в грани появляются уже при Нагрузке, равной 0,4 ... 0,6 предельной, когда пластичность полностью пронизала указанную грань. Поэтому следует учитывать резервы несущей способности узла за счет возможности развития пластических деформаций. Несущая способность узлов (рис. 3.17) в таких фермах определяется по формуле
Ра — r\c^AfPv, (3.33)
где Af — площадь пояса; ф — коэффициент, зависящий от геометрических параметров трубы (v = tflbf, Р = bdlbf): ф — 0,47 + l,2v — 1,84 0(1 — Р); с— коэффициент, учитывающий повышение несущей способности узла за счет использования пластической стадии работы до величины остаточных относительных деформаций 0,4 % : с = 86,9v + 17,680 — I77,5v0 — 290v2 — 14,1 02 + 146,8v0‘— 4,56; t] — коэффициент, учитывающий повышение несущей способности узла ва счет подкрепления боковых граней пояса, когда растянутые уголки раскосов привариваются к ним непосредственно: т; — 1,44—0,420.
Несущая способность обеспечена, если выполняется условие (3.27), где Tv = 1 — (1 — a) j OjfRy |, причем для растянутого пояса а = 0,62 (1+0) — 0,22ра, для сжатого — а = 0,52 + + 0,950 — 0,510а. Для прикрепления элементов решетки к поясам могут применяться как угловые, так и стыковые швы. Расчет их осуществляется по нормам. Неравномерность напряжений учитывается введением к расчетному сопротивлению сварного шва коэффициента £ = 1/(2,16 — 6,5v — 0,540 + 3,8v0), длина шва принимается равной периметру примыкающей трубы [53].
Порядок проектирования ферм с замкнутыми сечеииямя стержней
Проектирование ферм с замкнутыми сечениями стержней осуществляется в обычной последовательности (табл. 3.5), но с учетом лишь некоторых особенностей.
113
Таблица 3.5. Порядок выбора размеров й конструктивных решений при проектировапии ферм
Исходные данные — р. q, I, lf/ll
№ шага Наименование шага
1. Из трех типов сечеиий— круглых, прямоугольных гнуто-сварных и сварных из прокатных профилей — принимается наиболее экономичное для конкретных условий сечение с учетом возможностей изго-
1 2
3
4 5
в 7
8
9
10 11
12
Тип сечения Очертание фермы Марки с^али Л у Высота фермы h Тип решетки Размер панели d Конструкция узлов Размещение монтажных стыков Подбор сечений стержней Проверка стержней Расчет узлов Расчет швов
ТОВЛения.
В стержнях со сравнительно небольшими усилиями (до 1000 ... 1300 кН) наиболее рациональны гнуто-сварные прямоугольные тонкостенные трубы, а в стержнях с большими усилиями — сварные трубы из прокатных профилей — уголков и швеллеров. Круглые трубы дефицитны, поэтому в фермах их следует применять при специальном обосновании
и при наличии соответствующего оборудования на заводе металлоконструкций.
2. Рекомендации по выбору очертаний общие, как для всех
ферм. Но в фермах со стержнями, сечения которых замкнуты,
особенно рациональны параллельные пояса, так как при этом упрощается конструкция узлов, резы в прямоугольных трубах выполняются под одинаковым углом. Такие фермы наиболее тех-
нологичны в изготовлении.
3. При выборе марок стали руководствуются обычными соображениями: в наиболее нагруженных стержнях ферм (пояса, опорные раскосы) следует применять стали повышенной прочности (с Rv = 290 ... 350 МПа). Надо учитывать, что именно замкнутая форма сечения позволяет эффективно использовать эти стали. В малонагружениых элементах решетки (до 300 ... 400 кН), в особенности когда размеры сечення назначаются по конструктивным соображениям, рационально применять малоуглеродистые стали с — 210 ... 250 МПа.
4. Высоты ферм, как и в балках, выбираются из условия обеспечения экономичности и жесткости с учетом требований конкретного технологического процесса, протекающего в здании, для которого фермы проектируются.
В современных фермах высота приближается к минимально допустимой по условиям жесткости, в частности для однопролетной фермы
‘-тг-’Нт]'"'’ <33,)
где кл — коэффициент, учитывающий податливость решетки: ка — 1 + 2 hfl— для ферм с треугольной решеткой, «4=1+ ifih/l—для ферм с раскосной
114
решеткой; а,и — напряженке в поясе от нормативной нагрузки, от которой разыскивается прогиб.
Для стропильных ферм с поясами из стали с RB = 300 ... 350 МПа и [f/ll = 1/250 высота hr >- (1/12 ... 1/15) lt для ферм о пролетом 18 ... 30 м hr = 1,5 ... 2,6 м.
5. Тип решетки для ферм со стержнями замкнутых сечений должен быть максимально простым, так как сопряжение пяти и более стержней существенно осложняет конструкцию узла. В связи с этим наиболее приемлемой решеткой является треугольная или треугольная с дополнительными стойками. Крайне нежелательно введение каких-либо шпренгельных элементов. В фермах с поясами из сварных прямоугольных труб, образованных прокатными элементами, рациональна решетка с нисходящими раскосами. Эти раскосы удобно проектировать из двух уголков, которые крепятся к боковым граням поясов. Такое решение до предела упрощает узел.
6. Размер панелей, как и во всех фермах, зависит от конструкции кровли и высоты ферм. В типовых фермах в верхних поясах при треугольных решетках с дополнительными стойками в основном применяются панели по 3 м. В нижних поясах ферм высотой 2,5 ... 3,5 м используются панели длиной 6 м и раскосы имеют угол наклона 40 ... 49°, при высоте ферм 1,8 ... 2,2 м приходится переходить на 3-метровую панель и увеличивать угол наклона раскосов до 50 ... 57°, что больше оптимальной величины угла 45°, но при этом можно обойтись без дополнительных стоек.
7. Выбор конструкций узлов осуществляется прежде всего исходя из условия обеспечения технологичности изготовления ферм. Для того чтобы не допускать двойных резов в раскосах, приходится идти на некоторую расцентровку в узлах, учитывая, что замкнутые сечения достаточно жестки для работы на изгиб. Расстояние между «носками» соседних раскосов должно быть таким, чтобы между сварными швами оставалось не менее 20 мм.
8. Размещение монтажных стыков ферм в верхних и нижних поясах производится с учетом того, что длина транспортируемой марки принимается обычно 12 ... 18 м в зависимости от габарита вагонов. Кроме того, на заводах металлоконструкций перевозить и разворачивать марки большей длины крайне затруднительно. В связи с этим наиболее удобна длина 12 ... 15 м. Стыки предпочтительнее проектировать фланцевые на высокопрочных болтах.
9. При подборе сечений можно пользоваться их приближенными геометрическими характеристиками (табл. 3.6). При выборе толщины круглых и гнуто-свариых прямоугольных труб следует учитывать требования обеспечения местной устойчивости сжатых стержней, а также их прочности и местной устойчивости в зоне узлов ферм. Круглые трубы по условиям местной устойчивости могут иметь очень тонкие стенки (v = 350 ... 210 соответственно для сталей с Ry = 210 ... 350 МПа). Однако из-за необходимости обеспечения прочности и местной устойчивости труб
115
Таблица 3.6. Формулы для определения tothhi прибляженных печени! геометрических характеристик труб
Характеристики Круглая труба Прямоугольная труба
Точная Приближенная Точяад Првблвжепяал
Л 2/(*op+W 2^ (&op+^Cp)
г « (D4—Й*)/64 0,393<D?p ел»—6(Л8 434+*cp)Wcp
12 6
1 , 0,251/Р2+Г>§ 0,353Pep 0,288 hepX
0,288 у bb—b^
v 1/ 3&cP~f~ftcP । ^ep + App
W 0.785Ю’р 6ft8—М8 ^op (3bCp-f-App)
32£> 6ft 3
^пл (Z)3-D8)/6 I»3TF м2-*<М l^IF (2йор+Лвр)
. 4 3dOp+hCp
3 (D3_p?)/12 Ww. , ®*ep (2®cp*b^cp)
8 4
h n(D*—D§ 0,785tDcp
. ^op*i"bop
Примечание. В таблице D, Dv D.-»» каружиыЯ, внутренний м средний диаме'гры круглых труб; Л, Ло, Ьо„; Ь, 80, Ь„р —^соответствующие высота к шарика сече* ияд' прямоугольных (без учета вакруглеянй) труб; момент инерции при кручвциу.
в зонах узловых сопряжений* приходится их толщину существенно увеличивать по сравнению с расчетной (минимальные толщины указаны в табл. 3.7). Минимальная толщина центрально- и вне-центренно сжатых прямоугольных гнуто-сварных труб определяется условиями местной устойчивости и устанавливается в соответствий с нормами. Кроме того, толщина трубы назначается из расчета ее на прочность и местную устойчивость в зоне узла.
Таблица 3.7. Максимальная тоикостеавость круглых труб в элементах ферм
Др. МПа Пояо Элементы решет»
сжатые растянутые
210 35 100 100
290 40 90 100
340 40 80 100
380 45 75 100
440 45 70 100
Пв
Предельная тонкостенность v = 45 для поясов и v = 60 для элементов решетки.
Ширина трубы решетки принимается bf — 3 (tf + /d) ba
0,6Ьу, при этом верхний предел устанавливается по условиям наложения сварных швов по «щекам», а нижний предел — только при слабонагружениых элементах решетки. В сварных трубах из прокатных уголков условия местной устойчивости не лимитируют толщину уголка, поэтому ее рационально принимать минимальной, a bd 0,5Ьр При окончательном выборе сечений необходимо, чтобы в пределах конкретного проекта профили одного типоразмера имели одинаковую марку стали и отличались друг от друга по толщине не менее чем на 2 мм.
10. Стержни проверяются на прочность, устойчивость в двух плоскостях, гибкость. Ферма в целом проверяется на жесткость, а также на устойчивость на монтаже в таком же порядке, как и другие фермы с учетом особенностей расчета.
11. Основная цель расчета узлов — подтвердить выбранные размеры сечеиий стержней, откорректировать, если появится необходимость, толщины труб.
12. Завершается процесс проектирования расчетом сварных швов, прйкрепляющих друг к другу стержни, а также опорные ребра, фланцы и другие элементы.
Примеры расчета
Пример 3.2. Проверить прочность узла типовой фермы из круглых труб (серия 1.460.3-17, «Урал») пролетом 24 м при нагрузке 34,2 кН на I м (узел примыкания опорного раскоса к верхнему поясу). Размеры сечений стержней и примыкающих элементов, усилия в стержнях показаны на рис. 3.24. Пояс и опорный раскос изготовляют из электросварных труб (ГОСТ 10704—76*) из стали 14Г2-6 (ГОСТ 19282—73*); растянутый раскос и столик — из таких же труб (сталь ВСтЗпсб по ГОСТ 380—88*). Проверяется прочность пояса в зоне примыкания сжатого опорного раскоса по формуле (3.12). Принимается, что изгибающий момент отсутствует. Вычисляются необходимые коэффициенты:
Dd/Df = 168/168 = 1,0; по формуле (3.13) k.f = 1,56/Ц (5 — 4-1)] = 1,56.
У стали 14Г2-6 ат = 335 МПа, ов == 460 МПа, Ry = 320 МПа; ат/ав = = 335/460 = 0,73; ?с = 0,9.
Зона трубы у опорного раскоса сжата:
= 632-10/30,5 = 207,2 МПа; Af = 30,5 см»;
OflRy = 207,2/320 = 0,65; по формуле (3.14) т — 1 + 0,4-0,65 = 1,3;
c/Df = 20/168 = 0,12; sin aj ж sin aa;
= I — (521/416) (0,5 — 2-0,12) = 0,67; при af = 44° sin 44° = 0,6947, по формуле (3.15) находим ка = 0,69471,6 = 0,58; /ср = 1,0.
Условное напряжение
(168/6)0’8-1,0°'2-0,58-521 • 10 11,42-1,56-16,8-0,6-0,67-1,3-1,0
278 < 7?й-|>0 = 320-0,9 =
= 288 МПа — прочность обеспечена.
117
Проверяется прочность поясе в sone растянутого раскоса. Также принимается, что изгибающий момент отсутствует:
Df/D, — 159/168 - 0,946; к, - 1,56/[0,946 (6 — 4-0,946)] — 1.356;
m — 1,3; як — 1 — (416/521) (0,5 — 2-0,12) = 0,79; кв я> 0,58; По формуле (3.16) находям кр «ж 1,9 — 0,9-0.946 - 1,05;
(168,6)°'*-0,946°-»-0,58-416-10 °* ™ 11,42-1,356-15,9-0,6-0,79-1,3-1,05
215,6 < Rrfe ->
— 288 МПа, прочность обеспечена.
Проверяется прочность пояса в воне примыкания столика. Для иллюстра-овв используется формула (3.18). Вычисляются козффицненты при я » 90’. По формуле (3.19) при Dj/Dt= 1,0
к-, “ 1,0 arealп 1,0 — я/2; — 1 для Т-образного узла; яа — 1,0; Гр •= 1;
(168/6)°-» (6/6)-1.0101-Ю _ 1Ю в , .
1 2-l,0-i,0(3,14/2)-36,B 1М<Ягу,-
— 288 МПа — в этой воне прочность также обеспечена.
Пример 8.8. Проверить прочность увла типовой фермы из гиуто-сварныз прямоугольных труб (серия 1.460.3-14, <Молодечно>) продетом 24 м при на-
Рис. 3.25. Узел ферма в примере 3.3
118
Рис. 3.26. Узел фермы в примере 3.4
грузке 15 кН ва 1 м с опиранием настила непосредственно на пояс (узел верхнего пояса, следующий аа опорным). Размеры сечений стержней в усилия в иил показаны на рис.
3.25. Пояс в сжатый раскос изготовлены из стали 09Г2С (ТУ 36-2287—80) с Rv = = 330 МПа, растянутый рас-
кос— из стали ВСтЗпсб с RB = 225 МПа. Определяются и 3f — = 120/sin 52° -152 мм; а, - 100/sin 52° = 127 мм; с/s, = 10/127 = 0,078 < < 0.25; ba!bt = 100/140 = 0,71 < 0.9.
Несущая способность вычисляется по формуле (3.26):
для сжатого раскоса:
Pt — 330 0,4* (15,2 +1,0 + У 2-14-1)/[1,0-10 (0,4 + 1,8-1/15,2)] = 218 кН;
для растянутого раскоса:
Р, = аЭ00,4» (12,7 +1,0 + >'2-14-2)/[2-10 (0,4 + 1,8-1/12,7)] = 103,5 кН;
afl = 165-10/24,6 = 67 МПа; afl/Ru — 67/330 - 0,2 < 0,5; у, - 1; уе = 1.
Проверка узла на продавливание производится по формуле (3.27):
Pj-M, sta<xr - 209 sin 52е -164,7 кН; Р’2 = Nd sta а2 = 140 $ta 52° -= 110,3 кН;’164.7/218 - 0,76 < 1.
Для проверки на вырывание используется та же формула, но уе = 1.15: 110,3/103,5 = 1,065 < 1,15— прочность внутренней грани пояса обеспечена.
Далее производится проверка на местную устойчивость боковых граней пояса под сжатым раскосом по формуле (3.28). По рис. 3.25 принимается к: при k/Q - 180/4 - 45
и = 0,9 + 670/45* — 170-330/(2,06-10») = 0,9 + 0,33 — 0,27 = 0,96;
а — 164,7-10/(2 0,4-15,2) = 135,4 < 0,96-1,0-1,0-330 = 317 МПа — устойчивость боковых граней пояса обеспечена.
Проверка боковых граней («щек») сжатого раскоса на устойчивость выполняется по формуле (3.30). Определяется коэффициент к: при ЬлИл = 120/4 = 30, к = 1,0. Коэффициент, учитывающий неравномерность напряжений 1/(1 + + 0,013-14/0,4) = 0,687, ал=209-10/18,2 = 115 < 0,687-1-1-330 — 226,7 МПа— местная устойчивость <щек» раскоса обеспечена.
Пример 3.4. Проверить прочность узла фермы со стержнями из прямоугольных труб, сваренных из равнополочных уголков. Пролет фермы 24 м, нагрузка 23 кН на I м (узел примыкания сжатой стойки к верхнему поясу). Размеры сечений стержней я усилий в иях приведены на рис. 3.26. Пояс и стойка — в виде прямоугольной сварной трубы, образованной из уголков. Сталь 09Г2С гр. 1, Я, = 335 МПа; А, = 27,6 см*.
Несущая способность узла определяется по формуле (3.33):
v = 7/105 ж 0,07; ₽ = 67/105 = 0,64, ф «= 0.47 + 1,2-0,07+1,84 0,64 (1 — — 0,64) = 0,131; с = 86,9-0,07 + 17,68-0,64 — 177,5-0,07-0.64 — 290 0,07* — — 14,1 0,64»+ 146,8 0,07 0,64» - 4.56 = 1.9; а = 0.52 + 0,95-0,64 - 0,51 X X 0,64* = 0,92; а/ = 548-10/27,6 = 198.6 МПа; у/ = I — (I — 0,92) X X (198,6/335) w 0,95; Р, - 1,9 -0,131 -335-27.6/10 - 230 кН; Р' = Nd -- 113 кН.
Условие прочности примет вид
113/230 = 0,49 < у ft л — 0,95-1 — несущая способность узла обеспечена.
119
Глава 4. облегченные рамные и пространственные конструкции
1. Облегченные сплошностенчатые рамы
Общке положения
В мировой строительной практике широко распространены легкие рамы пролетом 12 ... 30 м из сплошностеичатых элементов в основном двутаврового сечения, однопролетные или многопролетные бесшарнирные, двухшарнирные или трехшарнирные. Сопряжение стойки и ригеля в таких рамах, как правило, жесткое.
Замена сквозного ригеля в виде стропильной фермы на сплошно-стенчатый объясняется целым рядом преимуществ последнего: снижение в 1,5 ... 2,5 раза высоты, что обеспечивает уменьшение объема здания и, следовательно, расходов на стеновое ограждение и отопление; более высокая технологичность изготовления, чем у ферм; существенно ббльшая доля автоматической сварки; большая, чем у ферм, приспособленность для поточного автоматизированного изготовления с использованием управляющих ЭВМ; высокая транспортабельность (загрузка вагонов достигает 80 %); возможность доставки в труднодоступные местности; технологичность на монтаже; удобство укрупнительной сборки благодаря использованию фланцевых соединений и высокопрочных болтов, ббльшая устойчивость при монтаже, чем у ферм.
Есть у сплошностеичатых ригелей и недостатки: они более металлоемки, чем сквозные, кроме того, для пропуска различных коммуникаций в их стенке необходимо предусматривать специальные отверстия. Эти недостатки вполне компенсируются достоинствами.
Металлоемкость рам можно снизить за счет применения жестких схем,'иначе говоря, защемления ригелей; облегчения стенок (тонкие* перфорированные и гофрированные стенки); применения переменных сечений, размеры которых устанавливаются методами оптимального проектирования. Все это позволяет на 30 ... 40 % снизить металлоемкость обычных рамных конструкций и сделать их конкурентоспособными.
Конструкция рам
В СССР в качестве типовых легких рамных конструкций получили распространение две системы — рамы типов «Орск» и «Канск».
Рама типа «Орск» (по названию города, в котором расположен завод металлоконструкций, изготавливавший эти рамы) по конструкции подобна раме «Плауэн» (ГДР). Рамы «Орск» имеют пролет 18 и 24 м, высоту 7 и 8 м (рис. 4.1), они однопролетные (если здание многопролетное, то нужно перекрывать каждый про-120
лет отдельной рамой). Шаг рам предусмотрен до 6 м. Собираются они из двух элементов — «ног», шарнирно опирающихся на фундамент, и половинки ригеля. И «ноги» и ригели имеют замкнутое сечение. Пояса выполняются из прокатных или гнутых швеллеров (рис. 4.1). Высота сечения пояса составляет до 1/12 от длины «ноги», высота сечения ригеля — до 1/35 пролета. Сечение принято постоянным и одинаковым для «ног» и для ригеля. Так как стенки сечення относительно тонкие (гибкость примерно равна 150), то для обеспечения их местной устойчивости листы усилены двумя продольными ребрами-рифами, образованными штамповкой. Поперечные ребра делаются из полос, привариваемых только с одной стороны стенки внутри сечения. Монтажные стыки в углах рамы и в середине пролета решены на фланцах толщиной 12 мм с высокопрочными болтами. В рамах предусматриваются подкрановые консоли для опирания подкрановых балок под краны грузоподъемностью 5 ... 8 т.
Конструкция рам весьма технологична с точки зрения изготовления и монтажа. Замкнутое сечение обеспечивает большую жесткость иа кручение. Существенно увеличена боковая жесткость, что особенно важно прн монтаже рамы. До минимума сведены дополнительные элементы — ребра, накладки и т. д. Строительный коэффициент составляет всего 1,07.
Рама типа «Канск» (по названию города в Красноярском крае, где расположен завод металлоконструкций) имеет от одного до пяти пролетов (типовая серия 1.420.3-15) длиной 18, 24 м, шаг рам — би 12 м (рис. 4.2). Рамы приспособлены для подвесного кранового оборудования грузоподъемностью до 3 т н для мостовых кранов грузоподъемностью до 20 т. Для поддержки подкрановых балок устанавливаются специальные стойки из гнутосварных прямоугольных труб, соединенных с рамой только вверху. Рамы выполняются из низколегированной стали 09Г2С. Стойки рам запроектированы из широкополочных двутавров (крайние стойки — 40Ш и 40К, средние — 35Ш и 35К), ригели — из сварных двутавров. Высота ригеля составляет 920 ... 960 мм, илн 1/19 ... 1/26 пролета, толщина его стенки — 4 ... 8 мм, что
121
Рас. 4.2. Схемы рамы типа <Канск» (одвопралетаая и трехпролетная) узлы сопряжений
обеспечивает гибкость стенки 225 ... 112. Стенкн укрепляются ребрами примерно через б м, фланцы также выполняют роль ре-бер жесткости.
В однопролетных рамах ригели и стойки жестко сопряжены, а в многопролетных рамах ригели через вуты жестко связаны с промежуточными стойками и шарнирно опираются на крайние стойки. Стойки рам относительно жестко сопряжены с фундаментами через опорную плиту толщиной 55 мм. Монтажные узлы сопряжения отдельных элементов выполнены на фланцах и высокопрочных болтах (рис. 4.2). В конце 1980-х годов начато распространение модернизированной рамы <Канск» с переменным сечением и шагом 12 м.
Для зданий сельскохозяйственного назначения разработаны двухшарннрные рамы из двутавров с перфорированной стенкой постоянного сечения пролетами 18 и 21 м. В зоне карнизного узлового сопряжения двутавры усилены накладками из полосовой стали, кроме того, внутри узел усилен вутом, который выполняется из двутавра того же профиля. Высота ригеля рамы составляет 1/69 ... 1/36 пролета.
На Украине в зданиях сельскохозяйственного назначения нашли применение (рис. 4.3) трехшарнирные рамы из двутавров 122
Рис. 4.3. Трехшарнирные рамы нз двутавров с перфорированное стенкой переменного сечения
с перфорированной стенкой пролетом 18 н 21 м [46]. Шаг рам 3 м. Соединение в углах рамы — фланцевое на высокопрочных болтах. Наружные либо внутренние грани стоек рамы устанавливаются вертикально. Изготавливаются рамы по той же технологии, что и балки с перфорированной стенкой.
Для временных зданий находят применение разработанные в Новосибирском филиале Оргэнергостроя рамы, которые могут складываться в удобный для перевозки (габаритный) элемент. Например, рама пролетом 12 м высотой 7,1 м (рис. 4.4) имеет такую конструкцию узла, что <ноги» при разъеме узла могут поворачиваться и укладываться иа ригель. Габарит по высоте свернутой рамы — не более 1,3 м.
В рамах пролетом 18 м высотой 9,7 и (рис. 4.5) ригель, выполненный из двутавра с перфорированной стенкой, шарнирно соединяется с «ногами» не в углах рамы, а на некотором расстоянии от них. Для перевозки эти рамы тоже сворачиваются так, что их габаритный размер по высоте составляет 2,7 м, а длина — 13,64 м.
Интересны по конструкции сплошностенчатые рамы, применяемые в Чехословакии. Пролет рам — 15, 18, 21 и 24 м, шаг — б м (рис. 4.6, а, б). Все рамы, кроме рам пролетом 24 м, — трехшарнирные с затяжкой у ригеля из круглой стали; рамы пролетом 24 м — двухшарнирные, причем ригель в пролете имеет постоянное сечение. Рамы могут быть и двухпролетные с промежуточными стойками постоянного сечения. Элементы рам изготавливаются из сварных двутавров. Мостовые краны перемещаются по встроенным эстакадам.
В Венгрии применяются однопролетные рамные системы с пролетом 10,5 ... 30 м, выполняемые из прокатных и сварных двутавров, а также из двутавров с перфорированной стенкой.
Большой опыт применения легких рамных конструкций накоплен в США [501. Основной производитель легких металлических конструкций комплектной поставки — фирма «Батлер» широко использует однопролетные и многопролетные сплошностенчатые рамные системы (рис. 4.7).
123
Рйс. '4.4.Складывающаяся рама пролетом 12 м
Рис. 4.5. Складывающаяся рама пролетом 18 м
Рис. 4.6. Схемы рам, применяемых а Чехослоъакии а —-с затяжками; б — двухшарнярныс
Рамы имеют пролеты 12 ... 24 м, шаг 6; 7,5, 9 м, Изготаьли-ваются как из прокатных, так и из сварных двутавров переменного сечения из сталей повышенной прочности = 35G ... 450 МПа). Монтажные соединения выполняются на флаФцах д высокопрочных болтах. В США и Канаде до 40 % всех промышленных зданий построено с применением стальных сплошностей ,.а тых рам переменного сечения.
В Японии в легких конструкциях используются сварвы; тавры, у которых тонкие стенки гофрированы яа Зблыией • • высоты стенки. Только к полкам примыкают прямые учагтди Гофрирование осуществляется штамповкой, гофры волиаст»е.
а с элементами постоянного сечения; .6 — с элемонтамч сглс-ииг* '< -
трехшарнирн’-е
125
В нашей стране дальнейшее совершенствование рамных конструкций будет осуществляться на основе системного комплексного подхода ко всем этапам создания рам — проектированию, комплектованию металла, изготовлению и монтажу. В настоящее время наименее металлоемки рамы из сварных двутавров переменного сечения с тонкой, возможно гофрированной, стенкой. Применение САПР позволит быстро осуществлять проектирование различных объектов с учетом разнообразных требований.
Для облегчения комплектования металлом заводов-?изготовителей в рамах с переменным сечением рационально применять не более 3 ... 4 толщин листовой стали, обеспечивая нужную прочность и устойчивость за счет изменения геометрии сечения составляющих элементов.
Оснащение заводов автоматизированными линиями с высокопроизводительным оборудованием (прежде всего газорезательным и сварочным), обеспечение управления работой этого оборудования с помощью микропроцессорной техники, использование робототехники и гибких автоматизированных систем позволят изготавливать рамы с плавным изменением сечения (высоты стенки, а в необходимых случаях и ширины полки), с минимальными затратами труда.
Особенно эффективны такие рамы при нескольких пролетах, в которых благодаря-неразрезности, переменности сечения, тонко-стенности и использованию сталей повышенной прочности расход металла можно довести до расхода арматуры в соответствующих железобетонных конструкциях.
2. Структурные конструкции
Общие положения
В основу плоских несущих конструкций балок, ферм, рам положен принцип концентрации металла. Эти конструкции воспринимают только те нагрузки, которые непосредственно действуют на них. Система связей лишь в некоторой мере способствует включению в работу соседних плоских элементов.
Пространственные системы основаны на принципе миогосвяз-ности. Металл сравнительно равномерно распределяется по покрытию. Эффект пространственной работы заключается в том, что нагрузка, приложенная в любой точке, воспринимается всей системой (это особенно ощутимо при действии подвижных и неравномерно распределенных нагрузок); благодаря этому расход металла может быть несколько снижен по сравнению с плоскими конструкциями. Повышается жесткость системы как в поперечном направлении, так и в плоскости самого покрытия. Эти и другие положительные качества пространственных систем привлекли к себе внимание при разработке зданий комплектной поставки, рассчитанных на максимальное заводское изготовление. В СССР 126
большое распространение получили структурные конструкции (разновидность пространственных конструкций). Главное их достоинство — возможность поточного изготовления элементов при высоком уровне механизации и автоматизации.
Схемы структурных плит и мх классификация
В основе построения структурных плит лежит определенный тип «кристалла», образованного из отдельных стержней, размещенных по его граням. Геометрические построения таких плит отличаются большим разнообразием, в качестве «кристаллов» применяются треугольные и четырехугольные параллелепипеды, пирамиды с основанием в виде треугольника, квадрата, шестиугольника и других фигур. При проектировании и расчете структурных плит руководствуются специальными Рекомендациями
Простейшие структуры образуются из треугольных и четырехугольных параллелепипедов. Стержни решетки размещаются в вертикальных плоскостях. Совмещая такие «кристаллы» друг с другом так, что примыкающие стержни условно сливаются в один, можно образовывать систему в виде перекрестных ферм.
Наиболее распространены структуры, в основе которых принят «кристалл» — четырехугольная пирамида^ Установив пирамиды на плоскость, совместив их нижние грани друг с другом и соединив вершины стержнями, получим плиту, образованную как бы из наклонных ферм (рис. 4.8, а, б). Если стержни верхней поясной сетки параллельны стержням нижней сетки, то в обоих плоскостях будет ортогональная сетка. Если же в верхней поясной сетке стержни параллельны диагоналям оснований, то верхняя поясная сетка оказывается повернутой на 45® относительно нижней. Для обеспечения неизменяемости поясных сеток в их плоскости можно устанавливать раскосы, образуя связевые фермы.
Более сложные структуры образуются из шестиугольных пирамид (рнс. 4.9) из «кристаллов», расположенных в два яруса. Например, треугольные пирамиды одинаковой или разной высоты соединяются вершинами, а их основания образуют сетки верхних и нижних поясов.
Рис. 4.8. Структуры из четырехугольных пирамид о — с ортогонально» сеткой поясов; б — со смещенным! сетками поясоа
127
Рис. 4.9. Структуры из шестжугаяьныя. пирамид ______________________ 4,.______________
м
Возможности создания различных структур поистине неограниченны. Кроме того, часть стержней, сравнительно слабо нагруженных, может быть без ущерба для несущей способности * изъята, т. е. структура станет разряженной.
В последние годы разрабатываются
такие решения структурных систем, в которых кровельные элементы — железобетонные, клеефа-нериые, трехслойные и другие плиты нлн стальной профилированный настил —включаются в работу, а в идеале заменяют стержни верхней поясной сетки. Таким образом, реализуется принцип совмещения функций несущих и ограждающих конструкций. В структурных плитах все стержни с точки зрения статической работы могут быть разделены иа абсолютно необходимые и условно необходимые. Абсолютно необходимым называют стержень, выход которого из строя приводит к исчерпыванию несущей способности всей плиты. Такими стержнями являются, например, опорные стержни, если их ие более трех, а также любой другой стержень, исчерпание несущей способности которого приводит к отказу всей системы. Условно необходимые — это стержни, выход из строя которых не приводит к отказу всей струк-
туры.
Структурные конструкции позволяют перекрывать здания, имеющие в плане различные конфигурации. Опоры структур могут размещаться по контуру (регулярно или в углах), а также в „пределах плана, образуя консольные части покрытий. В некоторых случаях можно применять многопролетные структуры.
В узлах структурных конструкций сходится, как правило, от 6 до 10 стержней. Способы их соединения в узлах весьма разнообразны и оказывают существенное влияние иа свойства и технико-экономические показатели структур.
Классификация структур производится по ряду признаков. Не касаясь геометрических построений структур и граничных условий, остановимся на двух признаках. По виду монтажных элементов заводской готовности, из которых на стройплощадке собирают структурные плиты, последние делятся: на собираемые из линейных стержневых элементов, имеющих длину на одну ячейку; линейных длинноразмерных стержневых элементов (на несколько ячеек); плоских ферм; различных пирамид («корзинок»); объемных блоков; объемных блоков и доборных стержней, т. е. комбинированных элементов.
По конструктивному решению узлов структурные плиты делятся: на плиты со вставными узловыми элементами; -с крепежными элементами на концах стержней, необходимыми для их
128
узловых сопряжений; с сопряжением стержней без дополнительных элементов. Само сопряжение может осуществляться с помощью болтов, монтажной сварки, крышек, шпонок, гибких тросов и др.
В качестве стержней в структурных плитах чаще всего используются круглые н прямоугольные трубы, прокатные и гнутые уголки и др.
Структурные конструкции обладают рядом достоинств и недостатков, однако иногда достоинства обусловливают недостатки. Достоинства структурных конструкций:
1. Благодаря пространственной работе структуры принципиально должны быть менее металлоемкими, чем плоские конструкции (если это условие не выполняется, то в силу влияния других факторов, о которых будет сказано ниже), и более надежными, так как исчерпание несущей способности условно необходимых стержней не приводит к предельному состоянию всей структуры. Происходит перераспределение усилий и вышедший из строя стержень просто выключается из работы. Были проведены испытания, в процессе которых последовательно выключалась целая группа условно необходимых стержней, а живучесть структуры сохранялась. Имеют место случаи лавинообразного исчерпания несущей способности условно необходимых стержней, вслед за ними выходит из строя абсолютно необходимый стержень и структура переходит в предельное состояние, но это случается относительно редко. Структуры более жестки: при равной высоте с плоскими системами структуры имеют деформации в 1,5 ... 2 раза меньшие. В связи с этим высота разрезных и иеразрезных структурных плит может быть принята в пределах 1/15 ... 1/25 пролета (в плоских разрезных и неразрезных фермах — 1/8 ... 1/14). Уменьшение высоты покрытия экономически целесообразно, так как при этом снижается объем и стоимость стен, единовременные и эксплуатационные расходы, связанные с отоплением лишних объемов (особенно ощутимо для районов Сибири и Севера о суровыми климатическими условиями).
2. Структуры обладают особой архитектурной выразительностью. Покрытия не нуждаются в том, чтобы их закрывали снизу ограждающими конструкциями. В уникальных зданиях можно выбрать сложные «кристаллы» для построения плит, что придает впечатление неповторимости конструкций.
3. Наличие часто расположенных узлов в уровне верхних и нижних поясов (2 ... 3 м) открывает возможности сравнительно свободной расстановки оборудования, подвески путей для транспорта, осветительной арматуры и другой техники; позволяет применять облегченные панели ограждения н включать их в работу всей системы.
4. Максимальная унификация стержней и узлов делает возможной организацию поточного высокомеханизированного и автоматизированного их производства, при этом существенно снижаются удельные трудозатраты на изготовление.
5 Варюлеэ В. В. 129
5. Удобство транспортирования благодаря тому, что отдельные стержни или пирамиды складываются в компактные пакеты (пирамиды вкладываются одна в другую). Это особенно важно для строительства в труднодоступных местностях — на Севере, в горных и других районах, где недостаточно развита транспортная сеть и порой конструкции можно доставить только по воз-ДУХУ-
6. Удобство сборки при некоторых болтовых соединениях и большой компенсационной способности стержней. Благодаря этому на монтаже не требуется квалифицированный труд, повышается производительность при сборке.
7. Возможность монтажа крупными блоками конвейерным способом. При монтаже структурных плит ие надо дополнительно заботиться об обеспечении устойчивости, нет необходимости в установке дополнительных расчалок, распорок и др. Плиты могут монтироваться с помощью гидроподъемников. Все это обеспечивает снижение удельной трудоемкости монтажа.
8. Хорошие экспортные возможности благодаря всей совокупности достоинств и удобства хранения на складах. Кроме того, некоторые структуры на болтах могут быть сравнительно легко разобраны и перевезены на новое место.
Недостатки структурных конструкций:
1. В отдельных случаях большая металлоемкость по сравнению с плоскими конструкциями, что является следствием жесткбй унификации сечений стержней и относительно большего расхода металла на обеспечение устойчивости стержней при меньших усилиях в них. В структурных конструкциях применяются круглые трубы, наиболее удобные для работы на центральное сжатие^чем прокат, при одинаковых расчетных длинах. Однако круглые трубы дефицитны и на 38 ... 50 % дороже обычного проката, поэтому стоимость структурных плит из круглых труб выше, чем стоимость конструкций современных прогрессивных ферм из прокатных и гнутых профилей.
2. Сложность конструктивных решений узлов в результате сопряжения шести и более стержней. В некоторых узлах применяются такие детали, которые трудно изготавливать на универсальных заводах металлоконструкций. Часть узлов требует очень высокой точности изготовления стержней и их сборки, компенсационная способность стержней очень мала. Все это повышает удельную трудоемкость изготовления.
3. В некоторых структурных плитах при их сборке и замыкании, особенно при применении монтажной сварки, возникают дополнительные напряжения, снижающие несущую способность отдельных стержней и структуры в целом,
4. Существенно меньшая степень заводской готовности, чем в других конструкциях с отправочными марками габаритных размеров (длиной до 12 ... 18 м). На строительной площадке до-130
вольно значительны удельные затраты труда на сборку структур, особенно при необходимости применения монтажной сварки.
Сопоставляя достоинства и недостатки структурных конструкций, можно прийти к выводу, что первые превалируют над вторыми. Структуры имеют довольно широкую область применения в промышленном и гражданском строительстве. В СССР есть мощности по изготовлению структур для 2,5 млн ма перекрываемой площади в год. В то же время совершенно очевидно, что структуры не могут полностью заменить другие конструкции, например плоские, и имеют достаточно четкую область рационального применения.
Конструкции структурных плит
В мировой строительной практике в настоящее время насчитывается более 130 различных структурных систем, отличающихся прежде всего узлом сопряжения стержней. В нашей стране рас-
пространение получили лишь несколько систем, часть из которых изготавливается серийно на специализированных заводах. Наиболее часто применяются структуры из стержней длиной на одну ячейку из круглых труб.
Узел структурной системы «Меро» (у нас в стране он несколько усовершенствован в Московском архитектурном институте и назван узлом «МАрхИ») состоит из полусферического и многогранного элемента-коннектора (рис. 4.10). В теле коннектора высверлены отверстия для болтов по числу примыкающих стержней. Коннекторы изготавливаются методом точного литья с последующей фрезеровкой поверхностей или из шестигранной заготовки.
Болт пропущен в отверстие плоской цилиндрической шайбы, приваренной к торцу трубы. Между торцами коннектора и шайбы размещается поводковая втулка со штифтовым фиксатором. Болт заворачивается в коннектор до обеспечения плотного касания между торцевыми поверхностями и втулкой. Таким образом
сжимающее усилие передается через площадки касания, а растягивающее усилие — через болт. Стержни обладают большой компенсационной способностью, узел легко собирается. Под компенсационной способностью стержней здесь понимается возможность сравнительно легкой сборки и крепления их в узлах, если даже
Рис. 4.10. Узел структуры конструкции «МАрхИ»
1 — коннектор; 2 — упорные гайки; 3 — высокопрочный болт; 4 — шпилька; 6 —
гл ушка; 0 •— труба
131
Рве. 4.11. Структурное покрвгнн по унифицированному сортаменту
а — в плаке 18X18 м с опиранием по углам* б — в плаве ЭОхЗС и с аяутрикомтуриым опиранием; ! — верх мне пояса; 3 — явживе по-Я|са; 9 — раскосы; 4 — капитель: 9 — профи-вированный иастил
в стержнях есть отклонения от проектных размеров по длине. Недостатком является значительная трудоемкость изготовления элементов узла. Хладостойкость узла несколько понижена из-за наличия весьма острых концентраторов напряжений (нарезка для болтов в теле коннектора) и возможной перегрузки болта от внецентренной передачи усилия, если заглушка приварена с перекосом.
В структурном покрытии типа «Кисловодск! длина стержня принята 3 м, высота плиты— 2,12 м. Плиты предназначены для перекрытия секций зданий размером в плане 30 x 30 и 36 x 36 м, при внутриконтурном опирании на четыре колонны соответственно в шагом 18X18 и 24x24 м.
Стержни унифицированного сортамента системы «МАрхИ» из круглых труб с диаметром и толщиной от 60/3 до 133/8 имеют длину 1,5; 2 и 3 м. Структуры предназначены для покрытий с пролетом 18 ... 36 м и при необходимости о консолями 6; 7,5 м при шаге колонн 12 ... 24 м (рис. 4.11).
Для структур со стержнями из круглых труб в отечественной в зарубежной практике нашли применение еще несколько конструкций узлов.
В узле «Октоплатт» (ФРГ) применены шаровые вставки, к которым привариваются на монтаже стержни, обрезанные под прямым углом (рис. 4.12, а). Шар сваривается из двух штампованных половинок на подкладных кольцах. Достоинство узла в том, что в нем нет ограничений для примыкания стержней, недостаток — 132
Рис. 4.12. Узлы различна! структурных систем а — «Октоплат: 1 — шаровал (ставка: 4 — сварной шов: б — «Траодетака: * — бастовал прорв»; • — «Дю Шато»: 4 — крышка; 4 — круглы* старжавь; 4 — труба раскоса) Т — труба аажваго пояса; « — «Верлааа: * — крышка; 9 — стаж во* стержшв; 10 — гавка с контргайкой; И — аакокечаак с приливом; 14 — ваконечнак бы прилива] 14 —• старжвиь пояса (яижаето) — труба со сплюшсваыы ковком; 14 — труба раскоса] в » «Юяистратв
в отсутствии компенсационной способности стержней и большом объеме монтажной сварки. Шары должны иметь достаточную толщину для обеспечения прочности, и в связи с этим узел весьма металлоемок. В некоторых системах между двумя штампованными полушариями вставляются диафрагмы или сквозь шар пропускается трубка для крепления одного из поясов.
Узел «Триодетик» (Канада) состоит из узлового цилиндра с прорезями специального профиля. Концы трубчатых стержней, сплющенные и обработанные соответственно прорезям, вставляются в прорези и зажимаются круглыми шайбами и одним болтом фис. 4.12, б). Узел легко разбирается. Однако и этот узел требует высокой точности и значительной трудоемкости изготовления.
В узле системы «Дю Шато» (Франция) применена узловые штампованные фасонки криволинейного очертания (рис. 4.12, в). В каждой из двух фасонок предусмотрены шесть полукруглых отверстий. Фасонки свариваются между собой по наружным линиям касания; стержни из круглых труб, входящие в эти отверстия, обвариваются. Таким образом создается сетка верхнего и нижнего поясов. Раскосы и стойки привариваются к наружным поверхностям криволинейных фасонок. Этот узел сравнительно прост в изготовлении, обеспечивает хорошую компенсационную способность стержней, которые до присоединения к фасонкам можно перемещать вдоль их оси на несколько миллиметров. Недостаток узла — большой объем монтажной сварки.
В узле структуры «Берлин» (ГДР) к сплющенным концам трубчатых стержней привариваются клиновидные калиброванные наконечники. В узле их восемь. Прижимаясь друг к другу боковыми гранями, наконечники образуют как бы цилиндр с отверстием внутри (рис. 4.12, г). По краям цилиндр закрывается стальными крышками, которые стягиваются в узле шпильками. Гайки у шпильки затягиваютсяр достаточным усилием и закрепляются контргайками. Растягивающие усилия в узлах передаются наконечниками через крышки, сжимающие — через плоскости наконечников. Узел прост в сборке, но требует высокой точности изготовления.
В приведенных примерах узлов применяются различные узловые вставки — коннекторы, шары, цилиндры с прорезями, парные штампованные фасонки. В узле «Берлин» крепежные элементы приварены к концам стержней.
Принципиально иное решение принято в узле «ЦНИИСК» (рис. 4.12, <?). Никаких дополнительных элементов в узле и на концах стержней нет. Концы труб сплющивают и в раскосах обрезают под нужным углом. Стержни с помощью специальных фиксирующих приспособлений собираются в узел таким образом, что между их торцами образуется пространство, которое заполняется расплавленным металлом, полученным при ванной сварке. Узел обеспечивает равнопрочное с основным стержнем соедине-134
Рис. 4.13. Структурные плиты с длинноразмерными поясами типа «ЦНИИСК»
/ « верхние Пояса] 2 ж» нижние пояса; 3 — раскоса; 4 распорки; 5 — профилированный настил
ние. Из всех типов узлов этот узел наименее металлоемкий. Расход расплавленного металла в узлах «ЦНИИСК» — около 1,5 % массы всей структуры, в то время как в других узлах он составляет до 5 ... 7 %. Особенность узла — большой объем монтажной сварки.
Весьма прост узел системы «Юнистрат» (США). Узловая фасонка штампуется так, что образуются восемь плоскостей, соответствующих примыкающим стержням. В плоскостях подготавливаются отверстия для крепления болтами стержней из прокатных уголков, тавров, швеллеров, а также подобных гнутых профилей (рис. 4.12, е). Благодаря такому решению снижаются трудозатраты при изготовлении и монтаже.
В структурных конструкциях из короткоразмерных стержней есть некоторая нелогичность. Готовые трубы или прокатные профили длиной до 12 м режут на короткие стержни, а затем в поясах вновь соединяют с помощью довольно сложных сопряжений. Это обеспечивает определенные преимущества при изготовлении и транспортировке, но приводит к повышению трудоемкости изготовления и монтажа.
В настоящее время разработаны структурные системы, у которых пояса выполняются из элементов длиной до 12 м, иногда элементы структуры представляют собой части ферм. Обычно такими структурами перекрывают прямоугольные планы с отношением сторон более 1,5. В этих случаях система работает в поперечном направлении, перекрывая короткий пролет здания.
В нашей стране получила распространение структурная конструкция «ЦНИИСК» с размерами в плане 12x18 и 12x24 м, высотой около 1,5 м (рис. 4.13). По существу, это складчатая система, у которой верхние пояса выполняются из двутавров, все остальные элементы — из одиночных равнополочных уголков. Нужно отметить важное преимущество этой структуры — использование обычного проката, вместо труб. Профилированный настил на строительной площадке укладывается на верхние пояса, как на прогоны. Жесткость в уровне верхних поясов обеспечивается настилом и поперечными стержнями. В узлах использованы фасонки, привариваемые к поясам. Элементы решетки крепятся к фасонкам болтами (рис. 4.14).
135
С целью уменьшения количества раскосов и снижения трудозатрат на монтаже было рекомендовано разряжать решетку в средней части плиты. Такие блоки покрытий получили название «Москввя.
С целью повышения степени заводской готовности имеются ?азработки трехгранного разворачивающегося блока покрытия 371. Верхний пояс его выполняется из профилированного настила. Две поворачивающиеся фермы из одиночных уголков крепятся на болтах к поперечным уголкам (рис. 4.15). Перевозоч-
Ряс. 4.15. Простраиствеипый разворачивающийся блок покрытия
/ — профилароеанны* настал (вержаа* пояс); , — етоЯки ферм; t — раскоса Феры; 4 — поворотные планка; S — удлиненные поворотные плавен; 4 — поворотные планка между шатана; 7 — распорка; в — бортовые уголка; » — поперечные уголки; 10 — уголка нижнего пояса
136
Рис. 4.16. Узлы блока покрытия
I — профилирования* яяетял: 1 — попярячиые уголки; 3 — стойки разворачивающихся ферм; < — Поворотная планка; S — удлиненная поворотная планка; f — поворотная планка между плитами; 7 — раскосы: в — бортовые уголки; S — болты, вокруг который аоворачнваютгя планки (фермы); 10 — упоры; Н — прокладки для передачи усилий) 12 крепежные детали (самонареэающне болты или дюбели)
ная марка состоит из двух панелей длиной 9 и 12 м, ширина каждой панели 3 м. В узлах поворотные фасонки позволяют разворачивать фермы, образуя трехгранный блок (рис. 4.16). Из двух марок образуется блок покрытия с размерами 6X18 и 6x24 м. В этой конструкции, во-первых, снижаются трудозатраты на монтажной площадке за счет облегченной сборки блока и в связи с тем, что настил крепится к поперечным уголкам на заводе, во-вторых, более полно используются возможности настила как ограждающего, так и несущего элемента. Поскольку сменить настил без снятия блока невозможно, покрытия нельзя применять в агрессивных средах. Блок перевозится в виде компактно сложенной плиты (рис. 4.17).
Примером структуры из пирамид с длинноразмерными добор-ными элементами является конструкция, разработанная в Ураль-
Рнс. 4.17, Блок покрытия в транспортном положении (обозначения см. рис. 4.16)
137
Ряс. 4.18. Структура из пирамид (схема пирамиды я узлы) 1 “ важная поао аа швеллера] 1 — вмсоколронамЯ болт
ском политехническом институте. Четырехгранные пирамиды, изготовленные из одиночных уголков, стыкуются основаниями в углах) из оснований пирамид образуется верхняя поясная сетка (рис. 4.18, а). Углы пирамид соединяются с помощью фланцев, причем фланцы представляют собой гнутые фасонки о приваренными ребрами для крепления граней пирамиды (рис. 4.18, б). Вершина пирамиды — это фасонка с четырьмя отогнутыми краями, к которым привариваются уголки боковых граней. В фасонке предусмотрены отверстия для высокопрочных болтов. Нижние пояса, развернутые на 45° по отношению к верхним, выполняются из двух расставленных уголков о перьями, направленными в разные стороны; один из поясов (нижний) может выполняться из швеллеров. Главное достоинство подобных структур — простота конструкции узла, болтовые соединения в узлах, применение обычного проката, возможность изготовления элементов на универсальных заводах металлоконструкций.
Приведенные примеры иллюстрируют лишь некоторые варианты элементов, из которых формируются структурные плиты, а также узловые сопряжения стержней. Более подробное описание структурных конструкций приведено в специальной литературе [13, 16, 25, 271.
Осжбепоста расчета струвтурвых плат
Структурные плиты являются многостержневыми системами о большой степенью статической неопределенности. Их точный статический расчет возможен только с применением современных 138
ЭВМ. Для расчетов чаще всего используются программы, основанные на методе конечного элемента. В качестве такого элемента берут отдельный стержень, причем сопряжение стержней в узлах принимается шарнирным. В действительности, в некоторых узлах имеется определенное защемление, часть стержней работает с эксцентричным приложением усилий. При болтовом креплении стержней некоторая податливость соединений может вызвать перераспределение усилий.
Современные программы расчета сложных систем, в частности структурных плит, учитывают влияние этих факторов. Кроме того, расчет можно осуществить с учетом геометрической нелинейности работы плиты в целом и физической нелинейности работы металла. Геометрическая нелинейность проявляется вследствие деформирования системы, изменения ее первоначальной геометрии, физическая нелинейность связана с переходом металла в пластическую стадию работы. При определенных условиях допускается развитие пластических деформаций в условно необходимых стержнях, но так, чтобы система всегда оставалась неизменяемой.
Возможен учет в работе структурной плиты растянутых стержней, в которых появились пластические деформации, а также сжатых стержней, потерявших устойчивость, но способных нести какую-то долю первоначального усилия. Мощные программные комплексы для расчета структурных плит на ЭВМ с учетом вышеперечисленных факторов разработаны в ЦНИИСКе нм. В. А. Кучеренко, ЛенЗНИИЭПе, ЦНИИПСКе им. Н. П. Мельникова и других организациях.
Но, наряду с точным расчетом, существует необходимость использования и приближенных методов расчета, например для оценки эффективности того или иного варианта структурных плит или выбора оптимальной величины различных параметров (в первую очередь высоты плиты и размера ячейки). Кроме того, приближенно можно рассчитывать структуру на некоторые воздействия.
В приближенных расчетах многоэлементную стержневую модель заменяют континуальной моделью — упругой ортотропной плитой с упругими характеристиками и граничными условиями, соответствующими принятой конструкции.
В работе [16] приведены формулы для определения цилиндрической жесткости и других характеристик в зависимости от типа структур. Благодаря этому можно сравнительно легко осуществить статический расчет и найти изгибающие моменты, крутящие моменты и поперечные силы в любом сечении. Далее по этим силовым факторам осуществляется переход к усилиям в стержнях структуры, а затем подбор и проверка сечений. Элементы узлов и соединения (болты, сварка) рассчитываются на прочность.
139
Порам* проектаромяи структур* ш пит
Процесс проектирования структурных плит существенно не отличается от процесса проектирования плоских несущих конструкций, но инженеру приходится сталкиваться с более сложными задачами.
Выбор схемы структурной плиты зависит прежде всего от ее назначения и в значительной мере от величины перекрываемого пролета. В большинстве случаев структурами перекрывают пролеты 18 ... 30 м (именно эти пролеты приняты в зданиях комплектной поставки). Важную роль играют и условия опирания структурных плит. Условия опирания подразделяют на четыре класса! контурное опирание, при котором опоры расположены по периметру (рис. 4.19, а); внутриконтурное опирание с консолями (рис. 4.19, б); смешанное опирание (рис. 4.19, в), при котором опоры расположены частично по контуру и частично внутри контура; свободное опирание (рис. 4.19, а), при котором внутренние опоры, а иногда и наружные ставятся произвольно в зависимости от технологических особенностей здания.
Условия опирания влияют на расход металла в плитах и их жесткость. При контурном опирании шаг колонн рационально выбирать не более 1/4 пролета, с увеличением шага колонны будет возрастать расход металла, причем при опирании плиты только на угловые точки потребуется в 2 раза больше металла, чем при опирании па колонны с шагом до 1/4 пролета. Плиты при шаге колонн до 1/4 пролета обладают деформативностью в 3 раза меньшей, чем плиты, опертые только по углам. При шаге колонн 6 м можно обеспечить рациональное контурное опирание структурных плит для пролетов, начиная о 18 и и больше. При внутр и контур ном опирании консоли составляют 0,1 ... 0,3 пролета, наиболее рациональный вылет консоли — 1/4 пролета.
Структурные плиты могут быть разрезными, консольными и неразрезными. Разрезные и консольные плиты удобны при монтаже, так как нет необходимости после Их подъема соединять стержни для обеспечения неразрезности. В разрезных плитах более логично включать в работу кровельные элементы, поскольку они все будут работать на сжатие, в неразрезных и консольных плитах кровельные элементы могут работать по-разному — одна часть из них работает на сжатие, другая часть — на растяжение.
Все структурные плиты чувствительны к неравномерной осадке оснований, если число опор больше трех. Неразрезность еще
140
больше увеличивает эту чувствительность. В неразрезных структурных плитах снижается расход металла (до 20 %) и увеличивается жесткость. Консольные структуры удобно применять в зданиях, когда колонны не стесняют внутреннее пространство.
Ранее отмечалось изобилие геометрических схем структурных плит. При выборе конкретной схемы следует учитывать конструкции кровельных элементов, условия размещения и характеристики технологического оборудования, условия изготовления (специализированные или универсальные заводы металлоконструкций) и архитектурную выразительность структур. Предпочтение надо отдавать наименее трудоемким при изготовлении и монтажной сборке системам, стремиться повысить степень их заводской готовности. В настоящее время —• это главные условия дальнейшего расширения области применения и объема структурных систем.
Важным элементом при проектировании структур является выбор их генеральных размеров — пролета I, ширины плиты В, высоты h и размера ячейки (стороны основания «кристалла») а.
Пролет в здании со структурным покрытием выбирается из тех же соображений, что и при плоских несущих системах покрытия. Ширина плиты определяется местом расположения швов между плитами либо опорных конструкций. В принципе ширина может быть равна длине всего здания, если не предусматривать промежуточных подстропильных конструкций. Но надо учитывать, что если В/1 2, то структурная плита по статической схеме ра-
боты превращается в конструкцию, перекрывающую пролет I и работающую в одном направлении. Наибольший эффект пространственной работы достигается при ВЦ = 1. Если предусматривается применение подстропильных конструкций, то рекомендуется В/1 1,5.
При выборе высоты структуры сохраняется тот же подход, что и при выборе высоты балок и ферм. Нужно иметь в виду, что высота покрытия зависит от назначения здания и порою не может быть меньше заданного уровня, связанного с требованием технологического процесса. Далее определяется оптимальная высота, при которой обеспечивается минимум затрат металла или минимальная стоимость конструкций структурной плиты. Однако, как это было уже отмечено для ферм, оптимальную высоту структур или покрытия следует определять из условия нахождения минимума приведенных затрат.
Исследования показывают, что у разрезной структурной плиты типа «МАрхИ» со стержнями из круглых труб /iopt лг Z/14 для районов Сибири, причем по мере увеличения пролета высота уменьшается [29]. Кроме того, при применении в стержнях прокатных уголков оптимальная высота структуры уменьшается в связи с тем, что последние дешевле труб.
Далее должна быть найдена минимальная высота плиты по условиям обеспечения требуемой жесткости. Прогиб структур-
141
ной плиты может быть определен лишь после назначения ее размеров и сечений стержней, между тем высота плиты выбирается до начала точного расчета. Плита рассматривается как континуальная система. Минимальная высота для различных плит, нагруженных равномерно распределенной нагрузкой, может быть найдена по формуле
= 46 ?/£(1+ф) [71 **’ (4’2)
где Ту — осредненннй коэффициент надежности по нагрузке; qp — осредневннй коэффициент продольного изгиба для сжатых стержней поисов; £ — коэффициент, учитывающий форму плиТы и условия опирания (табл. 4.1); к — коэффициент, учитывающий повышение деформативности за счет податливости решетки: к = 1,2 ... 1,1 — дли высот h = (1/12—1/24) /.
Как видно из табл. 4.1, при опирании структурной плиты на колонны с их шагом не более 1/4 ее стороны (можно считать, что опора непрерывная), коэффициент £ будет на 27 % меньше, чем у фермы (£ — 1/9,6). В то же время коэффициент податливости у ферм (к = 1,3 ... 1,2) больше, чем у структур на 10 ... 15 % из-за большей длины раскосов. Следует учитывать повышенную деформативность структурных плит, опирающихся на отдельные колонны в углах плит. Аналогичное явление имеет место и у плоских ферм, если они опираются иа подстропильные конструкции. В этом случае к прогибу промежуточной стропильной фермы нужно прибавить соответствующий прогиб подстропильной фермы. Для уменьшения деформативности структурных плит их опирают на колонны через дополнительные стержни — подкосы.
Из области, ограниченной этими* тремя значениями выеЬт, должна быть принята окончательная высота структуры. Поскольку часто hopt меньше ЛгаШ, то лимитирующей является высота по жесткости. Она же благодаря пространственной работе структурной плиты в 1,5 ... 2 раза меньше аналогичной высоты плоских ферм как в разрезном, так и .неразрезном вариантах.
Размер ячейки зависит от нескольких факторов: перевозочного габарита (не более 3,85(м), если «кристалл» транспортируется целиком; размеров применяемых плит ограждения; пролета структурной плиты. Он влияет на общий расход металла, так как по мере уменьшения размера ячейки увеличивается число стержней и узлов. Для плит пролетом до 36 м оптимальный размер ячейки — 3 м.
Стержни в структурных плитах работают на центральное растяжение или сжатие, так как в большинстве узлов сопряжение можно считать близким шарнирному. В действительности, в таких узлах, как в системе «ЦНИИСК» на ванной сварке, типа «Триадетик», «Берлин» и др., стержни частично защемлены и будут работать как внецентренно сжатые или внецентренно растянутые. Ввиду того, что расчетные длины стержней, как правило, одинаковы, наиболее удачны сечения одинаково симметричные 142
Таблица 4.1. Значения коэффициента £
( Схема структурной □литы и размещение опор Для квадрата Для прямоугольника
OQ Разрез "О ная Ъ В/4 1/12,9 -(0,32 + 0,92ц — 0,24ц»)
Нер азрезная 1/15,5 15(5 (0,32 + 0,92ц — 0,24ц»)
Разрез О——— — ная > 1/4,3 -^3" (4,48 — 8,32ц + 4,84ц«)
Нераз; о эезная 1/5,5 5 5 (2,16—2,04 р + 0,88ц*)
\ Разрезная b 1/4 Для равностороннего треугольника 1/30 —
Примечание. Для прямоугольных плит U > I и при расчете высоты по формуле (4.2) принимается I меньшей стороны.
Таблица 4.2. Расчетлив длина мемевтов ыруищими коиструкций
Элемента о*рук*уринж ковотрукцвВ м
1. Кроме указаниях в пп. 2 и 3 2. Неразрезаые (не прерывающиеся в узлах) пояса и прикрепляемое в узлах сваркой впритыи и шаровом или цилиндрическим узловым элементам 3. Из одиночных уголков, прикрепляемых в узлах одной полкой: сварными швами или болтами (ие менее двух), расположенными вдоль элемента, при // до 90 св. 90 до 120 св. 120 до 150 (только для элементов решетки) св. 150 до 200 (только дли элементов решетки) одним болтом при ///щщ: до 90 св. 90 до 120 св. 120 до 150 (только для элементов решетки) св. 150 до 200 (только для элементов решетки) 1 0,851 1 0,91 0,751 0,701 1 0,951 0,851 0,81
I — геометрическая длина элемента (расстояние между уэламя структурных иои-струкцив)
относительно двух главных Ьсей — круглые и квадратные трубы. Эффективность сечений сжатых стержней оценивается удельным радиусом инерции / и коэффициентом а. Эти показатели зависят от относительной толщины труб или полки t/h. В табл. 1.1 приведены показатели по наиболее применяемым сечениям.
Нужно помнить, Что наиболее дешевые профили — равнополочные уголки. Они на 30 % дешевле круглых труб, хотя и уступают им по другим показателям.
Подбор и проверка сечений стержней на прочность, устойчивость и гибкость производится в строгом соответствии с действующими нормами проектирования. Расчетная длина стержней (табл. 4.2), как правило, равна их геометрической длине, исходя из предположения шарнирного сопряжения стержней. При опирании профилированного настила на верхние пояса плит и прикрепления его к ним устойчивость стержней в плоскости поясов обеспечивается настилом. В плоскости, перпендикулярной к плоскости поясов, расчетная длина может быть принята 0,5 ... 0,7 геометрической за счет поддержки профилированным настилом, если он расположен гофрами перпендикулярно или под углом 45° к поясу. Радиусы инерции сечений стержней структурных плит i следует принимать для сжато-изгибаемых стержней относительно осей, перпендикулярных или параллельных плоскости изгиба, соответственно ia или iv, в остальных случаях — минимальные .
Предельные гибкости для сжатых и растянутых стержней структур принимаются по табл. 4.3.
144
Il а б л и ц a 4.3. Предельные гибкости дли сжатых и растянутых стержней С 'руктурных плит [18]
Назвачевне стержней
Сжатые
Пояса, раскосы, стойки!
из труб
из одиночных уголков
Сжатые и ненагруженные стержни таврового и крестового сечения, подверженные воздействию ветровых нагрузок, при проверке гибкости в вертикальной плоскости Остальные стержни:
сварных конструкций из одиночных уголков, труб и парных уголков
конструкций из одиночных уголков с болтовыми соединен ними
Растянутые
Пояса н опорные раскосы:
при воздействии непосредственно на конструкцию динамических нагрузок
то же, при статических нагрузках
Остальные стержни:
при воздействии непосредственно иа конструкцию динамических нагрузок
то же, при статических нагрузках
IX]
180—60а
120
150
210—60а
220—40а
250
400
350
400
Примечание. Коэффициент а = N/q>ARt,y_ не менее 0,5 (в необходимых слу-С
чаях вместо ф следует прниимать Фе)«
При опирании плит настила непосредственно на пояса в последних возникает изгибающий момент, как в свободно опертых балках. В связи с этим верхние пояса рассчитываются на устойчивость, как сжато-изгибаемые стержни.
Конструирование узлов структур представляет собой довольно сложную задачу. При ее решении появляется возможность использовать существующие конструкции узлов, усовершенствовать их, разработать принципиально новые конструкции (последние создаются на уровне изобретений).
При конструировании узлов следует учитывать: условия эксплуатации зданий или сооружений (наличие агрессивной среды, характер нагрузок, наличие кранов, необходимость демонтажа и т. д.); величину расчетных низких температур при монтаже и эксплуатации конструкций; условия доставки отправочных марок конструкций к месту монтажа; условия их изготовления и монтажа, возможности завода-изготовителя; сечение стержней; архитектурно-эстетические требования и др.
Оси стержней структур должны быть, как правило, центрированы во всех узлах. При наличии эксцентриситетов в узлах стержни следует рассчитывать с учетом соответствующих изгибающих моментов.
145
3. Складчатые конструкции
Схемы
Складка представляет собой пространственную конструкцию, у которой плоские грани соединяются между собой под углом, и изготавливается из тонкого (1 ... 2 мм) стального или алюминиевого листа. Простейшей складкой является профилированный
Ряс. 4.21. Перевозка складчатых элементов
146
a здания пролетом 12 и 24 м; б -« варианты сопряжения лоткообразвых элементов
настил. Но так как высота настила невелика (120 ... 140 мм), то им можно перекрывать пролеты до 4 м (максимально до 6 м), и, как правило, по неразрезной схеме.
В складках из тонкого листа реализуется принцип совмещения функций несущих и одновременно ограждающих конструкций. Благодаря пространственной работе, высокой степени тонко-стенности складки являются весьма эффективными системами, пригодными для зданий комплектной поставки. Как легкие металлические конструкции широкое распространение в нашей стране получили арочные, или, точнее, полигональные покрытия из лоткообразных элементов с пролетами 12, 18, 24 м и более. Эти системы разработаны в УкрНИИПроектстальконструкция [64]. Здания такого типа можно видеть в аэропортах, на промышленных предприятиях и т. п. Они могут быть использованы в качестве мастерских, складов, гаражей, укрытий для техники, компрессорных и других станций, зерноовощехранилищ и т. п. (рис. 4.20). Такие здания можно оборудовать тельферами и легкими кран-балками. При перевозке лоткообразные элементы укладываются «один в один» (рис. 4.21).
Поперечные сечения зданий для пролетов 12 и 24 м показаны на рис. 4.22, а. В зданиях арочного типа точка перелома
147
многоугольника лежит на окружности и выбрана так, чтобы обеспечить возможность применения однотипных унифицированных элементов. Из этих же лоткообразных элементов можно выполнять продольные и торцевые стены.
За рубежом складчатые системы также широко применяются в зданиях комплектной поставки, в том числе для пролетов до 30 ... 40 м.
Конструкция складок
Основным элементом складки является тонкостенный лоток с отбортовками, обеспечивающими возможность ^соединения соседних лотков по продольным граням. К торцам лотков привариваются фланцы, позволяющие сопрягать соседние лотки под заданным углом. Сечения лотков показаны на рис. 4.22, б. Размеры лотка; высота — 300 мм, ширина — 1000 мм, высота конструкции при пролете 12 м составляет 1/40 пролета, при пролете 18 м — 1/60, толщина 1Д... 2 мм, т. е. тонкостенность — 1/200. Лотки выполняются из алюминиевого сплава АМг2 1/2 Н или малоуглеродистой стали Ст. 3.
Бортовые элементы сопрягаются друг с другом с помощью оцинкованных либо кадмированных болтов или контактной точечной сваркой. Для предотвращения попадания влаги в стыках предусматриваются ёйециальные нащельники или нахлесточное соединение. Утеплитель для отапливаемых помещений можно приклеивать к внутренней поверхности лотков, подвешивать к складкам в виде щитов и др.
При увеличении пролетов и нагрузки требуется более мощное сечение лотков, большая высота для обеспечения необходимой прочности, а также общей устойчивости и жесткости системы. Для этого можно создать складку из двух лотков (рис. 4.22, б). При этом высота складки увеличивается до 0,8 м и при пролете 26 ... 48 м составит 1/60 ... 1/80 пролета. Возможно создание трехслойных складок, состоящих из двух обшивок, зазор между которыми заполняется эффективным утеплителем.
Узлы опирания лотков на фундамент (рис. 4.23, а) обеспечивают достаточно жесткое сопряжение. Распор передается анкер-ными болтами. Сопряжение лотков в углах осуществляется болтами, стягивающими фланцы соединяемых элементов. В углах соединения лотков размещается затяжка, предотвращающая деформации складок в продольном направлении (рис. 4.23, б). К узлу можно подвесить тельферный путь. Кроме фланцевого соединения лотков, возможно крепление за отогнутые стенки (рис. 4.23, в).
Благодаря сравнительно небольшим размерам лоткообразных элементов нх легко изготавливать на поточных Линиях. Основные операции — прямолинейные резы заготовок, холоднаи гибка лотка и отбортовок, сверление отверстий в отбортовках и фланцевых 148
6)
Рис. 4.23. Узлы складчатых конструкций
в — уяел к рве- 4.22, а: / — гяуто-сварной упор; 2 — анкерный болт; б — увел Б на фланцах: 2 — фланцы; 4 — ребро из уголка; 5 «- продольная затяжка; « — узел £ ала В с отогну гы к а стенками; 6 — отогнутая стенка; а — расчетное сечение складка
полосах, приварка фланцев. Все эти операции механизированы. Монтаж зданий заключается в последовательном соединении лоткообразных элементов на болтах, может быть начат с любого места и вестись в двух направлениях. Так как элементы имеют сравнительно небольшую массу (стальные лотки — 70 ... 100 кг, из алюминиевых сплавов — 30 ... 40 кг), то для их монтажа могут использоваться краны малой грузоподъемности. Благодаря простоте конструкции и монтажа для ведения работ не требуются монтажники высокой квалификации.
Точный расчет складок весьма сложен, так как они являются многократно статически неопределимыми системами. Если счи-
149
Рис. 4.24. Эпюры сиеговов и ветровой нагруэоя
а — lopaiTtiiu еяегоаая (0.4 < а. — (/(V) <1; е, = О.в 4- 8//Z < 2,2 оря f/l » !/»)) б — яксперимеигяльяяя световая (0 < с, < 0,4 прв 40* » а > 24*; с, — 0,0 прв а < < 26*); • — ветровал (в яямятяля — ворматвавал, в ааамеаателе — ввспераыелтальвая)
тать, что плоские грани соединяются между собой шарнирно, то можно заменить шарниры сдвигающими усилиями и рассматривать каждую грань как лист, нагруженный поперечной нагрузкой и сдвигающими усилиями по краям. Приближенно можно считать, что поперечное сечение складок не депланирует, и тогда его следует проверять на прочность, выполнив предварительно статический расчет полигональной жестко защемленной рамы.
Так как грани складок очень тонкие (гибкость до 400 ... 500), то под действием продольных сжимающих усилий и изгибающих моментов сжатые зоны могут терять местную устойчивость еще в стадии упругой работы. В этом случае расчет производится аналогично тому, как это делается в балках с гибкой стенкой (гл. 2, п. 1). Потерявшая устойчивость часть стенки из сечения условно исключается (рис. 4.23, г). При проверке общей устойчивости в расчет вводится все сечение.
Проведенные в УкрНИИПроектстальконструкция экспериментальные исследования показали, что ветровые и снеговые нагрузки, действующие на полигональные складки, по величине меньше, чем это установлено СНиП 2.01.07—85 сНагрузки и воздействия». Снеговые нагрузки на участках кровли с углом наклона менее 25° практически отсутствуют благодаря отсасывающему действию ветра, а на участках с углом наклона более 60° снег лавинообразно сползает с кровли из-за очень малого коэффициента трения на границе металлической кровли, особенно при наличии самого незначительного тепловыделения. Поэтому-коэффициент с может быть снижен о 1 до 0,4 (рис. 4.24).
160
Все эти особенности повышают эффективность легких складчатых систем. Скорость их возведения выше в 4 ... 7 раз по сравнению с традиционными железобетонными сборными конструкциями, снижается и их стоимость.
Глава 5. ЛЕГКИЕ ОГРАЖДАЮЩИЕ МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ
1. Конструктивные решения
Общие положения
Легкие металлические ограждающие конструкции для стен и кровель могут выполняться на основе тонкого стального или алюминиевого листа либо стальной проволочной сетки и легкого эффективного утеплителя. Широкое применение таких конструкций связано прежде всего с их меньшей массой по сравнению с ограждениями из железобетона и других традиционных материалов. Это приводит к снижению расхода металла на поддерживающие несущие конструкции, позволяет сократить транспортные расходы, уменьшить трудоемкость монтажных работ.
Общими недостатками металлических ограждающих конструкций являются их чувствительность к механическим повреждениям, недостаточно высокая коррозионная стойкость и, как следствие, меньшая физическая долговечность по сравнению с традиционными элементами ограждения. Кроме того, их стоимость все еще сравнительно высока (см. табл. 1.3).
Возможность применения металлических ограждений н зданиях и сооружениях регламентируется «Техническими правилами по экономному расходованию основных строительных материалов» [24]. В настоящее время имеется возможность использовать нх в зданиях со стальным каркасом, возводимых в районах Севера, Дальнего Востока, для объектов нефте- и газодобычи, в районах с сейсмичностью 8 баллов и выше, а также в зданиях, независимо от места их возведения, при пролетах несущих конструкций более 30 м и любом шаге колонн; при пролете 24 м и шаге колонн 12 м; при блочном монтаже и конвейерной сборке конструкций покрытия и, безусловно, в зданиях комплектной поставки. С развитием базы для производства металлических ограждающих конструкций область их применения будет расширяться.
Материалы для ограждающих конструкций
Основным материалом для легких ограждающих конструкций являются плоские либо гофрированные (профилированные) листы из стали или алюминиевых сплавов. Наиболее распространены профилированные листы из стали марки СтЗкп (пс) толщиной
151
от 0,6 до 1,0 мм, выпускаемые по ГОСТ 24045—80 и новому стандарту ГОСТ 24045—86. Ширина листов — 600 ... 1000 мм, длина — 6 ... 12 м кратна 0,6 м. Профилированные листы различаются формой и высотой гофра (табл. 5.1). Для кровельных настилов предусмотрены профили типа от Н57 до Н114, для стеновых ограждений — типов от СГ8 до С44 и НС40; НС44.
С целью придания гофрированным стальным листам коррозионной стойкости их покрывают слоем цинка путем горячего цинкования. Однако такой защиты может оказаться недостаточно при воздействии агрессивной среды. Практикуется нанесение на гофрированные листы дополнительного лакокрасочного покрытия о последующей наклейкой тонкой полимерной пленки. Это обеспечивает долговечность ограждений 25 ... 30 лет иболее. Плоские стальные листы, как правило, защищаются от коррозии лакокрасочными покрытиями.
Листы из алюминиевых сплавов (АМг2-М, АД31-Т и т. Д-) используются для ограждающих конструкций объектов на Севере, уникальных общественных зданий или зданий с агрессивной технологической средой. Чаще применяются гофрированные листы толщиной 0,8 ... 1,0 мм с высотой гофра 6 ... 50 мм по стандарту ГОСТ 24767—81*. Ширина выпускаемых листов — 750... 3600 мм (см. табл. 5.1).
Наряду с химической коррозией, листы из алюминиевых сплавов подвергаются иклектрохимической коррозии, которая возникает от контакта со сталью, древесиной, бетоном, раствором. Для исключения такого контакта следует использовать диэлектрические прокладки, например из полиэтилена. Коррозионную стойкость алюминиевых листов, можно повысить путем анодирования (образования защитной оксидной пленки Толщиной 7 ... 10 мкм) или нанесения лакокрасочного покрытия.
Для кровель в качестве несущего элемента настила могут использоваться также сварные сетки по ГОСТ 23279—85, ГОСТ 8478—81* и плетеные сетки по ГОСТ 5336—80* с диаметром проволоки 1,2 ... 9 мм и размером ячейки .15 ... 400 мм.
В отапливаемых зданиях применяется легкий эффективный утеплитель из пенополиуретана (ППУ) с плотностью у0 = = 60 кг/м3, фенольного пенопласта (ФРП-1) с у0 = 80 кг/м3, плиты на основе минеральной ваты с = 180 ... 250 кг/м3 или стекловолокна с = 75 кг/м3 и т. п., обладающие малой плотностью по сравнению с традиционными утеплителями из газойли пенобетона (у0 = 500 ... 600 кг/м3) и не требующие устройства специальной стяжки под рулонную кровлю.
Утеплители ППУ и ФРП относятся к категории заливочных материалов, т. е. допускают вспенивание исходного состава в форме с одновременным значительным увеличением объема, однако могут выпускаться также в виде плит толщиной 50 ... 100 мм. Утеплители из минераловатных плит имеют толщину 60 ... 120 мм.
1Б2
Таблица Б.1. Типы профилированных листов
Стандарт Марка ластов Эека» Масса I и’. кг
Станьте ласти по ГОСТ 240*5—86 НС40-800-0.6 НС*0-800-0,7 | 200’4=800 | 7.0 8.1
НС44-1000-0,7 8,3
H57-7S0-0.7 Н57-750-0.8 v уу V \у у|^у V | j, 187.5’4=750 j 8.7 9.8
HB0-84S-0.7 H60-84S-0.8 10.7(0.8) 'Г'УГ'ХГ'КГ'Х, 211’4=845 8.7 9,9
л
H75-7S0-0.8 Н75-750-0.9 108(08) УЛ/Л/А/'ЧЛ L /8М’4=750 11.3 12.8
HI 14-780-0,8 HI 14-750-0,9 ,08(09) yX/AZX^I 250’3=750 12.8 14.0
т <
Соединения листов профилированного настила между собой осуществляется с помощью комбинированных заклепок, позволяющих проводить работы с одной стороны листов. К несущим элементам ограждения, покрытия или фахверка листы крепятся самонарезающими винтами, которые ставятся в заранее просверленные отверстия диаметром 5 мм. Крепление может производиться также путем пристрелки дюбелями или с помощью электрозаклепок. В последнем случае неизбежно нарушение защитного слоя профилированного листа. Для его восстановления на лист, как правило, наносят слой масляной краски. Проволочные сетки крепятся к прогонам о помощью прижимных планок.
Конструктивные решения
Классификация легких ограждающих металлических конструкций приведена на рис. 5.1.
В кровлях неотапливаемых (холодных) зданий применять плоские или профилированные листы можно только при достаточно большом уклоне (не менее 1/8) из-за необходимости обеспечения водонепроницаемости покрытия.
В покрытии профилированный настил укладывается обычно по прогонам (при шаге их 3 м) и крепится к ним за верхние полки гофров болтами через один гофр (рис. 5.2, а). Вдоль гофров листы объединяются между собой с помощью комбинированных заклепок с шагом 500 мм. В холодных кровлях можно применять стальные профилированные листы с высотой гофра 40 ... 75 мм. Большая сдвиговая жесткость профилированного настила в горизонтальной плоскости позволяет отказаться от установки тяжей по прогонам.
Стеновое ограждение в неотапливаемых зданиях крепится К фахверку. Профилированные листы с гофром высотой до 50 мм прикрепляют к горизонтально расположенным ригелям с помощью самонарезающих винтов (рис. 5.2, б) или дюбелей. Из-за большой вероятности механических повреждений тонкой металлической обшивки в зоне активного технологического процесса цокольная часть стенового ограждения выполняется из бетонных панелей высотой до 2,2 м (см. рис. 5.5).
Для отапливаемых зданий характерны безуклонные кровли, что накладывает особые требования к устройству гидроизоляции. В этом случае рациональны конструкции кровли с рулонным водоизоляционным ковром или безрулонные кровли, не требующие защитного слоя из гравия, в которых функцию гидроизоляции выполняет однослойная полимерная пленка армогидробутил АК-7 с плотностью 1,1 ... 1,4 кг/м3 толщиной 1,5 мм. Применение такой пленки взамен многослойного рубероидного ковра позволяет более чем в 2 раза снизить массу ограждающих конструкций покрытия, сократить в 3 ... 4 раза затраты труда и на 15 % стоимость «в деле» [44].
155
Рис. 5.li Классификация легких металлических ограждающих конструкций
Рис, 5.2. Профилированные листы в ограждающих конструкциях а кроасльвый настал; б — стековое ограждение неотапливаемых аданий; а — покры гае отапливаемых аданий при послойной укладке по фермам типа «Молодея но>; г — то же. по прогонам; д — кровельные каркасные панели; / — прогон; 2 — стальной про филированный ласт; 3 — крепежный болт; 4 — ригель фахверка; S — верхний пояс фермы; б — пароиаолхциа; 7 — легкий плитный утеплитель; в — гвдронаолиция (рубероидный ковер); Я — аащитиый слой на грааня; Ю — продольное ребро; 11 — попорет кое ребро; 13 — опорный уголок; 13 — самонареаающвй винт
В качестве основного элемента кровельных настилов отапливаемых зданий применяются профилированные листы, проволочные сетки и легкие заливочные или плитные утеплители.
Кровельные иастилы отличаются по конструктивному решению, определяющему степень заводской готовности, и могут выполняться в виде кровель послойной сборки из двух- и трехслойных панелей повышенной или полной заводской готовности. Конструктивный тип покрытия зависит также от компоновочной схемы шатра.
Кровли послойной сборки устраиваются в беспрогонных покрытиях с фермами типа «Молодечно», устанавливаемыми с шагом 4 м, в структурных покрытиях типа «Кисловодск», «ЦНИИСК» с ячейкой элементов верхних поясов 3X3 м, в покрытиях рамного типа с шагом рам 6 м, а также в покрытиях с прогонной компоновкой при шаге прогонов 1,5 ...3 м. Профилированные листы укладываются непосредственно на верхние пояса несущих конструкций шатра или на прогоны и крепятся к ним самонаре-зающими винтами через один гофр (рис. 5.2, в, г). Соединение листов в продольном направлении осуществляется на комбинированных заклепках с шагом 500 мм. Далее послойно укладываются паро-изоляция, Элитный легкий утеплитель и гидроизоляционный ковер. В случае применения листов с высотой гофра 114 мм (по ГОСТ 24045—86) шаг несущих конструкций может быть увеличен до 6 м.
Проволочные сетки укладываются по прогонам н для восприятия распора (сетка работает как многопролетная висячая система) требуют устройства жесткого опорного контура. По сеткам укладываются послойно пароизоляция, легкий плитиый утеплитель и рулонный ковер. Сетчатые настилы могут также применяться в составе пространственных блоков покрытия.
Одновременно с кровлями послойной сборки широко распространены двухслойные безребериые монопанели, состоящие из несущего профилированного листа с высотой гофра не менее 57 мм, верхнего гидроизоляционного слоя (преимущественно из одного слоя рубероида) и среднего слоя (толщиной 40 ... 100 мм) из заливочного утеплителя, вспениваемого в полости конструкции (рис. 5.3, а). Ширина панелей определяется размерами профилированного листа и может изменяться в пределах 800 ... 1000 мм, длина панели — до 12 м. Двухслойные монопанели выпускаются серийно.
Панели укладываются по прогонам с шагом 3 м, на участках кровли со снеговыми мешками шаг прогонов может быть уменьшен до 1,5 м. После монтажа панелей и заделки стыков производится устройство мягкой кровли. Масса 1 м2 кровельного настила на основе двухслойных монопанелей составляет 90 ... 100 кг, в том числе прогонов — 8 ... 10 кг.
С целью повышения степени заводской готовности покрытия могут применяться трехслойные бескаркасные панели типа «санд-158
Рис. 5.3. Двух- и трехслоАные кровельные панели
а — поперечное сечение двухслойной моиопанелм; в — то же, трех слой но И панели типа «саидвнчж; в — стык двухслойных панелей продольный; г — то же. поперечный: д — продольный стык трехслойных панелей; I — стальной профилированный лист; 2 — утеплитель; 2 — гидроизоляция (одни слой рубероида); « — прогоны; 5 - самопаре-аающий винт; б — термоизоляционный вкладыш
вич». Они включают нижнюю обшивку из стального профилированного листа с мелкими гофрами, верхнюю несущую обшивку нз гофрированного листа и средний слой вспененного легкого утеплителя типа ППУ (рис. 5.3, 6). Длина панелей — 6 ... 12 м. Выпускаются панели серийно непрерывным или стендовым способом.
Трехслойные панели чаще применяются в сборно-разборных зданиях комплектной поставки, имеющих односторонний уклон кровли. В зданиях с пролетами более 12 м при плоских кровлях панели типа «сандвич» применять нежелательно, так как при этом возникают сложности с обеспечением водонепроницаемости поперечных стыков. Масса 1 м2 панелей составляет 50 ... 70 кг, включая прогопы.
При шаге несущих конструкций покрытия 6 м и более нашли применение двухслойные ребристые панели повышенной заводской готовности, выполняемые на основе стального профилированного листа, подкрепленного продольными и поперечными ребрами из прокатных или гнутых профилей (рис. 5.2, д). Такие панели могут поставляться с утеплителем и защитным слоем из рубе-
159
Т, а б л и ц a 4.1. Значения коэффициента £
, Схема структурной плиты н размещение опор
Для квадрата
Для прямоугольника
Разрезная Ь BI4
1/12,9
1
129" (0,32 + 0,92ц — 0,24ц’)
1/15,5
1
jgj- (0,32 + 0,92ц - 0,24ц’)
Неразрезная
1/4,3
(4,48 _ 8,32ц + 4,84ц’)
Разрезная
1/5,5
— (2,16-2,04 Ц + 0,88ц*)
Неразрезная
Для равностороннего треугольника
1/30
Разрезная Ь =ез Z/4
Примечаиие. муле (4.2) принимается
Для прямоугольных плит но 1 в при расчете высота по фор' I меньшей стороны.
роида. Продольные ребра панели при ее длине 12 м имеют составное сечение из двух уголков, объединенных решеткой, либо панель подкрепляется шпренгелем. Поперечные ребра выполняются из уголков (при ширине панели 1,5 м) и из швеллера (при ширине панели 3 м). После монтажа панели и заделки стыков минеральной ватой или пенопластом укладывается гидроизоляционный ковер. Масса 1 м2 такого кровельного настила составляет 100 ... ПО кг.
С целью повышения индустриальности покрытия можно применять трехслойные ребристые панели полной заводской готовности. Такие панели производятся длиной 6 или 12 м, шириной до 3 м и состоят из несущего каркаса, образованного системой продольных и поперечных ребер, нижней и верхней обшивок из гофрированного листа и легкого плитного утеплителя. Для устранения мостиков холода в состав ребер включается стенка из баке-лизированной фанеры толщиной 8 ... 14 мм. При длине панели 12 м продольные ребра необходимо подкреплять шпренгелями. Нижняя обшивка панелей выполняется из листа с гофром высотой 6 ... 15 мм или плоского листа, верхняя обшивка — из профилированного листа с высотой гофра не менее 44 мм. Панели крепятся к ригелям на сварке или на болтах нормальной точности.
Использование в панелях заливочного вспененного утеплителя позволяет включить в совместную работу и обшивку и утеплитель, за счет чего можно повысить несущую способность панели и одновременно существенно снизить ее деформативность.
Особенностью работы трехслойных ребристых панелей является их чувствительность к температурным воздействиям. Напряжения от перепада температур в элементах панели могут быть близки по величине к напряжениям от поперечного изгиба ее под нагрузкой. Температурные деформации панелей снижают долговечность стыков и всей кровли. Масса 1 м2 каркасных трехслойных панелей составляет 50 ... 70 кг.
Для стенового ограждения используются трехслойные бескаркасные панели типа «сандвич», полукаркасные трехслойные панели и каркасные панели с укрупненными монтажными элементами. Конструктивно стеновые панели типа «сандвич» (ПТС) аналогичны соответствующим панелям покрытия, выпускаются серийно непрерывным или стендовым способом. Панели различаются формой гофра, решением стыков и типом утеплителя (рис. 5.4). Ширина выпускаемых панелей — до 1 м, длина — до 12 м (кратна 0,6 м). Кроме рядовых, выпускаются также н до-борные угловые панели. В качестве обшивки применяется гофрированная сталь толщиной 0,6 и 0,8 мм с повышенными прочно-
литель; 3 продольное ребро; 4 — самонареаающий вннт; 5 — ригель фахверка; 6 —=• стеновая панель; 7 — крепежный болт; 8 — уплотнитель (герметик); 9 — нащельинх; 10 — термоизолирующнй вкладыш; 11 — колонна; 12 — опорный столик; /5 — упругая прокладка; 14 — слой пергамина на битумной мастике; 13 — фартук иа оцинкованной стали
6 Бирюлев В. В.
Рис. 5.5. Фрагмент продольной ртены из металлических панелей
1 — колонна; г — етоЯка фахверка; 3 — ригели фахверка: « — тяжи; 5 — распорка иа иголка; t — цокольная легкобатоямя панель; 7 — оконная пакаль; < — металлические пааолн типа «сашиич»
стными свойствами. Утеплителем служит вспененный в панели пенополиуретан (ППУ). Толщина панели определяется теплотехническими требованиями и составляет 60 ... 100 мм.
Конструкция стен предусматривает вертикальную разрезку панелей с креплением последних к ригелям фахверка, шаг которых принимается равным 3 ... 4 м (рис. 5.5). Стыки панелей и узлы фахверка показаны на рис. 5.4. Крепление панелей к фахверку осуществляется на болтах нормальной точности.
Более прогрессивными ограждающими конструкциями, позволяющими увеличить шаг ригелей фахверка, являются полукар-касные трехслойные панели типа ПТАР, имеющие продольные обрамляющие ребра из поливинилхлорида ПХВ марки УВ-10 швеллерного сечения (рис. 5.4, и), с утеплителем повышенной огнестойкости из фенольного пенопласта.
Конструкция стен может также выполняться из укрупненных монтажных элементов, которые собираются непосредственно на строительной площадке. Эго панели марки ПСМ, выпускаемые в двух вариантах и отличающиеся способом крепления наружной и внутренней обшивок, типом утеплителя (минеральная вата или штапельное стекловолокно). Панели ПСМ применяются при шаге стоек фахверка или колонн 6 м. Укрупненный монтажный элемент состоит из стальной рамы длиной до 12 м, шириной 6 м, наружной и внутренней обшивок из стального профилированного листа тол
162
щиной 0,6 ... 0,8 мм и среднего слоя плитного утеплителя. Обшивки и утеплитель располагаются с одной стороны рамы. Элементы рамы выполняются из гнутого перфорированного швеллера. Крепление панелей ПСМ к фахверку и колоннам осуществляется на болтах нормальной точности.
Применение в качестве стенового ограждения трехслойпых панелей позволяет снизить массу стен по сравнению с легкобетонными стеновыми панелями в 10 ... 15 раз (с учетом массы ригелей фахверка).
2. Расчет и проектирование ограждающих конструкций
Расчет профилированных листов и панелей
Постоянные нагрузки от кровли для определения несущей способности профилированных листов можно принимать по табл. 5.2. Горизонтальные нагрузки, действующие в плоскости настила от крановых, сейсмических воздействий, принимаются при расчете диафрагм (диска) из профилированного настила согласно указаниям [65]. Ветровые нагрузки для расчета стеновых
Т а б л и ц а 5.2. Нагрузка от кровли (район Западной Сибири)
Состав кровли Нормативная нагрузка, кПа Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная нагрузка, кпа
1. Гидроизоляционный ковер 1.1. Полкмерная пленка из армогид- 0,014 1,2 0,02
робутила АК-7 1.2. Защитный слой гравия по битум- 0,39 1,3 0,51
ной мастике 20 мм Водоизоляциоиный ковер из четырех 0,16 1,2 0,19
алоев рубероида по битумной мастике 2. Утеплитель
2.1. Минераловатиые плиты повышенной жесткости (по ГОСТ 22950—78*) с 0,24 1,2 0,29
V = 245 кг/м3, толщиной 100 мм 2,2, Плиты теплоизоляционные:
на основе ППУ, у = 60 кг/м9, толщиной 50 мм 0,03 1,2 0,04
на основе ФРП-1, у = 80 кг/м9, толщиной 50 мм 0,04 1,2 0,05
3. Пароизолнции из одного слоя рубероида 0,04 1,2 0,05
4. Профилированный настил 0,07 ... 0,17 1,05 0,07 ... 0,18
Итого: (по пп. 1.1; 2.1; 3; 4) (по пп. 1.2; 2.2; 3; 4) (по пп. 1,1; 2,1; 3; 4) 0,37 ... 0,69 ... 0,16 ... 0,47 0,79 0,27 0,43 0,87 0,18 ... 0,54 ... 0,98 ... 0,29
6« 163
Таблица 5.3. Предельная равномерно-распределенная нагрузка для различных марок и расчетных схем профилированных листов ГОСТ 24045—80; ГОСТ 24045—86
Марка листа Пролет, м Нагрузка, кг/м*, при расчетной схеме
однопролетная двухпролетная трехпролетная четырехпролетная
НС40-800-0.7 3 183У 197® 202У
НС44-1000-0,7 3 248 285® 273У
Н57-750-0.7 3 290® 262У 310У 296У
Н57-750-0.8 3 337® 369 427У 410У
Н68-845-0,7 3 324® 230У 270У 250У
Н60-845-0,8 3 388 325У 378У 360У
Н75-750-0.8 3 582 527 659 61б\
4 ' — 371
Н75-750-0,9 3 646 617 771 721
4 __ 434
Н114-750-0,9 4 660 659 825 —
6 218 293 — —
Н114-750-1,0 4 733 833 917
6 244® 326 — —
Н114-600-0,9 4 685 690 862
6 228У 306 —
Н114-600-1,0 4 777 Л 771 972
6 2581 ) 345 ___ —
НбО-845-0,8 • 3 329®'-7 305У 324У 315У
Н60-782-1.0 * 3 361® 440® 447У 450
Н79-680-1,0 * 3 503® 574 611 591
Н80-674-1.0 * 3 639® 743 735 766
Условные обозначения? у — по условиям устойчивости стенки гофра иа опоре; д — по условиям деформатмвностн; * — профили по ГОСТ 24045—80; прочерк означает, что данный настил при указанной расчетной схеме не применяется.
панелей и соответствующие коэффициенты надежности берутся по СНиП 2.01.07—85 «Нагрузки и воздействия». При расчете трехслойных панелей необходимо учитывать воздействия от перепада температуры наружного воздуха.
В покрытиях прогонной компоновки при шаге прогонов 3 м профилированные листы или бескаркасные панели на их основе работают по двух-, трех- и четырехпролетной неразрезной схеме. В типовых беспрогонных конструкциях покрытия при шаге ферм 4 м рекомендуется применять неразрезную трехпролетную схему работы. В зонах действия снеговых мешков шаг, прогонов устанавливается 1,5 м. При шаге несущих конструкций покрытия 6 м можно использовать беспрогонное решение с настилом или панелями из профилированных листов с высотой гофра 114 мм. В структурных конструкциях профилированный настил рекомендуется раскладывать по четырехпролетной схеме.
Для покрытий в зданиях без перепадов высот, а также без повышенных участков, включая светоаэрационные фонари, выбор профелеразмера стальных листов может производиться по табл. 5.3. 164
Табл и ц а 5.4. Геометрические характеристики профилированных стальных листов по ГОСТ 24045 80 и ГОСТ 2404S—86
Марки настила На 1 ы ширины настила
При сжатых узких полках При сжатых широких полках
/х, см' Wx, см* /х, СМ* Wx, см*
НС40-800-0.7 27,1 12,5 27,1 11,8
НС44-1000-0.7 32,9 13,4 32,9 13,0
Н57-750-0.7 53,8 14,8 53,8 16,4
Н57-750-0.8 61,2 17,9 61,2 18,9
Н60-845-0,7 61,2 14,6 59,1 16,5
НбО-845-0,8 70,6 17,7 69,9 19,0
Н75-750-0.8 114,9 25,8 114,9 28,5
Н75-750-0,9 129,6 30,2 129,6 31,6
Н114-750-0,9 345,2 57,4 345,2 57,4
Н114-600-0,9 361,0 60,0 361,0 59,6
Н 114-600-1,0 405,4 67,6 405,4 67,6
Н40-711-0,8 * 28,1 10,7 21,1 8,7
Н60-782-1.0 * 90,0 23,5 69,6 19,3
Н60-845-1.0 * 82,7 22,4 82,7 22,3
Н79-680-1.0 * 156,2 30,7 127,5 26,9
Н80-674-160 * 179,9 39,7 159,0 34,1
С44-1000-0.8 * 29,0 10,6 23,7 9,5
С50-749-0.8 * 27,3 7,0 24,4 5,4
<*> — профили по ГОСТ 24045—80.
Тип стальных профилированных листов и их размеры для пониженных участков покрытий с перепадами высот, вызывающих образование снеговых мешков, и настилов с расчетными схемами работы, отличающимися от указанных в табл. 5.3, выбирают в каждом конкретном случае отдельно с проверкой прочности, деформативности и местной устойчивости сжатых полок и стенок гофров профилированного листа.
Для покрытий с нагрузками, вызывающими необходимость повышения несущей способности настила по условиям местной устойчивости стенок гофров на опорах, рекомендуется проводить усиление надопорных участков настила с помощью вкладышей из отрезков профилей такой же марки, как и усиливаемый профиль, длиной по 300 мм в обе стороны от опоры. Если схема работы профилированного настила и вид нагрузки соответствуют указанным в табл. 5.3, проверку прочности, деформативности и местной устойчивости сжатых участков гофра можно не производить.
Расчет профилированных листов на прочность при поперечном изгибе на нагрузки от снеговых мешков на пониженных участках покрытия или в местах перепада высот выполняется по формуле
о = M/Wx min (5-1)
где М — момент, определяемый прн заданной расчетной схеме листов для полосы шириной 1 м; W'xmin — минимальный расчетный момент сопротивления рассматриваемого сечения настила (принимается по табл. 5.4); Rv — расчетное
165
Т «блица Б.5. Значения . коэффициентов к0 и А
Марка настила к. А
НС40-800-0,7 3,55 25,3
Н57-750-0.7 3,09 23,2
Н57-750-0.8 3,19 26,6
Н60-845-0.8 3,04 26,2
Н60-845-1.0 * 3,10 28,2
Н79-680-1.0 * 2,8 25,3
Н75-750-0,8 2,92 25,8
<*в — профили по ГОСТ 2404Б—80
рованных листов принимается без поправки. Значения касательных напряжений в сечениях изгибаемого настила должны удо-
влетворять условию
сопротивление изгибу Материала листов (принимается для стали марки СтЗкп равным 220 МПа, для стали СтЗпс — 260 МПа, для прочих марок сталей — 290 МПа).
Значение расчетного сопротивления стали может быть увеличено на 5 % при проектировании ограждающих конструкций для капитальных промышленных зданий и сооружений, на 10 % — для зданий складского характера. Для объектов АЭС, л ТЭЦ расчетной сопротивление стали профили-
т = QrJhTi < R.Tc. (5-2)
где QT — сила ва одну стенку гофра (распределение гофров по ширине листов см. табл. 5.1); Лг н I — высота гофра и толщина стенки листа настила (см. табл. 5.1); Rt — расчетное сопротивление сдвигу материала настила (принимается для СтЗкп равным 130 МПа, для СтЗпс — 150 МПа, для прочих марой стали — 165 МПа).
Прогиб настила проверяется по формуле
/ = (/р + а) < (1/150)/, (5.3)
где ТР — прогиб настила, см, от нормативной равномерно распределенной нагрузки, определяемый для полосы шириной 1 м как для балии с соответствующей расчетной схемой; а — корректирующая добавка к прогибу; а = 0,2 см — для неразрезных схем, а — 0 — длк однопролетных схем.
Местная устойчивость гладких стенок гофров листов на опорах проверяется по формуле
(а/o'er+ 0'Joc/ffreCl<!rX Те. (5.4)
где п — нормальные напряжения от изгиба: а = M/Wx тщ; o?0c—местные напряжения и стенке гофра: О/0с = VF —опорная реакция на одну
стенку, гофра; l,j = b 4- 2r 1,5ЛГ; Ь — ширина полки прогона или другого несущего элемента, ва который опирается лист; г — радиус кривизны сопряжения стенок гофра с полкой листа (для профилей высотой до 60 мм г = 3 мм, при большой высоте г == 5 мм); псг — критические нормальные напряжения в стенке гофра: свг = КцЩ (1000f/fto)a; /ц = Лг — 2 (г + 01 — коэффициент (принимается по табл. 5.5); = 0,9 — 0,2 (1 — 2,45/е//Яг) laf!hr (если /ву/йг 3» 0,9
или ajoe/a 0,4, коэффициент «х = 1,0); °IoeiC,— критические местные напряжения: а1ос>0. = Ак А — принимается по табл. 5.5; уе = 0,9 при опирании листов на полку одиночного швеллера, в остальных случаях ?с = 1; к—коэффициент, определяемый в зависимости от ширины полки прогона или другого несущего элемента:
Ь, мм I 40 60 80 120 160 200
к I 0,192 0,161 0,141 0,118 0,104 0,094
166
П ри усилении надопорных сечений листов с помощью вкладышей, местные критические напряжения определяются по формуле
°!ос, СП К2°1ос, сг>
к2 —• коэффициент повышения критических напряжений, принимаемый в зависимости от hr[t:
hrfi | 40 60 80 100 ка | 1,0 1,15 1,35 1,8
При проверке местной устойчивости усиленных стенок гофров влиянием вкладышей на величины напряжений о, ujoc и осг пренебрегают, a al0Ct сг заменяют на а!ос, ст1.
Местная устойчивость стенок гофров ступенчатого поперечного сечения (профили с /гг 75 мм) проверяется по соответствующим рекомендациям [65]. Профилированные листы стенового ограждения рассчитываются на действие ветровой нагрузки и температурные воздействия.
Выбор марки унифицированных безреберных двухслойных монопанелей для кровель производится по каталогам заводов-изготовителей, в которых указываются предельные равномерно распределенные нагрузки на панель и рекомендуемый шаг прогонов или других несущих конструкций.
Несущая способность трехслойных бескаркасных и каркасных панелей покрытия и стенового ограждения типа «сандвич» с вспененным и плитным утеплителями также определяется по данным заводов-изготовителей. В настоящее время разработаны методики расчета таких панелей [21, 45]. В двухслойных каркасных панелях покрытий с плитным утеплителем профилированные листы работают аналогично настилу в покрытиях с прогонами.
В соединениях листов с прогонами или другими несущими конструкциями винты, дюбели или заклепки работают на срез или отрыв. Распределение срезающей или отрывающей силы между метизами крепления или сварными точками принимается равномерным.
Прочность метизов крепления настила на срез проверяется по формуле
ЛГ^О.ЭяЛ^, (5.5)
где У — расчетное срезающее усилие; п — количество метизов в соединении; N\ — допускаемое срезающее усилие на один вннт, дюбель, заклепку в соединении (принимается по табл. 5.6).
Прочность сварных точечных соединений настила на срез проверяется исходя из условия
N sj 0,257?ууссРп, (-5.6)
где d — диаметр верхней части электрозаклепки или сварной точки.
167
Таблица 5.6. Допускаемое срезающее усилие
Толщина настила, мм Допускаемое срезающее усилие Ni, Н, на
самоиарезающий винт дюбель комбинирован* иую заклепку
0,7 180/360 160/320 120
0,8 240/440 220/450 120
0,9 310/500 290/580 120
1,0 350/550 330/660 120
Примечание. В числителе даны виачеавя Nt для виакопеременной нагрузки, в знаменателе >— для однозначной.
Правила проектирования
При выборе конструктивного решения ограждения учитываются следующие требования: общестроительные (принцип конструирования, долговечность, санитарно-гигиенические, архитектурно-эстетические); обеспечение несущей способности и жесткости; температурно-влажностные а акустические; противопожарные; экономические.
Теплоизоляционная способность ограждения, используемые материалы, последовательность слоев должны (быть выбраны так, чтобы ограждения могли Высыхать и не подвергаться увлажнению из-за конденсации водяного пара, что ухудшает теплотехнические свойства утеплителя, приводит к интенсивной коррозии стального настила.
Дополнительной рекомендацией в случае эксплуатации в агрессивной среде является использование средств защиты конструкций ещё на стадии проектирования. Сюда относятся применение ограждений из алюминиевых сплавов, дополнительные лакокрасочные покрытия, применение плоских листов вместо гофрированных, отказ от сварки в соединениях.
Требования противопожарной защиты предусматривают использование трудносгораемых или несгораемых утеплителей (например, фенольных пенопластов, минеральной ваты, стекловолокна, пеностекла и т. п.), замену рубероидного гидроизоляционного ковра на несгораемую полимерную пленку типа армогидро-бутил А К-7.
При проектировании типа соединения профилированных листов с несущими конструкциями следует учитывать малую массу кровли, которая в некоторых случаях может не уравновешивать нагрузку от ветрового отсоса. В этом случае крепежные метнзы или электрозаклепки необходимо рассчитывать на отрыв.
Пример расчета
Пример 5.1. Выбрать профелеразмер стальных листов для покрытия двухпролетного здания с пролетами 24 м я перепадом высоты кровли 3 м. Несущие конструкции покрытия выполнены из сплошиостенчатых рам, установленных 168
с шагом 6 м. Строительство ведется во втором снеговом районе, здание отапливаемое. По теплотехническим характеристикам толщина легкого плитного утеплителя равна 50 мм. Защитный слой выполняется из полимерной пленки (армо-гидробутила АК-7). Профилированный лист принимается по ГОСТ 24045—86, материал — сталь СтЗсп (по ТУ 4-1-3432—82) с /?в = 290 МПа и /?а = 165 МПа.
Согласно табл. 5.2, постоянная нормативная нагрузка от кровли gH = = (0,014 + 0,03 + 0,15) № 0,24 кПа; расчетная g — (0,02 + 0,05 + 0,16) я» jw 0,26 кПа.
Интенсивность снеговой нагрузки для повышенного участка покрытия sH = scp = 0,7 0,8 = 0,56 кПа. Расчетное значение s — 1,6-0,56 ла 0,9 кПа, где >7 = 1,6. Суммарная нагрузка (g + s) = (0,26+ 0,9) = 1,16 кПа.
Принимаем беспрогонную компоновку покрытия, для чего по табл. 5.3 выбираем настил марки Н114-750-0,9 с предельной несущей способностью 2,93 кПа (293 кг/м2) при работе по двухпролетной схеме с пролетами 2X6 м.
Для пониженного участка протяженность снегового мешка составляет b = 6 м, максимальная интенсивность sH = 0,7-4 = 2,8 кПа и s — 2,8-1,6 = = 4,48 кПа. Тогда (gH + sH) = 3,04 кПа и (g + з) -- 4,74 кПа.
Прн такой нагрузке ни одни из выпускаемых профилированных листов ие подходит для беспрогоииой компоновки покрытия, поэтому принимаем прогонную компоновку с шагом прогонов 4 м. В этом случае лист длиной 12 м будет работать по трехпролетной схеме. По табл. 5.4 выбираем настил марки Н75-750-0.8 по ГОСТ 24045—86 с 1Х = 114,9 см4 и Wx га1п = 25,8 сма.
Максимальный изгибающий момент возникает на средней опоре со стороны перепада высот кровли. Для полосы настила шириной 1 м
Мшах = —0,1 -1.38-42 — 0,06-0,5 (4,74 — 1,38) 42 = —2,21 — 1,61 = = —3,82 кН -м;
а = 3,82-105/25,8 = 14 806 Н/см2 = 148,1 МПа < 1,05-240 = 305 МПа;
Стах = 0,6-1,38-4+ 0,47 [(4,74 — 1,38)+ (4,74 — 1,38)/3]/(2-4) = 3,31 +
+ 4,21 = 7,52 кН;
на стенку гофра приходится Qr = 7,52/10 — 0,752 кН;
т = 752/(7,5-0,08-10) = 125,3 МПа < 1,05RaVc = 1,05-165 МПа.
Прогиб под снеговым мешком по формуле (5.3) будет
fp = Г» - 1м;
здесь fa — прогиб однопролетной балки (гофра):
. 5-2,1-44-10? „ _о , . . 2,45 + 1,74
384-2,1- 105-П4,9-10 ’ СМ’ где (£н + 5н)сред 2 =
= 2,1 кПа; — обратный ныгнб от опорных моментов;
Млев + Мпр 38,20.10е
'м- \ЬЕ1Х ~ 16-2,1 -10^114,9 ~ 0,98 СМ‘
Окончательный прогиб настила /= 2,89 — 0,98+ 0,2 = 2,11 см; f!t = = 1/190 < 1/150 [//'/].
Местная устойчивость стенки проверяется по формуле (5.4):
о = 148,1 МПа; Уг = 0,5 [1,38-4+ 0,52 (3,36+ l,12)/(2-4)j = 5,09 кН;
= 6 + 2г < 1,5hr; Ь — ширина полки (принят 1 № 24 с Ь = 11,5 см);
г = 0,3 см; lef = 11,5 + 2-0,3 = 12,1 см > l,5hr (принимаем lef = l,5hP = = 11,25 см);
o?oc = 5090/(0,08-11,25) = 5655 Н/см2 = 56,55 МПа;
oer = KaKt (lOOOZ/fto)2;
h0 = йР — 2 (г + t) = 7,5 — 2 (0,3 + 0,08) = 6,74 см.
169
По табл. 5.5 коэффициент «« = 2,92. Так как leffh = 11,25/7,5 = 1,5 > 0,9, ноа[ос/о = 56,55/148,1 = 0,382 < 0,4, то Ki = 1. Тогда = 2,92-1,0 (1000 X X 0,08/6,74)» = 411,3 МПа; с1оеа. = АкУ^.
По табл. 5.5 имеем А = 25,8; виачение к — 0,12 (см. с. 166); = 25,8-0,121/1,05-290 = 54,0 МПа.
Проверяем устойчивость: 148,1/411,3 + 56,55/54 = 0,36+ 1,047 > 1 — местная устойчивость не обеспечена.
Проводим усиление опорных участков настила вкладышами из того же профиля длиной а = 600 мм. Тогда о1ос_ при Лг// = 7,5/0,08=
= 94 имеем к, = 1,665 (см. с. 167); а£ос „j = 1,665-54 = 90 МПа.
Проверяем устойчивость: 148,1/411,3 + 56,55/90 = 0,36 + 0,63 = 0,99 < < 1 — устойчивость обеспечена.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ К РАЗДЕЛУ I
Основная литература
1. Брауде 5. /И. О аакритическом поведении гибких стеиои стальных стержней//Строительная механика и расчет сооружений. 1976. № 1. С. 7—12.
2. Бруока И., Лубиньски М. Легкие стальные конструкция. 2 изд./Пер. с польск. М.: Стройнздат, 1974. 342 с. \
3. Временные указания по проектированию зданий из легких/металлических конструкций: СН 454—76. М.: Стройнздат, 1976. 46 с. \_У
4. Жербин М. М. Особо легкие стальные конструкции для промышленных и сельскохозяйственных аданий//Изв, вузов. Сер. Стр-но и архит. 1985, № 10. С. 11—16.
5. Мельников И. П., Левитанский И. В., Каленов В. В. Тонкостенные стальные балки — эффективный вид строительных конструкций//Промышленное строительство. 1974. № 10. С. 6—11.
6. Мурашко Н, Н., Соболев Ю. В. Металлические конструкция производственных сельскохозяйственных зданий. Минск: Вышейшая школа, 1987. 279 с.
7. Каплун Д. А. Стальные конструкции из широкополочных двутавров и тавров/Под ред. Н. П. Мельникова. М.: Стройнздат, 1981. 143 с.
8. Клячин А. 3., Фурманов Б. А. Структурные конструкции из пирамид с фланцевыми узловыми сопряжениями. М.: Стройнздат, 1983, 84 с.
9. Копытов М. М. Перфорированные стержни. Томск: Изд-во ун-та, 1980. 138 с.
10. Кутухтин Е. Г., Гольденгерш А. Ф. Перспективы развития легкях металлических' конструкций комплектной поставки//Промышлениое строительство. 1987. № 7. С. 4—8.
11. Легкие металлические конструкции одноэтажных производственных аданий/И. И. Ищенко, Е. Г. Кутухтин, В. М. Спиридонов, Ю. Н. Хромец/Под ред. И. И. Ищенко. 2 изд,, перераб. и доп. М.: Стройнздат. 1987 (Справочник проектировщика).
12. Л их тарников Д. М., Ладыжинский Д. В., Клыков В. М. Расчет стальных конструкций: Справ, пособие. 2 изд., перераб. и доп. Кяев: Буд1вельник, 1984. 368 с.
13. Лубо Л. И., Миронков Б. А. Плиты регулярной пространственной структуры. Л.: Стройнздат, 1976. 104 с.
14. Мембранные конструкции зданий и сооружений/В. И. Трофимов, В. Б. Микулия, А. Я. Пряцкер, В. А. Реусов, В. Т. Семенов. Киев: Буд1вель-ник, 1986. 176 с.
15. Металлические конструкции. Общий курс: Учебняк для нузов/Е. И. Бе-леня, В. А. Балдин, Г. С. Ведеников и др ./Под общ. ред. Е. И. Беленя. 6 изд., перераб. и доп. М.; Стройнздат, 1985. 560 с,
170
16. Рекомендации по проектированию структурных конструкций/ЦНИИСК им. Кучеренко. М.: Стройиздат, 198 4. 303 с.
17, Ржаницын А. Р, Составные стержни и пластинки. М.: Стройиздат, 1986, 316 с.
18. Сахновский М. М. Легкие конструкции стальных каркасов зданий и сооружений. Киев: Буд1вельник, 1984. 160 с. (Б-ка строителя),
19. СНяП 11-23—81*. Стальные конструкции. 94 с.
20. Стальные конструкции производственных зданий: Справочник/A. А, Нилов, В. А. Пермяков, А. Я- Прицкер. Киев; Буд1вельник, 1986. 272 с.
21. Тамплон Ф. Ф. Металлические ограждающие конструкции. Л.: Строй-лздат, 1988. 248 с.
22. Тамплон Ф. Ф. Ограждающие конструкции из алюминиевых панелей, Л.: Стройиздат, 1976. 96 с.
23. Тезисы докладов 3-й украинской научн.-техн. конференции «Перспективы развития и пути повышения эффективности применения легких и особо легких металлических конструкций». Киев: 1984. 132 с.
24. Технические правила по экономному расходованию основных строительных материалов (ТП-101—81)/Госстрой СССР. М.: Стройиздат, 1983. 40 с,
25. Трофимов В. И., Бегун Г. Б. Структурные конструкции (исследование, расчет и проектирование). М.: Стройиздат, 1972. 272 с.
26. Трущее А. Г. Пространственные металлические конструкции: Учеб, пособие для вузов. М.: Стройиздат, 1983. 215 с.
27. Файбишенко В. К- Металлические конструкции: Учеб, пособие для вузов. М.: Стройиздат, 1984. 330 с.
28. Хромец Ю. Н. Современные конструкции промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1982. 351 с.
29. Шимановский В. Н., Гордеев В. И., Гринберг М. Л. Оптимальное проектирование пространственных решетчатых покрытий. Киев: Буд1вельннк, 1987. 224 с.
Дополнительная литература
30. Березин В. В. Исследование конструктивной формы стропильных ферм покрытий производственных зданий с применением широкополочных тавров: Автореф. дне. ... канд. техи. наук. М.: ЦНИИПроектстальконструкция, 1983. 17 с.
31. Бирюлев В. В., Волков В. В. Металлические фермы пониженной высоты С поясами из тавров//Металлические конструкции и испытание сооружений: Межвузовский темат. сб. тр. Л.: ЛИСИ, 1986. С. 8—13.
32. Бирюлев В. В., Добрачев В. М. Стальные неразрезные балки из сквозных двутавров//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1978. № И. С. 7—И.
33. Бирюлев В. В., Журавлев Н. А. Действительная работа отсеков тонкостенных металлических балок с варьируемой прочностью стенки//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1982. № 9. С. 6—9.
34. Бирюлев В. В., /Куравлев Н. А. Особенности расчета отсеков балок с гибкой стенкой//Металлическне конструкции н испытания сооружений: Межвуз. темат. сб. тр. Л: ЛИСИ, 1985. С. 5—10.
35. Бирюлев В. В., Катюшин В. В., Силенка В. П. Расчет изгибаемых фланцевых соединений металлических балок с учетом развития пластических дсфор-маций//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1984. № 11. С. 16—22.
36. Бирюлев В. В., Клячин А. 3. Экспериментальное исследование предварительно напряженных составных балок//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1966. № 1. С. 47—56.
37. Бирюлев В. В., Крылов И. И., Почка В. И., Евдокимов Н. В. Пространственные блоки покрытия с верхним поясом из стальных профилированных лн-стов//Промышлениое стр-во. 1988. № 1. С. 27—28.
38. Бирюлев В. В., Чернов И. Н. Стальные фермы с коробчатыми сечениями стержней, сваренных из прокатных уголков//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит, 1973. № 4, С. 8—14,
171
39. Бирюлев В. В., Чибряков Г. Г. Проектированже металлическая Струи* (гурных конструкций и обеспечение их надежности; Учеб, пособие. Новосибирск] НИСИ, 1985. 82 с.
40. Бирюлев В* В., Щербаков Ю. Н. О выборе высоты металлических фермУУ Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1974. № 3. С. 16—20.
41. ВСН 51.4—85. Бесфасоночные узлы конструкций из труб морских нефтегазопромысловых сооружений: Методика расчета нрочности/Мингазпром. М. 1985. 13 с.
42. Ворожбянов В. Н. Совершенствование конструкций балок с перфорированной стенкой и разработка их расчета по ограниченным пластическим деформациям: Автореф, дне. ... канд. техн. наук. М.: ЦНИИПроектсталыгонструк-ция, 1985. 21 с.
43. Гайдаров Ю, В., Галаничев В. Ф. Легкие строительные конструкции на проволочных сеток. Л.: Стройиздат, 1985. 126 с.
44. Губенко А. Б. в др. Исследование и опыт применения трехслойных металлических панелей повышенной огнестойкости: Обзор. М,, 1986. С. 2—6, 43—47.
45. Доминчик в др. Легкие ограждающие конструкции в строительстве/Пер. о польск. М. В, Предтеченского. М.: Стройиздат, 1986. С. 144—190.
46. Дробявко JI, Е. Легкие конструкции сельскохозяйственных зданий. Киев: Буд1иельник, 1985. 136 с.
47. Забродин М. П., Егоров В. В. Шпренгельные балки с перфорированной стенкой//Транспортное стр-во. 1983. № 9. С. 29—30.
48. Каленов В. В. Экспериментальные исследования стальных балои со стенками большой гибкости, работающих на чистый изгиб//Легкие металлические конструкции промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1975. С. 121--140.)
49. Каленов В. В., Глауберман В. Б. Исследования Т-образных фланцевых соединений на моделях из оптически активного материала/УИзв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1985. Xs 9. С. 14—17.
50. Кузнецов В. В. Легкие металлические конструкции в США.УУПромыш-леииое стр-во. 1975. № 10. С. 40—44.
51. Левитанский И. В. Особенности конструирования и выполнении фланцевых соединений монтажных уалов стальных конструкцийУ/Промышленное стр-ва. 1983. № И. С. 7—10.
52. Максимов Ю. С., Остр иксе Г. М., Долинский В. В. Устойчивость гофрированных стенок двутавровых балокУУСтроительная механика и расчет сооружений. 1985. № 6. С. 43—45.
53. Методические указания по проектированию к расчету ферм со стержнями иа прямоугольных сварных труб/НИСИ им. В. В. Куйбышева. Новосибирск, 1986. 29 с.
54. Ольков Д. И., Степаненко А. Н. О расчете металлических балои с топкой гофрированной стенкой//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1972. № 10. С, 12—15.
55. Остриков Г. М., Максимов Ю. С. Легкие стальные конструкции покрытий производственных зданий: Экспресс-ииформ. НТИ Госстроя Каз. ССР. 1987. № 1. 11 с.
56. Остриков Г. М., Максимов Ю. С., Долинский В. В. Исследование несущей способности стальных двутавровых балок с гофрированной стенкойУУСтроя-тельная механика н расчет сооружений. 1983. № 1. С. 66—70.
57. Погодаев И. К., Бирюлев В. В. О дальнейшем совершенствовании расчета металлических балои с гибкой стенкой/УИзв. вузов. Сер. Стр-во и архнт. 1988. № 7. С. 5—8.
58. Погадаев И. К. О расчетной длине сжатого пояса тонкостенной балки с ребром жесткостиУУИзв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1977. № 8. С. 23—26.
59. Погадаев И. К. О расчете стальных тонкостенных балок с подкрепленными стенкамиУУИзн. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1976. № 7. С. 24—30.
60. Погадаев И. К- Особенности работы и расчета опорных элементов стальных реберных балок с гибкой стеикойУУИзв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1980. № 6. С. 21—25.
172
61. Пособие по расчету и конструированию сварных соединение стальных конструкций (к главе СНиП П-23—81). М.: Стройнздат, 1984. 40 с.
62. Пособие по проектированию стальных конструкций из круглых труб/ ЦНИИСК им. Кучеренко. М.: 1983 . 69 с.
63. Предтеченский М.. В. К расчету стальных тонкостенных балок на едвиг//Строительная механика н расчет сооружений. 1978. Яа 1. С. 27—30.
64. Прицкер А. Я- Бескаркасные складчатые здания из легких конструк-днй//Промышлеиное стр-во. 1974. № 10. С. 16—18.
65. Рекомендации по применению стальных профилированных настнлоа нового сортамента в утепленных покрытиях производственных зданий/ ЦНИИПСК им. Н. П. Мельникова. М., 1985. 34 с.
66. Рекомендации по проектированию стальных ферм с поясами из широкополочных двутавров и решеткой из гнутосварных профилей/ЦНИИПроект-стальконструкция. М., 1988 . 48 с.
67. Рекомендации по учету жесткости диафрагм из стального профилированного настила в покрытиях одноэтажных производственных зданий при горизонтальных нагрузках/ЦНИИПСК нм. Н. П. Мельникова. М., 1980. 40 с.
68. Руководство по проектированию, изготовлению и монтажу фланцевых соединений стальных строительных конструкций/ВНИПИПромстралькоиструк-ция. М., 1988. 83 с.
69. Руководство по проектированию сварных ферм из одиночных уголков, М.: Стройнздат, 1977. 14 с.
70. Руководство по проектированию стальных конструкций нз гнутосварных замкнутых профилей/ЦНИИПроектстальконструкция. М. 1978. 43 с.
71. Руководство по проектированию^ тонкостенных балок./ЦНИИПроект-сталькоиструкция. М., 1977. 28 с.
72. Хисамов Р. И. Расчет и конструирование структурных покрытий. Киев: Буд1вельник, 1981. С. 123.
73. Холопцев В. В. К расчету’ балок нз разрезных прокатных двутавров по теории составных стержней//Сб. научи, тр. Судостроение н судоремонт., Одесский ии-т инж. морского флота. Одесса, 1968. Вып. 2. С. 17—27.
74. Цетлин Б. С., Гукова М. И., Иммерман А. Г., Тесленко Г. В. Работа и расчет узловых соединении гнутосварных профнлен//Йзв. нузов. Стр-во и ар-кнт. 1979. № 6. С. 8—13.
75. Чернашкин В. Г. и др. Изготовление облегченных металлических конструкций нз развитых двутавров.У/Промышленное стр-во, 1974. № 10, С. 19—21.
Раздел II. ХЛАДОСТОЙКОСТЬ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Глава 6. хрупкое разрушение стали
И ЭЛЕМЕНТОВ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Хрупкое разрушение элементов стальных конструкций является одним из самых опасных видов их предельных состояний первой группы. Опасность такого разрушения связана с внезапностью, отсутствием заметных пластических деформаций стали при разрушении элементов, возможностью снижения их прочности до неопределенно низкого уровня, т. е. с разрушением стальных конструкций при нагрузках нормальной эксплуатации. Многофакторность хрупкого разрушения стали и стальныхконструк-ций существенно осложняет расчетную оценку прочности элементов. Для малоуглеродистых и низколегированных сталей, используемых в строительных конструкциях, среди факторов, вызывающих хрупкое разрушение, доминирующим является снижение температуры. В связи с этим, сопротивление элементов стальных конструкций хрупкому разрушению отождествляется о понятием их хладостойкости.
1. Пластичность стали как основа надежности стальных конструкций
Обеспечьте надежности конструкций
Среди безусловных достоинств современных стальных конструкций по сравнению с конструкциями из других материалов в первую очередь следует отметить их высокую надежность в эксплуатации. Особенно это проявляется в конструкциях, работающих в тяжелых условиях. Именно поэтому стальные конструкции широко используются в каркасах промышленных зданий с тяжелым режимом работы кранового оборудования, в высотных сооружениях для новых технологических процессов, в глубоководных опорах морских сооружений нефте- и газодобывающей промышленности, в крановых конструкциях, мостах больших пролетов и других сооружениях со сложными или мало изученными условиями эксплуатации.
Эксплуатационная надежность стальных конструкций обеспечивается, во-первых, высокой однородностью, пластичностью и вязкостью малоуглеродистых и низколегированных сталей как материала, во-вторых, индустриальностью методов изготовления конструкций на специализированных заводах с обеспечением 174
должной степени контроля их качества и соответствия проектной технической документации.
В современных условиях производства указанных сталей их однородность оказывается несопоставимо более высокой, чем однородность других конструкционных материалов для строительных конструкций. Так, например, коэффициент надежности по материалу ут (отношение нормативного сопротивления стали к ее расчетному сопротивлению), количественно отражающий однородность и постоянство свойств материала конструкций, лежит в пределах 1,025 ... 1,100. Для бетона = 1,3 ... 1,5 при сжатии и = 1,5 ... 2,3 при растяжении, для дерева = J= 1,7 ... 3,6.
Основную роль в обеспечении эксплуатационной надежности стальных конструкций играют высокая пластичность стали — свойство претерпевать значительные остаточные деформации перед разрушением без нарушения сплошности и образования трещин, и ее высокая вязкость — свойство поглощать механическую энергию в пластически деформируемых объемах без снижения прочности.
Высокие однородность и пластичность малоуглеродистых и низколегированных сталей в большинстве случаев обеспечивают должное соответствие упругой, упругопластической и пластической работы элементов конструкций расчетным предпосылкам, что позволяет расчетными методами устанавливать прочность, устойчивость и деформативность стальных конструкций с достаточной степенью достоверности.
Высокие вязкость и пластичность рассматриваемых сталей заметно уменьшают влияние большинства конструктивно-технологических несовершенств и дефектов конструкций на их прочность как при статических, так и при динамических нагрузках. В первую очередь к таким несовершенствам относятся все виды конструктивных и технологических концентраторов напряжений, вызванных резкими изменениями сечений элементов конструкций в узлах и сопряжениях, дефектами сварных швов, концентрацией сварочных остаточных напряжений. Малоуглеродистые и низколегированные стали при комнатной температуре (+20 °C) являются типичными представителями вязких материалов. В них сочетается высокая пластичность с сохранением прочности при разрушении. В особой степени высокая вязкость таких сталей, как одна из первопричин высокой надежности стальных строительных конструкций, проявляется для элементов сварных конструкций с присущим им высоким уровнем концентрации напряжений.
Уменьшение исходной пластичности стали и, как следствие, ее вязкости, вызываемое физическими или технологическими воздействиями, затруднение развития пластических деформаций стали при объемном неоднородном напряженном состояний в зонах с высоким уровнем концентрации напряжений, торможение 175
развития пластических деформаций при снижении температуры и повышенных скоростях приложения нагрузки уменьшают вязкость стали и, соответственно, эксплуатационную надежность конструкций, повышают вероятность хрупкого разрушения их элементов, создают несоответствие традиционных расчетных предпосылок действительной работе стальных конструкций. При неблагоприятном сочетании указанных факторов хрупкое разрушение элементов конструкций становится возможным даже при пластическом состоянии стали. Таким образом, можно утверждать, что экспериментальная оценка пластических свойств стали и условий ее снижения при различных воздействиях является важнейшим фактором в оценке эксплуатационной надежности стальных конструкций.
Пластичность стали н методы ее оценки
Практически все расчеты прочности, устойчивости и дефор-мативности стальных строительных конструкций, предусмотренные действующими нормами проектирования [11], основываются на классической теории сопротивления материалов, теории упругости, теории пластичности и результатах стандартных испытаний сравнительно небольших образцов на одноосное растяжение. Для сложных конструктивных форм и всех видов соединений элементов стальных конструкций расчетные методы оценки нх несущей способности основаны на экспериментальных исследованиях действительной работы конструкций под нагрузкой. Однако и в этом случае расчетные характеристики прочности стали при-тимаются по результатам испытаний. образцов на одноосное растяжение в соответствии с ГОСТ 1497—84*.
В отечественной практике в качестве стандартных образцов используются круглые цилиндры с расчетной длиной 10, равной 5 или 10 диаметрам; в соответствии с выбранной длиной образцы называются пятикратными или десятикратными. Допускается использование и плоских образцов с прямоугольным сечением. В этом случае расчетная длина пятикратного образца принимается /0 = 6,65 а десятикратного— 10 = 11,3 У~Ао (где Ао — площадь поперечного сечения образца). Возможность использования образцов с Круглыми и прямоугольными сечениями для оценки сравнимых параметров прочности и пластичности стали связана с установленной зависимостью равенства равномерных остаточных пластических деформаций и прочности при разрушении в условиях одноосного растяжения при значениях отношения Ijy-Ао — const.
Не рассматривая здесь методику проведения испытаний стальных образцов на одноосное растяжение, отметим, что зависимость между растягивающим усилием и относительной деформацией, устанавливаемая при испытаниях образцов на специальных 176
Рис. 6.1. Типичные диаграммы одноосного растяжения стали
а — малоуглеродистые стали; б — низколегированные стали
разрывных машинах с устройством для записи диаграммы растя-жения в координатах «усилие—линейная деформация», соответствует одной из схем, приведенных на рис. 6.1. После начальной упругой деформации при достижении величины нормальных напряжений предела текучести по длине образца возникает более или менее равномерная пластическая деформация, которая сопровождается появлением на его поверхности линий скольжения, называемых линиями Чернова—Людерса. Эти линии ориентированы под углом, близким 45°, к оси образца и свидетельствуют о том, что пластическая деформация вызвана действием максимальных касательных напряжений.
Следует отметить также, что для низколегированных сталей, в отличие от малоуглеродистых, на диаграмме растяжения (как показано на рис. 6.1, б) отсутствует явно выраженный горизонтальный участок (площадка текучести). Для таких сталей предел текучести является условным понятием и обычно определяется как напряжение, при котором относительная остаточная деформация достигает значения 0,2 %. Дальнейшее нагружение образцов при напряжениях более высоких, чем предел текучести, ведет к росту как напряжений, так и пластических деформаций. При достижении максимально возможного (разрушающего) усилия в образце пластические деформации локализуются и в средней части образца возникает местное утонение, которое называется шейкой. Поскольку размеры шейки почти не зависят от расчетной длины образца, то полное относительное удлинение при разрыве десятикратного образца из данной стали будет всегда меньше, чем пятикратного.
Для количественной оценки пластичности стали по результатам испытаний образцов на одноосное растяжение используются следующие параметры: ер — относительное удлинение при разрушении:
ер=Д/р//0, . (6.1)
где Д/р— абсолютное удлинение образца с расчетной длиной /„ при разрушении (величина вр обычно обозначается об илн 610, соответственно для пятикратного
177
или десятикратного образцов и, как правило, оценивается в процентах); — относительное сужение в изломе:
ф= (Ло-ЛрУДо; (6.2)
здесь До и Др — площади сечения образца, соответственно начальная и в месте разрушения; К и — коэффициент использовании прочности:
^Н = От/Ов, как отношение предела текучести к временному сопротивлению стали.
Следует обратить внимание, что временное сопротивление стали является условной характеристикой прочности, так как определяется отношением величины разрушающего образец усилия к начальной площади сечения Ло, в то время . как к моменту разрушения площадь сечения образца значительно уменьшается и достигает значения Ар. Отметим, что чем ближе значение Ки к единице, тем пластичность стали меньше. Теоретически при Кя = 1 реализуется хрупкое разрушение стали.
Испытания на одноосное растяжение позволяют оценить и вязкость стали при разрушении. В этом случае она оценивается удельной работой, затраченной на разрушение
«р = ^р/(Мо). (6.4)
где Wp — работа, затраченная на разрушение образца; 1дА0 — расчетный объем стали, поглотивший эту работу.
Очевидно, что величина ар Численно равна площади диаграммы растяжения, построенной в координатах «напряжение—относительное удлинение». Приближенно значение ар как площади диаграммы растяжения может быть вычислено по формуле ар «
0,67овер. В табл. 6.1 приведены средние значения параметров прочности, пластичности и вязкости для ряда малоуглеродистых и низколегированных сталей, определенные по результатам стандартных испытаний иа растяжение при комнатной (+20 °C) температуре. Из рассмотрения данных таблицы следует, что пластичность сталей для строительных конструкций при температуре +20 °C несколько снижается по мере роста прочности. Однако из этого не следует делать вывод, что конструкции из низколегированных сталей обладают меньшей надежностью, чем из малоуглеродистых.
Практика проектирования, изготовления, монтажа и эксплуатации стальных конструкций, изучение и анализ разрушений их элементов, исследование работы конструкций под нагрузкой свидетельствуют о недостатке сведений относительно механических свойств сталей, полученных в процессе испытания образцов при одноосном растяжении, для объективной оценки надежности элементов конструкций. Очевидно, что такие испытания не могут отразить влияние на прочность стали целого ряда физических воздействий и конструктивно-технологических факторов, среди которых в первую очередь следует отметить: воздействие низких температур при эксплуатации; наклеп стали в связи с пластиче-178
Таблица 6.1. Параметры прочности, пластичности и вязкости проката из малоуглеродистых и низколегированных сталей по ГОСТ 380—71» ГОСТ 19281—73 И ГОСТ 19282—73
Марка стали Толщина проката, мм <тт, МПа МПа 6„ % ар, МДж/м’ Минимальное значение удар" ной вязкости KCU. МДж/м\ при температуре
+ 20 'С и о о см 1 о о I - и о о 7 4-20 °C после механического старения
ВСтЗкп2 4 ... 20 240 370 27 0,73 67 0,5 0,3 0,3
ВСтЗпсб 4 ... 20 250 380 26 0,66 66 0,5 0,3 — — 0,3
ВСтЗспб 4 ... 20 250 380 26 0,66 66 0,5 0,3 —— — 0,3
09Г2 4 ... 20 310 450 21 0,69 63 — — 0,4 0,3 0,3
09Г2С 10 ... 20 330 480 21 0,69 67 — —. 0,35 0,3 0,3
14Г2 10 ... 20 330 460 21 0,72 64 — — 0,3 0,3 0,3
10Г2С1 10 ... 20 340 490 21 0,69 69 — —- 0,35 0,3 0,3
15ХСНД 10 ... 20 350 500 21 0,70 70 — —— 0,3 0,3 0,3
юхснд 10 ... 15 400 540 19 0,74 68 — — 0,4 0,3 0,3
15Г2СФ 10 ... 20 400 560 18 0,71 67 — — 0,35 — 0,3
16Г2АФ 10 ... 32 450 600 20 0,75 80 — —— 0,4 0,3 0,3
12Г2СМФ 10 ... 32 600 700 14 0,86 65 — — 0,35 — —
П р н м еч а применяются, как
н и е, Для испытания малоуглеродистых и низколегированных сталей правило, образцы а надрезами вида U.
скими деформациями при ее обработке в процессе изготовления конструкций; изменение структуры и динамическое старение стали при термическом воздействии сварки и газовой резки; воздействие динамических нагрузок; возникновение остаточных сварочных напряжений; возникновение неоднородного трехосного напряженного состояния в зонах повышенной концентрации напряжений; различие в масштабах и запасах потенциальной энергии упругой деформации между стандартным образцом и элементом конструкции и др. В связи с этим в инженерной практике используются, во-первых, специальные методы оценки пластичности и вязкости стали, во-вторых, методы экспериментальных исследований прочности и вязкости разрушения моделей, узлов и крупноразмерных образцов элементов конструкций при различных силовых и температурных воздействиях.
Среди указанных специальных методов оценки механических свойств стали наибольшее распространение получили стандартные методы определения пластичности и вязкости стали при изгибе плоских образцов в холодном состоянии, при испытаниях надрезанных образцов на ударный изгиб, при определении твердости стали.
Испытания стали на изгиб в холодном состоянии, т. е. при температуре +20 °C, выполняются в соответствии с ГОСТ 14019—80
179
л 0) g) g) Рис. 6.2. Вид образцов после ис-
у 7 пытания на изгиб
-ч—СХ ,л I 1 —s а “ до заданного угла изгиба; б до t -Z) F S/ параллельности сторон; в — до сопри-
1 —’К Л 1 косновеяии сторон
в целях определения способности материала выдерживать заданную пластическую деформацию, характеризуемую углом изгиба. В некоторых случаях эти испытания проводятся для оценки предельной пластической деформации до образования первой трещины. Испытываются листовая и фасонная стали на плоских образцах шириной, равной двум толщинам. Для испытаний используются гидравлические испытательные машины или прессы различных типов. Сосредоточенная нагрузка на изгибаемый образец, установленный на двух цилиндрических опорах или в специальной матрице, передается в середине пролета через специальную оправку. В зависимости от целей испытания и требований нормативно-технологической документации на металлопродукцию возможны следующие виды пластической деформации образца (показаны на рис. 6.2): до заданного угла изгиба; появления первой трещины в растянутой зоне образца с определением угла изгиба; параллельности сторон прн данном радиусе закругления в зоне пластической деформации сжатия; соприкосновения сторон.
Испытания стальных образцбв на изгиб в холодном состоянии являются технологическими пробами, отражающими пластичность материала при его обработке на заводах-изготовителях конструкций.
Надрезы и резкое изменение сечения образца стали или элемента конструкции приводят к локальной концентрации напряжений, которая характеризуется неоднородным и, как правило, трехосным напряженным состоянием. При растяжении или изгибе образцов с надрезом в зонах концентрации напряжений развитие пластических деформаций существенно затруднено, соответственно уменьшается вязкость разрушения стали (особенно при ударных воздействиях).
Среди разнообразных методов ударных испытаний механических свойств стали наибольшее распространение получили испытания надрезанных образцов на ударный изгиб (на ударную вязкость). В ряде случаев ударная вязкость косвенно характеризует поведение материала в конструкциях, особенно в сложных условиях их нагружения в процессе эксплуатации, отражая качественно процессы деформирования прн хрупком разрушении стали. Как правило, испытания стали на ударную вязкость являются обязательными при выборе стали для конструкций.
Ударную вязкость характеризует работа, затраченная на разрушение надрезанного образца стали специальной формы при ударном изгибе. В нашей стране испытания на ударную вязкость ведутся в соответствии с ГОСТ 9454—78, в котором в зависимо-180
Рис. 6.3. Испытания на ударную вязкость а схема испытания и размеры образцов; б типы надрезов
сти от целей испытаний предусматривается возможность применения 20 типов образцов с надрезами трех видов, обозначенных в соответствии с указанным стандартом: U — полукруглый надрез *, V — острый надрез и Т — надрез с трещиной. Наибольшее распространение получили испытания образцов, типоразмеры которых показаны на рис. 6.3.
Трещина в испытываемых на изгиб образцах с надрезом вида Т образуется при числе циклов не менее 3000. Испытания на ударную вязкость проводятся на специальных ударных машинах, называемых маятниковыми копрами. Копер позволяет разрушить образец ударом своего маятника и зарегистрировать работу, затраченную на разрушение. В соответствии с указанным стандартом испытания могут проводиться при температурах от —100 до +1000 °C с измерением температуры образца.
Ударная вязкость, МДж/м2, определяется величиной затраченной на разрушение работы, отнесенной к площади образца в надрезанном сечении:
ак = ^рМо- (6.5)
Сначала при разработке методов испытаний на ударный изгиб полагали, что ак представляет собой удельную характеристику, не зависящую от размеров и формы образца. Однако впоследствии было установлено, что для получения удельной характеристики вязкости следует работу разрушения относить к объему пластически деформированного металла. Поскольку измерить этот объем
* Образцы с надрезами вида U иногда называются образцами Менаже по фамилии французского ученого, впервые обосновавшего этот вид надреза при испытаниях на ударную вязкость.
181
Рис. 6.4. Обобщенная зависимость ударной вязкости стали ак от температуры , Т (Тхл — температурный порог хладноломкости)
Рис. 6.Б. Схема испытания твердости стали по Бринеллю
практически невозможно, то величина ударной вязкости является качественной характеристикой.
В соответствии с указанным стандартом величина ударной вязкости, определенная при испытании образцов с надрезами вида U, обозначается K.CU, а образцов с надрезами V и Т — соответственно KCV или К.СТ.
Испытания на ударную вязкость позволяют оценить сравнительно простыми методами сопротивление стали разрушению также в условиях низких температур при наличии концентрации напряжений и ударной нагрузки. Для этих целей проводят серийные испытания с построением температурной зависимости ударной вязкости, общий вид которой показан на рис. 6.4. По установившейся в нашей стране традиции значение температуры, при которой ударная вязкость K.CU снижается до 0,3 МДж/м®, называется температурным порогом хладноломкости стали. Ранее считалось, что при такой температуре и элементы стальных конструкций с высоким уровнем концентрации напряжений могут разрушаться хрупко. Однако такая оценка хладноломкости стальных конструкций принципиально неверна, так как испытания образцов на ударную вязкость не могут отразить интегральное влияние многообразных факторов хрупкого разрушения стальных конструкций.
Испытания стали на твердость отличаются от других видов механических испытаний тем, что не требуют изготовления образцов специальной формы н связаны с возникновением на поверхности стальных деталей (или образцов) локальных контактных напряжений и деформаций прн статическом или ударном внедрении в металл твердого малодеформирующегося наконечника различной формы. Этот наконечник, так называемый индентор, в наиболее распространенных видах испытаний твердости стали имеет форму шарика, конуса или пирамиды. Практическое значение имеют следующие методы определения твердости при пластическом деформировании стали: метод Бринелля (с индентором в виде стального шарика), метод Роквелла (с индентором в виде 182
стального или алмазного конуса) и метод Виккерса (с индентором в виде алмазной пирамиды).
Малый объем деформируемого металла и возможность определения твердости непосредственно на поверхности стальных деталей и элементов конструкций делают такие испытания незаменимыми для массового контроля прочностных и пластических свойств стали. Особенно методы Роквелла и Виккерса применимы для контроля изменения пластических свойств стали в локальных зонах термического влияния сварки. При испытаниях твердости определяются механические свойства металла в пластической области деформирования без разрушения. При этом могут быть достаточно достоверно оценены предел текучести стали и ее временное сопротивление, а следовательно, и пластичность.
При определении показателей твердости рассматривают отношение усилия на индентор либо к объему пластически деформированного металла, либо к площади поверхности отпечатка. Так, при испытаниях твердости по Бринеллю в соответствии с ГОСТ 9012—59* шарик из закаленной стали диаметром 10 мм на специальном прессе вдавливается усилием 0,03 МН в испытуемый металл. На рис. 6.5 показана схема пластического деформирования металла под шариком. Значение твердости по Бринеллю определяется формулой
НВ = 2P/[nD (D — ]<№-<?)], (6.6)
где D и d соответствуют обозначениям рис. 6.5.
Для сталей, используемых в строительных конструкциях, испытание твердости проводится в научно-исследовательских целях. В зависимости от этих целей разработано большое количество различных модификаций оценки твердости. Так, на основе таких испытаний предложены методы оценки прочности, пластичности, вязкости, склонности к хладноломкости, упругих свойств стали, энергоемкости разрушения и др. Учитывая чрезвычайную простоту определения твердости стали, методы, которыми пользуются для оценки твердости, применяют и для установления температурной зависимости предела текучести и временного сопротивления стали. При этом можно сравнительно просто оценивать изменение коэффициента использования прочности, а следовательно, и пластичности стали при снижении температуры.
Методы определения твердости стали являются незаменимыми для испытаний механических свойств стали непосредственно в элементах конструкций. Наибольшее распространение получил метод определения твердости при динамическом ударе с помощью прибора Польди или его модификаций.
Схема переносного прибора Польди показана па рис. 6.6. Испытание производится ударом молотка по бойку 1, передающему удар через контрольный стальной брусок 2 на шарик 3 диаметром 10 мм, который одновременно вдавливается в испытуемый элемент конструкции или образец стали и в контрольный
183
Рис. 6.6. Переносный прибор Польди для динамического определения твердости стали по Бринеллю
брусок. Твердость материала для контрольного бруска должна быть известной и близкой к твердости испытуемой стали. По соотношению диаметров полученных отпечатков определяют твердость металла испытуемой детали.
............. Для исследовательских це-лей разработаны также другие
(менее распространенные) методы оценки пластичности и вязкости стали в различных условиях нагружения [29].
2 . Факторы хрупкого разрушения стали
Вязкое и хрупкое разрушение стали
Все конструктивные материалы традиционно подразделяются на вязкие и хрупкие: к вязким относятся сталь, алюминиевые сплавы, дерево и ряд других материалов, разрушение которых обычно сопровождается значительными пластическими деформациями, к хрупким — чугун, бетон, камень и др. Основные теории прочности, используемые при расчете деталей машин и элементов конструкций, также разрабатывались применительно к вязким или хрупким материалам. Так, известные из курса сопротивления материалов первая теория прочности (критерий предельных максимальных нормальных напряжений) и вторая теория прочности (критерий предельных максимальных относительных удлинений) разработаны и используются в основном для хрупких материалов, третья теория прочности (критерий предельных максимальных касательных напряжений) и четвертая теория прочности (критерий предельного поглощения энергии при изменении формы деформируемого тела) — для вязких.
В [11] используется четвертая теория прочности, обычно называемая энергетической. В общем случае условия прочности или условия разрушения могут быть выражены формулами в виде функций главных напряжений или главных деформаций:
fn («х, о», о») = Rn = const; (6.7)
®n(ei, в,) — Dn — const. (6.8)
В этих формулах > оа > о, 0 — главные напряжения, действующие по площадкам, на которых отсутствуют касательные напряжения в той точке напряженного объема, где зарож-184
дается разрушение, еъ е2 и е3 — относительные деформации в направлении действия главных напряжений.
Указанные теории прочности по своей сути являются феноменологическими гипотезами, в большей или меньшей степени отражающими экспериментальные данные, накопленные при исследованиях разрушения в различных условиях напряженного состояния. Физические основы прочности и пластичности стали в первом приближении рассмотрены в гл. 7.
Учитывая принципиальную важность энергетической (четвертой) теории прочности в оценке прочности элементов стальных конструкций при вязком разрушении, отметим, что условие (6.7) в рамках этой теории обосновано в 1904 г. М. Губером и развито Р. Мизесом и Г. Генки. При этом показано, что пластическое разрушение начнется тогда, когда приведенное (эффективное) напряжение а, при приведенной относительной деформации достигнет величины предельного напряжения /?, не зависящего от характера напряженного состояния:
= -k- / (<h - <^)2 + - о3)2 + (ч3 - oiV = Л; (6.9) У *
Ч -= У (б! — в2)а + (е2 — е3)г + (е3 — е2)’. (6.10)
Справедливость энергетической теории прочности нашла свое подтверждение в многочисленных исследованиях разрушения стали при различных видах напряженного состояния.
Однако еще в начале XX века австрийский ученый П. Людвик высказал мнение, основанное на экспериментальных исследованиях, что любой материал в зависимости от условий его деформирования может разрушаться либо вязко, с преобладанием сдвиговых деформаций, либо хрупко. В соответствии с этим каждый материал характеризуется двумя принципиально различными видами сопротивления разрушению: сопротивлением хрупкому разрушению, или сопротивлением отрыву, и сопротивлением вязкому разрушению, или сопротивлением сдвигу.
Дальнейшее изучение вязкого и хрупкого разрушения стали, впрочем как и других конструкционных материалов, позволило утверждать, что вязкость и хрупкость не являются неизменными свойствами стали, а отражают лишь ее состояние в данных физических условиях деформирования и, естественно, зависят и от ее напряженного состояния. Для малоуглеродистых и низколегированных сталей переход от вязких разрушений к хрупким в первую очередь связан с воздействием низких температур. Именно поэтому хрупкое разрушение таких сталей отождествляется с их хладноломкостью. Установлено, что хладноломкость стали существенно зависит от ее химического состава, однородности, структуры и уровня легирования.
185
Рис. 6.7. Схемы разрушения образцов стали при растяжении
а вязкое разрушекке в условия гидростатического обжатия; б — вязкое разрушение при одвоосаом растяжении;, а хрупкое разрушение
Рассматривая различия между вязким и хрупким разрушением стали при растяжении с инженерных позиций, следует отметить следующие особенности:
при растяжении в условиях гидростатического обжатия разрушение происходит с такими высокими пластическими деформациями, что сужение в изломе приближается к 100 %, как схематически показано на рис. 6.7, а;
при вязком разрушении в условиях одноосного растяжения разрушению предшествуют значительные пластические, деформации удлинения и местного сужения в изломе (рис. 6.7, б). Поверхность излома при вязком разрушении — волокнистая, матовая и ориентирована под углом 45° к линии действия растягивающих напряжений. Номинальные растягивающие напряжения близки
по значению величине временного сопротивления, определенного испытаниями стандартных образцов;
при хрупком разрушении в этих же условиях напряженного состояния разрушению предшествуют в основном упругие деформации, поверхность излома имеет характерный кристаллический блеск и ориентирована перпендикулярно линии растягивающих напряжений (рис. 6.7, в). Уровень разрушающих напряжений при хрупком разрушении стандартных образцов может существенно превышать временное сопротивление стали. Однако в случае наличия конструктивных или технологических концентраторов напряжений, остаточных растягивающих напряжений номинальные растягивающие нормальные напряжения при хрупком разрушении могут существенно снижаться по сравнению с разрушающими напряжениями при вязком разрушении (номинальные напряжения определяются расчетом методами сопротивления материалов).
При других видах напряженных состояний, отличающихся от одноосного растяжения, хрупкое разрушение (отрыв) всегда возникает в сечениях, перпендикулярных действию главного
максимального растягивающего напряжения ох, а вязкое разрушение (сдвиг) — в сечениях, плоскость которых совпадает с плоскостью действия максимальных касательных напряжений
В табл. 6.2 показаны схемы разрушений стали отрывом и срезом (сдвигом) при различных однородных напряженных состояниях. В соответствии с рассмотренной особенностью проявления хрупкого и вязкого разрушений можно в первом приближении записать условия вязкого и хрупкого разрушений в следующем виде:
1в6
Таблица 6.2. Основные виды напряженных состояний и разрушений стали
1ШШ
в
Рис. 6.8. Схема шевронного узора на поверхности излома при квазихрупком разрушении стали (А — очаг разрушения)
при хрупком разрушении
°1 — «о и ттах <- Rsi (6.11)
при вязком разрушении
&1 <Z Ro И Ттах “ ^в* (6-12)
Очевидно, что формальное условие перехода от вязкого разрушения к хрупкому можно выразить формулой
Tmax/^1 — Rs/Ro>
где Ro и Rs — сопротивление соответственно отрыву и срезу (сдвигу).
Переход от вязких разрушений к хрупким для стали и других поликристаллических материалов никогда не происходит дискретно. На поверхности изломов стальных образцов или элементов стальных конструкций, разрушенных с преобладанием отрыва, могут одновременно присутствовать волокнистые матовые поверхности, свидетельствующие о вязком разрушении при сдвиге, и поверхности с кристаллическим блеском, характерным для разрушения отрывом. Такой, смешанный, вид разрушения называется квазихрупким.
При квази хрупком разрушении стальных образцов или элементов конструкций с высоким уровнем концентрации напряжений, вызванном конструктивным или технологическим надрезом, на поверхности излома заметен так называемый шевронный узор, схема которого показана на рис. 6.8. Этот узор свидетельствует о том, что движение трещины при разрушении идет с чередованием хрупкого и вязкого разрушений. Если уподобить шевронный узор своеобразной «елочке», то ее вершина всегда укажет на очаг разрушения. Спускаясь по стволу «елочки», легко проследить путь магистральной трещины разрушения при ее движении; расстояние между «ветвями» косвенно характеризует скорость развития трещины. Как правило, при существенном снижении температуры и повышении скорости приложения нагрузки шевронный узор становится менее отчетливым и квазихрупкое разрушение сменяется хрупким разрушением с однородной кристаллической поверхностью излома.
188
В связи с изучением хрупкого и вязкого разрушений элементов стальных конструкций анализ изломов, или их фрактография (от английского слова fracture — разрушение), является незаменимым методом в исследованиях причин и кинетики разрушения [18]. Фрактографический анализ—иногда единственный метод установления причин разрушения стальных конструкций при авариях.
Во избежание неправильной трактовки, следует оговориться, что абсолютно хрупкое разрушение стали как разрушение поликристаллического материала без предшествующих пластических деформаций теоретически возможно лишь в гипотетическом случае всестороннего однородного растяжения при = сг2 = = ст3 > 0. С инженерной точки зрения хрупким разрушением стали считают такое разрушение, которое не сопровождается сколько-нибудь заметными макроскопическими деформациями и может развиваться только за счет потенциальной энергии упругой деформации, накопленной в напряженных объемах стали, примыкающих к зоне разрушения. Скорость развития трещины при таком разрушении может достигать 1500 ... 1700 м/с, возникает характерный звуковой эффект, напоминающий взрыв, который вызывается упругой разгрузкой неразрушенных объемов стали.
Для элементов стальных конструкций хрупкое и квазихруп-кое разрушения, как правило, зарождаются в зонах концентрации напряжений при снижении температуры до некоторой критической величины. Зачастую хрупкое разрушение стальных конструкций связано с наличием трещин и трещиноподобных технологических дефектов в стали и сварных швах. В технической литературе иногда к хрупким разрушениям элементов стальных конструкций относят только такие разрушения, при которых номинальные растягивающие напряжения не превышают предела текучести стали. При высоком уровне концентрации напряжений это определение хрупкого разрушения не противоречит рассмотренному выше.
Основная опасность хрупкого разрушения стали в элементах конструкций как предельного их состояния первой группы заключается в следующем: разрушение происходит внезапно, без заметных предшествующих пластических деформаций; эксплуатационная надежность стальных конструкций при реализации условий хрупкого разрушения стали в их элементах катастрофически уменьшается, конструкции становятся чувствительными к случайным перегрузкам и ударам; разрушение конструкций может произойти при нагрузках и воздействиях, соответствующих нормальной эксплуатации; традиционные расчеты прочности растянутых и изгибаемых элементов не отражают их фактическую несущую способность; традиционные методы усиления конструкций и их элементов могут оказаться бесполезными, а в некоторых случаях даже снизить их несущую способность.
189
Основные факторы хрупкого разрушения стали
Рассматривая хрупкость и вязкость стали как состояние материала в зависимости от физических условий его деформирования, к основным факторам хрупкого разрушения в первую очередь относят: снижение температуры; повышение скорости деформирования; реализация условий однородного плоского или объемного напряженного состояния при растягивающих главных напряжениях; концентрация напряжений как неоднородное напряженное состояние при двухосном и трехосном растяжении. Выделение именно этих факторов среди многих причин, прямо или косвенно приводящих к повышению вероятности хрупкого разрушения стали, связано с анализом условий хрупкого разрушения, выраженных формулой (6.11).
Снижение температуры и повышение скорости деформирования существенно повышают сопротивление сдвигу /?,, не сказываясь сколько-нибудь заметно на сопротивлении отрыву 7?0. Объемное напряженное состояние, характеризуемое главными напряжениями ох > о2 > о3 0 как в однородных условиях, когда напряженное состояние остается неизменным в значительных объемах материала, так и в неоднородных условиях концентрации напряжений, существенно снижает отношение rm,v/q, < < 0,5 по сравнению с напряженным состоянием при одноосном растяжении, делая возможным реализацию условий (6.11).
Влияние низких температур на прочность, пластичность и вязкость стали. Пластическое деформирование стали является термоактивационным процессом, весьма чувствительным к изменению температуры. В связи с этим для большинства конструкционных сталей предел текучести, временное сопротивление, величина относительных деформаций при разрушении в большей или меньшей степени зависят от температуры.
Малоуглеродистые и низколегированные стали относятся к материалам, для которых прочность и пластичность существенно зависят от температуры деформирования. Так, в пределах от —100 до 4-100 °C значения предела текучести и временного сопротивления стали достаточно точно могут быть выражены формулами
От = 5Т exp [а (1/7 — 1/7)]; ) а, = ав ехр [₽ (1/7 — 1/7)], J
где ат и ав — предел текучести и временное сопротивление стали при абсолютной температуре 7; ог и 0В — предел текучести и временное сопротивление стали при абсолютной температуре 7 > 7; а и 0 — коэффициенты температурной чувствительности и временного сопротивления стали, К (Кельвин).
Значения коэффициентов а и Р зависят от структурного состояния стали и ее прочности. Отметим, что с ростом прочности стали значения этих коэффициентов снижаются. Так, если принять Т = 293 К как комнатную температуру 4-20 °C, при которой опре-190
Рис. 6.9. Температурные зависимости предела текучести ат, временного сопротивления ав и относительного удлинения при разрыве стальных образцов при одноосном растяжении
Рис. 6.10. Зависимость коэффициента температурной чувствительности стали а от предела текучести при комнатной температуре ат
деляются значения от и ёВ1 то в обобщенном виде температурные Зависимости предела текучести, временного сопротивления и от-осительного удлинения при разрушении стали в условиях дноосного растяжения примут вид, показанный на схеме рис. 6.9.
Температура, при которой ат = ов и ер = 0, может быть названа . мпературой нулевой пластичности Тп. п. Для рассматриваемых сталей Та. п равняется 70... 90 К. Зависимость коэффициента температурной чувствительности предела текучести от значения “т показана на рис. 6.10 [21].
В пределах естественно низких температур воздуха, формула (6.14) может быть упрощена
crT = ат exp [q> (7 — 7)], (6.15)
где "Г и Т — температуры, К или °C; ф определяется экспериментально по результатам испытания на одноосное растяжение по ГОСТ 1497—84, которым Предусмотрена методика определения предела текучести стали при снижении температуры до —100 °C (значения ф при инженерных расчетах в соответствии с многочисленными экспериментальными нсследованнями: ф = 0,0050 1/°С — для стали СтЗкп; ф == 0,0045 1/°С — для стали СтЗпс; ф = 0,0040 1/°С — для стали СтЗсп; ф = 0,0030 1/°С — для стали 09Г2С).
При снижении температуры существенно уменьшаются пластичность и вязкость стали (см. рис. 6.9). Следует обратить внимание, что в условиях однородных напряженных состояний, т. е.. при отсутствии концентрации напряжений, прочность стали (предел текучести и временное сопротивление) повышается по мере снижения температуры. Однако в связи с уменьшением пластичности и вязкости такое повышение прочности является бесполезным и даже опасным для стальных конструкций, так как наличие неизбежных конструктивно-технологических, дефектов, вызывающих концентрацию напряжений, делает возможным хрупкое или квазихрупкое разрушение металла при низких но-
191
минальных напряжениях, т. е. напряжениях, вычислениях методами сопротивления материалов.
Влияние скорости деформирования на прочность, пластичность и вязкость стали. При проведении стандартных испытаний, рассмотренных выше, фактор скорости деформирования при оценке прочности, пластичности и вязкости стали определяется применением рекомендуемых испытательных машин и оборудования. Однако во многих случаях увеличение скорости деформирования может заметно повлиять на механические свойства стали. Эго влияние связано с возможностью перехода металла нз пластического состояния в квазихрупкое и хрупкое в связи с изменением величины и конфигурации пластически деформированного объема при разрушении. В общем случае при увеличении скорости деформирования предел текучести стали возрастает, пластичность н вязкость разрушения уменьшаются. По-видимому, увеличение предела текучести в связи с ростом скорости деформирования подчиняется закону
crTa = OTi (Os/Oi)r,I (6.16)
где <гт2 и ат£ — пределы текучести материала соответственно при скоростях деформирования va > ох; п — константа материала.
Повышение скорости деформирования можно по воздействию на прочностные и пластические свойства стали уподобить снижению температуры. Следует отметить, что для строительных стальных конструкций диапазон изменения скоростей их нагружения и соответственно скоростей деформирования стали в их элементах сравнительно мал. Однако удары по конструкции создают волны упругого деформирования, скорость которых в стали достигает нескольких километров в секунду, и могут привести к инициированию трещины хрупкого разрушения в зонах концентрации напряжений даже при пластическом состоянии стали. Фактор удара реализуется при испытаниях на ударную вязкость стали, которая косвенно характеризует сопротивление стали разрушению и ее вязкость в условиях концентрации напряжений и динамических воздействий.
Сложное напряженное состояние как фактор снижения пластических деформаций при разрушении. В стальных конструкциях сложное однородное напряженное состояние возникает в элементах, работа которых отличается от одноосного растяжения или сжатия. Так, плоское напряженное состояние, характеризуемое главными напряжениями c>i > <т2 =/= 0, возникает в стейках составных балок, во всех листовых конструкциях и в ряде других конструкций, тонкостенные элементы которых воспринимают усилия в двух направлениях. При увеличении толщины таких элементов или в условиях трехосного нагружения возникает объемное напряженное состояние, характеризуемое главными напряжениями ох > оа > о, 0. Например, в стенках сварных подкрановых балок в зонах их соединения с верхним поясом имеет 192
место такое напряженное состояние, при котором является напряжением от изгиба, о2 вызывается усилиями давления колеса крана, а о3 связано со стеснением поперечных деформаций стенки в местах ее соединения с поясом. Отмстим, что именно в этих зонах в стенках подкрановых балок наиболее часто появляются трещины, природа которых окончательно не выяснена до сих пор.
Законы пластического деформирования и напряженного состояния при таком деформировании изучаются теорией пластичности, Именно эта теория позволяет оценить влияние двухосного и трехосного напряженного состояний на пластичность и вязкость стали при разрушении. Сразу следует оговориться, что по сравнению с одноосным растяжением двухосное и трехосное напряженные состояния могут как увеличить, так и уменьшить пластические деформации при разрушении. Так, на рис. 6.7, а показана схема разрушения растянутого в условиях гидростатического обжатия стального элемента, пластические деформации которого существенно увеличиваются в сравнении с одноосным растяжением.
В связи с анализом условий хрупкого разрушения стали нас будут интересовать напряженные состояния при трехосном или двухосном растяжении, т. е. при пх > о2 > о3 0. Проанализируем возможность развития пластических деформаций перед разрушением как для двухосного, так и для трехосного растяжения. Рассмотрим соотношение главной максимальной относительной деформации при пластическом разрушении в условиях многоосного (двух- или трехосного) растяжения е1р и относительной деформации при пластическом разрушении в условиях одноосного растяжения е0.р.. Очевидно, это соотношение зависит от соотношений главных растягивающих напряжений а = о2/ох и (3 = = <Tr,/f71 при СТ, > СТ2 > (Т3 > 0.
Считая, что приведенные напряжения аг и приведенные деформации е; при многоосном растяжении подчиняются вплоть до разрушения энергетическому критерию пластичности, выраженному формулами (6.9) и (6.10), используем известную в теории пластичности общую зависимость между ними:
о = Аеь (6.17)
где А = const; п — показатель степени упрочнения стали.
Для малоуглеродистых и низколегированных сталей и = — 0,3 ... 0,4. С ростом прочности стали величина п уменьшается, для высокопрочных сталей п = 0,05 ... 0,01. Решая поставленную задачу, легко показать, что с ростом коэффициентов а и р пластические деформации при разрушении существенно уменьшаются в сравнении с одноосным растяжением. На рис. 6.11 в безразмерных координатах показана зависимость отношения е1р/е0.р, от соотношения главных растягивающих напряжений а и р при степенях упрочнения п, равных 0,2 и 0,4. Рассматривая эту
7 Бирюлев В . Б . 193
рушения при таких напряженных
Рис. 6.11. Относительное удлинение при разрушении в условиях однородного двухосного и трехосного растяжения
зависимость, следует констатировать многократно подтвержденный экспериментально факт, что при двухосном и трехосном растяжении пластичность стали и ее вязкость могут существенно уменьшиться, что повышает опасность хрупкого раз-состояниях. Схема, приве-
денная на рис. 6.11, свидетельствует, что теоретически при всестороннем растяжении в условиях = оа == о3 >> 0 реализуются условия хрупкого разрушения без предшествующих пластических деформаций. Именно поэтому в листовых конструкциях резервуаров, газгольдеров, напорных трубопроводов н других сооружений, стенки которых работают в условиях
двухосного растяжения, вероятность хрупкого разрушения ока-
зывается значительно выше, чем для растянутых стержневых элементов конструкций. Анализ случаен хрупкого разрушения стальных конструкций убедительно свидетельствует о достоверности такого утверждения. Следует отметить, что многоосное растяжение создает условия для хрупкого разрушения стали прн наличии очагов концентрации напряжений.
Концентрация напряжений как фактор хрупкого разрушения стали. В местах резкого изменения сечений стальных конструкций, в стыках, соединениях и узловых сопряжениях элементов, в зонах локального приложения усилий и, как следствие, краевого эффекта в листовых конструкциях неизбежно возникает концентрация Напряжений. При этом может иметь место неоднородное объемное напряженное состояние в локальных объемах стали. В силу действия принципа Сен-Венана, известного из курса сопротивления материалов, концентрация напряжений сравнительно быстро затухает с удалением очага концентрации.
Распределение напряжений и деформаций в зонах концентрации напряжений изучается с применением аналитических и численных (с использованием ЭВМ) методов теории упругости. В изучении концентрации напряжений в упругой и упругопластической стадиях деформирования получили широкое развитие экспериментальные методы фотоупругости и фотопластичности, тензометрии, электроаналогии и др. В настоящее время теория концентрации напряжений является одним из важнейших разделов теории упругости и пластичности.
194
z
Рис. 6.12. Характерное распределение главных напряжений, коэффициента жесткости напряженного состояния Kj и коэффициента трехосностн Kj у острого надреза радиусом р при растяжении надрезанной пластины
Прочность стали, как н других материалов, в условиях концентрации напряжений изучена пока недостаточно. Исследованию напряженного состояния в зонах концентрации напряжений посвящены работы Г. Нейбера, Н. И. Мусхелишвили, Г. Н. Савина, Г. В. Колосова, Р. Петерсона и ряда других зарубежных и советских ученых.
Рассмотрим общие закономерности напряженного состояния в зоне концентрации напряжений при растяжении стальной пластины с острым надрезом радиуса р (рис. 6.12). Вблизи надреза имеет место трехосное неоднородное напряженное состояние, характеризуемое главными растягивающими напряжениями <тх, gv и о2. Важнейшими характеристиками такого состояния при упругой работе материала являются: теоретический коэффициент концентрации напряжений — К; коэффициент стеснения пластических деформаций, или коэффициент жесткости напряженного состояния — 7<г; коэффициент трехосностн напряженного состояния — Kj.
Теоретический коэффициент концентрации напряжений определяется по формуле
tF-inanJvnt (6.18)
где erf щах — максимальное значение <зп — номинальное расчетное напряжение, определяемое методами сопротивления материалов.
Коэффициент жесткости напряженного состояния находится в соответствии с энергетической теорией прочности из формулы (6.9)
. = CT1/af = у 2/ Z (1 — «Г + (a — ₽)’ + (P - 1 )a, (6.19)
где a = аа/о/ и p — ajat.
7* 195
Коэффициент трехосности напряженного состояния выражается формулой
К; = (oj + + OjJ/CTf = 1 + а + р > 1. (6.20)
На рис. 6.12 показано характерное' распределение значений Oj = av, ах, аг, Kt, Kj в зоне концентрации напряжений.
Наиболее полное теоретическое исследование концентрации напряжений при различных надрезах и силовых воздействиях рассмотрено в работах Г. Нейбера [19]. Так для случая, рассматриваемого на рис. 6.12, значения главных напряжений в срединной плоскости пластины следующие:
ох = Коп (иг8 — 1)/(2и»");
= = Кап (и^ + 1)/(2о^); (6.21)
az = т (as -f- av),
где стп — номинальное напряжение; ш = cos V/cos Vo; аир — геометрические параметры надреза (см. рис. 6.12); tg — V alp; sin И= (ж sin Ив)/а; т — коэффициент; т = 0 при плоском напряженном состоянии, реализующемся у надрезов в пластинах с пренебрежимо малой толщиной, т — р (коэффициент Пуассона) для пластин с толщиной, превышающей радиус надреза р в 8 ... 10 раз, для стали р = 0,3.
При достаточно острых надрезах, если р <^а, формулы (6.21) значительно упрощаются и принимают вид
о» = tfcrnu/(l + 2и)Я/8;
= Kan (1 + «)/(1 + 2а)8/8;
= т (ах + crv), (6.22)
где и = х/р — в координатных осях рис. 6.12.
Значение теоретического коэффициента концентрации напряжений из формул (6.21) и (6.22)
К - 2 tg Vo (Vo + sin V, cos Ve).
Формулы (6.22) в принципе можно применять для качественного и количественного анализа напряженного состояния при упругой работе материала у любых острых надрезов с радиусом р на расстоянии х от острия надреза одного порядка с р. Однако для каких-либо оценок прочности стали прямое использование формул (6.21) и (6.22), впрочем как и других теоретических решений задач о концентрации напряжений при упругой работе материала, невозможно по следующим причинам:
во-первых, при острых надрезах, когда их радиус сопоставим с размерами зерен стали, нарушается применимость теории упругости, исходящей из гипотезы бесструктурное™ материала в объектах исследования;
во-вторых, при достижении величиной ot шах значения предела текучести стали, дальнейшее увеличение внешних, усилий в связи с развитием локальных пластических деформаций при-196
водит к существенному перераспределению напряжений в зоне их концентрации н сглаживает концентрацию напряжений; задача о концентрации напряжений при упругопластической работе материала до настоящего времени не имеет четкого аналитического решения и базируется на ряде более или менее умозрительных гипотез;
в-третьих, для стальных конструкций с их сложными и многовариантными конструктивными формами общего решения задач о концентрации напряжений в упругой и тем более в упругопластической стадиях работы материала получить невозможно;
в-четвертых, критерии прочности и пластичности, разработанные и обоснованные экспериментальными исследованиями для однородных напряженных состояний, не могут быть использованы без существенных ограничений и оговорок для оценки прочности и пластичности стали в зонах концентрации напряжений.
Последнее утверждение нуждается в специальном объяснении. При концентрации напряжений, в отличие от многоосного однородного растяжения, объем, в котором начинается пластическая деформация, соседствует с упругоработающим материалом. Создается своеобразное сопротивление пластическим деформациям, что не может не сказаться на реализации классических критериев пластичности. Фактически реализуется не сама пластическая деформация, а лишь готовность материала к такой деформации. При концентрации напряжений величина локального предела текучести может в связи с этим в 2 ... 3 раза превышать значение предела текучести при однородном одноосном растяжении. В первом приближении значение локального предела текучести в зонах концентрации напряжений, который мы обозначим ох , составляет
а, = К/сгт, (6.23)
где Ki — коэффициент жесткости напряженного состояния, определяемый формулой (6.19); <тт — предел текучести при одноосном растяженйи.
Величина коэффициента может достигать значений 2,5 ... 3 при острых надрезах и трещинах. В случае концентрации напряжений напряженное состояние является трехосным и при растяжении, как это следует из рис. 6.11, пластические деформации при разрушении существенно уменьшаются.
Наряду со снижением температуры, концентрация напряжений практически всегда сопутствует хрупкому разрушению стали в элементах стальных конструкций. Именно концентрация напряжений, хотя она значительно и сглаживается при развитии пластических деформаций перед разрушением, является основной причиной возможности хрупкого (вернее, квазихрупкого) разрушения элементов стальных конструкций при номинальных растягивающих напряжениях, меньших временного сопротивления стали, а иногда и предела ее текучести.
197
Прочие факторы хрупкого разрушения стали. Переход от вязкого состояния стали к хрупкому и реализация условий хрупкого разрушения в самом общем виде зависят от напряженного состояния, величины и скорости деформаций, структурного состояния стали, физических и химических воздействий окружающей среды и истории изменения этих параметров во времени, предшествующем разрушению.
Ранее указывалось, что температура, концентрация напряжений, скорость деформирования являются основными факторами хрупкого разрушения стали и анализируются в первую очередь. Тем ие менее в ряде случаев проявление этих факторов может существенно измениться под влиянием других, казалось бы второстепенных, физических воздействий. Проявление аддитивности факторов вязкого и в особенности хрупкого разрушения, т. е. совместного их влияния на процессы подготовки, зарождения и развития разрушения, изучено недостаточно.
Структура стали определяется металлургическими процессами ее производства, химическим составом, технологическими особенностями механической и термической обработки металла при прокате и изготовлении конструктивных элементов. Вопросы выбора марки стали металлических конструкций и технологических процессов их изготовления для предотвращения хрупкого разрушения элементов рассматриваются в гл. 8..
Воздействия окружающей среды (химически активная среда, ядерное облучение, магнитные поля и другие воздействия, включая температурные) на процессы разрушения стали могут вызывать самые разнообразные эффекты. Среда может вступать в электрохимические и физические реакции на поверхности металла, вызывать коррозию, интеркристаллическое растрескивание стали, кавитационные повреждения (т. е. повреждение поверхности стальных элементов при взаимодействии с турбулентными потоками жидкости), создавая очаги концентрации напряжений. Ядерное облучение, которому подвергаются стальные конструкции реакторов и других устройств ядериОй энергетики, существенно снижает пластичность металла, повышает температуру перехода от вязких разрушений к хрупким.
Среди факторов хрупкого разрушения стали и элементов стальных конструкций самостоятельное значение имеет малоизученный в инженерном понимании фактор масштабного эффекта, илй масштабный фактор.
Масштабный эффект при хрупком разрушении стали и стальных конструкций. Снижение прочности стальных деталей и элементов конструкций при увеличении их размеров (масштаба) известно в инженерной практике очень давно. В особой степени этот эффект проявляется при хрупком и усталостном разрушениях. Существует несколько теоретических объяснений масштабного эффекта, среди которых наиболее объективными являются статистическая и энергетическая концепции.
198
Статистическое объяснение проявления масштабного эффекта связано с неоднородностью стали и стохастическим (случайным) распределением дефектов в структурном строении стали. С увеличением напряженного объема возрастает вероятность наличия наиболее опасных дефектов, в связи с чем прочность металла уменьшается. Энергетическая трактовка масштабного эффекта основана на том, что запас потенциальной энергии упругой деформации пропорционален напряженному объему, т. е. третьей степени линейных размеров конструкции. Поэтому вероятность катастрофического хрупкого разрушения при низком уровне напряжений в элементах больших размеров всегда выше, чем в элементах с малыми размерами.
Своеобразное проявление масштабного эффекта характерно для элементов конструкций с острыми конструктивно-технологическими надрезами, к которым относятся зазоры в стыках, непровары и шлаковые включения в металле сварного шва, макротрещины при гильотинной резке кромок элементов и на поверхности проколотых отверстий и др. С увеличением размеров элемента конструкции, даже при полном сохранении геометрического подобия, острота конструктивных надрезов остается без изменения. Таким образом, с увеличением масштаба элемента конструкции с концентраторами напряжений существенно нарушается подобие напряженного состояния в зоне концентрации напряжений. Именно этот, так называемый конструктивный, масштабный эффект в большой степени характерен для сварных стальных конструкций с их конструктивно-технологическими несовершенствами.
В связи с конструктивным масштабным эффектом принципиально важным является анализ напряженного состояния в стальных элементах и деталях при наличии в них трещин, острота которых не зависит от масштаба. Следует отметить также еще одно проявление масштабного эффекта в связи с изменением толщин проката стали. Такой эффект можно назвать технологическим, или псевдомасштабным, так как с увеличением размеров проката ухудшаются пластические свойства и структура стали. Далее, в гл. 7 и 8, будут рассмотрены теоретические и инженерные методы учета и оценки роли масштабного эффекта при хрупком разрушении стальных конструкций.
Отказы стальных конструкций с х рупким разрушением вх элементов
Изучение и анализ отказов стальных конструкций с хрупким разрушением их элементов как естественных экспериментов, тщательно проводимых практикой эксплуатации конструкций и не воспроизводимых в лабораторных условиях с достаточной степенью подобия, оказывают неоценимую помощь в познании физических и статистических закономерностей хрупкого разру-
199
шения стали в составе конструкций. Здесь и далее под отказом элемента конструкции понимается событие, после которого нормальная эксплуатация этого элемента становится невозможной без соответствующего ремонта или усиления. Разработка методов предотвращения хрупкого разрушения конструкций при воздействии низких температур, по сути дела, невозможна без изучения их отказов в реальных условиях эксплуатации.
Можно утверждать, что все без исключения конкретные конструктивные и технологические указания действующих норм проектирования и изготовления стальных конструкций, направленные на предотвращение их хрупкого разрушения, основаны на исследованиях, проведенных в связи с изучением причин отказов конструкций. Более того, сама проблема хладноломкости стальных конструкций как проблема хрупкого разрушения их элементов возникла в связи с желанием научного и инженерного объяснения ряда аварий стальных строительных, мостовых, судовых и других конструкций.
Развивающаяся теория надежности стальных конструкций оказывается бессильной без анализа их отказов. В нашей стране изучение отказов строительных конструкций с хрупким разрушением элементов ведется в основном в ЦЙИИПСКе им. Н. П. Мельникова, ЦНИИСКе им. В. А. Кучеренко, Институте электросварки АН УССР им. Е. О. Патона, Институте проблем Севера СО АН СССР, в ряде других научно-исследовательских организаций и высших учебных заведениях МИСИ, ХВТУ, ЛПИ, ЛИСИ, НИСИ, ДИСИ и др. Систематический анализ случаев хрупкого разрушения сварных конструкций различного назначения ведется международным институтом сварки, в работе которого принимают участие и советские ученые.
Статистические закономерности отказов стальных сварных конструкций
с хрупким разрушением их элементов
Возникновение хрупкого разрушения в элементах стальных конструкций при их монтаже и эксплуатации не является, к сожалению, редким или исключительным событием. Зачастую элементы с обнаруженными трещинами усиливаются тем или иным способом, трещины завариваются, а условия их возникновения остаются без внимания по причинам субъективного характера. Вместе с тем именно такие случаи, которые мы назовем частичным отказом, представляют собой особый интерес для анализа, так как авария или полный отказ конструкции в связи с хрупким разрушением их элементов с трудом поддается анализу из-за многочисленных вторичных разрушений, в том числе и хрупких, вызванных обрушением конструкции.
Еще в 1971 г. Международным институтом сварки 130] выполнена статистическая классификация 60 отказов различных 200
Таблица 6.3. Классификация факторов хрупкого разрушения сварных конструкций
Количество
Фактор случаев
разрушения
1 Конструктивные надрезы 18 14,3
2 Усталостные трещины 9 7,2
3 Коррозионные трещины 1 0,7
4 Технологические надрезы 9 7,2
5 Трещины в зоне термического влияния 3 2,4
сварки
6 Трещнны в сварных швах 2 1,6
7 Другие дефекты сварных швов 9 7,2
8 Перегрузка конструкций 8 6,3
9 Термические напряжения 6 4,8
10 Чувствительность стали к надрезам 26 20,6
11 Остаточные сварочные напряжения 17 13,5
12 Дефекты структуры стали 0 0
13 Старение н наклеп стали 14 11,1
14 Влияние термообработки стали 3 2,4
15 Влияние закалкн стали 1 0,7
16 Другие дефекты стали 0 0
17 Дефекты металла сварного шва 0 0
Итого 126 100
сварных конструкций. Результаты такой многофакторной классификации сведены в табл. 6.3, где отражены 17 факторов. Каждый отказ, как показал анализ, связан с проявлением 2 ... 3 факторов хрупкого разрушения, поэтому сумма причин отказов (126) больше количества последних (60). Так как снижение температуры отмечено для всех отказов, она исключена из анализа. Характерно, что практически все случаи разрушения, отмеченные в табл. 6.3, связаны с конструктивными или технологическими несовершенствами конструкций. Однако рассматриваемая классификация имеет существенный недостаток, так как в ней отсутствует анализ влияния конструктивной формы элементов конструкций на их хрупкое разрушение. Без учета этого интегрального фактора невозможно управлять методами предотвращения хрупкого разрушения любых видов конструкций.
Кафедрой металлических конструкций НИСИ собрано, классифицировано и изучено более 350 отказов стальных строительных конструкций с хрупким разрушением их элементов на 220 объектах. Сведения об отказах получены из работ комиссий по изучению причин разрушения стальных конструкций в северных н восточных районах СССР и частично из данных технической литературы и актов расследования аварий.
При изучении отказов стальных конструкций была составлена картотека, в формулярах которой отмечены следующие сведения! марка стали, ее механические свойства, включая ударную вяз-
201
Рис. 6.13. Распределение частоты отказов стальных конструкций т и температурного порога хладноломкости малоуглеродистых сталей л (Л — сталь ВСтЗсп; Б — ВСтЗпс; В — ВСтЗкп)
кость; вид соединения элементов; год и сезон возведения конструкций; продолжительность безотказной эксплуатации; район строительства; температура при отказе; уровень номинальных напряжений при отказе; обстоятельства, предшествующие отказу; конструктивная форма и толщина разрушенного элемента; массовость возникновения трещин хрупкого разрушения на объекте; технологические особенности изготовления и монтажа конструкций; уровень потенциальной энергии упругой деформации всей конструкции и разрушенного элемента.
Естественно, что полных, и тем более исчерпывающих, сведений для каждого случая отказа в рассматриваемой нами совокупности получить, как правило, не удалось; этот пробел компенсируется возможностью статистического анализа отказов. Следует заметить, что причинами хрупкого разрушения элементов стальных конструкций являются сочетания нескольких неблагоприятных факторов, среди которых обязательно присутствуют низкая температура, повышенный уровень концентрации напряжений, наличие сварных соединений и технологических дефектов сварки.
Отметим, что все рассматриваемые ниже закономерности относятся к сварным конструкциям с современными конструктивными формами. Для конструкций рассматриваемой совокупности характерно в основном применение малоуглеродистых сталей обыкновенного качества, и лишь в 24 случаях отказов (6,9 %) отмечено использование низколегированных сталей различных марок. В 12 % отказов установлено незначительное отклонение от требований стандартов по предельному содержанию вредных примесей (сера и фосфор) в стали или по значению ударной вязкости при низкой (—20 °C) температуре.
202
Рис. 6.14. Зависимость частота отказов т от уровня номинальных напряжений при разрушении
Представляет интерес частотное распределение отказов в конструкциях из кипящих (34 %), полуспокой-ных (22 %) и спокойных (37 %) сталей в зависимости
от снижения температуры
при отказе в сопоставлении с распределением температурного порога хладноломкости для этих же сталей по данным ЦНИИСКа [17], что показано на рис. 6.13. Зарегистрировано, что до 90 % отказов конструкций из спокойных сталей произошло при температурах выше —40 °C и до 80 % отказов конструкций из полуспокой'ных и кипящих сталей — при температурах выше —30 °C, т. е. в температурных пределах, допускающих беспрепятственное применение указанных сталей в сварных конструкциях при статиче-
ском их нагружении.
Полученные данные свидетельствуют о недостаточной обеспеченности хладостойкости современных конструктивных решений и обосновывают необходимость расчетной оценки хладостойкости конструкций, подверженных воздействию низких естественных температур. Отметим попутно, что снижение температуры неизменно отмечается как фактор, повышающий вероятность хрупкого разрушения стальных сварных конструкций. В рассматриваемой совокупности отказов не удается установить достоверную
зависимость частоты отказов от уровня номинальных напряжений в элементах конструкций при отказе, что отражено на рис. 6.14. Это связано с тем, что отказы, обнаруженные при монтаже конструкций или в период, предшествующий нормальной эксплуатации (часть диаграммы на рис. 6.14, расположенная левее пунктирной линии), могли произойти в неконтролируемых условиях их нагружения при перевозке или монтаже. Так, например, общеизвестно массовое возникновение хрупких трещин в фасонках легких стальных ферм в процессе их кантовки при транспортировке и монтаже. Кстати, именно эти случаи подверглись тщатель-
ному исследованию, приведшему к изменению конструктивных требований в назначении зазоров между элементами решетки и поясами с целью уменьшения концентрации напряжений в фасонках, возникающей от их перегиба при кантовке, а также требований хранения и перевозки ферм в вертикальном положении, что отражено в нормах изготовления, монтажа и проектирования конструкций. Следует констатировать безусловное повышение вероятности хрупкого разрушения элементов конструкций с ростом уровня номинальных растягивающих напряжений.
203
Рис. 6.15. Зависимость частоты отказов п, температур прн отказа» То и уровня нЬмииальных разрушающих напряжений tfo/Ry от срока эксплуатации t (в годах)
Статистически установлено, что с увеличением срока эксплуатации конструкций до отказа резко уменьшается вероятность последнего с хрупким разрушением элементов, повышается уровень номинальных напряжений при отказе, снижается температура, при которой возникает разрушение элемента конструкции, что отражено на рис, 6.15.
Эта интересная особенность приспособляемости конструкций к работе при низких температурах, т. е. способность саморегулирования хладостойкости, объясняется рядом исследований, проведенных как в нашей стране, так и за рубежом. Во-первых, при нагружении конструкций в условиях, не препятствующих развитию пластических деформаций в зонах концентрации напряжений, что естественно происходит в температурных условиях летних периодов эксплуатации, существенно снижается острота концентраторов напряжений. Во-вторых, в связи с локальными пластическими деформациями неизбежно снижается уровень остаточных растягивающих сварочных напряжений в этих же зонах деформирования. Поэтому, например, в резервуарах и других листовых конструкциях, работающих под давлением, обязательное пробное нагружение, если оно проводится летом, резко снижает вероятность их хрупкого разрушения в зимний период. Известно, что для таких ответственных конструкций, как резервуары, газгольдеры, емкости для хранения газа под давлением, мосты, крановые конструкции, нормативными документами предусмотрено пробное нагружение нагрузкой, превышающей эксплуатационную. Несомненно, это способствует повышению сопротивления стальных конструкций хрупкому разрушению. Общеизвестно, что для средств транспорта предусматривается обкатка, повышающая выносливость элементов с концентрацией напряжений. Можно утверждать, что при этом в определенной степени возрастает хладостойкость конструктивных элементов.
204
Статистический анализ отказов стальных конструкций позволяет считать, что за исключением единичных случаев, причиной которых явилось применение явно недоброкачественной стали, инициирование хрупкого разрушения происходит в зонах их конструктивно-технологических несовершенств. Можно утверждать, что именно конструктивная форма предопределяет при прочих равных условиях конечную хладостойкость элементов стальных конструкций. Здесь и далее под конструктивной формой элемента подразумевается совокупность геометрии конструктивного решения и технологических особенностей его изготовления и сварки.
Влияние конструктивной формы элемента стальной конструкции на его хладостойкость
В рассматриваемой совокупности отказов до 34 % составляют отказы конструкций сварных листовых (резервуары, газгольдеры и т. п.), 48 % — решетчатых изгибаемых (фермы) и 19 % — сплошностенчатых балочных. Несмотря на кажущееся многообразие самих конструкций, конструктивных форм нх элементов, типоразмеров и назначения, удается четко установить во всех случаях хрупкого разрушения наличие немногочисленных и типичных конструктивных форм, в которых зарождаются и развиваются трещины хрупкого разрушения при снижении температуры.
Анализ отказов стальных конструкций позволяет утверждать, что в сварных конструкциях имеются типичные конструктивные формы низкой хладостойкости. Эти обобщенные конструктивные формы и их основные модификации указаны в табл. 6.4. Учитывая принципиальную возможность распознавания таких конструктивных форм, рассмотрим их классификационные признаки:
тип А — растянутое составное сечение со связующими угловыми сварными швами в зоне сварного стыкового шва одного из элементов при наличии в нем непровара или трещины;
тип Б — растянутые элементы в зоне приварки к ним второстепенных элементов (ребер жесткости, фасонок связей и т. п.) без плавных переходов;
тип В — фасонки легких и тяжелых ферм, стенки балок и листовых конструкций в зонах зазоров между приваренными к ним элементами различного назначения (опасность хрупкого разрушения возрастает с уменьшением зазора);
тип Г — растянутые элементы с кромками, образованными гильотинной резкой, или с продавленными отверстиями (опасность хрупкого разрушения возрастает при наличии сварных швов вблизи таких кромок или отверстий);
тип Д — растянутые элементы со сварным стыковым швом при наличии в нем непровара (опасность хрупкого разрушения возрастает при многослойных сварных швах); трещина, зарождаясь в зоне непровара шва, переходит на основной металл;
205
Таблица 6.4. Конструктивные формы низкой хладостойкости
тип Е — накладки в сварных стыках растянутых элементов, приваренных фланговыми угловыми швами, в зазорах между элементами (опасность хрупкого разрушения возрастает с уменьшением зазора).
Безусловным и общим признаком типичных конструктивных форм низкой хладостойкости являются: высокий уровень концентрации напряжений, вызываемой геометрической формой, макротрещинами на кромках после гильотинной резки или дефектами сварных швов; локализация неизбежных термопластических деформаций сжатия при выполнении сварочных операций. Эти деформации возникают при расширении объемов прогретого металла, стесненного в своем развитии окружающими его объемами менее нагретого металла.
Для малоуглеродистых и низколегированных сталей при термопластических деформациях в условиях нагрева до 500 ... 600 °C интенсифицируются процессы деформационного старения, которые после остывания стали резко ухудшают ее пластические свойства. Такое старение получило название динамического [16]. Локализация зон термопластических деформаций неизбежно приводит к возникновению остаточных растягивающих сварочных напряжений в зонах концентрации напряжений. Исследования, проведенные в институте электросварки АН УССР им. Е. О. Патона, указывают на резкое снижение хладостойкости сварных узлов после таких термопластических деформаций и возможность хрупкого разрушения стали в зонах концентрации напряжений при номинальных растягивающих напряжениях ниже предела текучести стали. Следует заметить, что последующий отжиг сварных узлов существенно снижает эффекты старения стали, сглаживает остаточные напряжения в зонах концентрации напряжений. Однако такая обработка строительных стальных конструкций в настоящее время не применяется из-за сложности и высокой стоимости.
Рассматривая конструктивные формы низкой хладостойкости (см. табл. 6.4), отмечают существенное влияние на их сопротивление хрупкому разрушению (наблюдается во всех экспериментальных исследованиях) толщины элементов конструкций как основного параметра в проявлении масштабного эффекта. Именно в таких конструктивных формах острота концентратора напряжений остается практически неизменяемой при увеличении масштаба самого элемента. Как указывалось, с увеличением толщины элемента в конструктивных формах низкой хладостойкости изменяется степень объемности напряженного состояния, приближая последнее к трехосному растяжению.
Таким образом, среди факторов хрупкого разрушения элементов стальных конструкций наиболее общим является фактор конструктивной формы, интегрально объединяющий в себе влияние концентрации напряжений, технологический и масштабный факторы разрушения.
207
Сравнительная хладостойкость стальных конструкций
Любая стальная конструкция является многоэлементной системой. Естественна, что чем больше в ней форм низкой хладостойкости, тем больше вероятность отказа конструкции при снижении температуры. Другими словами, надежность стальной конструкции определяется надежностью каждого из ее элементов.
В теории надежности систем рассматриваются системы с последовательным, параллельным и смешанным соединением элементов Между собой (рис. 6.16). Большинство стальных конструкций может быть отнесено к системам с последовательным соединением элементов, так как отказ любого из элементов характеризует реализацию предельного состояния первой группы всей системы. Эксплуатация такой конструкции без ремонта или усиления недопустимы.
Для систем с последовательным соединением элементов вероятность безотказной работы математически определяется следующим образом)
Ре = PfiP, ... Рп = П Р, (6.24)
где Р{ — вероятность безотказной работы /-го элемента системы.
Легко заметить, что величина Ро быстро уменьшается с ростом числа элементов. Так, Например, вероятность безотказной работы системы с десятью элементами при вероятности безотказной работы каждого из ннх, равной 0,95 (напомним, что эта цифра соответствует нормативной обеспеченности величины предела текучести стали), составит 0,599.
На вероятность отказа каждого из элементов в первую очередь влияет уровень номинальных напряжений, который количественно может быть выражен инте-а) тральным коэффициентом ис-
| |—| |___| - пользования конструктивной
1 ПрОЧНОСТИ!
I*1— । ^и. п — o-n/Ry, (6.25)
а) Г~1 Г*
' где <7П — номинальное напряжение;
| 11.। , Ry — расчетное сопротивление стали.
_____ Процесс хрупкого разруше-М Н* ния стали с физической точки
Ряс. 6.16. Виды соединений элементов в многоэлементных инженерных системах, используемые для оценки их надежности
а последовательное соединение; б — параллельное соединение; в —- смешанное соединение
Рис. 6.17, Схема пластины с трещиной для оценки эффективной потенциальной энергии упругой деформации при разрушении
зрения состоит из трех основных стадий: подготовки разрушения, связанной с пластическими деформациями в зернах кристаллической структуры и зарождением микронесплошностей на границах зерен; зарождения макротрещины хрупкого разрушения в наиболее напряженных объемах стали; развития трещины хрупкого разрушения. С инженерной точки зрения первые две стадии разрушения объединяются в стадию зарождения трещины, которое зависит от напряженного состояния в локальных объемах, ответственных за разрушение, и, конечно, от структуры самой стали. Продолжительность стадии развития трещины в основном зависит от энергии упругой деформации, накопленной в объемах, примыкающих к трещине.
Роль и влияние конструктивной формы элемента конструкции в указанном выше понимании проявляется только на стадии зарождения трещины. На стадию развития трещины хрупкого разрушения практически не влияет конструктивная форма, а так как развитие трещины — процесс, то и эта стадия в первую очередь зависит от свойства стали как материала и от запаса потенциальной энергии упругой деформации, высвобождающейся при движении трещины.
Теоретически известно, что максимальная скорость движения трещины при хрупком разрушении стали достигает значения ит « 0,4ов (где vE — скорость звука в стали, или скорость продвижения продольных упругих деформаций [27]). Отметим, что для стали vE = 5850 м/с. Исходя из этих предпосылок, предельное эффективное значение удельной потенциальной энергии упругой деформации, используемой для развития трещины в растянутом стальном элементе, изображенном на рис. 6.17, определяется формулой
йаф = 1Лэфстп/(2£Л) = 1-25^/£,
(6.26)
гДе Иэф — объем стали, примыкающий к трещине (заштрихован на рис. 6.17); А — площадь сечения элемента; b — ширина элемента; t — толщина элемента; ап/(2£) — удельная потенциальная энергия упругой деформации при растяжении; ап — номинальное растягивающее напряжение; Е — модуль упругости стали.
209
Рис. 6.18. Зависимость относительной частоты полных отказов с хрупким разрушением элементов стальных конструкций п от относительной эффективной потенциальной энергия упругой деформации wa/
О безусловном влиянии величины а»8ф на процессы хрупкого разрушения элементов стальных конструкций с конструктивными формами низкой хладостойкости можно судить по рис. 6.18, на котором на основании анализа хрупких разрушений элементов конструкций показана зависимость отношения количества полных отказов элементов (трещина развилась на все сечение элемента) к количеству частичных отказов (трещина только зародилась и остановилась в своем развитии) от величины шэф, вычисленной по формуле (6.26).
Таким образом, оценивая сравнительную хладостойкость стальных конструкций различных типов, следует учитывать количество элементов с конструктивными формами низкой хладостойкости,
Таблица 6.5. Параметры сравнительной хладостойкости стальных балок, ферм и цилиндрических резервуаров
Тип конструкции Пролет (диаметр), м Л», см1 п, шт. *н. п “’эф’ МДж/м"
Балки 6,0 101 3 0,44 0,046
6,0 240 3 0,39 0,048
12,0 177 5 0,43 0,046
12,0 536 3 0,52 0,091
24,0 705 7 0,48 0,115
24,0 1092 7 0,49 0,154
Фермы с элементами яз спа- 24,0 55 21 0,64 0,145
ренных уголков 24,0 75 21 0,68 0,171
30,0 75 27 0,69 0,151
30,0 124 27 0,72 0,212
36,0 94 31 0,70 0,208
36,0 175 31 0,71 0,256
Резервуары' вертикальные 19,0 655 88 0,65 1,400
цилиндрические 22,9 760 96 0,65 1,390
34,2 1028 144 0,73 1,690
39,9 983 168 0,73 2,640
45,6 1043 192 0,78 3,030
Примечание. В таблице приняты обозначения; Л» — площадь разрушения мажболее напряженного элемента конструкции; п ~ количество потенциально возможных конструктивных форм ниакой хладостойкости.
210
уровень использования прочности стали, определяемый по формуле (6.25), и величину йЭф, вычисленную по формуле (6.26). В табл. 6.5 приведены эти параметры для ряда типовых конструкций цилиндрических резервуаров, легких стропильных ферм и подкрановых балок.
Анализируя данные таблицы, можно прийти к выводу, что вероятность хрупкого разрушения элементов стенок листовых конструкций, в частности стенок резервуаров, значительно выше, чем элементов стропильных ферм и балок, а вероятность хрупкого разрушения элементов ферм всегда выше, чем у сплошностенча-тых балок. Это однозначно подтверждается анализом известных случаев отказов стальных конструкций с хрупким разрушением их элементов. Следует отметить также, что стенки листовых конструкций в общем случае работают в условиях двухосного напряженного состояния- это, как отмечено выше, снижает их сопротивление хрупкому разрушению.
Сравнивая конструкции ферм и сплошностенчатых балок, можно видеть, что ферма, например, весьма чувствительна к эксцентриситетам узловых нагрузок, вызывающих так называемые «дополнительные» напряжения, не учитываемые при расчете прочности ее элементов. Балки к таким эксцентриситетам практически безразличны. Поэтому при прочих равных условиях в процессе проектирования изгибаемых элементов конструкций северного исполнения надо там, где это возможно, отдавать предпочтение сплошностенчатым балкам как более хладостойким конструкциям. Отметим, что термин «северное исполнение» узаконен н используется для машиностроительной продукции, эксплуатирующейся на открытом воздухе при температурах ниже —40 °C. Для строительных конструкций этот термин применяется условно.
Глава 7. КОЛИЧЕСТВЕННЫЕ МЕТОДЫ ОЦЕНКИ ХЛАДОСТОЙКОСТИ СТАЛЬНЫХ конструкций. РАСЧЕТ ПРОЧНОСТИ ЭЛЕМЕНТОВ КОНСТРУКЦИЙ С УЧЕТОМ ХРУПКОГО РАЗРУШЕНИЯ
Рассмотренные в гл. 6 основные факторы хрупкого разрушения стали и закономерности хрупкого и квазихрупкого разрушения элементов стальных конструкций позволяют лишь качественно судить об опасности этого явления. Методы предотвращения хрупкого разрушения стальных конструкций носят в основном характер конструктивно-технологических рекомендаций и нормативных указаний, не отражающих количественную оценку хладостойкости конструкций. Рекомендации, как уже отмечалось, основаны на экспериментальных исследованиях специальных образцов и узлов конструкций, имитирующих в большей или меньшей степени реальные случаи разрушения конструкций.
211
Многофакторность хрупкого разрушения стали, недостаточная изученность взаимовлияния факторов, принципиальные затруднения в соблюдении законов геометрического, механического, энергетического и технологического подобия при проведении экспериментальных исследований привели к многообразию методов таких исследований. В настоящее время известно более 50 методов оценки сопротивления стали хрупкому разрушению. Обобщение результатов экспериментальных исследований хрупкого разрушения стали и стальных конструктивных элементов ведется с использованием теорий хрупкого разрушения стали. Именно такое обобщение позволяет обосновать инженерные методы количественной оценки хладостойкости стальных конструкций, установить количественные критерии перехода от вязких разрушений стали к квазихрупким и хрупким разрушениям. В нормах [111 впервые в нашей стране предусмотрен расчет прочности элементов конструкций с учетом их хрупкого разрушения при воздействии низких температур.
1. Теоретические предпосылки хрупкого и квазихрупкого разрушения стали
Любой вид разрушения стали как поликристаллического материала состоит из трех основных стадий; подготовки разрушения на атомном и молекулярном уровне, завершающейся возникновением повреждений и микротрещин в зернах кристаллической структуры стали; зарождения макротрещин как необратимого повреждения стали; развития трещин, приводящего к полному разрушению. Единой теории, объединяющей закономерности всех этих процессов как при вязком, так и прн хрупком разрушении, по-видимому, создать невозможно. Именно поэтому для объяснения физических и феноменологических механизмов хрупкого разрушения стали и количественной оценки критериев и параметров такого разрушения выдвинуто значительное количество теоретических гипотез, которые условно можно объединить в четыре основные теоретические концепции, или теории хрупкого разрушения.
1. Дислокационная теория прочности, рассматривающая силовые и энергетические условия пластической деформации и разрушения на атомном уровне в связи с несовершенствами структуры кристаллической решетки. Эта теория является одним из развитых в настоящее время разделов физики твердого тела.
2. Классическая теория хрупкого разрушения, рассматривающая условия перехода вязкого разрушения стали к хрупкому в связи с гипотезой наличия двух видов сопротивления стали разрушению — сопротивления сдвигу при вязком разрушении и сопротивления отрыву при хрупком разрушении. В рамках этой теории допускается возможность развития локальных пластических деформаций при собственно хрупком разрушении.
212
3. Энергетическая теория хрупкого разрушения, основанная на анализе энергетических условий развития трещин, имеющихся в напряженных объемах стали. Эта теория в настоящее время интенсивно развивается и лежит в основе так называемой механики разрушения тел с трещинами.
4. Статистическая теория хрупкого разрушения стали, рассматривающая вероятностные законы изменения прочности в зависимости от стохастически распределенных в материале микро-и макродефектов любого происхождения. Статистическая теория объясняет проявление масштабного эффекта и причины вероятностного разброса прочностных и деформационных параметров разрушения.
Следует обратить внимание, что разработка инженерных методов количественной оценки прочности элементов стальных конструкций при хрупком разрушении, их хладостойкости в современных условиях развития теорий хрупкого разрушения в основном опирается как на классическую, так и на энергетическую теории. Это связано с тем, что зарождение хрупкой трещины в напряженных макрообъемах стали может быть осмыслено в рамках классической теории, а развитие имеющихся трещин наиболее объективно оценивается энергетической теорией. Попытки объединения этих основных теоретических концепций оказываются безуспешными, так как условия зарождения трещины и условия ее нестабильного развития принципиально различны.
Теоретическая прочность стали и дислокационная теория разрушения
В 20-х годах текущего столетия советский ученый акад. Я- И. Френкель, используя простейшую физическую модель деформирования идеальной кристаллической решетки, установил, что теоретическая прочность кристаллического материала при сдвиге должна в сотни раз превосходить его техническую прочность. На рис. 7.1, а показана схема идеальной кристаллической решетки, а на рис. 7.1, б — деформация сдвига двух рядом расположенных атомных плоскостей. Допуская, что изменение касательных напряжений при чистом сдвиге подчиняется синусоидальной зависимости, выразим эту зависимость формулой
т = ттах sin (2лх/6), где Ь — расстояние между узлами решетки; ттах — предельно возможное напряжение сдвига, обусловленное взаимодействием атомов (рис. 7.1,6).
Очевидно, в начальной стадии сдвиговой деформации справедлив закон Гука и sin (2 nx/b) « ‘Znxjb. При этом
т = Gy = Gx]a — Tmax2nxjb, где G — модуль упругости при сдвиге; -у — угол сдвига; а — расстояние между атомными плоскостями (рис. 7.1,6).
213
6)
Рис, 7.1» Схема кристаллической решетки:
а — идеальная кристаллическая решетка] б — схема сдвиговой деформации идеальной кристаллической решетки; а — кри« сталлическан решетка с дислокацией
Йолагая а = Ь, получим значение теоретической прочности при сдвиге
Ттеор — Тшах = G/(2rt) да 0.1G. (7.1)
Последующий, более строгий, анализ взаимодействия между атомами в кристаллической решетке подтвердил, что теоретическая прочность при сдвиге ттвор a# O,1G, а при растяжении 128] отеор 0,1 Е (здесь Е— модуль упругости при растяжении). Эти Значения указывают, что для кристаллов железа отеор « 20 000 МПа, а ттеОр « 8 000 МПа. Напомним, что для Ст. 3 предел текучести при растяжении от = 240 МПа, а предел текучести при сдвиге тт = 140 МПа.
Столь высокое значение теоретической прочности кристаллов долгие годы не находило экспериментального подтверждения, и лишь в 1952 г. удалось, разработав технологию получения бездефектных нитевидных кристаллов в лабораторных условиях, показать реальность указанных значений. Так, для нитевидных кристаллов железа (так называемых «усов») диаметром порядка 1 мКм получена прочность при растяжении 13 400 МПа.
Вместе с тем физическое объяснение существенного различия между теоретической и технической прочностью кристаллических материалов было найдено в 1934 г. почти одновременно физиками С. Тейлором, Е. Орованом и М. Поляии. Они выдвинули гипотезу, что достижение теоретической прочности в реальных кристаллических материалах, имеющих те или иные дефекты кристаллического строения, невозможно в связи с развитием пластической деформации за счет перемещения особых линейных дефектов кри-214
Рис. 7,2. Зависимость прочности <тр металла 5Р от плотности р дислокаций
сталлической решетки, названных \
дислокациями. На рнс. 7.1, в показана \
кристаллическая решетка с единствен- g- I ной дислокацией^ на схеме дислока- \
цию обычно обозначают специальным \ s'
значком (_1_). При наличии дислока- \ .s'
ций, сдвиговая деформация осуще- 4----
ствляется неодновременно по всей
атомной плоскости, как показано на р
рис. 7.1, б, а трансляционно — от од-
ного атомного узла к другому. Именно движение дислокаций под воздействием напряжений сдвига и является физической причиной проявления пластических деформаций в стали как по-ликристаллическом материале.
О количестве дислокаций в стали судят по их плотности, т. е. по числу дислокационных линий, пересекающих единицу площади. Для отожженных сталей плотность дислокации составляет 106 ... 107 линий на 1 сма. Дислокации в процессе пластического деформирования не только перемещаются, но и множатся. При этом плотность их может возрастать на несколько порядков. Увеличение плотности дислокаций в связи с их взаимодействием создает энергетические препятствия их движению, что ведет к упрочнению материала, к его наклепу. Прочность стали зависит как от плотности дислокации р (рис. 7.2), так и от препятствий В их перемещении, создаваемых границами зерен стали.
В настоящее время изучение дислокационных механизмов пластической деформации металлов и их разрушения привело к разработке разветвленной дислокационной теории прочности и пластичности как раздела физики твердого тела. Дислокационная теория прочности рассматривает как условия движения дислокаций и их размножения, гак и условия зарождения микро- и макротрещин и других несплошностей поликристаллических материалов. Развитие этой теории позволило физически достоверно установить ряд принципиальных закономерностей в пластическом и хрупком разрушении стали. Так, например, нашло физическое объяснение влияние на прочность стали размеров ее зерен, легирования, процессов естественного и искусственного старения, упрочнения, механической и термической обработки и т. п.
Существенной ценностью дислокационных теорий прочности, безусловно, является установление физической сущности пластической деформации металлов, которая неизбежно сопутствует любому виду разрушения, в том числе хрупкому. В связи с этим была осознана и нашла теоретическое объяснение диалектическая сущность роли пластической деформации в подготовке к зарождению хрупкого разрушения стали. В рамках дислокационных тео-
215
Рис. 7.3. Схемы образования трещин в металле а »— у границы зерна; б — в пересечении плоскостей сдвига
рий прочиости установлены принципиальные схемы зарождения хрупких трещин в стали в связи с движением и размножением дислокаций. На рис. 7.3 показаны две из таких схем, объясняющие зарождение трещины на границе зерен стали.
Теория дислокаций интенсивно развивается с 1934 г., однако лишь в 1953 г. в связи с развитием электронной микроскопии удалось обнаружить дислокации экспериментально. Интересным фактом является практическое совпадение теоретических представлений о движении и размножении дислокаций с экспериментальными данными, что является редким событием в физике.
В инженерных методах расчета прочности и деформативности стальных деталей и элементов конструкций дислокационные теории не используются, они привлекаются лишь для физического объяснения процессов пластической деформации и разрушения.
Классическая теория хрупкого
разрушения стали. Объединенная теории прочности
Развитие идеи, выдвинутой в начале XX в. австрийским ученым П. Людвиком и русским ученым П. П. Савиным о двух видах разрушения — сдвиге при вязком и отрыве при хрупком разрушениях — послужило основой формирования классической теории хрупкого разрушения, в рамках которой были найдены объяснения практически всем известным факторам этого явления. Правда, установленные этой теорией закономерности в основном имели качественный характер. Развитие классической теории хрупкого разрушения и условий перехода от вязких разрушений к хрупким связана в значительной степени с работой и исследованиями советских ученых А. Ф. Иоффе, Н. Н. Давиденкова, Я. Б. Фридмана, Г. В. Ужика и др.
В основу классической теории хрупкого разрушения положены экспериментальные исследования о разрушении металлов и других поликристаллических материалов в различных условиях де-216
Рис. 7.4. Схема механического состояния стали по Н. Н. Давиденкову
ф *-< относительное сужение в изломе; CL — сопротивление хрупкому разрушению;
МВ — сопротивление вязкому разрушению
Рис, 7.5. Схема перехода от вязких разрушений к хрупким разрушениям при снижении температуры
а — при одноосном растяжении; б — при многоосном растяжении
формирования, в том числе в зонах концентрации напряжений. В рамках этой теории полагаются независимыми друг от друга сопротивления сдвигу тт и от (как пределы текучести при касательных и нормальных напряжениях) и сопротивление отрыву 7?0) устанавливаются условия макроскопически вязкого и хрупкого разрушений стали в зависимости от температуры, скорости деформирования и напряженного состояния.
На схеме рис. 7.4 приведена обобщенная схема Н. Н. Давиден-кова, позволяющая объяснить условия реализации того или иного вида разрушения в зависимости от условий деформирования (пунктирные кривые). Однако наиболее наглядно изменение вязкости разрушения и переход к хрупким разрушениям стали в рамках классической теории выявляются в зависимости от температуры.
На схеме рис. 7.5, впервые обоснованной акад. А. Ф. Иоффе и развитой в работе Н. Н. Давиденкова и Г. В. Ужика, представлено температурное условие перехода от вязких разрушений к хрупким в зависимости от напряженного состояния. При составлении этой схемы принято, что сопротивление отрыву Ro почти не зависит от температуры (впоследствии нашло экспериментальное подтверждение), а предел текучести стали как сопротивление сдвигу повышается со снижением температуры. В соответствии со схемой переход от вязких разрушений к хрупким реализуется при условии
Стц == К /?0, (7.2)
где а1т — локальный предел текучести как максимальное главное растягивающее напряжение, соответствующий данному напряженному состоянию, при котором реализуется пластическая деформация.
При одноосном растяжении Кл = 1, при двух- или трехосном растяжении, в том числе и в условиях концентрации напряжений,
217
Рис. 7.6 . Диаграмма механического состояния стали при комнатной температуре (сплошная линия) и низкой температуре (пунктир)
1 — сжатие; 2 — кручение; 3 — одноосное растяжение; 4 — многоосное растяжение
Ki >1. Точка пересечения кривых сг1т и Ro характеризует критическую температуру перехода от вязких разрушений к хрупким.
Переход от вязких разрушений к хрупким в зависимости от рассмотренных в гл. 1 факторов не мог найти объяснения в рамках основных теорий прочности, каждая из которых характеризовала условия либо вязкого, либо хрупкого разрушений. Именно поэтому рядом ученых выдвигались гипотезы обоснования объединенной теории прочности, позволяющей более или менее достоверно оценить условия перехода от одного вида разрушений к другому. Среди таких теорий наиболее объективной является объединенная теория прочности, разработанная советскими учеными Н. Н. Давиденковым и Я- Б. Фридманом. В обобщенном виде эта теория поясняется диаграммой механического состояния стали, показанной на рис. 7.6.
Диаграмма построена в координатах «максимальное касательное напряжение — максимальное приведенное (по второй теории прочности) растягивающее напряжение», т. е. в координатах ж1?тлт - СГ|». При этом
Тщах = 0-5 (<Т1 — Яд), (7 3)
О/ = Я1 — у (о3 + сгя),
где у. — коэффициент Пуассона; at > а2 > ов 0 — главные вапряжения в рассматриваемой точке.
Используя диаграмму механического состояния можно достаточно четко установить вид разрушения в зависимости от напряженного состояния и условий деформирования, прочность при разрушении, условия перехода от вязкого разрушения к хрупкому. Сверху диаграмма ограничена линиями <гт и тр, соответствующими значениям предела текучести и предела прочности при сдвиге, справа — значением сопротивления отрыву 7?о. На рис. 7.6, а объединены две диаграммы для одной и той же стали, деформируемой при комнатной (сплошные линии) и низкой (пунктирные линии) температурах.
218
Характерной особенностью использования диаграмм механического состояния является необходимость построения лучей «жесткости» напряженного состояния как прямых, проходящих через начало координат под углом, тангенс которого равен отношению а = Тщах/Oj- Так, на схеме рис. 7.6, а луч 0—1 соответствует одноосному сжатию с а = 2, луч 0—2 — кручению с а = = 0,8, луч 0—3 — одноосному растяжению с а = 0,5, луч 0—4 — трехосному растяжению в условиях концентрации напряжений с а = 0,3, Пересечение лучей с линией тр свидетельствует о вязком разрушении, а с линией 7?0 — о хрупком или квазихрупком. Наклонный восходящий участок линии 7?0 отражает увеличение сопротивления отрыву в связи с развитием пластических деформаций и соответственно упрочнением стали при квазихрупком разрушении.
Совместное рассмотрение диаграмм механического состояния с обобщенной зависимостью касательных напряжений от сдвиговых деформаций, как это показано на рис. 7.6, б (при комнатной температуре) и рис. 7.6, в (при низкой температуре) позволяет судить также о величинах пластических деформаций перед разрушением и номинальных разрушающих напряжений.
Классическая теория хрупкого разрушения стали и объединенная теория прочности дают возможность обобщать результаты многочисленных исследований и использовать их в разработке инженерных методов оценки прочности и деформативности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения, оценивать условия зарождения трещин.
Эиергетичесиая теория хрупкого
разрушения стали. Понятие о линейной механике разрушения стали при наличии трещин
Трещины или трещиноподобные дефекты в элементе стальной строительной конструкции не являются чрезвычайным событием, хотя нормы проектирования и изготовления конструкций их не допускают. При наличии трещины прочность элемента безусловно уменьшается, и в определенных условиях развитие трещины может происходить только за счет потенциальной энергии упругой деформации, накопленной в напряженных объемах в окрестности трещины.
Основоположником энергетической теории хрупкого разрушения является английский ученый А. Гиффитс, который еще в 1921 г. впервые обосновал энергетический критерий такого разрушения. Этот критерий легко уяснить, рассматривая растянутую пластину из хрупкого материала с трещиной длиной 21 (рис. 7.7). Заметим, что до образования трещины в объеме Уг (заштрихован на рисунке) была накоплена потенциальная энергия упругой деформации
We = V&*/(2E).
219
, «а
ТПТПТПТГГГП
м
Рис. 7.7, Схема трещине в растянутой пластине
Если считать, что заштрихованная площадь является эллипсом с полуосями 21 и Г, как показано на рисунке, то
Уя=л2Л/<^/(2£), (7.4)
где f толщина пластины; оп — номинальное растягивающее напряжение; £ — модуль упругости материала.
Если трещина образовалась без притока энергии извне, то Wb преобразовывается при отсутствии пластической деформации
в энергию сил поверхностного натяженияi
Fv = 2/-2fp,
(7.5)
где у — удельная энергия поверхностного натяжения.
Очевидно, что для самопроизвольного развития трещины необходимо условие
= 4Г?/Л; (7.6)
оно и позволяет установить энергетический критерий развития трещины в хрупком материале без притока энергии извне
асг = V?y£/(n/). (7.7)
Использование критерия Гриффитса для стали оказалось невозможным, так как при развитии трещины всегда возникает пластическая деформация у ее вершины. Работа ур, затраченная на пластическое деформирование, отнесённая к площади поверхности
Рис. 7.8. Напряжения н деформации в растянутой пластине с трещиной а— при упругой .работе материала; б — при образовании зоны пластичности у. трещины; 9 — раскрытие трещины при образовании эоны пластичности у вершины трещина
220
ГГГППТПТГ
трещины, оказывается в сотни раз больше, чем удельная энергия поверхностного натяжения.
Таким образом для стали
Ocr = V2 (у + ур) ЕЦп1) at ~}/2у p£/(jtl). (7.8)
Очевидно, что энергетический критерий (7.8) имеет физический смысл до тех пор, пока номинальное критическое напряжение не превышает предела упругости материала.
Энергетический подход к анализу прочности элементов конструкций с трещинами привел к интенсивному развитию теорий прочности материалов с трещинами, объединяемых так называемой линейной механикой разрушения. Основные элементы механики разрушения связаны с анализом напряженного состояния вблизи трещин, выполняемым методами теории упругости. Так для пластины неограниченных размеров с боковой трещиной (рис. 7.8, а) значение главных напряжений в срединной плоскости вдоль оси X
сх= <JV = ап ~\/Ц(2х) = К1Г\/2л.х', ох = 0 — при плоском напряженном состоянии; (7 gj
ох = р (ах +оу) — при плоской деформации,
где р, — коэффициент Пуассона; ап — номинальное напряжение.
Формулы (7.9) справедливы при х одного порядка с длиной трещины. Значение = сгп]/"л7 получило название коэффициента интенсивности напряжений и имеет необычную размерность (Па]/м). Отметим, что в вершине трещины х = 0, т. е. trx — <гд = = сю, и уравнения (7.9) теряют физический смысл. Очевидно, что в этой зоне возникает локальная пластическая деформация, напряжения в ней имеют конечную величину. Размер зоны пластичности в первом приближении можно оценить, приравнивая значение ад, вычисленное по формуле (7.9), значению локального предела текучести стали о1т = 2 ... 3 сгт1
Хр = /<1/(2л6'1т) = °„//(2<5г?т)т (7.10)
где хр — расстояние от вершины трещины до границы между упругой и пластической зоной деформирования (рис. 7.8, б).
С ростом напряжения увеличивается и коэффициент Ki- Когда номинальное напряжение достигает некоторого критического значения, при котором трещина начинает развиваться без притока энергии извне, значение коэффициента становится тоже критическим:
ГСхс — (7.11)
В условиях плоской деформации К1С есть своеобразная константа материала, зависящая от температуры. Зная величину К1с - можно установить номинальную прочность материала с трещиной любого
221
Таблица 7.1, Критические коэффициента интенсивности напряжений для малоуглеродисты» низколегированных строительных сталей
Марка стали Толща ка, мм Ке, MH/м3/2, при
—40 Ю —60’С
СтЗсп 25 55,8 43,4
09Г2С 40 80,6 52,7
10ХСНД 20 183,0 130,2
10ХСНД 40 99,0 79,9
16Г2АФ 32 149,0 90,0
12ГН2МФАЮ 30 161,0 127,0
14Г2АФ 25 145,7 114,7
14Г1С 12 96,0 68,2
размера; решая обратную задачу, — определить размер безопасной трещины при данном уровне напряжений. В реальных же условиях размеры элемента конструкции не бесконечны, как это принято при выводе формул (7.9), и напряженное состояние у трещины, как правило, является промежуточным между плоской деформацией и плоским напряженным состоянием. В связи с этим значение К1с в общем виде определяется формулой
Kic = асг (1/В). (7.11, а)
где В — ширина пластины и элемента с трещиной.
Экспериментальная оценка величины К1е показывает, что этот коэффициент может считаться константой только для плоско-деформированного состояния (е¥ = 0). В нашей стране испытания по определению ЙГ1с ведутся в соответствии с ГОСТ 25.506—85.
Экспериментально установлено, что состояние плоской деформации у вершины трещины реализуется в срединной плоскости пластины при условии xp/t 0,026 (где i — толщина пластины). Так как размер хр в соответствии с формулой (7.10) пропорционален К.1/от, то для вязких материалов со сравнительно невысокой прочностью требуются образцы очень большой толщины (для малоуглеродистых и низколегированных сталей толщина образцов для определения Кю теоретически достигает 1 м и более!). Поэтому приходится определять критическое значение коэффициента интенсивности напряжений при конкретной, небольшой толщине образцов, зная наперед, что эти значения не являются константой материала и могут быть использованы в оценке прочности элементов конструкций с такой же толщиной. В этих случаях критическое значение коэффициента обычно обозначается Ке с указанием толщины и температуры, при которой он определен экспериментально (табл. 7.1).
222
Значения /С1с и Кс существенно зависят от температуры. Теоретически эта зависимость, как и температурная зависимость предела текучести стали, подчиняется экспоненциальному закону:
Л'1с = ^1Сехр[-Т(1/Г - 1/7)1, (7.12)
где Kie и К±с — коэффициенты, соответствующие абсолютным температурам Т и Т соответственно, если Т < Т; коэффициент у — константа материала.
В теории линейной механики разрушения, кроме силовых критериев хрупкого разрушения К1С и /Сс, могут использоваться критерии энергетические Glc и Gc и деформационные 61с и 6С. Энергетический критерий численно равен энергии, поглощаемой при развитии трещины критического размера и отнесенной к площади двух новых поверхностей, образующихся при этом. Очевидно, если обратиться к формуле А. Гриффитса (7.8), то величина Gic = 2ур. Деформационный критерий 61с (или 6е) представляет собой размер, называемый критическим раскрытием трещины, величина которого определяется экспериментально по схеме рис. 7.8, в.
Силовые, энергетические и деформационные критерии развития трещин хрупкого разрушения связаны между собой простыми соотношениями
Gic = K2jE, Sic = Gic/ar; (7.13)
величины этих критериев устанавливаются экспериментально.
Линейная механика разрушения как теория прочности тел с трещинами интенсивно развивается. Особо важное значение ее выводы имеют для конструкций из высокопрочных металлов, так как именно для таких материалов экспериментальное обоснование критериев (7.11) и (7.13) достаточно объективно.
Использование линейной механики разрушения для анализа прочности строительных конструкций, в которых применяются стали с высокой пластичностью и сравнительно низкой прочностью, является важнейшей задачей. Однако решение этой задачи в настоящее время встречает ряд принципиальных затруднений: размеры зон пластического деформирования у трещин оказываются столь значительными в сравнении с размером самой трещины, что использование уравнений (7.9) становится сомнительным; допущение о наличии трещин в элементах конструкций противоречит современным требованиям норм проектирования и изготовления конструкций; допущение о наличии трещин подразумевает использование методов дефектоскопии для их обнаружения, учета и контроля размеров трещин как при изготовлении конструкций, так и в процессе эксплуатации. Для строительных конструкций такие методы пока не используются. Хладостойкость элементов конструкций с трещинами фактически отождествляется с хладостойкостью стали, что сводит на нет роль конструктора и технолога в создании хладостойких конструктивных форм элементов конструкций; квазихрупкое разрушение элемен-
223
тов стальных конструкций как доминирующий ЕгИД разрушения в процессе эксплуатации конструкций при воздействии низких температур не может быть проанализировано с позиций линейной механики разрушения.
Тем не менее в современных условиях оценка критериев Лс, Gg и вс малоуглеродистых и низколегированных сталей является перспективной задачей для обоснования объективного выбора марки стали в строительных конструкциях с учетом требований трещиностойкости.
Статистическая теория хрупкого разрушения стали
Как известно, неоднородность характерна для всех видов конструкционных материалов, в том числе и для сталей. Она проявляется как на субмикроскопическом, так на микроскопическом и макроскопическом уровнях. Неоднородность субмикроскопиче-ского уровня определяется случайным распределением дефектов Кристаллической решетки типа дислокаций, чужеродных атомных примесей, вакансий и др. Микроскопический уровень неоднородности связан со случайной ориентировкой плоскостей кристаллизации и размерами зерен стали. На макроскопическом уровне, определяемом размерами элемента конструкции или образца для испытаний, возможно проявление неоднородности за счет возникновения дефектов материала, в том числе и трещин, в связи с механической или термической обработкой, воздействием тепла, приносимого сваркой, образованием неоднородных закалочных структур, остаточных напряжений как следствия неоднородной пластической деформации и других технологических воздействий.
Неоднородность стали как материала конструкций не может не сказаться на ее прочности. Учитывая случайный характер распределения тех или иных дефектов, определяющих неоднородность стали, цри экспериментальном определении ее прочности в составе образцов, или элементов конструкций всегда обнаруживается разброс прочностных и деформационных характеристик разрушения. В особой степени такой разброс проявляется при хрупком или квазихрупком разрушениях.
Теории, позволяющие количественно оценить разброс значений прочности для образцов и элементов одного размера и изменение прочности в связи с увеличением масштаба, а также неоднородности материала, опираются на методы теории вероятностей и называются статистическими. Не рассматривая математического обоснования законов статистической теории прочности, с которой можно ознакомиться по источникам, приведенным в списке литературы к данному разделу, отметим, что простейшая зависимость хрупкой прочности от объема геометрически подобных образцов может быть представлена формулой
<W*ip - (Vi/Ve)M, (7.14)
224
где ajp и о2р — разрушающие напряжения для геометрически подобных образцов соответственно с объемом V1 и V2; т — показатель степени, отражающий неоднородность материала (для бездефектного материала т == 0).
Для стальных конструкций использование статистических теорий хрупкого разрушения не нашло применения, так как с ростом масштабов элементов почти всегда нарушаются законы геометрического подобия, что отмечалось в гл. 6. Кроме того, статистические закономерности прочности при однородных напряженных состояниях, которые и изучаются рассматриваемыми теориями прочности, теряют свой смысл при неоднородных напряженных состояниях, вызываемых концентрацией напряжений.
2. Экспериментальные методы количественной оценки хладостойкости стали и стальных конструкций
Многофакторность хрупкого разрушения стали и многообразие конструктивных форм элементов стальных конструкций, невозможность прямого переноса результатов экспериментальных исследований образцов и моделей узлов на натурные конструкции в связи с неизбежным нарушением критериев силового, энергетического и технологического подобия привело к разработке многочисленных экспериментальных методик количественной оценки параметров прочности и деформативности при хрупком разрушении стали, различающихся как типоразмерами образцов, так и условиями силонагружения при испытаниях. Однако все эти методы так или иначе связаны с оценкой влияния концентрации напряжений и низкой температуры на результаты испытаний. Именно поэтому особое значение приобретает методика контролируемого охлаждения образцов в процессе испытаний.
Результаты экспериментальных исследований позволяют установить основные количественные критерии хрупкого разрушения стали в конструктивных элементах, необходимые для расчетной оценки прочности при хрупком разрушении металла, количественной оценки хладостойкости металлических конструкций.
Классификация экспериментальных методов оценки прочности стали и элементов конструкций с учетом хрупкого разрушения
Все методы экспериментальной оценки прочности стали при ее хрупком разрушении основаны на серийных испытаниях образцов специальной формы при статическом или динамическом приложении нагрузки. Многообразие методов испытаний и типоразмеров образцов вызвано необходимостью отчетливо выделить именно тот фактор хрупкого разрушения, который исследуется. Независимо от методики испытаний отличительная особенность испытываемых образцов — высокий уровень концентрации напря-
8 Бирюлеп В. В. 225
жений, вызываемый геометрическими, конструктивными или технологическими надрезами. Естественно, предельно острым концентратором напряжений является трещина, которая искусственно создается у острого надреза за счет циклического воздействия при номинальных напряжениях, не превышающих предел текучести стали. В некоторых методах испытаний трещина инициируется из острого надреза при ударе по образцу в зоне надреза. Ряд методик экспериментальных исследований узаконен национальными и международными стандартами. В СССР такие стандарты разработаны для испытаний на ударную вязкость при комнатных и низких (до —100 °C) температурах и для испытаний по оценке критериев линейной механики разрушения (Kic и Ка).
В обобщенном виде, все методы экспериментальных исследований хрупкого разрушения стали и элементов конструкций могут быть классифицированы по принципу использования их результатов в инженерной практике:
А. Методы статических и динамических испытаний образцов стали с различным уровнем концентрации напряжений, вызванной надрезами той или иной формы. Стандартизация таких методов позволяет использовать их результаты при выборе марки стали для конструкций и сравнительной оценки хладостойкости сталей.
Б. Методы статических и динамических испытаний образцов стали с нскусственными трещинами. Результаты таких испытаний используются при выборе марки стали и для расчета прочности элементов конструкций с трещинами.
В. Методы, позволяющие оценить влияние конструктивнотехнологических несовершенств элементов конструкций на их прочность при хрупком разрушении. При этом образцы не моделируют конструктивную форму элементов.
Г. Методы, позволяющие в лабораторных условиях воспроизводить типичные случаи хрупкого разрушения элементов стальных конструкций, т. е. методы исследований влияния конструктивной формы на прочность при хрупком разрушении. Методы этой группы, как и группы В, используются для разработки рекомендаций по предотвращению хрупких разрушений элементов конструкций для разработки расчетной оценки их хладостойкости.
Четкой границы между указанными методами провести невозможно. Отметим, однако, что все они оценивают сопротивление стали либо зарождению трещин при хрупком разрушении, либо цх развитию. На рис. 7.9 показаны схемы образцов н их нагружения для некоторых наиболее распространенных методов количественной экспериментальной оценки параметров и критериев хрупкого и квазихрупкого разрушения стали и элементов стальных конструкций. Рассмотрим особенности этих методов в соответствии с указанной выше классификацией, пользуясь схемами, приведенными на рис. 7.9.
226
ZW А2 АЗ
П Г2 ГЗ
Рис. 7.9. Схемы образцов для испытаний стали и элементов конструкций для оценки параметров хрупкого разрушения
8*
А.1. Метод испытания ударной вязкости стали, при котором оценивается удельная работа, затраченная на разрушение надрезанного образца при ударном изгибе. Форма надреза образцов и условия их испытания стандартизированы во всех странах с развитой промышленностью. В нашей стране испытания проводятся по ГОСТ 9454—78*. Серийными испытаниями образцов прн разных температурных уровнях оценивается критическая температура перехода от вязких разрушений к хрупким — температурный порог хладноломкости. В качестве критериев такой оценки используются энергетические, деформационные и фрактографические критерии, рассмотренные ниже.
В СССР критерием оценки температурного порога хладноломкости стали является, как правило, энергетический критерий снижения ударной вязкости до величины 0,3 МДж/м® (см. рис. 6.4). Метод испытания ударной вязкости используется как для контроля качества стали, так и в исследовательских целях. Для расширений информации, получаемой при исследованиях, разработаны методы разделения всей работы, затраченной на разрушение образца, на работу зарождения и работу развития разрушения. Используя методы определения ударной вязкости, можно качественно оценивать влияние химического состава стали, ее структуры, роль технологических воздействий на сталь в связи с ее хрупким разрушением. Недостатком рассматриваемого метода является невозможность судить о прочности стали при разрушении.
А.2. Метод испытания падающим грузом разработан американскими учеными с целью количественной оценки напряжений, при которых зарождается и развивается трещина хрупкого разрушения при ударном изгибе стальных пластин различной толщины. На растянутой поверхности образцов при помощи специального электрода до испытания наплавляется валик из хрупкого металла, в нем делается надрез определенной формы. За счет ограничения упругих деформаций изгиба при испытаниях может быть количественно оценена величина номинальных растягивающих напряжений, при которых возникает хрупкое разрушение в зоне надреза. Критическая температура определяется в процессе испытаний серии образцов при разных температурах как температура, при которой трещина в основном металле развивается до одного или обоих краев растягиваемой стороны пластины. Этот метод получил большое развитие (носит название метода Пеллиии-Пью-зака по фамилиям ученых, его разработавших).
А.З. Метод статического внецентренного растяжения надрезанных образцов используется для количественной оценки температур перехода от вязких разрушений к хрупким в условиях концентрации напряжений, вызванной надрезами различной остроты. При испытаниях определяются как величина номинальных разрушающих напряжений, так и работа, затраченная на разрушение.
226
Критическая температура перехода от вязких разрушений к хрупким оценивается при фрактографическом анализе поверхности излома как температура, при которой 50 % поверхности имеет волокнистое строение. Этот метод используется для сравнительной оценки сталей по сопротивлению хрупкому и квазихруп-кому разрушению.
В исследовательской практике разработаны и используются многие другие методы классификационной группы А.
Б. 1, Б.2, Б.З. Методы испытаний стальных образцов с искусственно созданной трещиной. Используются как и ряд других методов, не показанных на схеме рис. 7.9, для определения силовых (К1с и Кс), энергетических (Gle и Gc) и деформационных (6е) критериев линейной механики разрушения. Размеры образцов, условия их нагружения и методика контрольных измерений при испытаниях строго регламентированы соответствующими стандартами. В нашей стране такие испытания проводятся по ГОСТ 25.506—85.
Критическое состояние образцов, при котором начинается нестабильное развитие трещин, регистрируется различными способами. Среди них следует отметить анализ диаграмм «нагрузка — деформация», акустические способы, основанные на звуковых эффектах при страгивании трещины, а также способы, основывающиеся на измерении электросопротивления образца с трещиной. Трещины в образцах создаются, как правило, путем циклического нагружения образцов с инициирующим надрезом при амплитудном значении растягивающего напряжения, не превышающим предела текучести стали при температуре основного испытания.
Экспериментальные величины К1С и /Сс используются как при контроле трещиностойкости стали, так и при расчете прочности элементов конструкций с трещинами, а значения Glc, Go и fic — как правило, лишь для оценки трещиностойкости сталей и их сравнительной характеристики при выборе марки стали для конструкций.
В исследовательской практике пользуются методами испытаний стали, позволяющими оценить ее сопротивление разрушению при низких температурах, т. е. для оценки хладостойкости, которые не используют параметры линейной механики разрушения, причем трещины в образцах инициируются в процессе испытания. Среди таких методов наибольшее распространение получили методы, схемы испытаний по которым представлены на рис. 7.9 (Б4, Б5, Б6).
Б.4. Метод испытания образцов с боковым надрезом в виде отверстия с острым пропилом на одной стороне. Образцы имеют градиент температуры по всей ширине от температуры жидкого азота (—196 °C) в зоне надреза до комнатной и более высокой температуры на противоположной стороне. Они растягиваются осевым усилием до определенной величины номинальных растягивающих напряжений. После растяжения образца в надрезе ини
229
циируется трещина при помощи удара по конусовидному пальцу, вставленному в отверстие с пропилом. Энергия удара оказывается достаточной для образования трещины, но недостаточной для полного ее развития на все сечение образца. При испытаниях оценивается температура остановки трещины при заданном растягивающем напряжении. Этот метод получил название метода Робертсона.
Б.5. Метод ударного расклинивания специального бокового надреза в растянутой стальной пластине при постоянной низкой температуре в зоне разрушения. Если при заданном номинальном растягивающем напряжении образец не разрушается, то растягивающую нагрузку увеличивают до тех пор, пока не произойдет хрупкое разрушение образца при инициирующем ударе. Испытания позволяют установить зависимость критических температур бт величины растягивающего напряжения.
Б.6. Метод испытания стальных пластин на двойное растяжение. В этом методе, разработанном японскими учеными, трещина в основном растянутом элементе образуется за счет независимого растяжения вспомогательного элемента со специальным острым надрезом. Испытания для оценки критических температур могут производиться не только с градиентами температур, как в методе Б.4, но и при постоянной температуре, как в методе Б.5.
Информативность рассмотренных методов Б.4—Б.6 примерно одинакова. В исследовательской практике могут быть использованы и другие аналогичные методы оценки трещиностойкости стали.
Для оценки конструктивной прочности стали при низких температурах с учетом технологических воздействий при изготовлении конструкций (сварка, другие виды обработки) нашли применение методы, классифицированные группой В (см. рис. 7.9).
В.1. Методы испытания широких пластин с продольным стыковым сварным швом, в средней части которого делается специальный острый пропил.
' В.2. Методы испытания стальных пластин с приваркой к ним связующими угловыми швами продольных стальных элементов с «нулевым зазором».-
В.З. Методы испытания так называемых «крестовых» образцов с варьируемым зазором между растянутыми элементами.
Методы, относящиеся к рассматриваемой классификационной группе, весьма разнообразны по типам образцов. Критериями количественной оценки результатов испытаний являются критические температуры перехода от вязких разрушений к хрупким и номинальные разрушающие напряжения при температурах ниже критических. Методы Испытаний образцов группы В подобны методам группы Г испытаний прочности образцов, имитирующих конструктивные формы низкой хладостойкости:
стык растянутых элементов с приваренными накладками;
230
узел растянутого элемента с приваренным к нему второстепенным элементом;
образцы с кромками, образованными гильотинной резкой.
Как правило, испытания образцов группы Г ведутся серийно при разной температуре с оценкой критических температур перехода от вязких разрушений к квазихрупким и далее к хрупким разрушениям при одновременной количественной оценке разрушающих номинальных напряжений. Эти испытания позволяют в конечном счете разработать методы количественной оценки хладостойкости элементов стальных конструкций в температурном интервале квазихрупких разрушений. При анализе результатов таких исследований, как правило, используются элементы классической теории хрупкого разрушения.
Методы контролируемого охлаждения стальных образцов и узлов конструкций при экспериментальных исследованиях
При механических испытаниях образцов и узлов стальных строительных конструкций с целью оценки их прочности и деформативности при снижении температуры обычно достаточно достижения температур до —100 °C, Как правило, для этого используются специальные системы охлаждения, работающие в режимах резко неравномерного потребления холода в процессе самих испытаний. Наибольшее распространение нашли методы охлаждения с привозными хладоагентами. Обычно в качестве хладоагентов применяют либо твердую углекислоту (сухой лед), либо жидкий азот (при атмосферном давлении твердая углекислота имеет температуру —78,5 °C, жидкий азот —195,8 °C). Эти хладоагенты имеют низкие токсичность и взрывоопасность, что позволяет использовать их с минимальными мерами предосторожности.
Твердая углекислота перевозится и хранится в любой подхЬ-дящей теплоизолированной таре, однако довольно быстро испаряется. Ее можно перевозить и сохранять также в жидком виде в баллонах под высоким давлением при комнатной температуре. Для получения твердой углекислоты непосредственно в лабораторных условиях на выходное отверстие вентиля баллона надевают стальной патрубок в виде узкого конуса и, наклонив баллон, выпускают жидкую углекислоту в специальный мешок из брезента или плотной фильтровальной ткани. При этом за счет дросселирования на стенках мешка остается твердая углекислота в виде сухого снега. Жидкий азот перевозят и хранят при атмосферном давлении в открытых сосудах Дьюара различной вместимости.
При низких температурах твердая углекислота хорошо растворяется в спирте и бензине. При растворении ее в этиловом спирте достигается температура жидкости —72 °C. Эту жидкость и используют в качестве хладоагента для охлаждения различных образцов при испытаниях на ударную вязкость в специальных
231
Рнс. 7.10. Принципиальная схема холодильной установки
1 -• аэотоэаборная трубка; 2 — жидкий азот; 3 — сосуд Дьюара; 4 — нагревательная спираль; 5 — испытательная машина; 6 — теплообменник; 7 образец для испытаний;
8 — колоднльная камера
ваннах. Измерение температуры охлаждения образцов в жидкостных ваннах производится путем измерения температуры самой жидкости спиртовыми термометрами.
Установки, применяемые для механических испытаний стальных образцов иа растяжение или изгиб при контролируемых низких температурах с использованием привозного хладоагента, подразделяются на две основные группы. Первую, наиболее распространенную, группу установок представляют обычные гидравлические машины, используемые для испытаний при комнатных температурах и снабженные дополнительными холодильными камерами. В таких установках захваты для образцов и система силовозбуждения находятся вне камеры. Ко второй группе относятся установки, специально созданные для проведения испытаний небольших образцов при низких температурах. Система силовозбуждения и захваты для образцов находятся внутри холодильной камеры.
Применяемый иногда метод испытаний образцов в обычных испытательных машинах с переохлаждением образца в жидкостной ванне вне машины и переносом его для последующего испытания в машину следует считать не эффективным. Лишь испытания на ударную вязкость в таких условиях дают устойчивые и воспроизводимые результаты. В других случаях (при статическом нагружении) в связи с возникновением локальных пластических деформаций в зонах разрушения температура повышается и становится неконтролируемой, что приводит к невоспроизводимым результатам. Наибольшее распространение, как указывалось, при исследованиях прочности и деформативности стальных образ-232
цов, имитирующих работу элементов стальных конструкций при низких температурах, нашли установки, использующие обычные испытательные машины, оборудованные специальными холодильными камерами.
На рис. 7.10 показана принципиальная схема холодильной универсальной камеры, работающей по разомкнутому циклу, в которой хладоагентом являются пары жидкого азота в смеси с воздухом. Универсальность камеры заключается в том, что она может быть использована с любой испытательной машиной и для испытания образцов с достаточно большими размерами. В качестве испарителей в такой камере используются испарительные секции бытовых или промышленных холодильников, служащие одновременно стенками камеры. Образцы в камере могут быть охлаждены до температуры —120 °C. Температура образцов в таких установках измеряется с помощью медьконстантановых термопар.
Разработаны и используются в исследовательской практике также и другие схемы холодильных установок.
Критерив количественной оценки прочностных и деформационных параметров при хрупком и квазихрупком разрушении стали и стальных конструкций
Основные критерии хрупкого разрушения стали в составе элемента конструкции устанавливаются экспериментально и обобщаются с позиций тех или иных теорий хрупкого или квазихруп-кого разрушения. Очевидно, что любой критерий, который может рассматриваться как количественный параметр разрушения, должен опираться на возможность четкого количественного измерения в процессе эксперимента. Такими измеряемыми параметрами обычно являются: температура; усилие на образец; линейные и сдвиговые деформации; работа, затраченная на разрушение; рабочая площадь сечения образца; относительная остаточная деформация удлинения и сужения в изломе; отношение площади вязкой поверхности излома к площади всего излома и др.
В экспериментальной технике широко используются методы электроизмерения тока, напряжений или сопротивления в специальных датчиках, преобразующих неэлектрические механические или температурные параметры в электрические. Так известно применение тензометрических датчиков сопротивления, наклеиваемых на поверхность исследуемого объекта, деформации которого приводят к деформации датчика и изменению его электрических измеряемых параметров. Использование методов электроизмерений позволяет сравнительно просто вести непрерывную запись одновременно измеряемых параметров на самопишущих приборах.
Для ознакомления с основными критериями хрупкого разрушения стали, используемыми в количественной оценке прочности и деформативности элементов стальных конструкций, рассмотрим
233
Рнс, 7.11. Температурные критерии разрушения н параметры прочности конструктивных форм низкой хладостойкости
схему на рис. 7.11. На ней показаны температурные зависимости основных параметров хрупкого и квазихрупкого разрушений стали: стт н <тв — предел текучести и временное сопротивление стали, определяемые по стандартной методике; if — относительное сужение образца при разрушении стали в условиях одноосного растяжения; Ro — сопротивление отрыву; о1т — максимально возможный локальный предел текучести стали в зоне концентрации напряжений; ор — номинальное разрушающее напряжение в растянутом элементе при наличии концентрации напряжений; Лр — работа, затраченная на разрушение растянутого элемента при наличии концентрации-напряжений; В —доля волокнистого излома в разрушенном сечении элемента при наличии концентрации напряжений; К1е (/Сс, Ge; Sc) — критический коэффициент интенсивности напряжений при плоской деформации (критический коэффициент интенсивности напряжений, критическая удельная энергия развития трещины, критическое раскрытие трещины при плоском напряженном состоянии).
Критическая температура перехода от вязких разрушений к квазнхрупким обычно называется первой критической температурой Теп. При Т№ч изменяется механизм разрушения, косой (под углом 45°) излом при сдвиге сменяется прямым изломом с преобладанием отрыва. Обычно для количественного определения T„ х используют условие снижения волокнистости в изломе до 50 % площади всего излома. На рис. 7.12 показана схема изменения волокнистости излома при снижении температуры.
Иногда условием определения Тст1 служит уменьшение работы разрушения или сужения в изломе до 0,5 илн даже до 0,2 их величины при вязком разрушении. Как правило, при Тсг1 номинальные разрушающие напряжения оказываются не ниже вре-234
а-а
Т
Рис, 7.12. Зависимость волокнистости в изломе В от температуры при разрушении стальной пластины с острым надрезом
менного сопротивления стали при комнатной температуре.
При снижении температуры ниже Т^. „ т. е. в области квази-хрупких разрушений, волокнистость в изломе быстро уменьшается, снижаются и номинальные разрушающие напряжения. Условно считается, что в момент установления равенства разрушающего напряжения при низкой температуре пределу текучести стали при комнатной температуре происходит переход от квазихрупких разрушений к хрупким. Температура этого перехода называется второй критической температурой Тсг 2. По сути дела, разрушение, конечно, остается квазихрупким, но величина локальных пластических деформаций у надреза (или трещины) становится настолько малой, что разрушение происходит практически при упругой работе материала. Излом при Тсг2 оказывается полностью кристаллическим, без шевронного узора, волокнистость в изломе практически равна нулю. Для образцов с трещинами, образующимися при температурах ниже второй критической, оказывается возможным применение линейной механики разрушения и критериев хрупкого разрушения /С1с, Лс, Ge, 6С.
Следует отметить, что температура, при которой предел текучести и временное сопротивление стали при одноосном растяжении оказываются равными,называется критической температурой нулевой пластичности Тсг0. Для малоуглеродистых и низколегированных сталей Тсг 0 оказывается близкой к —200 °C.
Возможность использования тех или иных критериев хрупкого разрушения стали лежит в основе всех методов расчетной оценки прочности и деформативности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения.
235
3. Расчет прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения
Хрупкое разрушение элементов стальных конструкций — один из самых опасных видов необратимых предельных состояний первой группы, когда наступление предельного состояния делает невозможным дальнейшую эксплуатацию конструкции и иногда приводит к ее обрушению. Не следует думать, что хрупкое разрушение стальных конструкций реально возможно лишь при очень низких естественных температурах. Понятие низких температур как температур более низких, чем температура замерзания воды, является условным. В этом смысле может показаться неожиданным что для сварных конструкций хрупкое разрушение их элементов может наступить и иногда происходит при температурах значительно более высоких:, чем О °C.
Все без исключения методы расчетной оценки прочности стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения базируются на учете температуры как воздействия иа конструкцию. Это связано в первую очередь с температурной чувствительностью предела текучести стали и ее временного сопротивления.
Первой попыткой количественной оценки хладостойкости стальных конструкций было предложение советского ученого Н. Н. Давиденкова по оценке температурного запаса вязкости для стальных элементов:
(7.15)
где Тд — наиннзшая температура эксплуатации; Г1Д — температурный порог иладиоломкости при испытаниях на ударную вязкость.
Однако применение этой оценки оказалось безуспешным, так как совершенно очевидно, что критическая температура для элемента стальной конструкции почти никогда не соответствует критической температуре при испытаниях на ударную вязкость. Предлагались неоднократно и другие методы оценки хладостойкости стальных строительных конструкций, однако они не нашли применения в практике.
Долгое время предотвращение хрупкого разрушения стальных строительных конструкций осуществлялось за счет конструктивнотехнологических нормативных решений, среди которых выбор марки стали в зависимости от назначения конструкций и температурных условий их эксплуатации являлся одним из важнейших. Эти рекомендации сохраняют свою значимость и до настоящего времени. Однако, начиная с 1981 г. они дополнены требованием расчета прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения [11].
236
Нормативная методика расчета элементов стальных конструкций на прочность
с учетом хрупкого разрушения
В соответствии с ГОСТ 16350—80 территория нашей страны районирована по воздействию низких температур на Ilt 12, П2, 113, Н4 и ПБ районы (отличаются значениями расчетных низких температур). При расчете стальных конструкций на прочность с учетом хрупкого разрушения за расчетную низкую температуру эксплуатации Тэ, согласно указаниям СНиП 2.01.01—82, принимается средняя температура наиболее холодной пятидневки. Так, для Ij района —50 °C > Тд —65 °C, для 12, П2 и П3 районов —40 °С-> Тд > —50 °C, для П4 района —30 °C > Тд > —40 °C, для района 113 и других более теплых районов Тд —30 °C. В табл. 7.2 приведены для сравнения расчетные низкие температуры для некоторых городов нашей страны.
В соответствии с [И] все центрально- и внецентренно-растя-нутые элементы и зоны растяжения изгибаемых элементов следует проверять на прочность с учетом сопротивления хрупкому разрушению:
Сщах (7-16)
где атах — наибольшее номинальное растягивающее напряжение в расчетном сечении элемента, вычисленное при действии расчетных нагрузок на конструкцию без учета коэффициента динамичности; fJ — расчетный коэффициент, учитывающий расчетную низкую температуру, марку стали, конструктивную форму и толщину элемента конструкции; Ru и уи — расчетное сопротивление стали (по временному сопротивлению) и коэффициент надежности в расчетах по временному сопротивлению (уи = 1,3),
Значение расчетного коэффициента |3 определяется по табл. 84 СНиП П-23—81 * лишь для конструктивных форм, показанных на рис. 7.13. Обоснование значений р выполнено с использованием исследований, рассмотренных в работе В. А. Балдина, Е. В. Борисова и В. Н. Потапова [25 ]. При этом учитывались температурные зависимости ударной вязкости стали, данные о повышении крити-
Таблица 7.2. Расчетные низкие температуры Тд и климатические районы (ГОСТ 16350—80) для некоторых городов СССР
Город Тэ. °C Район Город тэ, Ю Район
Москва —26 П6 Горький —30 п4
Ленинград —26 II, Архан гельси —31 п4
Киев —22 II, Иркутск —37 П4
Сочи —3 П10 Новоснбирси —39 П4
Днепропетровсн —23 II, Омск —39 п4
Харьков —23 II, Красноярск —40 П4
Минск —27 II, Томск —40 I,
Мурманси —27 По Братск —43 I,
Куйбышев —30 По Я кутск —55 li
237
Рве. 7.13. Конструктивные формы низкой хладостойкости по СНиП П-23—81* (нумерация соответствует табл. 83 СНиП)
ческих температур при увеличении толщины проката и об изменении критических температур в зависимости от величины коэффициента концентрации напряжений. Как указывают авторы разработки этого метода расчета, перечисленные выше данные не учитывают важнейший фактор хрупкого разрушения стальных конструкций — конструктивную форму. Поэтому для обоснования значений 0 в зависимости от конструктивной формы при составлении табл. 84 [11] имн использованы результаты систематических экспериментальных исследований, выполненных в НИСИ.
В табл. 7.3 приведены значения коэффициента 0 в соответствии со СНиП 11-23—81*. Очевидно, величина коэффициента 0 имеет смысловое значение только при условии
(7.17) где Ry — расчетное сопротивление стали по пределу текучести.
В нормативном методе расчета прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения по формуле (7.16) существует ряд противоречий. Первое противоречие связано с неопределенностью значений первой и второй критических температур как температурных границ интервала квазихрупкого разрушения стали, что показано на рис. 7. И. При расчетных низких температурах, превышающих Tcri, проверка прочности по формуле (7.16) теряет свой смысл, так как сталь в элементе конструкции находится в вязком состоянии, а при температуре более низкой, чем Tgr а, эксплуатация конструкций становится принципиально недопустимой из-за возможности хрупкого разрушения при номинальных растягивающих напряжениях, меньших предела текучести материала при комнатной температуре. Второе про-238
Т а б л и ц а 7.3. Значения коэффициента р для расчета прочности элементов с учетом хрупкого разрушении стали
Номер схемы рис. 7.14 Толщи ва элемента, мм Сталь с пределом текучести от = Ryn
до 285 МПа 285 ... 380 МПа
т3 > —30 °с ^30 °C > > > —40 °C *—40 °C > > —50 °C *-60 °с > > > —65 °О
№ 1 при гильо- 10 1,00 1,00 1,00 0,75
тинной резка кро-мон 20 0,90 Не применяется 0,80 Не применяется
30 0,85 То же Не применяется То же
№ 3 при колотых 10 1,00 1,00 1,00 1,00
дырах 20 1.00 0,95 1,00 Не применяется
№ 6 10 1,00 0,95 1,00 0,90
20 0,90 0,80 0,90 0,90
30 0,85 0,75 0,60 Не применяется
№ 16 10 1,00 1,00 1,00 1,00
20 1,00 0,95 1,00 0,80
30 1,00 0,87 0,90 Не применяется
№ 18 10 1,00 1,00 1,00 1,00
20 0,95 0,85 1,00 0,90
30 0,90 0,80 0,90 0,60
№21 при гильо- 10 1,00 0,95 1,00 0,70
тинной резке кромок 20 0,90 Не применяется 0,75 Не применяется
30 0,85 То же Не применяется То же
Примечание. Номер схемы рио. 7.13 соответствует номеру схемы элемента в табл. 83 СНиП 11-23—81*.
тиворечие связано с тем, что формула (7.16) устанавливает только запас прочности, без оценки запаса вязкости, который, безусловно, уменьшается при снижении Тэ. С приближением Та к значению элементы конструкции становятся более чувствительными к случайным перегрузкам, ударам. Существенное влияние на прочность начинают оказывать остаточные сварочные напряжения и дополнительные напряжения, не учитываемые расчетом.
Следует заметить, что нормы проектирования стальных конструкций предписывают при неудовлетворительной проверке прочности по формуле (7.16) не увеличивать площадь сечения элемента, а изменять конструктивную форму или использовать более хла
239
достойкие стали. Это требование не всегда обоснованно, так как значение коэффициента 0, входящего в (7.16), зависит не от площади сечения, а от толщины элемента конструкции. Поэтому увеличение площади без изменения толщины элемента вполне оправданно и не может сказаться при определении коэффициента 0.
В целях совершенствования расчета прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения и сглаживания рассмотренных выше противоречий норм в НИСИ и ЦНИИПСКе разработаны методы расчетного определения критических температур и номинальных разрушающих напряжений в температурном интервале квазихрупкого разрушения элементов стальных конструкций, основанные на результатах экспериментальных исследований.
Метод НИСИ по оцевке хладостойкости элементов стальных конструкций
Рассматриваемый метод разработан в развитие нормативного метода расчета, предусмотренного в [11], и основан иа теоретическом обобщении многочисленных серийных экспериментальных исследований образцов и узлов стальных конструкций с конструктивными формами низкой хладостойкости, приведенными в табл. 6.4. Исследования проводились по единой методике, все образцы и узлы изготавливались из сталей ВСтЗсп и 09Г2С на специализированных заводах металлоконструкций [24]. Для каждого типа конструктивной формы испытывалось несколько серий образцов с толщинами от 10 до 40 мм, что позволило установить влияние масштаба на параметры хладостойкости каждой из конструктивных форм. Как показали исследования, важней-
шим и легко контролируемым параметром хладостойкости конструктивных форм является первая критическая температура Т„ j. Для примера на рис. 7.14 для конструктивных форм типов А1, Д1 и £1, классифицированных
Рис. 7.14. Экспериментальные зависимости первой критической температуры от толщины элементов с формами А1, Д1 и В1 (табл. 6.4)
> -Л — сталь СтЗсп; о— ——О — сталь 09Г2О
240
Таблица 7.4. Расчетвые коэффициенты для конструктивных форм низкой хладостойкости
Продолжение табл. 7.4
в табл. 6.4, показаны зависимости Тсг1 от толщины основного элемента. В общем виде для любой конструктивной формы в пределах толщин от 10 до 40 мм величин^ Тсг1 линейно зависит от толщины элемента и может быть выражена эмпирической формулой
Гег1 = Л + В/, (7.18)
где А в В — коэффициенты, зависящие от свойства стали и конструктивной формы; t — толщина элемента, мм; Тег х — первая критическая температура, °C.
Формула (7.18), как показано ниже, находит и теоретическое объяснение с позиций классической теории хрупкого разрушения стали. В табл. 7.4 приведены значения А и В для конструктивных форм низкой хладостойкости из сталей ВСтЗсп и 09Г2С.
Как указывалось, теоретическое обобщение результатов исследований базировалось иа классической теории хрупкого разрушения с использованием элементов теории концентрации напряжений. Основное расчетное условие квазихрупкого разрушения в температурном интервале 7'„1... Т’с-а при концентрации напряжений, вызываемой конструктивно-технологическими надрезами, может быть выражено формулой
OiT — kiKdK т°т = Ro — const, (7.19)
где dlT — локальный предел текучести стали в зоне концентрации напряжений на границе между пластической и упругой областью деформирования (см. рис. 7.16); Kt, Ка, Кт — расчетные коэффициенты, отражающие увеличение предела текучести стали соответственно н связи с напряженным состоянием, динамическими воздействиями и температурой; — предел текучести стали при одноосном растяжении, определяемый стандартными методами при комнатной температуре Т = 20 °C; Ro —сопротивление стали отрыву,
В соответствии о формулой (6.15) величина коэффициента Кт = ат/ат при температуре Т Т составляет
Кт = exp [<p (F - Т)], (7.20)
242
Рис. 7.15. Расчетная схема распределения главного напряжения Of = аи в эоне надреза при квазихрупком разрушении
где <р — коэффициент температурив* чувствительности предела текучести стали (величина <р приведена в пояснениях к формула (6.15)).
Коэффициент динамичности /Q — 1,1 принимается при расчете конструкций, непосредственно воспринимающих динамические нагрузки (например, подкрановые балки), для всех остальных конструкций K<t = 1. Наиболее сложен по своей структуре коэффициент жесткости напряженного состояния /С,. В соответствии с известным решением теории пластичности [26] значение этого коэффициента иа границе пластической и упругой зон деформирования при плоской деформации в зоне концентрации напряжений, вызываемой острым надрезом с радиусом р:
Kt = 1 + In (i/p 4- i)< 2,57, (7.21)
где i — расстояние от вершины надреза до границы эон пластического и упругого деформирования в соответствии со схемой рис. 7.15.
Полагая отношение х/р = й, величина
/G = 1 + In (« + I) = Ф («)< 2,57. (7.22)
При малых пластических деформациях, когда й<5, как показал ряд исследований Г. В. Ужика, распределение напряжений в упругой зоне деформирования стальных элементов с надрезами может быть оценено методами теории упругости. Используя решение Г. Нейбера в виде формулы (6.22), получим величину максимального растягивающего напряжения на границе пластической и упругой зон деформирования
- ОпК (1 4- Л)/(1 4- 2й)3/2 = anKF (4), (7.23)
243
Рис, 7.16, Графив расчетного коэффициента 0
где оп — номинальное растягивающее напряжение; К — теоретический коэффициент концентрации напряжений.
Следовательно, расчетное условие зарождения трещины при квазихруп-ком разрушении с использованием формул (7.19), (7.22) и (7.23) преобразуется в тождество:
exp [<р (Г — Т)] атФ (и) = apKF («) = Ro,
(7.24) где <Тр — номинальное разрушающее напряжение в температурном интервале Тсг 2^Г^ГСГ1.
Это тождество позволяет установить основные расчетные пара-
метры при квазихрупком разрушении:
Т'сг 1 — Г----— In (Ло/пт) + in Л1/3
Тег . = т----In (Яо/5Т) + — In )с2<5 (7.25)
АТ’сг = 7*сг1 — Гог s = In
где Кц и — коэффициенты жесткости напряженного состояния, реализуемые Соответственно при первой и второй критических температурах.
Теоретический и экспериментальный анализ значений Кц и Кц показывает, что при одном и том же уровне концентрации напряжений их величина для конструктивных форм низкой хладостойкости в пределах толщин элементов от 10 до 40 мм практически линейно зависит от толщины. В связи с этим расчетное значение может быть выражено формулой (7.18).
Тождество (7.24) позволяет при известном значении t (пр формуле 7.18) определить номинальные разрушающие напряжения для заданной конструктивной формы при расчетной низкой температуре Та, лежащей в температурном интервале квазихрупкого разрушения 7’сгв < Т„ < 7’сг1. Полагая, что при первой критической температуре (в запас прочности) номинальное разрушающее напряжение <т1р — <тв, а при второй критической температуре CTsp = <7г. из тождества (7.24) определим следующие взаимозависимые расчетные параметры:
₽ = «p/«ip = «р/пв = F (&i)/F (й) < 1 г (7.26)
у = Ф («)/Ф (йд) = exp [—<J> (Гсг1 — Гв)1, (7.27
где Ф (u) == Kt и F («)—соответствуют квазихрупкому разрушению при Гв1 Ф (“i)_= Ки и F (4д) — соответствуют квазихрупкому разрушению при Гсгт! сгт и ов — соответствуют комнатной температуре Т — 20 °C.
244
График зависимости коэффициента 0 от коэффициента 7, построенный на основании формул (7.21)—(7.23), показан на рис. 7.16. Коэффициент 0 является основным расчетным параметром в формуле (7.16) при определении прочности элементов конструкций с учетом хрупкого разрушения.
Пользуясь графиком рис. 7.16 и определив значение Тсг1 по формуле (7.18), можно решить следующие задачи:
по величине 0 = стт/6в (по графику рис. 7.16) найти значение ? = ЛЛн и тогда по формуле (7.25) определить Тсг2;
при известном значении расчетной низкой температуры Та, лежащей в пределах температурного интервала квазихрупкого разрушения, найти по формуле (7.27) значение у и определить по графику рис. 7.16 величину расчетного коэффициента 0.
Метод ЦНИИПСКа по оценке хладостойкости стальных конструкций
Предлагаемый метод разработан в развитие нормативного метода расчета и связан с расчетным определением первой и второй критических температур по экспериментальным данным [20]. Принимая линейную интерполяцию для определения разрушающего напряжения в температурном интервале Тсг1 ... Тсг2 и допуская, что разрушающее напряжение при Тсг1 равно расчетному сопротивлению стали Ru, а при Тсг2—расчетному сопротивлению стали Ru, найдем значение разрушающего напряжения в этом интервале:
®к = (^?и — Лр) (Гв Гсг !)/(7сг 1 Усг а) ~Ь Лр — PiRu» (7.28)
где Та — расчетная низкая температура эксплуатации.
Снижение вязкости разрушения оценивается чисто эмпирически линейной интерполяцией в том же температурном интервале по формуле
₽2 = 0,35 (Т3 - Тсг 2)/(Тсг 2 - Тег 2) + 0,65. (7.29)
В этом выражении вязкость разрушения при Тсг2 принята на уровне 0,65 от вязкости разрушения при Тст1. Следует обратить внимание, что величина 02 ~ 0!, так как для малоуглеродистых и низколегированных сталей коэффициент использования прочности Ry/Ru как характеристика пластичности близок к 0,65 (см. табл. 6.1). С учетом указанных замечаний расчет прочности элемента конструкции с учетом хрупкого разрушения ведется по формуле
®tnax Раак/Уи = PlPa^u/Yu == РЛи/Уи- (7.30)
Таким образом, метод расчета по формуле (7.30) полностью соответствует расчету по формуле (7.16), но при другом способе определения коэффициента 0. Для нахождения коэффициентов 0Х
245
Т а б л к ц а 7.5. Значения теоретических коэффициентов концентрации Напряжений для некоторых конструктивных форм элементов сварных конструкций
и ра необходимо установить значение критических температур, величина которых в Кельвинах (К) определяется формулами
7'cri = 7'Ki+ Jj AT’m + ATi;
T’crs = Т’и + Л7*м + Л7\,
(7-31}
где Thi и Тка — фактические первая и вторая критические температуры хладноломкости стали, значения которых рассматриваются ниже; ATKi и ЛТ'ка — температурные поправки, отражающие повышение критических температур под воздействием конструктввно-технологических факторов; ATj и ДТа—температурные запасы вязкости для первой и второй критических температур (соответственно 10 К и 20 К).
246
Таблица 7.6. Значения расчетная коэффициентов mi, mg, Ci н eg, К
Толщина элемента, мы 1,3 < К<3 а 1 1 3 < К < Б К > Б m9
е* С* Ct
10 50,0 133 12,5 208 0 260 6,6 100
20 37,5 188 8,0 247 0 278 7,5 113
30 28,0 217 7,0 255 0 290 8,1 118
40 25,0 236 6,5 273 0 300 10,0 128
Прииечаиие. К “ теоретический коэффициент концентрации
напряжений.
Температурные поправки принимаются о учетом следующих факторов:
Е ДТ’а! = ДП”1 + ДТк! + ДТЪ + ДПГ,
(7 •
Е дтк2 = ДГКВ2 + дт«2 + дт’2 + дг°2,
где AT^i = 20 К, ДТ£° — 30 К — повышение критических температур за счет термического влияния сварки; Д7^г — 20 К, ДТ^а = 40 К — повышение критических температур прн динамическом действии нагрузки; ДТ^! = 2® К, ДТ’2 == 30 К — повышение критических температур при технологических операциях, приводящих к локальному наклепу стали (гильотинная резка кромок, пробивка отверстий, гибка и правка прокатных элементов); ДТ^ = 10 К, ДТ^2 = 20 К — повышение критических температур в связи со старением стали при длительном воздействии (более 100 ч) на конструкцию повышенных (400 850 К) температур.
Отметим, что независимая оценка температурных поправок, как это следует из формулы (7.32), вызывает определенное сомнение, так как теоретически эти поправки взаимозависимы.
Значения критических температур ГК1 и Тк2 предлагается определять в зависимости от величин теоретического коэффициента напряжений и толщины элемента конструкции по эмпирическим формулам
ТК1 = «J (К — 1) + C1J
Тщ = гпз (К — 1) + с3,
где К — теоретический коэффициент концентрации напряжений (табл. 7.5); величины mi, т^, ci и cs приведены в табл. 7.6.
Опуская некоторые детали рассматриваемого метода, отметим, что сопоставление результатов расчетной оценки параметров хладноломкости элементов стальных конструкций Тсг1, Тсг2, ак с экспериментальными данными, полученными при исследованиях хладостойкости конструктивных форм, проводилось выборочно, и, по-видимому, значения температурных поправок из формулы (7.32) будут уточняться.
247
Сравнительная оценка хладостойкости стальных конструкций как многоэлемеитиых инженерных систем
В гл. 6 указывалось, что с увеличением количества элементов с конструктивными формами низкой хладостойкости в одной конструкции эксплуатационная надежность последней при воздействии низких эксплуатационных температур существенно снижается. С позиций теории надежности инженерных систем большинство строительных стальных конструкций могут рассматриваться как системы с последовательным соединением элементов. В связи с этим оказывается возможным предложить весьма простой метод сравнительной оценки хладостойкости стальных конструкций при условии, что для каждого из этих элементов известны величины Т„ х и TCTi. Условно допуская, что при расчетной низкой температуре Тв Тсг х независимо от уровня использования конструктивной прочности стали надежность
элемента равна единице (вероятность хрупкого разрушения равна нулю), а прн расчетной низкой температуре Тд < Гсг2 при gm.v/Pv — 1 надежность элемента равна нулю (вероятность хрупкого разрушения равна единице), можно в этих же условных единицах оценить надежность элемента конструкции при Та-й
Т’в
Нп — 1 — (Чщах/Лд) [(Т’сг! — 7'в)/(7'сг1 — Т’сга)]- (7-34)
Эксплуатационная надежность конструкции, состоящей из m элементов, для каждого из которых известна Нп, в условных единицах при температуре Та и последовательном соединении элементов находится по формуле
Нк = Н,Н2Н, ... f[ Нп. (7.35)
1
Несмотря на условность формул (7.34) и (7.35), их использование позволяет в первом приближении решить две основные задачи теории формообразования хладостойких конструкций: устанавливать значение требуемой хладостойкости конструкций
с зависимости от их назначения и ответственности; количественно сравнивать хладостойкость конструкций при их вариантном проектировании. Так,
Рис. 7.17. Сравнительная оценка хладостойкости типовых стропильных ферм пролетом 30 м из стали СтЗсп
248
например, на рис. 7.17 показаны температурные зависимости для трех видов типовых стропильных ферм пролетом 30 м; а — с поясами из спаренных уголков; б — с поясами из широкополочных тавров; в — с поясами из широкополочных двутавров.
Развитие методов сравнительной оценки хладостойкости стальных конструкций, очевидно, должно идти одновременно с развитием методов поэлементной оценки их прочности с учетом хрупкого разрушения.
Особевиости расчета сварных соединений с угловыми швами для конструкций, эксплуатирующихся при температурах То < —40 °C
Сварные соединения с угловыми лобовыми и фланговыми швами весьма распространены в современных стальных конструкциях (стыки поясов и стенок балок с накладками, стержней легких и тяжелых ферм, колонн и листовых конструкций с накладками и т. п.).
Известно, что во фланговых швах распределение напряжений среза резко неравномерно по длине шва, а деформативность лобовых швов существенно меньше, чем у фланговых в связи с разным напряженным состоянием в таких швах. Действующие нормы проектирования не учитывают различия в работе лобовых и фланговых швов и допускают применение комбинированных соединений без каких-либо ограничений. Однако длина фланговых швов в любом виде соединения в соответствии с [11 ] не должна превышать 85Р/К/ (где Р/ = 0,7 ... 1,1 — коэффициент проплавления; Kf — катет углового шва). Это ограничение связано с тем, что во фланговых швах большой длины срезающие напряжения не могут выравниваться при разрушении шва в связи с его пластическим деформированием. Очевидно, воздействие низких температур, сковывая развитие пластических деформаций в угловых лобовых и фланговых сварных швах изменяют прочность сварного соединения, которая в некоторых случаях может существенно уменьшиться по сравнению с прочностью при комнатной температуре [231.
В связи с указанными выше особенностями, опираясь на ряд экспериментальных исследований прочности сварных соединений с угловыми швами, в нормах [11] при расчете таких соединений для элементов стальных конструкций, возводимых в климатических районах с Т8 < 40 °C, предусматривается введение специальных коэффициентов условий работы, меньших единицы (коэффициент условий работы сварного углового шва = 0,85, коэффициент условий работы основного металла в зоне сплавления Уи>х = 0,85). Таким образом, расчетные сопротивления как металла сварного углового шва, так и основного металла в зоне сплавления уменьшаются при воздействии низких температур на 15 %.
249
Отметим, что при конструировании комбинированных сварных соединений с угловыми и фланговыми швами для конструкций, возводимых в указанных выше климатических районах, как показали экспериментальные исследования, проведенные в НИСИ, расчетная площадь среза фланговых швов не должна превышать более чем в 4 раза расчетную площадь среза лобовых швов, а расчет комбинированных сварных соединений должен производиться при Тд < —40 °C также с учетом коэффициента условий работы = 0>8-
4. Примеры расчета прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения
Единственным нормативным документом для расчета строительных стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения является СНиП П-23—81*. Учитывая, что, как уже указывалось, в обосновании значений расчетного коэффициента р в формуле (7.16) использованы результаты исследований НИСИ, то при расчетной оценке хладостойкости метод НИСИ является также правомерным. Метод ЦНИИПроейтстальконструкция узаконен во всесоюзном объединении Металлостройниипроект и применяется в дополнение к нормативному методу.
Метод СНиП 11-23—81 *
Пример 7.1. Проверить с учетом хрупкого разрушения прочность растянутого пояса балки перекрытия сечением 320Х 20 мм, кромки которого образованы гильотинной резкой. Материал конструкции — ВСтЗспБ, максимальное растягивающее напряжение <jmax =215 МПа, Ru = 225 МПа, Ru = 350 МПа. Расчетная низкая температура эксплуатации Та = —28 °C.
Относи рассматриваемое сечение к позиции 1 на рис. 7.13, определием по табл. 7.13 значение коэффициента 0= 0,9. Прочность по формуле (7.16)
= 215 < 0,9-350/1,3 = 242 МПа —конструктивное решение допустимо.
Пример 7.2. Проверить с учетом хрупкого разрушения прочность растянутого пояса стропильной фермы из шнрокополочного тавра 20 ШТ4 (по ТУ 14-2-24—72) с толщиной полки 18,7 мм, к которому приварены поперечные фасонки для связей (рис. 7.18, а). Материал конструкции — ВСтЗпсб-1, максимальное растягивающее напряжение Ощах = 195 МПа; Rv -- 230 МПа, Ru — 345 МПа. Расчетная низкая температура Тв = —35 °C.
Относя рассматриваемый узел к позиции /8 на рис. 7.13, определяем по табл. 7.3 значение р = 0,87. Прочность по формуле (7.16)
вшах = 195 < 0,87-345/1,3 — 231 МПа — конструктивное решение допустимо.
Пример 7.3. Проверить с учетом крупного разрушения прочность сечения растянутого пояса тяжелой фермы большепролетного покрытия в узле с фасонными надставками (рис. 7.18,6). Сечение вертикальных листов 280Х30мм. Материал конструкции — 09Г2, максимальное растягивающее напряжение Стах = 210 МПа, Rv = 280 МПа, Ru = 420 МПа. Расчетная низкаи температура Тв == —45 °C. Относя рассматриваемый узел и позиции 6 на рис. 7.13, определяем по табл. 7.3 значение р — 0,60.
Прочность по формуле (7.16)
®шах = 210 > 0,6-420/1,3 = 194 МПа — принятое конструктивное решение недопустимо.
250
Рис. 7.18. Узлы стальных конструкций
/ —7 •“ расчетное сечение: а — растянутый пояс легкой фермы; б — узел тяжелой фермы} в *** опорный узел подкрановой фермы; г —> сварное соединение с угловыми швами
Увеличить хладостойкость узла можно путем изменения либо сечения вертикальных листов, сохраняя площадь, но уменьшая толщину, либо размеров фасонных надставок, выбирая плавные переходы к вертикальным листам. Например, поиняв сечение вертикальных листов 324 X 26, определяем по табл. 7.3 аначение р = 0,72. В этом случае прочность
Отах = 210 < 0,72-420/1,3 = 233 МПа — конструктивное решение допустимо.
Метод НИСИ
Пример 7.4. Проверить с учетом хрупкого разрушения прочность растяиутого пояса сварной балки в зоне сварного заводского стыка стенки при отсутствии дефектоскопического контроля качества сварного шва. Сечеиие пояса 280X20. Материал конструкций — ВСтЗпсб, максимальное растягивающее напряжение Ошах = 205 МПа, Ry = 225 МПа, Ru — 350 МПа. Расчетная низкая температура Т’э = —35 °C. Относя рассматриваемый узел к конструктивной форме А1, по табл. 7.4 определим расчетные значения А = —71 °C и В = 2,4 °С/мм. По формуле (7.18) определим
Tcr I = —71 + 2,4-20 = —23 °C > —35 °C = Тэ — узел находится в ква-зихрупком состояини.
По формуле (7.27) вычислим
? = ехр [—0,004 (—23 + 35)] = 0,953.
По графику рис. 7.16 найдем р = 0,91.
Прочность по формуле (7.16)
Отах = 205 <Z 0,91-350/1,3 = 245 МПа — конструктивное решение допустимо .
Пример 7.5. Проверить с учетом хрупкого разрушения прочность растянутого опорного раскоса сквозной подкрановой балки в зоне приварки его к фасонке
251
опорного узла (рис. 7.18, а). Сечение раскоса — из двух уголков 200X 200X 30 мм, материал конструкции — ВСтЗспб, максимальное растягивающее напряжение вшах = 215 МПа, Ry — 235 МПа, Ru = 350 МПа. Расчетная низкая температура Та — —39 °C. Относя рассматриваемый узел конструкции к конструктивной форме Б1, по табл. 7.4 определим расчетные значения А = —60 °C и В — — 2,3 °С/мм. По формуле (7.18) определим
Т„ I = —60 + 2,3-30 = +9 °C > —39 °C = Та — узел находится в ква-инкрупком состоянии.
По формуле (7.27) вычислим
V = ехр [—0,004 (+9+ 39)1 = 0,825.
По графику рис. 7.16 найдем р = 0,77.
Прочность по формуле (7.16)
вшах = 215 > 0,77-350/1,3 = 207 МПа — конструктивное решение недопустимо.
Длн повышения хладостойкости размеры узловой фасоики принимаем с плавным переходом и растянутому раскосу (показано пунктиром на рнс. 7.18, в).
Пример 7.8. Проверить с учетом хрупкого разрушения прочность сварного заводского стыка одного из спаренных уголков 180X180X12 растянутого пояса стропильной фермы, выполненного сваркой встык без дефектоскопического контроля качества шва. Материал конструкции — сталь 09Г2С, максимальное растягинающее напряжение ошах = 290 МПа, Ry — 310 МПа, Ru = 450 МПа. Расчетная низкая температура Тэ = —55 °C. Относя рассматриваемый стык к конструктивной форме Д1, по табл. 7.4 определим расчетные значения А = = —117 °C, В = 2,4t3/mm. По формуле (7.18) определим
ТСт 1 = —117 + 2,4-12 = —88 °C < —55 °C = Тв — узел находится в вязком состоянии и проверки прочности не требует.
Метод ЦНИИПСКа
Пример 7.7. Проверить с учетом хрупкого разрушения прочность сварного соединения в тавр (рис. 7.18, г). Материал конструкции — ВСтЗспб, кромки соединяемых элементов образованы гильотинной резкой, максимальное растягивающее наприжеиие Ощах = 210 МПа, Ry = 235 МПа, Ru = 350 МПа. Расчетная низкая температура Т9 = —40 °C. В соответствии с табл. 7.5 теоретический коэффициент концентрации напряжений К = 3,75.
Используя формулы (7.27), (7.29)—(7.32) и данные табл. 7.6, найдем
Тк! = 8-2,75 + 247 = 269 К; Ткз = 7,5-2,75 + 113 = 134 К-
Соответственно при отсутствии динамических воздействий и длительного термического воздействия получим
Тсг1 = 269 + 20 + 20 + 10 = 319 К; Тег 2 = 134 + 30 + 30 + 20 = = 214 К-
Таким образом при Т9 = —40 °С= 233 К узел находится в квазихрупком состоянии.
Определим расчетные коэффициенты:
₽•-°-35 SZzu + °-® - °-™-
Прочность по формуле (7.30)
Опиос — 210 > 0,731-0,713-350/1,3 — 140 МПа — ионструитивное решение недопустимо.
Для повышения хладостойкости принимаем сварной шов с полным проваром я предусматриваем механическую обработку кромок для устранения последствий
252
гильотинное резки. Для этого случая по табл. 7.6 К = 2,1. При этом расчетные виачения
Tja= 37,5*1,1 + 188 = 229 К; ТК2 = 7,5-1,! + 113= 121 К.
Соответственно
T„i — 229 + 20 + 10 = 259 К; Тсг2 = 121 + 30 + 20 = 171 К;
*-(>-»
233__171
Р, = 0,35 -259^7177 + 0.65 = 0,897.
Прочность по формуле (7.30)
Ошах = 210 < 0,903-0,897-350/1,3 = 218 МПа — конструктивное решение допустимо.
Глава 8. ПРОЕКТИРОВАНИЕ и ИЗГОТОВЛЕНИЕ ХЛАДОСТОЙКИХ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Действующие нормы проектирования [11], изготовления и монтажа [12] стальных конструкций предусматривают целый ряд требований и рекомендаций по предотвращению хрупкого разрушения элементов. Все нормативные документы в большей или меньшей степени отражают опыт, накопленный в нашей стране при анализе отказов конструкций и при исследованиях хрупкого разрушения стали. Пренебрежение этими требованиями или недопонимание важности их соблюдения может привести к существенному снижению надежности конструкций, а иногда и к аварийному состоянию. Детальный подсчет требований, указаний и рекомендаций показывает, что 24 из них относятся к проектированию конструкций, 17 — к изготовлению, 2 — к транспортировке и 3 — к монтажу. Естественно, что не все требования и указания равнозначны по их действенности. Тем не менее при проектировании конструкций, разработке технологических методов их изготовления и монтажа приходится такие задачи, как выбор марки стали, конструктивной формы конструкций и их элементов, технологических условий монтажа конструкций, решать с учетом всем нормативных требований.
1. Выбор марки стали для конструкций
В общем виде выбор стали для конструкций является многофакторной технико-экономической задачей, решение которой осложнено многообразием новых марок сталей и дифференциацией их прочностных, деформационных и технологических свойств. Однако независимо от этих осложнений выбор стали для строительных конструкций должен строго соответствовать указаниям СНиП П-23—81.* При выборе марки стали учитываются: назначение конструкций; температурные условия их изготовления, монтажа и эксплуатации" вид заводских и монтажных соединений
253
элементов. Иногда выбор стали зависит от предельной толщины используемого проката и от конструктивной формы проектируемых изделий. В соответствии с указанными особенностями, все стальные конструкции подразделяются на четыре основных группы:
Группа I. Сварные конструкции, работающие в особо тяжелых условиях или подвергающиеся непосредственному воздействию динамических, вибрационных или подвижных нагрузок, — подкрановые балки и балки рабочих площадок в цехах с тяжелым режимом работы кранов, конструкции бункерных и разгрузочных эстакад, пролетные строения транспортерных галерей и т. п. Следует отметить, что к»группе I относятся фасонки любых ферм как элементы, подверженные хрупкому разрушению в связи с их работой в условиях неоднородного напряженного состояния, вызываемого концентрацией напряжений.
Группа II. Сварные конструкции, элементы которых работают в условиях растяжения при воздействии на них статических нагрузок,— фермы различного назначения, ригели рам, балки перекрытий и покрытий, элементы опор антенных сооружений, трубопроводы ГЭС и насосных станций, а также ряд других растянутых и изгибаемых элементов ответственных сооружений. К этой группе могут быть отнесены также конструкции группы I при отсутствии в них сварных соединений.
Группа III. Сварные конструкции, элементы которых работают преимущественно на сжатие, — колонны и стойки, опоры технологического оборудования, прогоны покрытий и ряд других сжатых и сжато-изогнутых элементов конструкций. К этой же группе относятся конструкции группы II при отсутствии в них сварных соединений.
Группа IV. Вспомогательные конструкции зданий и сооружений, повреждение которых ие приводит к аварийному состоянию основных несущих конструкций, — связи различного назначения, элементы фахверка, лестницы, площадки и второстепенные элементы антенных сооружений. К группе IV относятся и конструкции группы III при отсутствии в них сварных соединений.
Полный перечень конструкций, отнесенных к той или иной группе, приведен в [11], где и даны конкретные указания по использованию разных марок сталей в зависимости от климатического района строительства (расчетной низкой температуры). Отметим, что выбор марки стали для конструкций, возводимых в районах с расчетной температурой Та < —40 °C, но эксплуатируемых в отапливаемых помещениях, следует вести, как для районов с Та = —40 °C. Для конструкций, относящихся к первым трем группам, возводимых и эксплуатируемых в районах с Г, < —40 °C, применение малоуглеродистых сталей обыкновенного качества не допускается, что в ряде случаев создает определенные затруднения.
254
Таблица 8.1. Марки стали для строительных конструкций (выборка из табл. 50 СНиП 11-23—81*)
Группа конструкций Марка стали ГОСТ Категория стали при расчетной
температуре Г&, °C
т9 >-40 —40 > Та > >—60 —60 > >Тэ>-65
I ВСтЗсп 380—88 5
09Г2С 12 13 15
10ХСНД 19281—73* 12 13 15
15ХСНД 19282—73* 12 13 15
14Г2АФ 12 13 15
II ВСтЗпс 6
ВСтЗсп 380—88 5
09Г2С 19281—73* 6 13 15
14Г2АФ 19282—73* 6 13 15
III ВСтЗкп 2 —
ВСтЗпс 380—88 6 —— __
09Г2С 19281—73 6 6 7
14Г2АФ 19282—73 6 7 9
IV ВСтЗкп 380—88 2 — —
ВСтЗсп 5 5
ВСтЗпс 10706—76* 4 4 —
Примечание. Зван <“1 означает.
что сталь применять
ае следует.
В табл. 8.1 приведены данные, соответствующие указаниям [11] о применении некоторых распространенных сталей. При выборе стали для конструкций, особое внимание следует обращать на соответствие категорий стали требованиям СНиПа; категории отражают требования ГОСТов к химическому составу стали, ее механическим свойствам, включая ударную вязкость при комнатной (+20 °C) и низких температурах. Как правило, номер категории в одном из ГОСТов может не соответствовать по указанным требованиям этому же номеру категории в другом ГОСТе. Так, например, для стали ВСтЗпс-6, т. е. шестой категории по ГОСТ 380—88, нормируется химический состав, механические свойства при растяжении, изгиб в холодном состоянии и ударная вязкость после механического старения, а для стали 09Г2С-6, также шестой категории по ГОСТ 19281—73*, нормируются химический состав, механические свойства при растяжении, изгиб в холодном состоянии и ударная вязкость при температуре —40 °C.
2. Конструктивно-технологические требования по предотвращению хрупкого разрушения стальных конструкций
Все указанные требования опираются на три основные принципа; уменьшение возможного количества очагов концентрации напряжений и снижение уровня концентрации напряжения в них;
255
выбор конструктивных форм сварных соединений в узлов конструкций, не приводящих к возникновению значительных остаточных сварочных напряжений; использование прокатных элементов с минимально возможной толщиной.
Общие требования и указания. Все центрально- и внецентрен-но-растянутые элементы и зоны растяжения изгибаемых элементов конструкций, возводимых и эксплуатируемых при воздействии естественных климатических температур и имеющих формы низкой хладостойкости (см. табл. 6.4), следует проверять на прочность с учетом сопротивления хрупкому разрушению, о чем сказано в гл. 7.
В конструкциях надо предусматривать, как правило, монтажные соединения на болтах, в том числе высокопрочных, что позволяет свести на нет конструктивно-технологические несовершенства монтажных соединений. Применение комбинированных соединений, где одна часть усилия воспринимается сварными швами, а другая — болтами, ие допускается, поскольку в таких соединениях оказываются перегруженными сварные швы.
В конструкциях покрытий зданий и сооружений, эксплуатируемых в районах с расчетной низкой температурой Та < —40 °C, следует, как правило, предусматривать посредине пролета непрерывные вертикальные связи вдоль всего здания. Такие связи при перегрузке одной из стропильных конструкций перераспределяют нагрузку на рядом расположенные конструкции покрытия и в то же время являются элементами резервирования при возникновении хрупкого разрушения в одной из основных конструкций.
При проектировании сварных конструкций следует учитывать, что сплошностенчатые конструкции (балки, колонны, связи и пр.) всегда имеют меньше концентраторов напряжений н менее чувствительны к случайным эксцентриситетам, чем решетчатые [22].
При разработке узлов стальных сварных конструкций необходимо исключить возможность вредного влияния остаточных сварочных деформаций и напряжений, а также концентрации напряжений, предусматривая соответствующие конструктивные решения (с наиболее равномерным распределением напряжений в элементах и деталях без входящих углов, резкого изменения сечений и других концентраторов напряжений) и технологические мероприятия (порядок сборки и сварки, механическую обработку зон концентрации напряжений путем строжки, фрезерования, зачистки абразивным кругом и др.). Следует по возможности избегать конструктивных форм низкой хладостойкости (см. табл. 6.4), используя в необходимых случаях метод деконцентрации напряжений (см. табл. 7.4), обоснование которого рассматривается в п. 3 данной главы.
Наибольшие расстояния между температурными швами стальных каркасов одноэтажных зданий и сооружений в соответствии [11] при температуре 7,в <—40 °C всегда принимаются мень-256
шими, чем для зданий и сооружений в климатических районах с более высокими расчетными температурами.
Сварные соединения. Сварные соединения должны исключать возможность хрупкого разрушения основного металла и сварных швов, что имеет место в результате неблагоприятного сочетания следующих факторов: высоких местных напряжений, вызванных сосредоточенными нагрузками; резких концентраторов напряжений на участках с высокими местными напряжениями, направленными поперек действующих растягивающих напряжений; пониженной температуры, при которой сталь в зависимости от ее химического состава, структуры и толщины проката переходит в хрупкое состояние.
Угловые сварные швы для элементов конструкций, возводимых в районах с температурами 7\ < — 40°С, и конструкций, подвергающихся динамическим или циклическим воздействиям нагрузки, следует выполнять с плавным переходом к основному металлу, указывая это требование иа рабочих чертежах КМ и КМД.
Сварные стыковые швы листовых деталей выполняют, как правило, прямыми и располагают нормально к действующим усилиям с полным проваром и с применением выводных планок, что снижает вероятность возникновения непроваров сварного шва и надрезов основного металла, т. е. технологических концентраторов напряжений.
Применение прерывистых швов и электрозаклепок допускается только в конструкциях группы IV, так как такие соединения приводят к увеличению количества очагов концентрации напряжений, качество же сварных швов в таких соединениях не контролируется.
Для конструкций группы I и конструкций, возводимых в климатических районах с температурой Та < —40 °C, применение односторонних угловых сварных швов не допускается, так как это связано с опасностью возникновения технологических концентраторов напряжений (непровары, щелевые зазоры).
Сварные фермы. В узлах ферм с фасонками расстояние между краями элементов решетки и пояса следует принимать Д = = 6t—'20 мм, но ие более 80 мм (здесь t — толщина фасонки). При меньших расстояниях в зазоре наблюдается резкая концентрация напряжений и при случайном изгибе фасоиок в процессе монтажа в них образуются трещины хрупкого разрушения. Сталь для фасонок стропильных ферм надо выбирать, как для конструкций группы I, независимо от способа выбора стали для всех остальных элементов фермы.
Между торцами стыкуемых элементов поясов ферм с накладками, приваренными угловыми фланговыми швами, необходимо оставлять зазор не менее 50 мм. При меньших зазорах реализуется высокий уровень концентрации напряжений в накладках, который может привести к хрупкому разрушению последних. Следует
9 Бирюлеа В. В. 257
Рис. 8.1. Конструктивное решение у ал а фермы с поясами из тавров
отметить, что это требование удовлетворяется также и при меньшем зазоре между торцами стыкуемых элементов, если зазор между концом сварного шва на одной половине накладки и началом сварного шва на другой ее половине (при симметричном расположении швов относительно оси стыка) не менее 50 мм.
Сварные угловые швы, прикрепляющие элементы решетки к фасонкам, надо выводить на торец элемента на длину 20 мм. В таком комбинированном соединении существенно уменьшается концентрация напряжений в фасонке, к тому же возможные дефекты в начале углового шва выводятся из зоны наибольшей концентрации напряжений сдвига во фланговом шве.
В узлах ферм с поясами из тавров, двутавров и одиночных уголков крепление встык фасонок к полкам поясов, как показано на рис. 8.1, следует осуществлять с проваром на всю толщину фасонки. При этом для конструкций группы I и для всех конструкций, возводимых в климатических районах с расчетной температурой Та < —40 °C, форма фасонки должна обеспечивать плавный переход от фасонки к поясу или, по крайней мере, угол подхода ее к поясу а не должен превышать 45° (рис. 8.1). В фасонках тяжелых ферм в этих же случаях необходимо выполнять плавный переход от фасонок к поясам.
Сварные составные балки. Использование пакетов листов для поясов сварных балок не допускается в связи с существенной неравномерностью распределения в них нормальных напряжений, которую невозможно учесть традиционными методами расчета. Поясные сварные швы в балках и сварные швы, присоединяющие к растянутому поясу вспомогательные элементы (ребра жесткости, фасонки связей), должны выполняться непрерывными для уменьшения количества очагов концентрации напряжений.
Ребра жесткости сварных балок следует удалять от сварных стыковых швов стенки или полки на расстояние не менее 10 толщин стенки во избежание возникновения в стенках значительных растягивающих остаточных напряжений. В местах пересечения стыковых швов стенки балки с продольными ребрами жесткости швы, прикрепляющие ребро, не рекомендуется доводить до стыкового шва на 40 мм.
В заводских и монтажных стыках поясов н стенок балок с накладками, приваренными угловыми фланговыми швами, 258
расстояние между осью стыка и началом углового флангового шва накладки должно быть не менее 30 мм. При меньших расстояниях концентрация напряжений в накладках существенно повышается, а в основном металле накладки (в зазорах между швами) от теплового воздействия сварки возникают термопластические деформации, приводящие к динамическому старению и возникновению остаточных растягивающих напряжений.
Сварные колонны. При выполнении стыков любых типов колонн с накладками сварные швы при приварке накладок не следует доводить до оси стыка на 30 мм с каждой стороны, это уменьшит концентрацию напряжений в накладках. В сквозных колоннах, возводимых в районах с Тд < —40 °C, фасоики соединительной решетки должны быть приварены непрерывными сварными швами. При применении ручной сварки это требование распространяется на колонны, возводимые во всех климатических районах.
Поясним, что колонны являются сжатыми конструкциями и хрупкое разрушение в их элементах возможно при силовых воздействиях во время транспортировки, погрузки и разгрузки, в процессе монтажа.
3. Выбор конструктивной формы
для хладостойких конструкций.
Метод деконцентрации напряжений
Проектирование стальных конструкций любого вида и назначения, как правило, процесс многовариантный. В особой степени это относится к нетиповым конструкциям, выбор конструктивной формы которых, а также формы их элементов во многом зависит от квалификации конструктора.
При выборе конструктивной формы следует учитывать, например, что сплошностенчатые конструкции по сравнению со сквозными имеют значительно меньше очагов конструктивно-технологических концентраторов напряжений, практически не чувствительны к случайным эксцентриситетам нагрузки, в них существенно меньше узлов и сопряжений, в которых возникают дополнительные напряжения, ие учитываемые расчетом. Практически все современные стальные конструкции являются сварными, однако для монтажных соединений в целях повышения хладостойкости конструкций целесообразно широко применять соединения на болтах, в том числе высокопрочных.
Выбор конструктивной формы элементов является важнейшей задачей при проектировании хладостойких конструкций. Очевидно, требование хладостойкости в климатических условиях нашей страны предъявляется ко всем конструкциям, эксплуатируемым при воздействии естественных низких температур воздуха, и особенно к конструкциям, подверженным динамическим и циклическим воздействиям или работающим в агрессивных средах,
9*
259
а также возводимым в климатических районах с расчетными температурами Тъ < —40 °C. Выбирая форму элементов таких конструкций, надо избегать применения конструктивных форм низкой хладостойкости, классифицированных при анализе отказов конструкций и< представленных в табл. 6.4. Следует учитывать, что концентрация напряжений сама по себе (даже в предельной своей форме в виде трещин) не приводит к катастрофическому снижению прочности малоуглеродистых и низколегированных сталей. Опасность концентрации напряжений всегда усугубляется в тех случаях, когда возникает в зонах, охрупченных технологическими воздействиями сварки или наклепом стали. Именно в конструктивных формах низкой хладостойкости и сочетаются эти два фактора хрупкого разрушения. В связи с этой особенностью разработаны, экспериментально обоснованы и с успехом применялись на практике методы повышения хладостойкости конструктивных форм элементов конструкций, представленных в табл. 6.4.
Методы повышения хладостойкости, которые можно использовать для любых видов конструкций, основаны на следующих общих принципах: существенное уменьшение концентрации напряжений конструктивными и технологическими методами; уменьшение локализации термопластических деформаций при сварке в зонах концентрации напряжений; уменьшение степени монолитности составных сечений элементов конструкции. Как правило, для всех конструктивных форм низкой хладостойкости можно найти конструктивно-технологические методы и приемы, которые будут соответствовать указанным принципам повышения хладостойкости, называемые методами деконцентрации напряжений (их Основные схемы показаны в табл. 7.4). Экспериментальное исследование эффективности этих методов подтвердило, что гарантированное снижение первой критической температуры достигает, по крайней мере, 20 °C для всех конструктивных форм. Рассмотрим детально применение методов деконцентрации напряжений в соответствии с классификацией, приведенной в табл. 7.4. Для конструктивных форм типов А—Е применяются специфические методы деконцентрации:
тип А — путем дефектоскопического контроля стыкового сварного шва или прерыванием связующего углового шва на длине, равной пяти толщинам элемента (как показано в табл. 7.4);
тип Б — устройством плавного перехода от дополнительного элемента к основному элементу; такой переход осуществляется механической обработкой или газовой резкой дополнительного элемента (как показано в табл. 7.4);
тип В — увеличением зазора между приваренными элементами до пяти толщин основного элемента;
тип Г — механической обработкой (строжка, фрезерование) кромок растянутого элемента либо газовой резкой кромок (колотые отверстия должны быть рассверлены);
260
тип Д — путем дефектоскопического контроля качества сварного шва при обязательном выводе начала и конца сварного стыкового шва на специальные выводные планки, которые после сварки удаляются газовой резкой, при этом концы швов зачищаются наждачным кругом в направлении вдоль сваренного элемента;
тип Е — увеличением зазора между сварными угловыми швами; сварные швы при приварке накладок не следует доводить до оси стыка на 2,5 толщины накладки (т. е. создается зазор между швами, равный 5 толщинам накладки).
Отметим, что методы деконцентрации напряжений с успехом могут применяться как для вновь проектируемых конструкций, так и для конструкций, находящихся в эксплуатации.
4. Технологические методы повышения
хладостойкости стальных конструкций
при их изготовлении, транспортировке и монтаже
Все технологические методы повышения хладостойкости стальных конструкций основаны на следующих основных принципах: при холодном деформировании в процессе холодной обработки стали не допускать значительного наклепа стали и образования трещин, царапин, надрезов; при сварке элементов исключить возникновение непроваров и других дефектов сварного шва и основного металла; при выполнении сварочных операций не допускать значительных термопластических деформаций и соответственно остаточных напряжений высокого уровня.
Условно называя конструкции, возводимые или эксплуатируемые в климатических районах с температурой Тэ < —40 °C, конструкциями северного исполнения, рассмотрим основные технологические требования и методы повышения их хладостойкости.
Общие положения. В процессе изготовления конструкций при температурах воздуха ниже —25 °C не допускаются резка на гильотинных ножницах и продавливание отверстий, а также все виды ударных воздействий. Конструкции северного исполнения следует готовить только при положительной температуре. Правка элементов путем наплавки валиков дуговой сваркой запрещается.
Следует обратить внимание, что пластичность низколегированных сталей при комнатных температурах (+20 °C) всегда меньше, чем малоуглеродистых, поэтому все виды обработки низколегированных сталей должны контролироваться с целью предотвращения наклепа, трещин, царапин, технологических надрезов и т. п. более строго, чем для малоуглеродистых сталей, что отражено в требованиях [12].
Резка и обработка кромок, сборка конструкций. Кромки деталей из низколегированных сталей после ручной кислородной резки и из малоуглеродистых сталей после воздушно-дуговой резки подлежат строжке, фрезерованию или обработке абразивным
261
кругом для уменьшения концентрации напряжений от неровности резки й- снятия зон, подвергшихся термопластическим деформациям.
Кромки работающих на растяжение деталей из низколегированных сталей любых марок, а также деталей из малоуглеродистых сталей при толщине более 10 мм после резки на гильотинных ножницах, деталей в конструкциях северного исполнения или же воспринимающих динамические нагрузки после резки на гильотинных ножницах подлежат строжке или фрезерованию.
Сборку конструкций можно производить только из выправленных деталей, очищенных ат заусенцев. Прихватки, предназначенные для соединения собираемых деталей, должны размещаться в местах расположения Сварных швов; при наложении этих сварных швов, прихватки проплавляются и не создают концентрации напряжений.
Сварка конструкций. Придание угловым швам вогнутого профиля, обеспечение плавного перехода к основному металлу, выполнение стыковых швов без усиления, если это предусмотрено чертежами КМД, как правило, должны осуществляться подбором режимов сварки. Начало и конец сварного стыкового шва выводятся за пределы свариваемых деталей на выводные планки, которые удаляются кислородной резкой с последующей обработкой сваренных деталей в местах расположения планок абразивным кругом и зачисткой вдоль "стыкуемых деталей.
Минимально допустимая температура при сварке конструкций оговаривается в [12]. При более низких температурах необходим предварительный подогрев металла до 120 ... 160 °C на ширине до 100 мм с каждой стороны сварного соединения.
Для конструкций северного исполнения не допускается не-сплавление по кромкам, непровары в стыковых и в угловых швах, где по проекту предусмотрено сквозное проплавливание.
Трещины всех видов н размеров в швах сварных соединений, а также в основном металле не допускаются.
Транспортировка и монтаж конструкций. При транспортировке, разгрузке и хранении не допускаются повреждения конструкций, сбрасывание их с транспортных средств.
Фермы и балки следует хранить только в вертикальном положении, так как при кантовании таких конструкций неизбежно возникновение местных напряжений (от веса конструкций и динамических воздействий), что может привести к образованию трещин в зонах их концентрации.
Укрупнительная сборка и монтаж конструкций северного исполнения при отрицательных температурах должны выполняться без ударных воздействий на них. У предварительно напряженных конструкций запрещается приваривать элементы в местах, не указанных в проекте.
Перечисленные требования являются выборочными, и, хотя они принципиально важны, не могут заменить необходимость 262
строгого выполнения всех требований норм. Отметим, что пренебрежение требованиями последних недопустимо и приводит к существенному снижению эксплуатационной надежности стальных конструкций, эксплуатирующихся при воздействии низких естественных температур.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ К РАЗДЕЛУ II
Основная литература
1. Бабич В. К-, Гуль Ю. П., Довженко И. Е. Деформационное старение стали. М.: Металлургия, 1972. 320 с.
2. Болотин В. В. Методы теории вероятностей и теории надежности в расчетах сооружений. М.: Стройиздат, 1982. 351 с.
3. Копельман Л. А. Сопротивляемость сварных узлов хрупкому разрушению. Л.: Машиностроение, 1978. 229 с.
4. Ларионов В. П. Электродуговая сварка конструкций в северном исполнении. Новосибирск: Наука, 1986 . 254 с.
5. Махутов Н. А. Сопротивление элементов конструкций хрупкому разрушению. М.: Металлургия, 1973. 200 с.
6. Мельников Н. П. Современное состояние и перспективы развития металлических конструкций. М.: Стройиздат, 1983. 538 с.
7. Металлические конструкции: Справочник проектнровщика/Под ред. Н. П. Мельникова. 2 изд. М.: Стройиздат, 1980. 775 с.
8. Металлические конструкции: Учебник для вузов. 6 нзд./Под ред, Е. И. Беленя. М.: Стройиздат, 1985. 560 с.
9. Писаренко Г. С., Лебедев А. А. Деформирование и прочность материалов при сложном напряженном состоянии. Киев: Наукова думка, 1976. 415 с.
10. Сильвестров А. В. Повышение надежности стальных конструкций, эксплуатирующихся при низких температурах. Новосибирск, 1977. 72 с.
11. СНиП 11-23—81*. Нормы проектирования: Стальные конструкции. М.: Стройиздат, 1987. 94 с.
12. СНиП 111-18—75. Правила производства и приемки работ: Металлические конструкции. М.: Стройиздат, 1976. 160 с.
13. Солодарь М. Б., Плишкин Ю. С., Кузнецова М. В. Металлические конструкции для строительства на Севере. Л.: Стройиздат, 1981. 206 с.
14. Хрупкие разрушения сварных конструкций/Холл У., Кихара X.f Зут В., Уэллс А.; Пер. с англ. М.: Машиностроение, 1974. 316 с.
15. Черепанов Г. П. Механика хрупкого разрушения. М.: Наука, 1974. 640 с.
Дополнительная литература
16— 17. Балдин В. А. и др. О склонности к хладноломкости строительных сталей и классификация сталей по этому признаиу//Проектирование сварных конструкций. Киев: Наукова думка, 1965. 383 с.
18. Гордеева Т. А., Жегина И. П. Анализ изломов прн оценке надежности материалов. М.: Машиностроение, 1978. 199 с.
19. Нейбер Г, Концентрация иапряжеиий/Пер. с англ. М.: Гостехиздат, 1947. 204 с.
20. Руководство по расчету стальных конструкций на хрупкую прочность/ ЦНИИПСК им. Н. П. Мельникова. М., 1983. 13 с.
21. Сервисен С. В., Когаев В. П., Шнейдеровой Р. М. Несущая способность и расчет деталей машин на прочность. М.: Машиностроение, 1975. 236 с.
22. Сильвестров А. В., Горбачев В. И., Беспалов В. М. Влияние конструктивной формы на хладостойкость стальных конструкцийУ/Промышленное строительство. 1975. № 7. С. 30—32.
263
23. Сильвестров А. В., Шагимарданов Р. М. Влияние низких температур на работу комбинированных сварных соединений с лобовыми к фланговыми швами//тв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1972. № 9. С. 6—13.
24. Сильвестров А. В. и др. Расчетная оценка прочности элементов стальных конструкций в температурном интервале квазихрупкого их разрушения// Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1983. Mb 6. С. 14—19.
25. Совершенствование и развитие норм проектирования стальных строительных коиструкций//Труды ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко. М„ 1981. С. 52—66.
26. Соколовский В. В. Теория пластичности. М., 1969. 608 с.
27. Финкель В. М. Физика разрушения. М.: Металлургия, 1970. 92 с.
28. Френкель Я. И. Введение в теорию металлов. Л.: Наука, 1972. С. 43—50.
29. Фридман Я. Б. Механические свойства металлов. М.: Машиностроение. 1974. Т. 2, 367 с.
30. International Institute of Welding. Casebook of brittle fracture failures. Doc. № IX—753—71, 1971. 78 p.
Раздел III. проектирование реконструкции и усиления металлических конструкций
Глава 9. ПРОЕКТИРОВАНИЕ РЕКОНСТРУКЦИИ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КАРКАСОВ
1. Классификация способов реконструкции
Общие положения. Реконструкция, т. е. переустройство существующих объектов, выполняется в связи с техническим перевооружением предприятий вследствие морального или физического износа технологического оборудования, смены или модернизации технологического процесса. При этом может возникнуть необходимость вместо существующего установить новое, более совершенное, оборудование (часто отличающееся большими габаритами и массой), расширить технологические зоны в плане и по высоте, что приводит иногда к изменению объемно-планировочного решения здания, увеличению полезной нагрузки на конструкции (например, при увеличении грузоподъемности мостовых кранов, монтаже дополнительных подвесных кранов, тельферов и т. п.).
Реконструкция действующего предприятия может осуществляться как путем строительства новых цехов и объектов взамен ликвидируемых, дальнейшая эксплуатация которых нецелесообразна по техническим и экономическим причинам, так и изменением профиля предприятия и организацией производства новой продукции на существующих производственных площадях.
Основной целью реконструкции действующего предприятия (строительство новых зданий ие рассматривается) является придание существующим строительным конструкциям новых свойств, обеспечивающих нормальную эксплуатацию либо установка более совершенного или иного по профилю технологического оборудования.
По мере эксплуатации строительных конструкций происходит их физический износ, который со временем может привести к необходимости ограничить технологический процесс или даже к невозможности осуществления последнего. В случае появления недопустимого физического износа конструкций требуется проведение комплекса ремонтных работ по восстановлению утерянных эксплуатационных свойств.
Недопустимый физический износ металлических конструкций связан с неудачными проектными решениями, отклонениями от норм, несовершенством методов расчета, конструктивно-технологическими недостатками, неучетом полного силового воздействия
265
на каркас и особенностей эксплуатации, естественными изменениями свойств металла во времени (например, старение стали).
Учитывая схожесть- приемов по переустройству строительных конструкций как в случае модернизации оборудования или технологии, так и при восстановлении утерянных эксплуатационных свойств в результате физического износа конструкций, в дальнейшем эти мероприятия будут рассматриваться совместно.
Известно, что моральная долговечность технологического оборудования в промышленности составляет 5 ... 15 лет. Таким образом, за время естественного физического износа металлических конструкций каркаса здания или сооружения (в среднем 50 ... 70 лет) смена технологии и оборудования должна произойти несколько раз. Это, в свою очередь, может вызвать необходимость неоднократного проведения частичной или полной реконструкции.
Ремонтные работы по восстановлению утерянных эксплуатационных свойств конструкций целесообразно проводить из экономических соображений, не дожидаясь достижения ими уровня недопустимого физического износа, а раньше, примерно через 20 ... 25 лет эксплуатации. Поэтому за время «жизни» здания или сооружения возможно выполнение нескольких плановых ремонтов металлических конструкций.
Конструктивная форма каркаса производственных зданий и сооружений, а также отдельных элементов каркаса должна обеспечивать возможность реконструкции его без остановки технологического процесса, что необходимо предусматривать на стадии проектирования объекта; при этом оправданно даже некоторое увеличение расхода металла на конструкции.
Создание гибкой, приспособленной к реконструкции конструктивной формы каркаса и его элементов возможно при выполнении следующих требований к основным несущим и ограждающим конструкциям: они должны быть легко заменяемыми (например, за счет применения колонн раздельного типа, панельных ограждающих конструкций из профилированного стального листа и т.п.), соединения конструкций между собой выполнены разъемными (например, на фланцевых соединениях); несущие конструкции приспособлены для дальнейшего усиления, например, путем введения затяжки, различных шпренгельных систем, постановки в шатре продольных разгружающих ферм и т. п., а также для разборки, монтажа и усиления в стесненных условиях действующего предприятия (цеха).
Для повышения качества проектирования реконструкции металлических конструкций впервые в нашей стране разработаны нормативные требования, вошедшие в СНиП 11-23—81* отдельной главой.
Классификация способов реконструкции. Замена существующих конструкций может быть полной (полная реконструкция) или частичной, при которой заменяется лишь та часть конструк-266
Рис, 9.1. Классификация способов реконструкции зданий и сооружений
ций, восстановление работоспособности или повышение несущей способности которой экономически неоправданно (средняя реконструкция); в ряде случаев достаточно использовать способы косвенного или прямого усиления (малая реконструкция). Наиболее эффективно осуществлять малую реконструкцию вообще без замены нли усиления конструкций, используя лишь резервы несущей способности каркаса и его элементов. Классификация способов реконструкции приведена на рис. 9.1.
Иногда при малой реконструкции допускается эксплуатация оборудования с некоторыми ограничениями, не препятствующими нормальному технологическому процессу. При реконструкции надо отдавать предпочтение способу, не требующему прерывания технологического процесса, так как суточные убытки от остановки производства могут достигать десятков тысяч рублей.
Хотя по расходу металла и стоимости малая реконструкция экономичней, чем полная или средняя реконструкции, последние имеют ряд преимуществ; новые конструкции более прогрессивны; характеризуются высоким качеством изготовления; обеспечивают удобство монтажа; в некоторых случаях позволяют сократить перерыв в технологическом процессе на время работ по реконструкции; максимально отвечают требованиям нормальной эксплуатации настоящего периода и на перспективу.
При выборе способа реконструкции учитываются следующие особенности: при полной реконструкции новые здания возводятся
267
на месте старых или новые конструкции монтируются за габаритом существующего здания, что позволяет использовать последнее как монтажную площадку, т. е. производство работ не сдерживается технологическим процессом; при средней и малой реконструкции предпочтение отдается решениям, позволяющим обеспечить непрерывность или минимальную остановку технологического процесса и максимальное сохранение существующих конструкций, но при этом необходимо учитывать возможность выполнения работ в конкретныхуусловиях данного предприятия. Технические решения должны базироваться на результатах обследования конструкций.
Другой особенностью реконструкции является выполнение строительных работ в условиях действующих цехов, что снижает производительность труда рабочих на 25 ... 30 % по сравнению с новым строительством из-за большого числа вынужденных простоев, увеличения расстояния доставки материалов, невозможности применения некоторых видов техники, стесненности, необходимости выполнения сложных работ по разборке и замене конструкций.
Рассмотрим пример реконструкции мартеновского цеха (рис. 9.2, а), в котором по первому варианту предусматривалась разборка правого пролета, усиление части сохраняемых конструкций, встройка новой этажерки, н устройство новой рабочей площадки в смежном пролете (рис. 9.2, б). Однако был принят второй вариант — строительство одного дополнительного и обстройка существующего левого пролета (рис. 9.2, в). В этом случае исключалась остановка технологического процесса, что давало прибыль в 60 млн руб., хотя стоимость строительно-монтажных работ была выше, чем по первому варианту на 9 млн руб. [27].
В другом случае при техническом перевооружении плавильного цеха постройки начала 1940-х годов, который обслуживался мостовыми кранами грузоподъемностью 5 т, было необходимо поднять покрытие на 2,5 м, заменить существующие краны на новые грузоподъемностью Ют, причем остановка цеха на время строительных работ исключалась (рис. 9.2, г). Проект реконструкции предусматривал; подъем покрытия (без его разборки) захватками по площади, равной технологической зоне одной печи; усиление и наращивание существующих колонн; усиление старых подкрановых балок без остановки действующих кранов и подъем их на новую отметку (рис. 9.2, д).
При разработке проекта реконструкции должны учитываться три периода работы конструкций]
период А — предшествует началу работ по реконструкции, требует проверки возможности дальнейшей нормальной эксплуатации конструкций с учетом их физического состояния, выполнения необходимых проверочных расчетов по определению несущей способности на момент реконструкции, назначения страховочных мероприятий по режимам эксплуатации, по ограничению нагрузок 268
Рис. 9.2. Примеры реконструкции каркасов производственных зданий а — поперечный разрез мартенотекого цеха до реконструкции: б — вариант поперечного разреза без расширения; а — вариант поперечного разреза с дополнительным пролетом; е — поперечник плавильного цеха до реконструкции; 0 — то же, в процессе рекомструк> цвм; 1 — устройства для подъема покрытия м подкрановых балок, демонтируемые после реконструкции
н воздействий до окончательного усиления, восстановления или замены;
Период Б — соответствует времени проведения реконструкции; в ряде сучаев требует выполнения дополнительных мероприятий по обеспечению работоспособности конструкций по временной схеме;
период В — соответствует эксплуатации конструкций после реконструкции и требует обеспечения их нормальной работы в изменившихся условиях. /
При реконструкции способом замены существующих конструкций или их удаления следует обеспечивать прочность, устойчивость и пространственную неизменяемость сохраняемых конструкций и их частей на периоды Б я В.
В дальнейшем основное внимание будет уделено способам малой реконструкции и повышению надежности сохраняемых конструкций и их элементов.
2. Влияние различных факторов
на состояние конструкций
Конструктивные схемы «жестких» каркасов (рис. 9.3, а)’, широко применяемые в строительстве, начиная с 1930-х годов, оказались более повреждаемыми, чем «гибкие» каркасы (рис. 9.3, б, в), у которых нагрузки от мостовых кранов либо совсем не передаются на несущие н ограждающие конструкции каркаса, либо передаются частично. В зданиях с «жесткими» каркасами крановые нагрузки, имеющие динамический характер и непосредственно передающиеся на элементы каркаса, приводят к преждевременному повреждению и выводу из строя подкрановых конструкций, их креплений к колоннам, стенового и кровельного ограждения из сборного железобетона. Данные о расходе металла, необходимого для восстановления утерянных эксплуатационных свойств несущих стальных конструкций каркасов производственных зданий в зависимости от типа каркаса и срока эксплуатации приведены на рис. 9.4 [44].
Важными факторами, влияющими на состояние несущих стальных конструкций к началу реконструкции, которые определяют выбор решений и объем работ, являются особенности нагрузок и эксплуатационных воздействий на конструкции.
Постоянные нагрузки. Фактический вес конструкций может значительно отличаться от проектных величин. Так, по данным [10], рубероидный ковер может иметь толщину 15 ... 50 мм, цементная стяжка вместо нормируемой толщины 25 мм — соответственно 25 ... 60 мм, пенобетонный утеплитель вместо толщины 100 мм — 30 ... 160 мм, его плотность у может составлять 800 ... 1000 кг/м® (при нормируемой у = 600 кг/м8). Кровельные сборные железобетонные плиты могут иметь массу на 20 ... 30 % 270
Рис. 9.3. Схема «жестких» и «гибких» каркасов
а — «жесткий» каркас; б н а — «гибкие» каркаем; / — «жесткая» студеячатая колония; 2 — «гибкие» Коломны (шатровая ветвь колонны раздельного типа); 3 — подкрановая стойка; 4 — листовые шарниры; 5 — «жесткая» крановая эстакада; б — «гибкая» шатровая стойка
Рис. 9.4. Расход металла на ремонт каркасов в — типовые «жесткие» каркасы; б — аданыя с «гибким» каркасом
большую, чем указанная в соответствующих каталогах, то же относится и к масел. легкобетониых стеновых панелей.
Таким образом, нагрузка от ограждающих конструкций является величиной случайной, отклоняющейся от нормируемых значений, как правило, в большую сторону (до 20 ... 30 %), что не учитывается в полной мере расчетом. Масса металлических конструкций принимается с учетом действующих сортаментов (прилож. 4).
Временные нагрузки. Вео технологического оборудования (временная длительно действующая нагрузка), принимаемая при проектировании по справочникам, паспортам и другим документам, может отличаться от фактической в большую сторону, что должно учитываться при оценке несущей способности конструкции.
Фактическая снеговая нагрузка может быть значительно меньше расчетной. На характере отложения снега и величине нагрузки сказывается скорость и направление ветра, а также профиль покрытия. При направлениях господствующих ветров вдоль оси светоаэрационных фонарей снег может частично или полностью сдуваться в покрытия, следовательно, нагрузка от снега будет иметь меньшую величину, чем принятая в проекте, а при уклонах кровли более 45° снеговая нагрузка вообще отсутствует. Таким образом, при проверке несущей способности конструкций покрытия, имеющих фонари, необходимо учитывать направление господствующих ветров и принимать в расчет снеговую нагрузку меньшей интенсивности, чем это требуется по современным нормам [17].
Аналогичная картина отмечается и в ветровой нагрузкой. Так, при определении несущей способности конструкций зданий и сооружений, находящихся среди плотной городской или заводской застройки, значение ветровой нагрузки может быть значительно меньше расчетной, принятой при проектировании.
Снеговая и ветровая нагрузки устанавливаются нормами для обширных территорий, однако в конкретном пункте величины их могут отличаться в ту или другую сторону.
Наибольшие усилия в колоннах создают, как правило, крановые нагрузки (до 60 ... 70 %). В принятой методике расчета конструкций на крановые нагрузки предполагается, что смещение оси рельса с оси подкрановой балки не превышает нормируемой при монтаже величины ех = 15 мм, вертикальная реакция от подкрановой балки передается на колонну полностью в плоскости опирания, усилие от торможения тележки полностью передается на колонну в уровне верхнего пояса балки через тормозную конструкцию (рис. 9.5, а). На самом же деле смещение рельса с оси балки при эксплуатации часто больше 15 мм и иногда достигает 40 ... 60 мм. Кроме того, из-за деформации моста крана возникает поворот колеса относительно рельса, что создает дополнительный эксцентриситет ея (рис. 9.5, б), который можно принимать равным 272
Рис. 9.5. Схема передача усилий от крановых нагрузок а — расчетная схема передачи усилий; б — фактическая схема передачи усилий на балку и колонну
es = &р/2 (где Ьр — ширина головки рельса)'. Таким образом, местный крутящий момент М; = (^ -г е2) + TKhp оказы-
вается больше принятого по нормам (Fmax — максимальное расчетное вертикальное давление колеса крана; Тя — то же, горизонтальное давление; hv — высота рельса).
Вертикальное давление на колонну передается в основном в уровне нижнего пояса балки. Равнодействующая £)тах из-за поворота опорного сечения балки и неточности подгонки контактных поверхностей опорного ребра (распределительной планки) и опорной плиты траверсы (консоли) колонны может быть приложена со смещением по отношению к центру тяжести подкрановой ветви. Значительная часть 5^ передается и в уровне диафрагмы — DB (рис. 9.5, б).
Фактическое давление колеса крана FaK0 также может отличаться от принятого по паспортным данным на И ... 16 % [101. Кроме того, необходимо учитывать неопределенность опирания крана на балки, так как четырехколесный кран на плоскость может опираться тремя колесами (в этом случае между четвертым колесом и рельсом образуется зазор), к тому же и контакт подошвы рельс с верхним поясом осуществляется не по плоскости, а в виде дискретных пятен. При этом значение ЛЕКС может возрастать по сравнению с нормативным почти на 30 %.
В то же время часто при эксплуатации крана его грузоподъемность используется не полностью, что связано с особенностями данного технологического процесса, ограничением движения те-
273
Таблица 9.1. Группы режимов работы кранов
Число .циклов аа срок службы краяа с. При коэффициенте нагружения кр
0,063 0,125 0,25 0,5 1.0
Не более
1,6*10* 1К 1К 2К
3,2-10* 1К 1К 2К зк
6,3-10* 1К 1К 2К 2К 4К
1,25-10* 1К 2К ЗК 4К 5К
2,5-10» 2К ЗК 4К 5К 6К
Б-10» зк 4К 5К 6К 7К
1-10* 4К 5К 6К 7К 8К
2-10» 5К 6К 7К 8К 8К
4-10» 6К 7К 8К 8К ——
Более 4-10» 7К 8К 8К — —
лежки из-за наличия крупногабаритного оборудования или встроенных помещений в зоне подкрановых балок. Это приводит к уменьшению FBK0 по сравнению с принятым в проекте.
Перераспределение давления между колесами крана, сложность передачи усилий на балки, колонны, динамический характер крановых нагрузок существенно сказываются на работе каркаса и его элементов, приводят* к ускоренному физическому износу подкрановых балок, их узлов крепления к колоннам.
Расчетные значения временных нагрузок наблюдаются достаточно редко (атмосферных — не чаще одного раза в 5 лет и более, крановых — в зависимости от режима работы, но тоже весьма редко). В принципе, расчетное значение временной нагрузки может вообще не появиться ни разу за весь срок службы конструкции (это наиболее вероятно для зданий и сооружений Ш и IV классов капитальности). Еще менее вероятно одновременное появление большого числа временных нагрузок, что учитывается в расчетах соответствующими коэффициентами сочетаний.
Особенности эксплуатации. Основными факторами, влияющими на степень и скорость физического износа конструкций каркаса, являются: воздействие кранов; наличие агрессивной среды; нарушение правил технической эксплуатации; ухудшение работы конструкций из-за интенсификации технологических процессов; воздействие от сезонных изменений температур илн от высоких температур в горячих цехах; увеличение постоянных нагрузок при периодических ремонтах кровли (особенно частых в зданиях с жесткими каркасами); наличие нагрузки от технологической пыли, не учитываемой в расчетах; низкое качество работ при плановых ремонтах.
Наиболее существенные воздействия на конструкции каркасов оказывают мостовые краны, особенно тяжелого типа (группы режимов работы кранов 7К ... 8К, см. табл. 9.1). Согласно 274
Таблица 9.2. Сравнительные характеристики режимов работы и типов кранов
Режим работы крана по правилам Госгортехнадзора Легкий а Ля Средний «Ся Тяжелый «Т* Особо тяжелый ВТ
Группа режима работа крана по ГОСТ 25546—82 1К ...зк 4К ... 6К 7К 8К
Тип крана общего назначения по ГОСТ 25711—83 Облегченный «О» Нормальный «Н» Тяжелый <Т>
ГОСТ 25546—82 с 1986 г. для всех кранов (кроме плавучих) установлены группы режима их работы 1К ... 8К, которые зависят от общего числа циклов работы крана за весь срок его службы и коэффициента нагружения
S (Qi/Q)a ci/ct, где Qi — масса груза, перемещаемого с числом циклов ci аа срои служба крана; Ct = JjC/; Q — паспортная грузоподъемность крана.
Группа режима работы крана может приниматься также по табл. 9.2.
В соответствии с ГОСТ 25711—83 приняты три типа мостовых кранов общего назначения: облегченный, нормальный, тяжелый. При проектировании реконструкции можно допустить использование характеристик работы кранов, приведенных в табл. 9.1. В Случае же установки при реконструкции новых кранов их характеристики следует принимать: для кранов общего назначения — по прилож. 5, для специальных кранов с гибким жестким подвесом груза и металлургических кранов — по своим стандартам.
Не менее опасным фактором (чем крановые воздействия), влияющим на скорость физического износа конструкций, является поражение их коррозией, которая может возникать из-за нарушения правил эксплуатации; неудачных конструктивных форм (наличие труднодоступных для наблюдения, очистки и окраски пазух, щелей и т. д.); применения несоответствующих конкретной агрессивной среде антикоррозионных покрытий; несвоевременного восстановления конструкций. Коррозия при скорости распространения более 0,1 мм в год особенно опасна для стальных конструкций (интенсивно уменьшается толщина и площадь сечения элементов) и может за 40... 50 лет вывести конструкцию полностью из строя. Наиболее подвержены коррозии фермы, покрытия, базы колонн.
Механические повреждения конструкций вызываются напряженной работой кранов и нарушениями правил эксплуатации конструкций н оборудования. Так, например, при монтаже или ремонте оборудования к стропильным фермам вне их узлов часто
275
подвешивают блоки дли подъема грузов или сбрасывают на Подкрановые конструкции и балки рабочих площадок детали ремонтируемого оборудования, при прокладке коммуникаций подвешивают трубопроводы в недозволенных местах, ослабляют сечения несущих элементов, вырезая в них отверстия, а в некоторых случаях даже удаляя мешающие элементы решетки ферм, колоий, связи.
Весьма опасным атмосферным воздействием является снеговая нагрузка, изменчивость которой может быть причиной повреждений и даже обрушений конструкций. Состояние конструкций покрытия может быть усугубленно увеличением плотности снега при выбросах на кровлю технологической пыли и появлением при сильных морозах наледей в зонах выводов вентиляционных труб. Плотность снежно-л едя ной массы, смешанной с пылью, может достигать 1,3 т/м®. Вынос технологической пыли, например, в цехах цементных заводов, ее неравномерное распределение по кровле может привести к повреждениям и обрушению покрытия даже при отсутствии нагрузки от снега.
3. Техническое состояние сохраняемых конструкций
Обследование конструкций
Обследование конструкций проводится с целью выявления нх технического состояния, оценки условий эксплуатации и состоит из следующих работ: ознакомление с технической документацией; натурное освидетельствование (уточнение размеров каркасов, конструкций, элементов, их сечений); выявление видимых дефектов и повреждений конструкций визуально и инструментальными методами; определение свойств стали; уточнение постоянных и временных нагрузок, условий эксплуатации; выявление аварийных состояний (если они есть) и разработка мероприятий по их устранению; оценка технического состояния. Методика натурного освидетельствования приведена в [1; 9].
В зависимости от целей (общее ознакомление, освидетельствование и др.) обследование может быть полным или выборочным. Полное обследование конструкций проводится в том случае, если обнаружена значительная неравномерность измеряемых параметров технического состояния, например существенный износ или различие геометрических характеристик, свойств стали, условий нагружения, опасные дефекты и повреждения. Объем выборочного обследования зависит от наличия опыта эксплуатации аналогичных конструкций в подобных условиях. При выборочном обследовании осматривается не менее 20 % однотипных наиболее нагруженных конструкций и элементов в зонах, где не исключается их механическое повреждение, воздействие агрессивной среды и т. п.
276
Особенности обследования конструкций, эксплуатирующихся при низких температурах
Специальному обследованию, выполняемому с целью предотвращения хрупкого разрушения элементов стальных конструкций, находящихся в эксплуатации при непосредственном воздействии низких естественных температур, подлежат;
все стальные конструкции при изменении условий эксплуатации, при необходимости усиления конструкций или при любой их реконструкции;
все стальные конструкции, в которых применены технические решения и конструктивные формы, использованы марки стали, противоречащие требованиям действующих норм проектирования, а также конструкции при утере технической документации на них, включая сертификаты на сталь, из которой они изготовлены, или решении вопроса о возможности их дальнейшей эксплуатации;
все стальные конструкции, в элементах которых обнаружены трещины, а также однотипные им конструкции данного объекта.
Обследование указанных конструкций с целью предотвращения хрупкого разрушения их элементов включает, помимо общих этапов, изложенных выше, и другие работы?
1. Изучаются рабочие чертежи с целью установления наличия конструктивных форм низкой хладостойкости (табл. 6.4).
2. Детально осматриваются конструкции (особое внимание уделяется узлам и соединениям элементов конструкций, в которых при воздействии эксплуатационной нагрузки возникают растягивающие напряжения), выявляются элементы с конструктивными формами низкой хладостойкости (детальный осмотр их проводится с учетом возможного образования трещин в зонах повышенной концентрации напряжений). При этом должны быть выявлены специальные виды обработки кромок растянутых элементов (гильотинная резка, автогенная резка, механическая обработка, методы образования отверстий). Особенно важно установление фактических толщин элементов, фиксация всех случаев превышения толщин по сравнению с проектными.
Для выявления трещин в конструктивных формах низкой хладостойкости используется ряд методов, обоснованных практикой работ по освидетельствованию конструкций: визуальный контроль по подтеканию продуктов коррозии и шелушению окраски в местах расположения трещин; зачистка поверхности наждачным кругом или наждачной бумагой с последующим снятием острым зубилом тонкой стружки, которая при наличии трещины раздваивается; смачивание зачищенной поверхности легко испаряющейся жидкостью (спирт, эфир, ацетон и пр.), при котором после испарения жидкости с поверхности элемента трещина легко обнаруживается в виде тонкого влажного волоска. Для. обнаружения трещин следует применять подсветку и использовать лупу о 4 ... 8-кратным увеличением.
Q'7'Т
3. Проводится специальная проверка прочности (с учетом хрупкого разрушения) для элементов с конструктивными формами низкой хладостойкости, выявленными при обследовании конструкций. Проверка выполняется в соответствии с действующими нормами 118 h
Ощах P^u/Vu-
В этой формуле значения 0 определяются по графику (рис. 7.17)'. В тех случаях, когда установлено применение в рассчитываемых конструкциях кипящих или полуспокойных малоуглеродистых сталей, значение первой критической температуры, необходимой для определения коэффициента 0 находят по формуле (7.18) с учетом температурной поправки ATi
Тог 1 = Ап 4- Bnt + ДТ.
При этом принимают! величины Ап и Вп как для спокойной стали по табл. 7.4 в зависимости от конструктивной формы низкой хладостойкости, АТ = 8°С — для полуспокойных сталей и АТ = =*= 15 °C — для кипящих сталей. Следует обратить внимание, что при использовании графика (рис. 7.17) Коэффициент температурной чувствительности предела текучести ф для спокойных, полуспокойных и кипящих сталей назначается в соответствии о пояснениями к формуле (6.15).
В тех случаях, когда прочность элемента, имеющего конструктивную форму низкой хладостойкости, с учетом возможности хрупкого его разрушения при проверке оказывается неудовлетворительной, а также для всех элементов с трещинами следует применить методы усиления конструкций с целью повышения их хладостойкости.
Дефекты и повреждения конструкций
Дефекты и повреждения конструкций выявляют во время натурного осмотра последних с одновременным составлением дефектной ведомости. Характерными дефектами, влияющими на эксплуатационную пригодность конструкций, являются:
отклонения от геометрических размеров (размеров сечений, длин элементов, генеральных размеров конструкций), принятых в проекте, возникающие при нарушении допусков в процессе изготовления и приводящие к изменению напряженного состояния элементов (часто в худшую сторону от принятого при проектировании);
расцентровка и неточная подгонка элементов в узлах сопряжений, возникающая на стадии изготовления из-за некачественной сварки и приводящая к дополнительным, не учитываемым в расчете изгибающим моментам в этих элементах;
общее искривление элементов, больше допустимого нормами на изготовление конструкций, возникающее из-за нарушений правил сборки и сварки и приводящее к появлению дополнитель-278
ных, не учитываемых расчетом, изгибающих моментов в этих элементах, снижающих несущую способность последних по устойчивости;
дефекты сварных швов (горячие и холодные трещины, непровары, подрезы, шлаковые включения, кратеры, непроектные длины и катеты швов, заварка сварных швов при недопустимо больших зазорах и т. п.), возникающие при нарушении правил сварки конструкций и приводящие к снижению либо статической прочности соединений, либо хладостойкости и выносливости конструкций;
отклонения от проектного положения конструкций, например смещение оси кранового рельса по отношению к оси балки, большие допустимых, или смещение оси подкрановой балки по отношению к проектному положению и т. п., возникающие из-за некачественного монтажа конструкций и приводящие к появлению дополнительных усилий (крутящих моментов, боковых сил от колес кранов, изгибающих моментов из плоскости фермы и т. п.), не учитываемых расчетом при проектировании;
отсутствие необходимых по проекту элементов или соединений (связей, болтов крепления элементов каркаса, сварных швов ит. п.), которое возникает, как правило, из-за некачественного монтажа и приводит к изменению расчетных схем конструкций, снижению устойчивости, повышению деформативности конструкций или всего каркаса;
дефекты антикоррозионных покрытий, возникающие из-за отсутствия надлежащих защитных материалов, при недоброкачественном изготовлении и монтаже, а также неудачной конструктивной форме и приводящие к сокращению срока службы конструкций, дополнительным эксплуатационным затратам.
Характерными повреждениями, отражающимися на эксплуатационной пригодности металлических конструкций, являются;
разрывы несущих элементов или их отрыв в соединениях, появляющиеся чаще всего при нарушении правил эксплуатации и приводящие к аварии или аварийной ситуации; аналогичные последствия возникают при наличии вырезов элементов или их демонтаже в связи с прокладкой инженерных коммуникаций (следствие грубого нарушения правил производства работ и отступления от проекта);
хрупкие или усталостные трещины в основном металле или сварных швах, возникающие при неудачной конструктивной форме (наличие резких концентраторов напряжений), неверном выборе марок стали, влиянии на конструкции низких температур или воздействии циклических нагрузок (хрупкие трещины); хрупкие трещины возникают на стадиях транспортировки, монтажа и эксплуатации; усталостные—-на стадии эксплуатации (хрупкие трещины приводят к аварии или аварийной ситуаций, усталостные — к эксплуатационной непригодности конструкции);
279
в)
Рис. 9.6. Основные недопустимые дефекты повреждения металлическая кон-струкциА каркасов производственных зданиА
в — трещав в • фасовкам ферм; в — асврввлеавв стврщае! ферм; а — оогавв полов уголжов влемелтов ферм; « — рвсцевгромка осе! влемевтов в увлал ферм; д — ввеувловоо оавраввв кровадьного вветвла ва ферму] । — смещеввв оси верх в его новев фермы от
искривления элементов более допустимых величин, возникающие при нарушении соответствующих правил перевозки, монтажа и эксплуатации конструкций и приводящие к появлению не учитываемых в расчете эксцентриситетов приложения продольных сил и, как следствие, к аварийной ситуации;
местные погибы в сжатых или вырезы в растянутых элементах, возникающие вследствие либо механических повреждений при транспортировке, монтаже и эксплуатации, либо при нарушении правил эксплуатации конструкции (вырезы) и снижающие в ряде случаев несущую способность этих элементов (устойчивость — в первом случае и прочность — во втором) до недопустимых пределов;
расстройство болтовых и заклепочных соединений из-за неудачной конструктивной формы соединения и особенностей силового нагружения (например, расстройство заклепочных соединений в подкрановых балках, болтовых соединений в связях), приводящее к снижению несущей способности конструкций и ограничению их эксплуатационной пригодности;
разрушение защитных покрытий и коррозия металла, возникающие из-за низкого качества защитных материалов, неверного назначения их типа и нарушения правил технической эксплуатации оборудования и конструкций и приводящие к снижению срока службы конструкций, а в некоторых случаях и к возникновению аварийной ситуации (например, полное разрушение сечения колонн в уровне базы за несколько лет неправильной эксплуатации кислотного оборудования; преждевременное разрушение элементов покрытия над пропарочными камерами заводов железобетонных изделий или на травильных участках прокатных цехов при неудовлетворительной вытяжной вентиляции и т. п.);
деформация конструкций из-за неравномерных осадок или кренов фундаментов, температурных воздействий на конструкции в цехах с избыточным тепловыделением, возникающая вследствие ошибок в оценке грунтовых условий строительства при проектировании, нарушений правил эксплуатации (например, подмачивание фундаментов, отсутствие защитных теплоотражающих экранов и т. п.) и приводящая к непредусмотренному изменению напряженно-деформированного состояния конструкций, а в ряде случаев и к аварийной ситуации.
Самыми повреждаемыми конструкциями в каркасе производственного здания являются фермы покрытия, связи и подкрановые конструкции. Наиболее распространенные дефекты и повреждения ферм показаны на рис. 9.6, а—е. В связях отмечаются
проектного положения; эк — вареза в поясах в стенке колонны; a — иепроектное опирание оборудования на колонну; и — усталостные повреждения верхней зоны стенки и в ребрах сварной подкрановой балки; к — усталостные повреждения в поясньгХ уголках клепанных подкрановых балок; л — повреждения анкерных болтов подкрановых балок н тормозной планкн длн передачи сил продольного торможения на связевую колонну; м — разрушение сварных швов крепления подкрановых балок к колоннам; 1 трещина; 2 — вырез в основном сеченнн; 3 — деформации стеикн колонны
281
искривления стержней, отсутствие швов или болтов крепления к основным элементам, коррозионный износ, в прогонах — недопустимый прогиб, потеря общей устойчивости из-за отсутствия тяжей, недопустимое смещение стыка прогонов с осн фермы, коррозионный износ. Основные дефекты и повреждения колонн отражены на рис. 9.6, ж, з. В них отмечаются также механические повреждения поясов и стенки, коррозионный износ, особенно сечений ниже уровня пола при отсутствии обетонки базы.
Основные дефекты и повреждения в подкрановых конструкциях приведены на рис. 9.6, и—м. Отмечаются также ослабления пояспых заклепок, деформация сжатой полки и стенки, узлов крепления вспомогательных конструкций к колоннам, разрушение деталей крепления рельса, отклонения от проектного положения балок по разности отметок в пролете, расстояния между осями балок, смещение оси рельса с оси балок и пр.
Обнаруженные дефекты и повреждения следует оперативно оценивать с точки зрения опасности аварийного разрушения и при необходимости принимать срочные меры по его предупреждению (разгрузка, раскрепление, срочный ремонт и т. д.).
4. Определение свойств металла
При определении свойстр металла необходимо иметь в виду изменчивость его характеристик (прочности, пластичности, склонности к хрупкому разрушению, свариваемости) в зависимости от времени, места плавки, химического состава, толщины проката и т. д.
Данные о марках стали, заложенные в проектах КМ и КМД, не дают полных и достоверных сведений о том, какая сталь фактически применена в конструкциях. Более точную информацию содержат сертификаты на сталь, однако последние зачастую отсутствуют. Тогда единственный путь определения свойств использованных в конструкциях сталей — испытания образцов, вырезанных из этих конструкций.
Допускается не проводить испытаний образцов металла для конструкций, предназначенных к эксплуатации при рабочих напряжениях не выше 165 МПа и отсутствия опасности хрупкого разрушения, т. е. при расчетных температурах выше —30 °C— для конструкций группы 3, выше —40 “С — для конструкций группы 4, а также при температуре до —65 °C для групп 3 и 4, если в дальнейшем конструкции усиливаются без сварки. Группы конструкций установлены нормами.
При испытании металла устанавливают: химический состав с определением содержания элементов, предусмотренных ГОСТ 22536.6—88, ГОСТ 22536.1—77*; предел текучести от| временное сопротивление о, и относительное удлинение в путем испытания на растяжение по ГОСТ 1497—84*; ударную вязкость по ГОСТ Н54—78*.
282
Таблица 9.3. Значения коэффициента
Количество образцов, т Количество образцов, т “S
10 2,911 20 2,396
12 2,736 25 2,293
14 2,614 30 2,220
16 2,524 40 и более 2,125
18 2,453
Для конструкций групп 1 и 2, выполненных из кипящей стали с 12 мм и эксплуатируемых при отрицательных температурах, дополнительно определяются: распределение сернистых включений способом отпечатков по Бауману (ГОСТ 10243—75*), микроструктура с выявлением размеров зерен по ГОСТ 5639—82*.
Механические характеристики стали допускается выявлять и другими неразрушающими методами [7], что не исключает испытания не менее трех контрольных образцов для определения сгт и сгв.
Отбор проб для испытаний стали проводят отдельно для каждой партии металла, к которой относятся элементы одного вида проката (по номерам профилей, толщинам, маркам стали), входящие в однотипные элементы конструкций одной очереди строительства. Количество образцов и проб от каждой партии металла должно быть для элемента или конструкции и партии соответственно не менее: для определения химического состава — 1 и 3; механических характеристик — 1 и 10; ударной вязкости — 3 и 6; отпечатков по Бауману — 1 и 2.
Предел текучести и временное сопротивление по результатам испытаний образцов вычисляется по формуле
Rno = оп — а85д, (9.1)
где Rno — предел текучести Ry по, либо временное сопротивление /?иПо1 ап = т
= (1/т) ai — среднеарифметическое значение огт или огв по данным испы-1=1
таний; т — количество испытанных образцов; Of — значение ат или ов, полученное при испытании 1-го образца; Sr — среднеквадратическое отклонение
/т
[1/(т—1)] (aj —On)®; ae—коэффициент,
г z=i
учитывающий объем выборки (табл. 9.3).
В этих формулах индекс «пО» обозначает нормативные значения предела текучести и временного сопротивления. Формула (9.1) применяется при условии SR/on< 0,25, что свидетельствует о принадлежности образцов к одной партии стали.
Расчетное сопротивление проката устанавливается по нормам: ” ^т/по/Тт» ^иО ~~ Кипо/Ут> ^«0 О,58/?^по/Тт И Т. Д. При
этом коэффициент надежности по материалу ут для конструкций,
283
изготовленных до 19321’., и для сталей, у которых получено-значение RVno < 215 МПа принимается = 1,2; для конструкций, изготовленных в период с 1932 г. по 1982 г. и для сталей с Ryn 0 < < 380 МПа = 1,1, для сталей с Ryn 0 g> 380 МПа ут = 1,15; для конструкций, изготовленных после 1982 г., — по действующим нормам.
Для сталей, у которых по результатам испытаний образцов значения Ryn0 и /?ип0 получились больше, чем характеристики, приведенные в стандарте на время строительства, <ут и ав принимаются по этим стандартам; если значения Z?vn0; Run о оказались меньше соответствующих характеристик старых (отмененных) стандартов — по минимальному значению от, полученному при испытаниях.
Для элементов, имеющих коррозионный износ с потерей площади сечения более 25 % или остаточную толщину 5 мм и менее,
Ryo — Ta^irno/Vm» (9.2)
где — понижающий коэффициент (при слабоагрессивной среде принимается ул = 0,95, при среднеагрессивной уд = 0,9, при сильноагресснвной уд = 0,85). Сталь считается хорошо свариваемой, если по результатам химического анализа получено: С -С 0,22 %; Si0,22 % ; S < 0,055 %; Р< 0,05 %.
Профильный и листовой прокат в период 1926—1957 гг. выпускался по стандартам того, периода [20].
Расчетные сопротивления сварных швов допускается принимать: для растянутых СТЫКОВЫХ ШВОВ — Rum = 0,757?вО (конструкции, изготовленные до 1972 г.) и = v,85Ry0 (конструкции, изготовленные после 1972 г.); для угловых швов — RWun = = Run (где Run соответствует характеристике электрода для соответствующей марки стали). При проверке прочности угловых швов принимаются следующие значения коэффициентов: фда> и fu№= 1,25; — 0,7; Р» = 1; фс = 0,8.
Расчетные сопротивления болтов с известным классом прочности следует определять по нормам. Если же класс прочности болтов неизвестен, то расчетные сопротивления принимают, как для болтов класса прочности 4.6 — при работе на срез, класса прочности 4.8 — при работе на растяжение.
• Расчетное сопротивление заклепок с нормальными головками принимается равным 160 МПа — при работе на срез (сталь Ст. 2, Ст. 3); l,7/?j,e — при работе на смятие и 120 МПа — при работе на растяжение. Для заклепок с полупотайными или потайными головками вводится понижающий коэффициент 0,8 и работа таких заклепок на растяжение не допускается.
5. Определение фактических нагрузок и воздействий
Одновременно с обмерами конструкций и определением свойств металла уточняются нагрузки и воздействия на реконструируемое здание или сооружение. При этом выявляется режим работы 284
Т а б Л и ц а 9.4. Значения коэффициента ag
т ае •п ai
5 0,69 12 0,39
6 0,60 15 0,35
7 0,54 20 0,30
8 0,50 25 0,26
9 0,47 30 0,24
кранов, агрессивность внутрицеховой и внутризаводской среды, места скопления пыли, ее масса и др.
Постоянные нагрузки. Нормативная нагрузка от массы конструкций устанавливается по данным обмеров, коэффициент надежности по нагрузке принимается по нормам. Масса металлических конструкций определяется по чертежам КМД, а при отсутствии чертежей — по результатам обмеров. В этом случае масса
G = фсО0, (9.3)
где Go — масса основных элементов; ф0 — строительный коэффициент, учитывающий массу вспомогательных деталей — фасонок, сухарей, ребер, накладок и т. д. (принимается: для сварных ферм — фс = 1,25 ... 1,35; для клепаных — фс — 1,35 ... 1,4; длн сплошных сварных колонн — фс = 1,3; для клепаных — ф0 = 1,35; для сквозных сварных колонн — ф0 = 1,7; для клепаных — ф0 = = 1,8; для сварных подкрановых балок (без тормозных конструкций) — фс = = 1,2; дли клепаных —ф0 = 1,25; для сплошных тормозных конструкций сварных — фс = 1,2, для клепаных — фс = 1,25; для сквозных тормозных конструкций сварных—фо = 1,35, для клепаных — Фо = 1,4). Коэффициент надежности по нагрузке у/ для массы металла равен 1.
Постоянные нагрузки от массы стационарного технологического оборудования, трубопроводов, технологических проводок определяются по паспортным данным с учетом фактической схемы их размещения и опирания на конструкции. Принимается коэффициент yf = I.
Постоянные нагрузки от массы покрытий и перекрытий находят по результатам взвешивания образцов, полученных при вскрытии ограждений. Вскрытие производится не менее чем в пяти местах, достаточно удаленных друг от друга. В случае большого разброса данных по составу, толщине слоев и массе количество проб необходимо довести до 10 и более.
Нормативные значения этих нагрузок определяются по формуле:
Bn=gt + ^sSg, (9.4)
т
где g0 — среднеарифметическое значение массы: g9 = (1/m) qiSg—среднеква-
_J=j_______________
/" m
дратичное отклонение результатов взвешивания: Sg ="1/ l/(m—1)
г Z=“i
gi — масса 1-го образца; ag — коэффициент, учитывающий объем выборки (табл. 9.4).
285
Таблица 9.5. Звачевжв |ЦМф»аци1ча f.
Тнп крав* Груаопоиьам-ость Q, • Группа режима равоп! «раваа по
1К. 2К зк 4К 8К * вк ?К • К
Крюково* С гиб- До 5 1,15 1,25 1,25 1,35 1.5 1.5 ——
жим подвесом 10 1,1 1,2 1.2 1.25 1.5 1.5 —
15, 20 1.1 1,15 1,15 1,20 Г. 4 1.4
30 и выше 1.1 1.1 1.1 1,15 1.3 1.3 —
Грейферный — — 1.1 1.1 1,1 1,1 1.1 1.1
Электромагнитный — — 1.6 1.6 1,6 1.8 1,8 1,8
Принимается ft = ?, ± 0,1, если Т« > 1,1 (?j — коэффициент надежности по нагрузке по нормам для 1-го слоя) н у; = 1, если Y, < 1,1. Знак минус в формуле (9.4) ставится, когда > 1, знак плюс — когда Yj < 1.
Кратковременные нагрузки. Нагрузки на площадки, мостики, лестницы, в том числе от толпы людей, принимаются по результатам обследования и анализа конкретного технологического процесса.
Крановые нагрузки определяются по паспортным данным или результатам взвешивания кранов.
Вертикальное расчетное давление колес мостовых кранов определяется по формуле (7; 13 J
= (i/m«) KYkGt 4- тЛ) («ж - «)//« + Y«Gb/2J. (9.5) где GT; Ои; Q — соответственно масса тележки, моста крана и масса фактически поднимаемого груза; — пролет моста крана; а — фактическое минимальное приближение тележки к подкрановым балкам; — коэффициент надежности по масса крана, принимаемы* равным 1 при взвешивании крана и 1,05 — при определении массы по паспортным данным; уг — коэффициент надежности по масса поднимаемого груза (табл. 9.5).
Атмосферные нагрузки допускается принимать по данный Госкомгидромета. Расчетное значение нагрузки определяется как произведение соответствующего коэффициента у, на нормативное значение снеговой или ветровой нагрузок; при наличии Статистических данных расчетное значение нагрузки принимается по заданной вероятности превышения последних. Если же Данные Госкомгидромета отсутствуют или доля данной нагрузки в общем уровне нагруженностн менее 25 %, то они определяются как для вновь проектируемых конструкций.
Для определения снеговой нагрузки на поверхности земли можно пользоваться данными, содержащимися в ежегодниках «Снегомерные съемки», издающихся территориальными отделениями Госкомгидромета. Величина снеговой нагрузки на 1 м* горизонтальной поверхности земли определяется по формуле, кН:
р, —0.013Л,, (9.5)
где * — ааяас воды в смежном покрове, мм.
Мб
Если данных о запасе воды нет, то можно использовать данные о высоте снежного покрова, определяемой по трем рейкам на защищенном от ветра участке местности за определенный период времени. Тогда
р„ = 10ftcPo (9.7)
где h0 — высота снежного покрова, см; рс — плотность снежного покрова (если вамеры проводились в зоне промышленного района с пылевыми выбросами р0 = = 1,3 г/см3, в других случаях рс = 1 г/см3).
В многоснежных районах (III и IV снеговые районы) при интервале снегосъемок 10 суток можно принять 5-суточное значение р0. В этом случае
р0 = 0,5 (р0, т—5 + Ро. т+б) (9-8)
Вычисление расчетной снеговой нагрузки на 1 ма горизонтальной поверхности на земле при наличии достаточной выборки по годам производится в соответствии с указаниями [7; 131.
Расчетная нагрузка на покрытие зданий определяется по формуле
Р = 1ро<>, (9.9)
где с — коэффициент перехода от массы снегового покрова на земле к нагрузке на покрытие (принимается по нормам); 5 — поправочный коэффициент, принимаемый в зависимости от отношения нормативной постоянной к снеговой нагрузке (гн/ро):
ён/Ро <0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 >0,7
Е 1 0,99 0,97 0,94 0,91 0,88
Учет местных метеорологических данных о скорости ветра позволяет уточнить значение ветровой нагрузки. Для уточнения скоростного напора ветра необходимо знать скорость ветра с пятилетним периодом повторяемости v6, в течение которого данная скорость ветра появляется или превышается в среднем один раз. Эти данные могут быть получены в местных организациях Гос-комгидромета.
Нормативный скоростной напор ветра на 1 ма вертикальной поверхности на высоте 10 м над уровнем земли определяется по формуле
<7о = 0,61и§ Па, (9.10)
где t)0 — нормативная скорость ветра.
Если скорость ветра устанавливалась по показаниям флюгера с 2-минутным осреднением, и0 = аи*; а = 0,75+ 5/и£, ио не более 1, по данным анемометра с 2-минутным осреднением скорости по данным анемометра с 10-ми-
нутным осреднением скорости »0 = 1,1пдн.
Значения и*; принимаются на основании обработки статистических данных Госкомгидромета. Методика обработки данных скорости ветра приведена в [7; 13].
287
Расчетная ветровая (««грузка определяется по формуле
9 = Y/?okc. (9П)
где — коэффициент надежности по нагрузке: tf = 1,2; с —дэродииамический коэффициент, принимаемый по нормам; к — коэффициент, учитывающий изменении скорости ветра по высоте: к = кд (где кд — соответствующий коэффициент дли местности типа «А»; принимается по нормам, если здание и метеостанция находятся в незащищенном месте); к = кБ — для местности типа <Б», если метеостанция находится в открытом незащищенном месте, а здание в местности типа «Б»; к — 1 для высоты до 10 м и к = кв/0,65 для большей высоты, ерли здниие и метеостанции находятся иа местности типа <Бг».
При определении ветровых нагрузок допускается учитывать фактическую ориентацию зданий и сооружений и затенение от соседних стационарных зданий.
0. Оценка несущей способности сохраняемых конструкции
Резервы несущей способности
Несущая способность сохраняемых конструкций оценивается Хак с позиции наличия резервов, так и с позиции фактической несущей способности сученом ртмечейных йри обследовании дефектов и повреждений. Выявление резервов несущей способности разделяется на два этапа: *
1. Перерасчет конструкций на основе современных нормативных документов с учетом результатов обследования. Исследования показали [7, 25}, например, что в подкрановых балках, выполненных в 40—50 годах, могут быть выявлены резервы до 30 % 11 в колоннах до 40 %. Появление таких резервов является след-'СтДйём' научно-технического прогресса, уменьшения нормативных временных нагрузок, снижения коэффициентов запаса, уточнения расчетов на устойчивость и т. п.
2. Выявление действительной работы каркаса н его элементов с учетом особенностей технологического процесса, фактических нагрузок н свойств металла, пространственной работы каркаса, поДатливостн фундаментов и т.п.
Составляющие резервов несущей способности показаны на рис. 9.7.
Выявленные резервы позволяют снизить объем работы по усилению, а в ряде случаев даже отказаться от него.
“При 'обследовании устанавливаются истинные (размеры сечений, которые могут отличаться от1 проектных за счет допусков проката и замены калибров профилей и марок сталей при изготовлении, уточняются свойства стали и нагрузки (методика уточнения рассматривалась выше).
' Уточнение расчетной схемы (учет пространственной работы). Прй переходе от конструктивной схемы каркаса к расчетной И существующих практических расчетах не полностью или Вообще ие
28S
Резервы несущей способности
Рнс. 9.7. Клнссификация составляющих резервов несущей способности
учитывается ряд факторов, существенно влияющих на работу конструкций. К таким факторам относится перераспределение усилий за счет эффекта пространственной работы каркаса.
В традиционной методике расчета при учете пространственной работы каркаса в качестве распределительного диска принимаются либо продольные связи по нижним поясам стропильных ферм, либо кровельный диск, жесткость которого берется равной бесконечности (при настиле из крупноразмерных железобетонных плит) или равной нулю (при других типах кровельного настила). Влияние тормозных подкрановых конструкций на работу поперечных рам не учитывается.
В уточненном расчете при реконструкции для выявления резервов несущей способности желательно учитывать фактическую сдвиговую жесткость любых типов кровельных настилов и влияние тормозных конструкций [7; 231. Уточненная расчетная схема поперечных рам приведена на рис. 9.8, а. Ориентировочная сдвиговая жесткость настилов может быть принята по табл. 9.6 [28].
Расчетная жесткость продольных связей по нижним поясам стропильных ферм Е1С и тормозных конструкций £/т можно определить по формулам
Е}в = ксЕ1с0‘, El-r — к^Е1 Т0, (9.12)
где кс — поправочный коэффициент, учитывающий влияние деформативности решетки я элементов крепления: принимается к0 = 0,15—при креплении на черных болтах; «с = 0,9 — иа сварке; Кт — аналогичный коэффициент для тормозных конструкций: принимается к? == 0,3 — дли разрезных тормозных конструкций; «т = 1 — для иеразрезиых; Е1М и Е/то — нзгибиые жесткости.
Ю Бирюлек В. Б. 289
Рис. 9.8. Уточненная расчетная схема влемеятов харкаса проазаодственного аденин
а — расчетная саама попаречаоВ рамы; б — расчетная схема ародсхъаых сване* ионом-тая; а — расчетная схема каркаса: а — расчетная саама дня нравовых яагрувос о — расчет мая схема сопряжения ре тел а с «мгачо!. 1,3 — упругая опора, учитывааощаа соответственно жесткость ~уфа— него настала соаааястяо со снаакма по нижним поясам н жесткость тормоавых кояЬйруяав*; 3 — упругое аааяааажяеве, учвтмввюсца* пс«ятян-аость фуаламевтоа
Таблица 9.6. Сдвиговая жесткость кровельаых васталов ОА • 10*. кН/м*
Схема «реплекаа застала Шмрнка дяска, м
18 24 30 Зв
Настил на стального профилирование- 15 24 30 36
го листа с креплением к ригелю через один гофр То же, с креплением в каждом гофре Настил из мелкораэмериых железсибе- 25 32 40 48
130 170 210 280
тонных длят по прогонам Покрытия из крупноразмерных желе- 1200 1600 2000 2400
эобетонных плит при шириие плиты 1,15 м То же, при ширине плиты 3 м 1600 2100 2600 3100
В расчетах кровельный настил н продольные связи заменяются условным элементом с эквивалентной изгибной жесткостью
Е1е.,-~к,(Е1о + ОА). (9.13)
где к» — коэффициент, определяется в функции от коэффициента <х0:
ас - врбЛ/(4«>); (9.14)
ас I Ю-1 10“®.» 10» 10®.» 10* 10»
к, I 0,2 0,6 1,3 2,1 2,7 3,0
6р — смещение плоских рам в уровне ригеля от единичных сил Р при расчетной схеме, приведенной на рнс. 9.8, б; b — шаг поперечных рам; ОА — сдвиговая жесткость кровельного настила; 0р ЭДр</Х£7с; £Лр( — сумма ординат линии влияния реакций от Х> = X, = X» = 1.
Практический расчет поперечных рам на крановые нагрузки производится для расчетной модели, показанной на рис. 9.8, в. Расчетной является средняя рама, которую рассматривают как плоскую раму, нагруженную, кроме крановых нагрузок, еще силами упругих отпоров /?а и /?т (рис. 9.8, г). Значения упругих отпоров определяются по формулам
«ТМ - а^тиЛДЛ); /?ПМ = О, (Мт„ — Мnun)/(ДА); (9.15)
НтТ — ®»7’ООП/Д; Rar = сцТ'доц/Д,
где Д = atncnTX? -h 4- взятХ1 + к, 1:
а( — й1лтХ® (1 ч *усХ’); aj = АзЛсХ| (1 + А4лтХ^); 03 = t>&nT\3 (1 + *6«eA|);
а4 = fc7"c*i; >1 = "с = ,с. J1*’ "т = /т//я-
Значения коэффициентов Ьх ... Ь, (приведены в табл. 9.7) определяются в зависимости от вида сопряжения ригеля с колонной (шарнирное или жесткое), от отношений А* = hjh* и л, = 1ЛП%-
Далее силовой расчет ведется известными методами механики.
Уточненный расчет многопролетных рам на крановые нагрузки можно выполнять как для отдельно стоящих стоек, имеющих
10® 291
Т б л и ж a 9.7. Эва w— аоаффацвеитм а, ... а*. bi ... Ь,
"к кж »> ь. *.
0,2 Л 0.09 ля шс 1.53 1рнирнс 0,81 мо анц 0,47 тжекмд —0.08 риОЛАЯ 0.20 с нала 0.13 иной 0,27 0,19 0.35
5 0,3 0.06 1,67 0,63 0,41 0,18 0,68 0,13 0,21 0,47 0.28
0,4 0,03 1,89 0,45 0,34 0,62 0,63 0,10 0,15 0,91 0.22
0.2 0,10 1,62 0,81 0,47 0,05 0,72 0,12 0.27 0.29 0,35
10 0,3 0.06 1.89 0,63 0,42 0,51 0,69 0,11 0.21 0.77 0,28
0.4 0,03 2,34 0,45 0,35 1.24 0,62 0,09 0,15 1.45 0,21
0.2 0,10 1,71 0.9 0,52 0,26 0,71 0.14 0,30 0,48 0,34
20 0,3 0,07 2,25 0,72 0,49 1,06 0,68 0,12 0,24 1,26 0,28
0.4 0,04 3,33 0,54 0,40 2,36 0.63 0,11 0,18 2,56 0,22
Для жесткою сопряжения ригеля с колонной
0,2 0,04 0,72 0,54 0,26 -0,07 0,34 0,08 0,18 0,04 0,20
5 0,3 0,03 0,72 0,45 0.26 0.08 0,36 0,08 0,15 0,12 0,17
0.4 0,02 0,72 0.36 0.25 0.12 0.35 0,07 0,12 0,25 0,13
ОД 0,05 0,9 0,63 0,34 -0,04 0,40 0,08 0,21 0,07 0,25
10 0,3 0,04 0.9 0,54 0,34 0,09 0,44 0,08 0,18 0,22 0,20
0.4 0.02 0.9 0,36 0,27 0.31 0,39 0,06 0,12 0,41 0,14
ОД 0,06 0.99 0,72 0,41 0,02 0,50 0,08 0,24 0.13 0,27
20 0,3 0,04 1,08 0,54 0,35 0,27 0,49 0,08 0,18 0,38 0,22
0.4 0.02 1,17 0,45 0,35 0,62 0.41 0,07 0,15 0,70 0,15
неподвижную опору вверху колонны н упругоподатливую опору в уровне кранового уступа.
Основными факторами, влияющими на изменение усилий в колоннах, являются относительные жесткости. Так, для колонн с подкрановой частью большой жесткости (Ьь 750 мм) преобладающим является влияние жесткости кровельного настила и связей по нижним поясам ферм; при гибкой подкрановой части (Ьь < 750 мм) преобладает влияние тормозных конструкций. Значительно снижаются изгибающие моменты у базы колонны. При большой высоте колонн (Л > 20 м) изгибающие моменты от крановых нагрузок могут быть уменьшены за счет отпора тормозных конструкций более чем на 50 %. Учет пространственной работы, как правило, приводит к уменьшению расчетных продольных сил в подкрановых ветвях и к их увеличению в шатровых ветвях. Тормозные конструкции разгружают подкрановые ветви колонн.
Таким образом, учет пространственной работы каркаса позволяет в ряде случаев допустить увеличение крановых нагрузок на раму без ее усиления.
Учет действительной работы узла сопряжения ригеля с колонной. В расчетах соединение ригеля с колонной принимается-шарниркым или жестким. В традиционной методике расчета сквозной ригель принимают за сплошной стержень с эквивалент-292
Рис. 9.9. Расчетная схема комбинированного сечения верхнего пояса сталь* них ферм
а — верхний пояс стальной фермы; б — железобетонные плиты покрытия; / — ось. проходящая через центр тяжести верхнего пояса стальной фермы; 2 то же, для железобетонной плиты; 3 — ось. проходящая через центр тяжести комбинированного сечения верхнего Пояса фермм
ной жесткостью, £/р, присоединяемый к колонне в одной точке. Замена такого закрепления на более точное — в двух точках (рис. 9.8, д) — приводит к значительному снижению изгибающих моментов в колоннах. Величина моментов зависит от отношения Лр/Аг„ и может изменяться в пределах до 20 % (2 J. При новой расчетной схеме статически расчет ведется известными способами строительной механики.
В схемах с шарнирным опиранием ригеля на колонну при конструктивном решении узла сопряжения на гибких фланцах появляется частичное защемление, изгибающий момент в опорном сечении может достигать при этом 0,6Л4ОП (Л!ов — момент при жестком сопряжении). Пролетный момент фактически меньше, чем при шарнирном соединении.
В поперечных рамах неверный учет характера сопряжения ригеля с колонной может дать как заниженное, так и завышенное значения расчетных моментов для сечений ригеля и колонны (разброс от проектного значения — до 40 %).
Учет податливости основания. В традиционных расчетах поперечных рам колонны считаются жестко заделанными в фундаменты Однако в распределении усилий по колоннам и ригелю значительную роль играет угол поворота фундаментов, который зависит от типа последних и от механических свойств грунтов [22]. Для свайных оснований угол поворота нс учитывается.
Учет поворота фундаментов может снизить изгибающие моменты в уровне базы колонн до 60 %, при этом возрастут горизонтальные перемещения посередине высоты колонны в 1,8... 2,4 раза, смещения в уровне ригеля увеличатся в 1,15 раза против теоретических значений, вычисленных в предположении жесткой заделки колонны.
Учет включения в работу стропильных ферм кровельного настила. При обычном расчете стальных ферм не учитывается, что железобетонный кровельный настил из крупноразмерных плит фактически участвует в работе ферм, создавая разгружающий эффект.
Усилие, воспринимаемое кровельными панелями No (рис. 9.9), определяется по формуле [241
293
= (^о/(^о) +Л4ем/<Е/0]/(1/(^бЛб) 4- 1/(ЕЛ0) +«§/(£eZ0) + 4/(*'о)1.
(9.16)
где N, — усилие в верхнем поясе, определенное традиционным способом; М — нагибающий момент в панели верхнего пояса фермы, воаникакицяйагвнецеи-тренного крепления раскосов ва ось комбинированного сочеиия; Aq я — площадь и момент инерции желеэобетонной панели; А, и /» — площадьи момент инерции верхнего пояса фермы; Е и Ео — модули упругости соответственно стали и бетона; и — расстоянии от центров тяжести соответственно верхнего поиса фермы и кровельной панели до точки их сопряжения.
В формуле (9.16) учтены деформации от продольных сил и от изгиба панели и верхнего пояса. * . < *
Выявленные резервы несущей способности при учете разгружающего эффекта могут достигать 15 %. Необходимо иметь в виду что-учет подобного эффекта возможен при наличии качественного кредления панелей к фермам с помощью сварки и плотно забетонированных стыков панелей.
Расчет конструкций с учетом дефектов и повреждений
Проверочный расчет конструкций при наличии недопустимых несовершенств геометрической формы выполняется с целью уста-новления: возможности дальнейшей эксплуатации конструкций без ограничений; возможности эксплуатации их с ограничениями до начала плановых ремонтных работ; необходимости усиления; необходимости немедленного прекращения эксплуатации с целью предупреждения аварийной ситуации. Расчет проводится с учетом рекомендаций [13; 23].
Проверка прочности центрально-растянутых и центральносжатых элементов, имеющих симметричные ослабления сечений, например в виде вырезов, производится по формуле
А^«/Ао. о «доУо» (9-17)
где Ао. с — площадь ослабленного сечения; у0 = 1*
При несимметричном ослаблении проверка прочности элементов осуществляется по нормам с учетом эксцентриситета продольной силы относительно нового положения центра тяжести ослабленного сечения.
Проверка прочности изгибаемых элементов с ослаблением сечения также производится по нормам, но С учетом характеристик ослабленного сечения.
Характеристики сечения при ослаблении в результате равномерного коррозионного износа определяются:
для швеллеров, двутавров, уголков по: формуле
ло. о = (» - кял Д) Л; wo. с = (‘ ~ w.; (918>
для замкнутых профилей по формуле
Ло. о - (‘ -О-^алД) 4»; ^О. с - 0 -0,5^4) (9.19)
294
Таблица 9.8. Значения коэффициентов Ksw. х> Ksw. у
№ профиля швеллера ksw. * kSW. у № профиля двутавра ksw. * kSW. у
12 ... 16 0,28 0,26 20 ... 24 0,25 0,23
18 ... 22 0,25 0,24 27 ... 30 0,22 0,20
24 ... 30 0,22 0,20 36 ... 50 0,17 0,15
36, 40 0,18 0,17 60 0,13 0,11
Таблица 9.9. Допускаемые искривления сжатых стержней ферм из спаренных уголков
"/(^о^о) Относительное искривление Допускаемое искривление
0,9 /ох// 1/250 1/400 1/600 1/800
fall 0 1/750 1/600 1/500
0,8 fall 1/150 1/250 1/400 1/600
fall 0 1/600 1/450 1/350
0,7 fall 1/100 1/200 1/300 1/800
fall 0 1/450 1/300 1/250
0,6 /ох// 1/100 1/200 1/500 1/800
/ох// 0 1/250 1/180 1/170
где Ло, 07о — характеристики неослабленного сечения; А — утонение элемента, ранное разнице между начальной и фактической толщиной элемента; кял = = 2/t — для уголков; кдл = 1/t—для швеллеров, двутавров; Ksa — 1/(4 + + d) — для замкнутых профилей; I и d — соответственно толщина полки и стенки; Ksw — определяется по табл. 9.8.
Проверка прочности элементов, ослабленных коррозией, производится по нормам с учетом изменившихся характеристик сечения.
Сплошностенчатые центрально-сжатые элементы в случае их общего искривления следует рассчитывать по нормам, как вне-цеитренно сжатые, при этом приведенный относительный эксцентриситет определяется по формуле
mej = кг\т, (9.20)
где «= 0,82 + 0,1 — вычисляется для плоскости искривления; т =
= foAjWs'. fo—стрелка искривления в ненагруженном состоянии:
/о = Фо/изм> (9-21)
/изм — стрелка искривления, замеренная при обследовании; фо — поправочный коэффициент: ф0 = 1 —0,1Х2<то//?₽о; ао — усилие в стержне в момент замера стрелки искривления: о0 = NjAB.
295
Учитывая, что в большинстве случаев в стержнях ферм есть резервы несущей способности за счет унификации сечений, градации сортамента, неполного использования прочностных свойств металла, можно определить допускаемые искривления сжатых стержней ферм с учетом этих резервов. Для сжатых стержней ферм нз парвых уголков допускаемые искривления в двух плоскостях в зависимости от уровня нагруженности приведены в табл. 9.9.
Несущая способность сжатого стержня с заданными искривлениями в одной или двух плоскостях определяется по формуле
Nв/(фи. рЛо) (9.22)
где <ри, с — коэффициент снижения несущей способности стержня с условными искривленными кип (определяетси по табл. 9.10, значении фц, „ увеличены в 1000 pas); коэффициент фц, 0 определяется в зависимости от и и о, Хх, Ху:
Хх = (lef. 1/Rya/E , Ху = (lef. у/toy) 'V'Ryo/E ,
u = (foxJlef. х) Ryt/E , V = (fay/lef. у) ~\/Ryo/E , fox = Фох/ивм. xl lay = Фоу/ввм. У’
Фо« = I —0, IX^C^/R^q; 'Фо*/ = 1 —0> M&o/RyO, Vc = I •
Расчет сквозных стержней с дефектами или повреждениями на устойчивость в плоскости решетки выполняется по формуле
^«/(фрфвет Л) RyoVc (9.23)
где фв — определяетси по нормам с учетом поправочного коэффициента к относительному эксцентриситету адох = Kytnyf,
Ki = 0,8 4- 0,25 ~^i\mfXef, (9.24)
для решетчатый колони при отсутствии повреждений элементов решетин фввт = = 1, при наличии повреждений Фвет определяется по нормам с поправочным коэффициентом: Ку =* 1 + 0,04Хв8т — прн Хвот С 2,5; Ку = 1,1 — при ХВ8Т > > 2,5; Хвет = ХВ8Т Vr^eI
Учет местных погибей в стержнях ферм. Установлено, что критические силы у сжатых стержней с местными погибями могут быть ниже (до 50 %), чем у бездефектных [34].
При определении несущей способности стержня таврового сечения из двух уголков с местной погибью полки искривленный участок заменяется эквивалентным прямолинейным участком меньшей толщины. Расчетная схема такого стержня приведена иа рис. 9.10, а.
Проверка устойчивости стержня, ослабленного местной по-гибью, производится по формуле
Уо/(фпЛ0. с) RyoVnVct (9.25)
где _Л0. с — Ло — при отсутствии вырезов; фп — определяется в зависимости от Хп — Хв Ryy/E и Шр), п» Хд = let.Jliii iu ” ~v ^п/Л8; /р/.п” И ~ определяется по нормам; рн— по табл. 9.11; /Пр), п = Ч/Лп = чвЛр/^п; е— суммарный эксцентриситет приложения нагрузки относительно центральных осей Ли и Кп (рис. 9.10, б); е = ву 4- еп; е# — от эксцентриситета приложения 296
Таблица 9.10. Значение коэффициента фи.
м *1М. © °
—0.3 —0.3 -0.1 —0.06 0.06 0.1 0.3 0.3
Для опорных раскосов и верхних поясов ферм из ралнополочных уголков (if) при = 1
0,06 605 655 749 779 777 680 553 472
2.0 0.1 580 637 704 727 783 685 553 473
0.2 535 584 632 661 727 703 562 474
0.3 501 532 574 595 643 667 571 480
0.06 438 500 586 647 613 510 398 349
3.0 0.1 420 475 544 592 615 510 399 347
0.2 388 426 475 507 582 523 403 343
0.3 351 388 427 445 489 521 412 341
0.05 307 356 426 476 436 367 292 258
4.0 0.1 299 344 406 441 441 369 290 256
0.2 278 315 357 381 473 377 296 253
0.3 261 288 316 335 376 394 294 250
Для сжатых раскосов ферм из равнополочмых уголков (if) при ” 0,8; — 1
0,05 559 625 706 758 755 647 515 430
2.0 0.1 534 585 650 690 782 651 515 432
0,2 477 522 566 595 650 683 523 433
0.3 433 467 508 526 561 581 537 443
0,05 404 464 547 594 598 492 378 305
3.0 0.1 380 432 489 525 609 494 376 311
0.2 341 375 413 433 474 496 383 309
0.3 308 335 358 372 396 410 403 315
0,05 286 337 399 437 434 358 274 226
4.0 0.1 274 315 362 386 451 362 277 227
0.2 250 275 303 318 347 357 283 231
0,3 225 246 264 272 286 291 288 231
Для сжатых поясов и опорных раскосов из неравнополочных уголков (Т) Нх = На = 1
0,06 541 590 647 678 743 708 586 503
2.0 0.1 499 536 576 599 640 659 587 548
0.2 432 464 482 496 518 524 537 512
0.3 383 400 419 423 434 440 447 451
0.05 377 415 450 472 496 500 424 358
3.0 0.1 342 367 396 406 422 426 419 362
0.2 290 304 318 324 335 336 335 324
0.3 255 265 271 277 280 283 282 273
0.05 265 286 308 313 321 321 302 259
4.0 0.1 240 255 267 273 279 278 271 254
0.2 204 214 222 222 225 227 223 213
0.3 178 186 190 190 191 191 189 185
Рис. 9.10. Расчетная схема стержня фермы с местной погибью полок а — расчетная схема стержня с погибью; б — расчетная сяема деформированного сечения стержня; 1 — центр тяжести недеформнроваиного сечения; 2 — то же, деформированного
иагрувки к торцам уголков и общего искривления стержни: «ь = Za + «п = — zD — Ze; п — определяется по нормам; уп — коэффициент при погибах одной из вертикальных полок уп = 0,95; то же, одной из горизонтальных полок — Уп — 0,9; при симметричных погибах двух полой —Уп — 1-
Для вычисления геометрических характеристик эквивалентного сечения (/п, Wn, in достаточно разбить деформированную часть полки длиной с = b — (I + 0,5г) на 2 ... 3 участка длиной 0,5с или 0,33с и определить для них соответствующие значения Ц-, Wt\ it, далее находят 7П = 101 + 2 Ц (где Iu, JFoi> f01 — соответствующие характеристики недеформированной части сечения) и т. д.
Таблица 9.11. Значения коэффициента Ц1
'о/'п
1.5 2,0 3.0 4.0 5.0 6.0
Дефект е середине по длине стержня
0,06 815 744 635 574 535 506
0,1 830 779 688 641 611 590
0,15 853 809 737 699 675 659
0,2 884 839 779 749 730 718
Дефект в конце стержня
0,05 803 710 579 502 449 410
0,1 810 713 582 506 454 416
0,15 811 717 592 520 472 438
0,2 812 728 612 547 606 479
Примечавяе. Значения уввявчевж в 1000 рае; 0 — раачевяая давяа сановного «ершия: /, — иомена вяерцяв отершая оеиоавеввьио оое* X. я У».
298
Характеристики техвичесжого состояния конструкций
В зависимости от степени потери конструкциями эксплуатационных свойств их состояние может быть отнесено к одному из следующих видов [131:
исправное — выполняются все требования действующих норм, отсутствуют дефекты и повреждения;
работоспособное — нормальная эксплуатация конструкций обеспечивается в конкретных условиях рассматриваемого здания или сооружения несмотря на имеющиеся отступления от норм, государственных стандартов и технической документации; отсутствуют дефекты и повреждения, снижающие несущую способность конструкций, могут отмечаться повреждения антикоррозионного покрытия (требуется его восстановление);
ограниченно работоспособное — для обеспечения функционирования конструкций необходимо проведение специальных, но допустимых условиями эксплуатации, мероприятий по контролю за состоянием конструкций (например, периодический замер деформаций), параметрами технологического процесса (возможно с ограничениями по продолжительности функционирования); имеются дефекты и повреждения, снижающие несущую способность и выносливость конструкций, отсутствует опасность хрупкого разрушения (возможно проведение ремонтных работ);
неработоспособное (недопустимое) — существующее или прогнозируемое по расчету состояние (одно из предельных состояний конструкций по классификации СТ СЭВ 3972—-83); возможно обрушение конструкций; имеются дефекты и повреждения (например, хрупкие трещины в металле или в сварных швах, разрывы элементов, потеря устойчивости сжатых стержней ферм, колонн ит. п.), при которых дальнейшая эксплуатация конструкций без их усиления недопустима; при проектировании реконструкции должно быть предусмотрено восстановление работоспособности всех сохраняемых конструкций.
Допускается не усиливать конструкции в двух случаях:
1) если снижение их несущей способности из-за наличия дефектов и повреждений компенсируется выявленными резервами за счет уточненной геометрии конструкций, механических характеристик стали, нагрузок и фактической расчетной схемы;
2) если гибкость элемента больше предельной, установленной в [18], однако стержни имеют искривления, допустимые установленными нормами на изготовление, и усилия в них не возрастут после реконструкции объекта.
Допускается также эксплуатация без усиления существующих несущих конструкций, имеющих повышенные прогибы и перемещения, при условии, что они не препятствуют нормальной работе оборудования, в том числе мостовых кранов, обеспечивается надежная работа ограждающих конструкций и в дальнейшем увеличение этих деформаций не предвидится.
299
Для конструкций, состояние которых классифицировано как исправное, допускается ограничивать поверочный расчет сопоставлением внутренних усилий М, Q, N от расчетных сил с усилиями, приведенными в технической документации. Расчет сохраняемых конструкций производится при обнаружении дефектов и повреждений, снижающих работоспособность конструкций и при изменении режимов эксплуатации в неблагоприятную сторону.
Примеры
Пример 9.1. При реконструкции прокатного цеха необходимо заменить существующие мостовые краны грузоподъемностью 30/5 т (все характеристики цеха приведены в [1, рис. 11.3]) на краны грузоподъемностью 50/10 т. Силовой расчет поперечной рамы на стадии проектировании для существующего Цеха приведен в [1, с. 300 ... 308]. При статическом расчете учитывался отпор связей по нижним поясам ферм иа действие крановой нагрузки.
При обследовании установлено: генеральные размеры конструкций соответствуют проектным. Из-за отсутствия сертификатов на сталь элементов каркаса были вырезаны образцы из колонн и ферм.
Свойства стали. Результаты испытаний по ГОСТ 1497—84* образцов из колонны (сечения колонны приведены в [1, рис. 14.20]) показали значения от для полок надкрановой части толщиной 14 мм:
at => 252; 248; 262; 258; 254; 247; 250; 256; 260; 254 МПа; гт
т = 10; <тп = (1/т) °i = W>4 МПа; по формуле (9.1) Sa = 5 МПа;
по табл. 9.3 ад — 2,911; Z?vn 0 = 254 — 2,911-5 = 239,5 МПа.
Так как здание построено до 1982 г. и /?Vno< 380 МПа, то = 1,1. Тогда — 239,5/1,1 = 218 вместо проектного значения Rv = 215 МПа. Аналогично получено для подкрановой ветви колонны из двутавра 145Б1 Rvt -- 257,8 вместо 215 МПа, а для шатровой ветви, выполненной из листа 460Х 14 и 2 листов 180Х 14, Rvo = 239,5 вместо Rv — 215 МПа. Фактические Rvt в некоторых случаях оказались больше Rv иа 11 ... 20 %.
Постоянные нагрувки. Состав, кровли приведен в [1, с. 300]. Прн обследовании установлено, что защитный слой нз битумной мастики с втопленным гравием имеет толщину t = 20 ... 46 мм. Взятые образцы из разных мест кровли дали следующую выборку: ft = 22; 23; 46; 34; 26: 20; 30; 42 мм. Тогда gai = = tif— 0,8; 0,62; 1,01; 0,57; 0,44; 0, 66; 0,93 кПа; т = 8; по формуле (9.4) gon — 0,39 кПа; Sg — 0,232 кПа; по табл. 9.4 ag = 0,5. Расчетная нагрузка от защитного слоя g ₽ 0,59 + 0,5-0,232 = 0,706 кПа; суммарная расчетная нагрузка от кровли 2g# = 1,75 кПа вместо проектной 1,59 кПа (увеличение на 10%); фактическая нормативная нагрузка = 1,51 кПа.
Снеговая нагрузка. На основании справки территориального управления Госкомгидромета, по данным ближайшей и реконструируемому объекту метеостанции, имеем выборку непрерывного ряда наблюдений 5-суточных запасов воды в снежном покрове за 20 лёт. Полученный статистический материал обработан по указаниям прилож. 2 [13], в результате получена расчетная снеговая нагрузка на земле р9 — 2,11 кПа. Тогда при gjpn — 1,51/2,11 = 0,712; £ — = 0,89; с= 1. Расчетная фактическая нагрузка от снега р= 0,88-1-2,11 = = 1,86 кПа вместо проектной 2,17 кПа (уменьшение на 14 %).
Ветровая нагрдвка. Здание находится в местности типа Б. В справке Госкомгидромета, по данным ближайшей метеостанции, указаны; способ и условия измерения скорости ветра (в данном случае с помощью анемометра с 10-минутным осреднением скорости); высота установки анемометра над уровнем земли; число срочных наблюдений скорости ветра в сутки; продолжительность наблюдений 300
Таблица 9.12. Расчетные уснлвя в сечениях левой стойки рамы
№ Вид нагрузки "с Сечения стойки
Верх надира новой части Ниа надира новой части Верх подкрановой части Низ подкрановой части
М М М М
1 Постоянная £g= = 1,75 кПа 1 —279 299 176 587 41 507 205 725
2 Снеговая р = 1 —306 319 —166 319 —87 319 241 319
— 1,86 кПа 0,9 —275 287 — 149 287 —78 287 217 287
3 Дтах == 1530 кН 1 — 112 0 353 0 —795 1530 286 1530
на левую стойку 0,9 — 101 0 318 0 —716 1377 258 1377
3 * Дтах “ 1530 кН 1 — 123 0 143 0 —333 485 280 485
на правую стойку 0,9 — 111 0 129 0 —300 437 252 437
4 ^иоп == 116 кН 1 ±49 0 ±71 0 ±71 0 ±129 0
на левую стойку 0,9 ±44 0 ±64 0 ±64 0 ±116 0
4 • Тпоп на правую 1 ±25 0 ±1 0 ±1 0 ±58 0
стойку 0,9 ±23 0 ±1 0 ±1 0 ±53 0
5 Ветер слева ga— 1 93 0 19 0 19 0 —294 0
= 0,2 кПа 0,9 84 0 17 0 17 0 —265 0
5 * Ветер справа 1 —94 0 — 16 0 — 16 0 285 0
ga = 0,2 кПа 0,9 —85 0 — 15 0 — 15 0 257 0
Примечание. Значения нагибающих моментов приведены в кН-м; нормальных сил — в кН.
(в примере — в течение 20 лет); расчетные данные о наибольшей скорости ветра с 5-летннм периодом повторяемости; статистические данные о скорости ветра для установления функции распределения. Проведена обработка этих данных по указаниям прилож. 3 [13], в результате получено расчетное значение скорости ветра с 5-летним периодом повторяемости ран = 16,3 м/с.
Тогда по формуле (9.10) = 17,9 м/с; g0 — 0,2 кПа вместо проектной вет-
ровой нагрузки g0 = 0,27 кПа (уменьшение на 37 %). Расчетная нагрузка ga = = yfgtKC — 1,2-0,2-1-0,8 = 0,192 кПа — с наветренной стороны; gore = = 0,144 кПа — с подветренной стороны.
Крановая нагрувка. Характеристики нового крана грузоподъемностью 50/10 т: база крана — 5,25 м, расстояние между колесами — 1,51 м, нормативное давление колеса — /•'max =510 кН, масса моста — 0« — 610 кН, масса тележки — GT = 186 кН;
Дтпах = Тн (Y/1«c б + =
= 0,95 (1,1-0,95-510-2,87 + 47 + 32) = 1530 кН вместо 1170 кН
(масса подкрановых конструкций взита нз примера расчета [1, с. 301]) — увеличение на 31 %; Fnim — (9,8-50+ 610+ 185)/2— 510 = 133 кН; Дпнп — = 485 кН; Ткол = 0,05 (9,8-50+ 185)/2 = 16,9 кН; Тпоп = 130 кН вместо 81 кН.
В табл. 9.12 приведены усилия в расчетных сечениях колонн для изменившихся постоянных и временных нагрузок, причем усилия от крановых нагрузок определялись с учетом отпора тормозных конструкций. Тормозные конструкции выполнены на листа 1230X 6 и вспомогательной балки из швеллера №36, 7Т = 631 800 см* [1, с. 393]); пт = 7Т//Н = 631 800/934 000 = 0,66;
301
повеа продольных рвспрамаягтеяъкых сакм*. рвсположвияыи во пжиям поясам спюпильных ферм, выполвемы ва гнуто* трубы 160X160X4 с До-— •* 24,3 см*; а каркасе две продольные саяаеаые фермы вместо* по 600 ем. Тогда /е = В-24.3-300* = 437 400 см*; при шага строп ильных ферм b — 12 м, по формуле (9.13), вр -2.3; «с - 2,3-8100-2-24.3/(4-1200) - 190, тогда к, ей 3; я0 = 3-4 374 000/961 000 = 13.8, по табл. 9.7 и формулам (9.15) при Ц = hlb — - 16/12 - 1.33; Х„ = = 4.7/11.3 = 0,4; о, = 0,02; о. - 0.6; а, - 0.36;
Д= 0,02-13,8-0,66 1.33* + 0.6-13,8-1,33* + 0,36 0,66-1ЛЗ* + 1 = 22.
По табл. 9.7. 6. - 0,25; Ь. = 0,1; си = 0,25-0,66-1,33* (1 + 0,1-13,8-1,33») = - 1,64; М,п.м = 1530-0.75= 1148 кН-м; h = 16 м; Ятм - 1.64-1148/(22-16) = = 5,4 кН; 6( - 0,12; 5. - 0.2; а, - 0.12-0,66-1,33 (1 + 0.2-13,8-1,33») = 1,4; RrT "= 1.4-130/22 = 8.3 кН; Твои i = Твов — RrT — ЯтМ “ 130 — 8,3 — 5,4 = = 116 кН. Тогда расчетные эначекия усилий в верхнем сечении иадкрановой части колонны (при комбинации нагрузок I, 2, 3*, 4, Б*): М =т —794 кН-м и N — 586 кН вместо М = —811 кН-ы и N = 607 кН; в верхнем сечении подкрановой части колонны (при комбинации 1, 2, 3, 4, 5*): М ч» —916 кН-м и А/— 2171 кН вместо М = —729 кН-м к N = 1879 кН; в нижнем сечении подкрановой части колонны (при комбинации 1, 2, 3, 4, 5*): М —. 1052 «Н-м и N = — 2389 кН вместо М = 1066 кН-м и N = 2108 кН.
Оценка несущеа способности колонны. Рассмотрим яадкраваяую часть. Учитывая, что расчетные усилия М и V меньше проектных, прочность и Устойчивость ие проверяем. Верхняя часть колонны исправна, усиление не требуется.
Рассмотрим подкрановую часть. Геометрические характеристики сечения определены в [1. с. 364). Усилия в ветвях: в подкрановой — Nn = 2171-60/145 + + 91 600/145 = 1630 кН; в шатровой — Na — 2389-85/145 + 105 200/145 = = 2126 кН; вместо проектных Na = 1280 кН и Л’ш = 1970 кН.
Проверка устойчивости ветвей из плоскости рамы: подкрановая ветвь — Лп = 74,6 см*; ф„ = 0.8; а - 1530-10/(0,8-74.6) - 256.3 < /?,, = 257,8 МПа; шатровая ветвь — Лш = 114,8 ЙМ»; <рш = 0,79; о — 2126-10/(0,79-114,8) -= 234,4 < 239,5 МПа. Проверка устойчивости ветвей в плоскости рамы: подкрановая ветвь — в = 1530-10/(0,83-74,6) = 247,1 < 257,8 МПа; шатровая ветвь — в — 2126-10/(0,81-114,8) = 229 < 239,5 МПа. Устойчивость всего сечения: для комбинации, догружающей шатровую ветвь, т = (106 200/2389) X X (189,4/961 000) (57 + 5) - 0,54; Ц/-1.14 (см. [1, с. 365D; Ф» - 0,63; а = 2389-10/0,63-189,4 = 200,2 < 239,Б МПа; для комбинации, догружающей подкрановую ветвь м = (916 000/2171) (189,4/961 000) 88 = 0,75; = 1,14;
ф, = 0,54; о — 2171-10/(0,54-189,4) = 212,2 С 257,8 МПа.
Иа расчетов видно, что при учете резервов несущей способности (фактических вагруэок, характеристик стали, пространственной работы каркаса, в частности отпора тормомых конструкций) устойчивость всех частей колонны при установке мостового крана грузоподъемностью 50/10 т вместо 30/5 т обеспечена, колонна работоспособна, усиление ие требуется.
Пример 8.7. В стропильной ферме покрытия прокатного цеха (см. пример 9.1, а также чертеж КМД на рис. 13.24 в )1 ]) в результате обследовании обнаружено искривление второго от опоры сжатого раскоса, выполненного из 2|_ 125X8. Искривление стермя отмечено в двух плоскостях: /пм. х — 1,1 ем в /а«м к ™ = 2,4 см. Усилие в стержне, определенное с учетом фактической постоянной и снеговой нагрузок составляет .V, = 390 кН. По результатам испытаний образцов стали получено Rn — 261 > Rg — 240 МПа. . ,
Проверяем устойчивость стержня с учетом отмеченных дефектов по формуле 9.22. Для этого вычисляем:
4 -(0,8 484-10/3.87) V26,1/(2,06-10») - 3,19; £ = (434-10/5.53) X '
X У26,1/(2,06-10*) =2,79. Уровень нагружсяиостя ajRgt — 39-10/(39,4 X Х261) — 0,38; %, = 1 — 0.140,/Я-— 1 — 0.1-3,19-0,38— 0,613; «,„ =
— 0.7; = 0,613-1,1 = 0,67 см; = 1.68 см; и — (0,67.10/434) X
X У26,1/(2,06-10») - 0.55 см; о — 1,38 см; по тебе. 9.11 ф„., = 0,26; о — 302
=i 390-10/(0,26-39,4) = 380 > 261 МПа. Раскос при расчетной нагрузке будет иметь неработоспособное состояние, требуется его усиление.
Пример 9.3. Второй от опоры сжатый раскос фермы (см. [1, рис. 13.24]), выполненный из 2|_ 125X8, с А — 39,4 см*, имеет местную погибь одной из полок (ряс. 9.8) в средней трети длины стержня с=Ь— (t + 0,5г) = 12,5 — — (0,8 + 0,5-1,4) = 11 см. Разбиваем деформированный участок полки на два участка по 0,5с — 5,5 см. Новое положение центра тяжести
12,5-0,8-2,85 + 5,5-0,8-1,25 — 5,5-0,8-1,25 „ „ ,
у 19,69 4-19,69 — 0,7 см; /П1 —294+19,69х
х0,7» + 12,5-0,8 (6,25 — 3,4 + 0,7)» + 0,8-12,5»/12 + 11-0,8 [(1,25 — 0,7)» + + (1,25 + 0,7)» = 550 см»; /П1 = 1/550/39,4 = 3,73 см; = 5,53 см; е0 = = z0 — /о = 3,4 — 5,0 —1,7 см; еа = гп — z0 = —0,7 см; е = — (1,7 + 0,7)= = —2,4 см; mef п = (пеАПах {b — zn) = (1,13-2,4-39,4/550) (12,5 — 2,7) = - 1,9 см; - 2-294/550 = 1,1; ljlef = 50/434 = 0,115, где La = 50см—
длина участка с погибью; т) берем по СНиП П-23—81* по табл. 9.11 pi = = 0,83; Ц = 0,3; lef, д = 0,83-0,8-434 = 288 см; Лп = 288/3,73 = 77; Хп = = 77-10/1/26,1/2,06-10ь = 2,7; фп = 0,33; ?п = 0,9; а = 390-10/(0,33-39,4) = = 300 > 261-0,9 = 235 МПа. Состояние стержня неработоспособное, требуется усиление.
Глава 10. ПРОЕКТИРОВАНИЕ УСИЛЕНИЯ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Способы усиления
Общие положении
Под усилением подразумевается комплекс конструктивных мер, направленных на восстановление (при ремонте) утерянных эксплуатационных свойств конструкций или на повышение (при реконструкции) несущей способности и надежности конструкций и их элементов.
Необходимость усиления обусловливается факторами, препятствующими продолжению нормальной эксплуатации конструкций:
наличием недопустимых дефектов и повреждений (возникающих на стадии проектирования, изготовления, транспортировки и монтажа, в процессе эксплуатации), в результате чего не обеспечиваются требования прочности, устойчивости, хладостойкости или выносливости, жесткости;
эксплуатационным износом, вызываемым механическими воздействиями технологического оборудования, коррозионным износом, температурными и атмосферными воздействиями, нарушениями правил эксплуатации оборудования и конструкций;
повреждением стихийного характера;
изменением условий эксплуатации (изменениями нагрузок, габаритов оборудования и режима его работы, вызванными интенсификацией технологического процесса прн реконструкции).
303
Основной целью усиления является обеспечение нормальной эксплуатации сохраняемых конструкций и технологического оборудования. Удовлетворение этого общего требования возможно при достижении после усиления необходимой прочности, устойчивости, жесткости, надежности сохраняемых конструкций.
Усилением стальных конструкций с целью повышения их хладостойкости называется комплекс конструктивно-технологических мероприятий, направленных на предотвращение хрупкого разрушения элементов конструкций, находящихся в эксплуатации при непосредственном воздействии на них естественных низких температур воздуха. Необходимость в повышении хладостойкости стальных конструкций возникает в случаях выявления конструктивно-технологических дефектов, снижающих эту характеристику.
При усилении конструкций, подверженных воздействию низких естественных температур необходимо, во-первых, использовать традиционные методы (будут рассмотрены ниже), принимая при этом конструктивные решения узлов и соединений, исключающие применение конструктивных форм низкой хладостойкости (классифицированных в табл. 6.4), во-вторых, предусматривать в необходимых случаях специальные методы повышения хладостойкости стальных конструкций. Следует отметить, что при эксплуатационном воздействии низких естественных температур традиционные методы усиления могут оказаться бесполезными, а в ряде случаев просто опасными. Это связано как с изменением приспособляемости стальных конструкций, рассмотренной в гл. 6, так и с возможностью создания новых очагов концентрации напряжений и локальных термопластических деформаций при выполнении работ по усилению с применением сварки.
Необходимо иметь в виду, что при производстве работ по усилению конструкций, как правило, неизбежно некоторое стеснение технологического процесса или даже его остановка, что приводит к определенным экономическим потерям. Поэтому усиление конструкций необходимо рассматривать как крайнее средство по обеспечению нормальных условий эксплуатации, когда этой цели нельзя достичь ни за счет выявленных резервов несущей способности (см. гл. 9), ни путем уменьшения нагрузок, действующих на конструкцию (ограничение грузоподъемности мостовых кранов, хода крановой тележки, сближения кранов, изменения расположения кранов в пролетах цеха; замена ограждающих конструкций на более легкие и т. п.).
В некоторых случаях можно не усиливать конструкции, выполненные с отступлениями от требований норм. Эго допускается, если исключены изменения в неблагоприятную сторону условий эксплуатации конструкций и несущая способность последних обоснована расчетом на прочность, включая и на хрупкую, на устойчивость и выносливость.
304
Для выбора оптимального варианта усиления следует проанализировать несколько решений по экономическим критериям с учетом возможного ограничения технологического процесса и по критерию технологичности производства работ. При значительных объемах работ определяющими факторами могут оказаться расход стали на усиление, трудоемкость изготовления и монтажа дополнительных элементов, длительность остановки производства.
Принципиальный подход экономического обоснования усиления разработан Н. С. Стрелецким. Заключается он в том, что полная стоимость работ складывается из затрат непосредственно на усиление, убытков от возможного ограничения производства и стоимости добавочной продукции, полученной за счет продления сроков эксплуатации конструкций после усиления. Для практических целей можно воспользоваться методикой, предполагающей, что затраты на ремонт, усиление или совершенствование конструкций окупаются за счет увеличения нормативного срока эксплуатации [33].
Практический опыт усиления каркасов производственных зданий и их элементов обобщен и отражен в альбомах типовых решений институтами Сибпроектстальконструкция (каркасы, фермы), Ленпроектстальконструкция (подкрановые конструкции), Днеп-ропроектстальконструкция (колонны).
Классифакацяя способов у си л ей в я
Способы усиления классифицированы по трем основным признакам: по степени капитальности, степени нагруженности конструкций и по конструктивным признакам. Усиление может быть аварийным, временным, капитальным и перспективным.
Аварийное усиление производится в экстремальных случаях для срочного восстановления несущей способности конструкций. При этом применяются наиболее простые и технологичные решения, рассчитанные на сравнительно короткий срок эксплуатации — до капитального восстановления. Временное усиление применяется для конструкций, нормальную эксплуатацию которых в плановом порядке необходимо обеспечить до начала капитального усиления. Временное монтажное усиление производится и в процессе монтажа тех конструкций, которые при подъеме, строповке, передвижке работают в иных условиях, чем в период эксплуатации. Капитальное усиление применяется для решения текущих задач при реконструкции зданий и сооружений, перспективное — в конструкциях, на которые с течением времени предполагается увеличить технологические нагрузки.
Усиление конструкций может производиться под нагрузкой, с частичной или с полной разгрузкой (рис. 10.1). Первое является наиболее сложным видом усиления, так как требует детального обследования усиливаемой конструкции, оценки ее напряженного
305
Рис. 10.1. Классификация способов усиления металлических конструкций
Использование резервов несущей способности (см. гл 9)
Ограничение работы технологического оборудования; замени его на новое с меньшей массой
Замена существующих ограждающих конструкций на другие с меньшей массой
Подведение дополнительных промежуточных несущих конструкций
Постановка дополнительных связей, ре бер, диафрагм, распределительных ферм
Подведение дополнительных опор или подвесок
„Замоноличивание” опор
Введение новых стержневых элементов для изменения статический схемы
Введение шарниров
Введение затяжек в распорные системы
Предварительное напряжение и другие методы (см гл. Н)
Постановка дополнительных элементов усиления
Увеличение катета и длины сборных m&rfl
Постановка новых. Болтов, замена заклепок Болтами 6 Болтовых и заклепочных соединениях
Деконцентрация (см. гл. 12)
Постановка ламелей и другие методы\
состояния и специальных приемов усиления, позволяющих эффективно включить элементы усиления в работу конструкции. Однако с экономических позиций такое усиление наиболее эффективно, поскольку обычно не приводит к остановке технологического процесса.
Наиболее часто применяется усиление с частичной разгрузкой конструкций. Так, например, усиление ферм и прогонов покрытия лучше производить при отсутствии снеговой нагрузки, усиление колонн производственных зданий — при отсутствии крановой нагрузки и нагрузки от снега и т. д.
Усиление с полной разгрузкой (не учитывая нагрузки от массы конструкций) практикуется при аварийно-восстановительных работах, как правило, в тех случаях, когда допускается остановка технологического процесса, а также для конструкций, в которых основной является полезная нагрузка (подкрановые балки, резервуары и т. п.).
Все известные конструктивные приемы усиления конструкций принципиально могут быть объединены в семь групп (рис. 10.1). Усиление конструкций можно выполнять одним или одновременно несколькими способами.
Элементы усиления, как правило, необходимо проектировать, ориентируясь на их полное производство в заводских условиях. В особых случаях допускается изготовление деталей усиления с припуском размеров и последующей обработкой по месту установки.
Соединения деталей усиления с существующими конструкциями выполняются на сварке, на болтах (нормальной точности обычных или высокопрочных) и на дюбелях. В конструкциях, работающих в условиях низких естественных температур и на динамические (циклические) нагрузки, присоединение элементов усиления желательно осуществлять с помощью болтов.
Марку стали для элементов усиления следует назначать по нормам с учетом качества стали усиливаемой конструкции. При отсутствии данных о свариваемости старой стали следует провести испытания на образцах. Качество новой стали не должно быть ниже качества старой.
Проектирование усиления должно производиться с учетом монтажной технологичности. Это требование связано с особенностями производства работ, обусловленными стесненностью пространства из-за наличия существующих конструкций, коммуникаций и оборудования, необходимость^ совмещения монтажных работ с технологическим процессом действующего предприятия, сжатыми сроками работ по усилению, ограничением в выборе монтажных механизмов и др.
Изменение условий ежсплуатацни и косвенное усиление
Продление нли восстановление работоспособности конструкций может быть достигнуто как за счет изменения условий эксплуатации, включая использование выявленных резервов несу-
307
Рис. 10.2. Усиление подведением дополнительных несущих конструкций, постановкой новых свяэей. ребер и распределительных ферм
а — осквддеем довмимтвльвых •стжих ковструкдвб; в, • — постааоака новых саи-»еК, « — н<ди>< рлсвраделктыьяо» фермы; в — постановка допои катального ребра; I — допоиажтельааа балка; I — повыв еаааа; t — вопля распределительная ферма: 4 — дополнительное ребро
щей способности, так и путем косвенного усиления сохраняемых конструкций. Возможны следующие способы усиления конструкций (см. рис. 10.1):
использование резервов несущей способности (учет фактической нагруженности, действительной расчетной схемы, уточненных геометрических размеров конструкций и сечений элементов, фактических механических характеристик стали, пространственной схемы работы каркаса и т. д.), рассмотренных в гл. 9;
ограничение работы технологического оборудования, например уменьшение заполнения технологических емкостей под жидкости или сыпучие материалы, изменение работы мостовых кранов за счет ограничения их грузоподъемности, хода грузовой тележки, зов
сближения кранов между собой после установки более длинных концевых выключателей энергопитания и т. п.;
замена существующего технологического оборудования на новое с меньшей массой, например старых крышных вентиляторов на вентиляторы новых разработок, мостовых кранов на напольный транспорт и т. п.;
замена существующих ограждающих конструкций на более легкие, например кровельного настнла из железобетонных плит на настил из стального профилированного листа с эффективным утеплителем;
подведение новых несущих конструкций под существующие, за счет чего последние разгружаются (рис. 10.2, а); этот способ применяется для усиления балочных площадок в цехах, прогонов и ферм покрытия, колонн.
Изменение схемы конструкции
Схему конструкций целесообразно изменять при необходи мости повышения несущей способности и других эксплуатационных характеристик конструкции в целом, однако этот способ часто приводит к увеличению усилий в отдельных элементах и к необходимости их местного усиления.
Изменение схемы конструкций с целью усиления подразумевает и изменение конструктивной схемы всего каркаса или отдельных его элементов, в результате чего меняется расчетная схема. Такой способ наиболее оправдан при значительном увеличении нагрузки на всю конструкцию или на каркас здания.
Изменение конструктивной и, как следствие, статической схемы можно выполнять различными способами:
1. Постановка дополнительных связей, диафрагм, ребер жесткости, например устройство дополнительных горизонталь'ных связей в плоскости нижних поясов стропильных ферм в каркасах одноэтажных производственных зданий (рис. 10.2, б), что позволяет повысить жесткость поперечника в целом и косвенно приводит к усилению колонн. Возможны постановка дополнительных распорок по колоннам при их гибкости более 80 (рис. 10.2, б), диафрагм по длине колонны (повышается устойчивость ветвей); устройство дополнительной разгружающей продольной фермы в покрытии’(рис. 10.2, в), например для резервирования несущей способности стропильных ферм, выполненных из кипящей стали; постановка в стенке балок дополнительных ребер для повышения ее местной устойчивости (рис. 10.2, г).
2. Подведение дополнительных опорных стоек (рис. 10.3, а—г) позволяет уменьшить пролет балочной системы и за счет этого в 2 ... 3 раза повысить несущую способность балок, ферм. Введение дополнительных опор возможно при наличии свободного пространства под усиливаемой конструкцией и благоприятного состояния фундаментов под существующими опорами в случае
309
Рис. 10.3. Усиление балок, ферм и колонн иутем изменения статической схемы а—в — подведение дополнительных опор; « — подведение гибкой арки; Э, « — подвешивание балок и ферм к дополнительным опорам; и, к — создание иеразреаности в балках и фермах путем «эамоиолнчиваиив» опорных сечений; л —заделка шарнирно опертойz иа фундамент колонны; / — дополнительная опора; 2 — ребро усиления; 3 — элементы местного усилении; 4 — подвеска; 6 — несущая нить (трос, канат); 6 — подкос; 7 — гибкая арка; 3 — детали усилении опорных узлов
применения новых подкосов. Перечисленные способы с успехом Могут применяться при аварийном усилении. Способы, показанные на рис. 10.3, б, г, целесообразно применять для капитального усиления пролетных строений галерей.
3. Подвешивание существующей конструкции к дополнительным опорным конструкциям (рис. 10.3, д, е) желательно использовать для ригелей покрытия и пролетных строений галерей.
4, Превращение статически определимых однопролегных балочных систем в неразрезные многопролегные или в однопролет-310
Рис. 10.4. Усиление балои, ферм и колонн путем введения шпренгелей а, б — подведение шпренгелей к Палкам; «—9 — то же, к фермам; а — введение шпрен-геля в колонну; и, к — введение шпреигельнвк элементов в ферму; л, м — включение светоаэрациовнви фонарей в работу стропнлъяви ферм; 1 — шпреигелъ; 2 — детали усиления балок; 3 — демонтируемая опора; 4 — детали усилении опорного узла; $ — элемента ферма; 6 — фонарь
ные статически неопределимые системы путем оамоноличивания» опорных узлов (рис. 10.3, и, к), или превращение шарнирного опирания колонны на фундамент в заделку (рис. 10.3, л). '
5. Введение новых стержневых элементов (или систем) для изменения схемы конструкции: шпренгелей в балках
ЗП
(рис. 10.4, а, б), в фермах (рис. 10.4, в—д), в колоннах (рис. 10.4, е) дает возможность повысить несущую способность конструкций на 40 ... 60 %.
6. Подведение дополнительных ферм или устройство только решетки и нижнего пояса с одновременным замоноличиванием опорного узла в балках применяется при необходимости демон* тажа промежуточной опоры (рис. 10.4, и) и дает возможность, например, превратить подкрановую балку в ферму, увеличить пролет подстропильных ферм, пролетных строений галерей.
7. Постановка в фермах дополнительных элементов (шпрен-гелей) с целью уменьшения расчетных длин сжатых стержней и для восприятия местной нагрузки (рис. 10.4, к).
8. Включение в работу стропильных ферм существующих или вновь устанавливаемых светоаэрационных фонарей в пролете ферм (рис. 10.4, л) или над промежуточными опорами (рис. 10.4, ж) с замоноличиванием опорных узлов ферм высоко эффективно, позволяет повысить несущую способность ферм покрытия на 20 ... 30 %. Для надежного включения элементов фонаря в работу ферм необходимо провести усиление узлов опирания его на ферму и элементы самой конструкции фонаря.
9. Изменение вида решетки ферм или решетчатых опор (рис. 10.5, а, б) позволяет разгрузить элементы существующей решетки, имеющие недостаточную несущую способность, или повысить жесткость всей конструкции.
10. Устройство защемления опорных узлов шарнирно опертых на колонну балок (включая ригели поперечных рам производственных зданий) повышает жесткость всего каркаса и снижает пролетный момент. Этой цели можно достичь либо за счет замоно-личивания опорных узлов балок (ригелей), либо путем постановки подкосов (рис. 10.5, в, г). Благодаря полному защемлению балки (или фермы) на двух или одной опоре (табл. 10.1) пролетный момент может быть уменьшен в 2 ... 3 раза, опорный — в 1,5 раза, деформативность снижается в 2,5 ... 5 раз. Следует учитывать,
Таблица 10.1. Эффект «щемления балок при равномерно распределенное нагрузке
Схема балка м. % Прогиб. %
Однопролетная свободно опертая 0 100 100
Однопролетная аащемлеиная на опо- 67 33 20
рах 100
Однопролетная с одной защемленной и другой свободно опертой опорами 56 40
Примечание. В ивслииеле дроби приведены опорные моменты, в виамеванеле — пролетные.
312
Рис. 10.5. Усклвине ферм, колонн н рем путем изменения внутренней или внеш* ней статической неопределяем ости
а, б — введенне дополнительной решетка в ферма а колонны; в. в — чаыоаолвчивавиев шарнирных увлов опнравая стропильной фермы вв колов ну; в. • — введевае дополив-гальиых оттяжек в поперечвые рамы; в. к — то же, шарниров в жесткие узлы примы капая ригелей к колоннам; л — то же, ватажка в рамы; я — то же. в рамы дополи в-тельных консолей дли подвески стенового обращения; / — дополнительная решетка; 3 — детали усиления: 3 — подкос; 4 — оттяжка; I — аведеияые шарниры; в — предварительно аатикутаи аатижка. 7 — дополнительная опора, 3 — шпреигаль; * — дополнительная консоль; 10 — стеновое ограждение
что добиться полного защемления порою сложно, но даже частичное (упругое) защемление разгружает балку или ригель поперечной рамы.
Жесткость поперечных рам можно повысить также путем постановки оттяжек (рис. 10.5, д, е). Необходимо иметь в виду, что оттяжки увеличивают площадь застройки, создают неудобства в работе предприятия и, кроме того, требуют устройства сложных
313
анкерных систем. Вышеназванные способы целесообразно применять при необходимости обеспечения условий нормальной эксплуатации мостовых кранов в случае недостаточной жесткости каркаса.
11. Введение шарниров в рамные и неразрезные балочные системы применяется для повышения несущей способности опорных зон примыкания ригелей к стойкам в рамных системах и в неразрезных балках в случае появления значительных непрогнозируемых осадок и просадок фундаментов, например, из-за подъема уровня грунтовых вод, аварийного замачивания грунтов основания и т. д. (рис. 10.5, и, к). Введение шарниров в рамах приводит к снижению жесткости последних, что в ряде случаев необходимо компенсировать постановкой дополнительных связей. Кроме того, изменение статической схемы ригеля, как правило, требует его усиления.
12. Введение затяжек в распорные системы и подвеска к стойкам рам ограждающих конструкций (рис. 10.5, л, л). Первый способ эффективен в арках и рамах, второй — в рамах. Оба эти способа могут применяться в рамах одновременно, снижая при этом пролетный момент в ригеле за счет разгружающего влияния дополнительного изгибающего момента ДА! (от предварительного напряжения затяжки или массы стенового ограждения, подвешенного на консолях, прикрепленных к стойкам рамы).
Усыевже способов пзвевенш сечвия
В тех случаях, когда несущая способность каркаса или конструкции определяется одним или несколькими элементами, например прочностью или устойчивостью нескольких стержней, целесообразно проводить ие общее усиление, а увеличить сечение наиболее слабых элементов (конструкций). При этом площадь сечения усиливаемого элемента Ло с расчетным сопротивлением Ryt увеличивается дополнительным элементом с площадью Аг с сопротивлением Rv, одновременно увеличиваются и другие геометрические характеристики сечения (7; W; г).
Эффективность усиления может быть оценена коэффициентами:
для растянутых элементов Ку = (G/Go) (N/My);
для изгибаемых элементов к„ = (G/Go) (М/Мо);
для центрально сжатых элементов = (G/Go) (/ж//яо),/2 х
х (Л/Л0)"2;
для внецентренно-сжатых элементов при необходимости усиления с целью повышения устойчивости в плоскости действия изгибающего момента Ку = (G/Go) (е/е0) (Д/Ло)3/2 (4е//«>)3/2 X X (l^x/^xo)j
то же, при необходимости усиления с целью повышения устойчивости нз плоскости действия изгибающего момента Kt = = (G/Go) (с/с0) (/я//«о),/2 (А/Ау)1/2.
В приведенных формулах Ухо, 7Х, ITIO, Wx, Ло, Л, Go, G, е0, е, Су, с — соответственно моменты инерции, моменты сопротивле-314
Рис. 10.6. Усиление балои путем увеличении их сечения а—к — способы увеличении сечении; л — схема расположении элементов усиления; м — сиема усилении подкрановый балок путем введения вераэрезвой подрельсовоВ балки
ния. площади сечения, массы элементов, эксцентриситеты про-дольных сил, значения коэффициентов в формуле (56) [18] до и после усиления [18]. Чем больше к# -а-тем эффективнее усиление.
С целью обеспечения безопасности работ по усилению необходимо, чтобы фактические максимальные напряжения в усиливаемых конструкциях (элементах) были меньше Rv0, в противном случае требуется предварительная их разгрузка.
Усиление балок. Наиболее рациональными по расходу стали являются двусторонние симметричные или близкие к симметричным схемы усиления (рис. 10.-6, а—и) с расположением усиливающих элементов по возможности дальше от центра тяжести перво-
315
начального сечения балки. Дли случаев опирания настилов на верхние пояса балок рекомендуются схемы рис. 10.6, в—к; схемы и, к — наиболее эффективны, так как обеспечивают значительное увеличение высоты сечения балки.
Как правило, усиление балок нет необходимости проводить по всей длине, можно ограничиться только участком с максималь* ным изгибающим моментом (рис. 10.6, л). Усиление составных балок с ребрами жесткости требует либо вырезки ребер, либо точной подгонки элементов усиления по длине панели, поэтому более рациональны схемы, приведенные иа рис. 10.6, б, д, и, к; при необходимости усиления верхней зоны стенки в связи с увеличением местных нагрузок может быть рекомендована схема 10.6, е.
Подкрановые балки можно усиливать путем укладки по верхнему поясу дополнительного элемента из прокатного колонного профиля, работающего по неразрезной схеме и соединенного с балкой иа болтах или на сварке (рис. 10.6, ж). Усиление подкрановых балок с целью повышения их несущей способности прн увеличении нагрузки и отсутствии тормозных конструкций можно проводить по схеме рис. 10.6, б, д (работы могут быть выполнены без остановки кранов). Усиление подкрановых балок с тормозными конструкциями при увеличении нагрузки рационально проводить по схеме рис. 10.6, а, предварительно £няв подкрановые реЛЬСЫ.
Для повышения несущей способности верхней зоны стенок подкрановых балок с режимами работы кранов 1К •• 5К (легкого и среднего режимов) и повышения местной устойчивости стенки усиление можно производить ламелями, прикрепляемыми к стенке болтами, а к верхнему поясу и ребрам жесткости — сваркой (рис. 10.7, а). В этом решении верхняя кромка ламелей должна быть плотно пригнана к верхнему поясу. Болты ставятся конструктивно в соответствии с указаниями норм.
Усиление подкрановых балок с усталостными трещинами в верхней зоне стенки рекомендуется при режимах работы кранов 6К—8К лишь как временное — в случае отсутствия возможности быстрой замены их на новые, для других режимов работы кранов усиление может быть капитальным. В сварных подкрановых балках с режимами работы кранов 6К—8К при необходимости снизить напряжения от местного кручения и, как следствие, увеличить ресурс балок по выносливости целесообразно устанавливать ламели к верхнему поясу балки, например по схеме, приведенной на рис. 10.7, б, в. Ламели крепятся к поясу конструктивным швом, к ребрам жесткости, включая дополнительные ребра из уголков (рис. 10.7, в) и опорное, — расчетным швом с полным проплавливанием. t
Усиление ферм, рам, арок. При усилении центрально-растянутых элементов рассматриваемых конструкций необходимо стремиться к сохранению как центровки в узлах основной конструкции, так и положения центра тяжести сечения после усиления 316
Рис. 10.7. Усиление подкрановых балок а—! — возможные схемы усиления; 1 — ламели; 2 — дополнительное ребро на уголка;
3 — существующие ребра
его путем постановки дополнительных элементов с требуемой площадью (рис. 10.8; 10.6, в—3). Крепление элементов усиления в пределах основного стержня для конструкций 3-й и 4-й групп может производиться прерывистым (шпоночным) сварным швом или на болтах, для конструкций 1-й и 2-й групп — сплошным швом и на болтах.
При усилении центрально-сжатых стержней надо располагать элементы усиления таким образом, чтобы максимально увеличить радиус инерции сечения при минимальном смещении центра тяжести. Если усиление производится из-за недостаточной устойчивости, но прочность основного сечения обеспечена, то усиливающие элементы можно не доводить до примыкающих узлов.
317
Рве. 10.8. Уевлввве центрально-растянутых алемеитов: В—л — воаможиаа соосоВа ПЫНИИ саааааа
Рве. 10.9. Усвлеиве сжатых стержней
• —В — аоемоавве спасоВи ужлакаака селевая; / - усвлаемыВ аманат; 1 — уевла-ищ»1 Мали. / — плавка
Рис. 10.10. Усиление внецентренно-сжатых колона и стоек а—е — возможные способы увеличении сечении
В стержнях, искривленных в плоскости основной конструкции (фермы, арки и т. п.), т. е. относительно оси х—х, применение схемы усиления (рис. 10.9, а) уменьшает эксцентриситет продольной силы; в стержнях, искривленных из плоскости конструкции, т. е. относительно осей у—у, рекомендуется схема усиления рис. 10.9, б, г\ для усиления стержней, искривленных в двух плоскостях, целесообразна схема 10.9, г. Присоединение элементов усиления производится на выносных планках.
Усиление внецеитренно сжатых колонн и стоек. При усилении этих конструкций желательно одновременно увеличивать их площадь сечения и момент инерции.
Учитывая существенное влияние эксцентриситета продольной силы на несущую способность таких элементов следует использовать способы усиления, которые приводят к уменьшению эксцентриситета или хотя бы не увеличивают его. Это достигается, как правило, несимметричным усилением (рис. 10.10).
При выборе способа усиления в колоннах крайних рядов необходимо исключить разборку стенового ограждения.
Усиление соединений
Сварные соединения. Стыковые швы, выполняемые на всю толщину соединяемых элементов, усилению не подлежат, так как наплавка металла не увеличивает расчетную высоту шва, а создает дополнительную концентрацию напряжений. При необходимости усиления таких швов нужно переходить на другие виды соединений, например применить соединение на накладках после снятия шлифовальной машинкой выступающей части швов.
Усиление угловых швов, находящихся под нагрузкой, возможно при выполнении следующих условий: для шва <: 0,67?и/ X у»/, для основного металла a 0,6^у0.
319
Рве. 10.11. Уежлевве соедвяенв*
а, в — п*лп«и, Алван см р» ого вы; в. в — аостааоака доооаватмввыа Яолтоа; 1—1 — louimictmhoo джмтыиа» фасован, уголок. Волга
Усиление угловых швов можно производить путем их удлинения или увеличения катета. При увеличении длины швов может оказаться необходимым введение дополнительных элементов (рис. 10.11, а, б). В том случае, когда удлинение швов не дает должного. результата, нужно увеличивать катет существующих швов. При этом следует иметь в виду, что во время наплавки из работы выключается участок шва, разогретый до температуры 550 °C и выше.
Болтовые заклепочные соединения. Усиление обычных болтовых соединений возможно либо путем замены болтов нормальной прочности на высокопрочные с предварительным натяжением или существующих болтов такими же, но более высокого класса прочности или большего диаметра, либо путем постановки дополнительных болтов (рис. 10.11, в).
Усиление клепаных соединений производится заменой заклепок высокопрочными болтами диаметром 20 ... 27 мм с предварительным натяжением (рис. 10.11, а). При частичной замене заклепок нельзя создавать смешанное клепанно-болтовое соединение, в котором болты располагались бы по одну сторону от продольной оси симметрии элементов. Замену можно производить только полностью для одного или нескольких поперечных рядов заклепок.
320
Повышение ресурса по выносливости
Необходимость усиления для повышения ресурса по выносливости возникает, как правило, в подкрановых балках с режимами работы кранов 6К, 7К, 8К- Для сварных балок эта задача может решаться путем увеличения сечения верхней зоны балок за счет постановки ламелей (рис. 10.7, б, в), что приводит к снижению локальных напряжений ст/и в стенке от местного кручения. Повышение выносливости верхней зоны стенки обеспечивается также постановкой более мощного кранового рельса (увеличивает площадь распределения сосредоточенного давления колеса крана F на стенку и, следовательно, снижает интенсивность напряжений О|ОС. у); укладкой под рельс низкомодульной прокладки из армированной резины (исключает дискретность передачи давления F в виде пятен контакта подошвы рельса с поясом балки, т. е. уменьшает Стгос. у); постановкой между подошвой рельса и поясом балки тангенциальной прокладки (автор — канд. техн, наук А. И. Киневский), исключающей появление эксцентриситета между осью рельса и стенкой балки, а также обеспечивающей равномерную передачу давления колеса крана F на стенку балки (уменьшает напряжения оЛи и о!ос. у).
Выносливость балок можно повысить также путем искусственного регулирования напряжений в них (см. гл. 11), когда, изменяя амплитуду циклических напряжений, меняют в благоприятную сторону коэффициент асимметрии р и соответственно усталостную прочность материала балок. Этой же цели Добиваются путем деконцентрации напряжений.
Особенности проектирования усиления металлических конструкций
Усиление конструкций под нагрузкой с помощью_сваркн возможно в том случае, если абсолютное наибольшее зйаченйе напряжения в усиливаемом элементе о0 не будет превышать следующих величин: для группы сварных конструкций, работающих в особо тяжелых условиях (подкрановые балки при режиме работы кранов 7К, 8К, элементы бункерных и разгрузочных эстакад, воспринимающих нагрузки от подвижного состава и т. п.), —ст0
0,2Rv0; для элементов сварных конструкций, непосредственно воспринимающих подвижные и динамические нагрузки, но не входящих в первую группу (подкрановые балки для кранов с режимом работы 1К ... 6К, пролетные строения галерей, балки рабочих площадок под оборудование, создающее динамические и циклические нагрузки и т. п.), —о0 Для всех осталь-
ных сварных конструкций, работающих на статические нагрузки, —-< 0,8/?£,o. Если эти условия не выполняются, то до начала усиления нужна разгрузка конструкций до соответствующего уровня.
11 Вврюлев В. В. 321
При конструктивном оформлении усиления необходимо: обеспечивать надежную работу как основных элементов, так и элементов усиления, в том числе по общей и местной устойчивости; неизменяемость сечений (установка ребер, диафрагм); назначать места обрыва элементов усиления; не допускать резких концентраций напряжений; принимать решения, позволяющие производить качественную антикоррозионную защиту усиленных конструкций.
При проектировании усиления надо соблюдать следующие требования:
элементы усиления, т. е. дополнительные элементы, необходимо располагать таким образом, чтобы не нарушать центровку элементов в узлах стержневых систем, а также не изменять положение центра тяжести основного элемента;
при усилении под нагрузкой запрещается накладывать сварные швы поперек растянутых усиливающих элементов, катет сварного шва при одном проходе не должен быть более 6 мм;
при наплавке дополнительных слоев на существующие швы необходимо ограничивать нагрев, для этого применяют электроды диаметром не более 4 мм, слой толщиной до 2 мм наплавляют при сварочном токе 200 ... 220 А участками по 50 ... 70 мм с перерывами для остывания; сварку каждого последующего шва производят после полного охлаждения ранее выполненного до температуры не более 100 °C;
сварка спокойной и полуспокойной стали толщиной до 30 мм производится при температуре окружающего воздуха не ниже —15 °C;
для снижения опасности хрупкого разрушения сварных соединений при пониженных температурах новые швы следует располагать возможно дальше от мест с существующими концентраторами напряжений (изменения сечений, вырезы, ребра и т. д.); расстояние между параллельными угловыми швами должно быть не менее 100 мм (такое же расстояние должно быть между новыми стыковыми швами и существующими швами крепления ребер, фасонок, накладок и т. д.); в остальных случаях следует выдерживать расстояние между швами не менее 4 ... 6 толщин элементов, к которым приваривается новая деталь; в местах пересечения швов должно быть выполнено отверстие диаметром 20 ... 30 мм;
при производстве сварочных работ по усилению балок и ферм во избежание дополнительных остаточных прогибов от сварочных деформаций в первую очередь выполняются швы, крепящие детали усиления к нижнему поясу и, в последнюю — к верхнему; с целью уменьшения прогибов гибких сжатых элементов при сварке швы следует накладывать участками по 50 ... 80 мм с перерывами для остывания шва.
Присоединение новых элементов сваркой рекомендуется производить в следующей последовательности: установка нового элемента и крепление его к существующему с помощью струбцин;
322
приварка на сварных прихватках длиной 10 ... 20 мм через 300 ... 500 мм; сварка от концевых участков к середине; установка новых болтов и анкерных устройств (располагают так, чтобы было удобно высверливать отверстия, закручивать гайки; нельзя забывать, что для предварительного натяжения высокопрочных болтов применяются ключи с рычагом длиной до 2 м).
Присоединение элементов усиления на болтах необходимо вести с минимально возможным ослаблением сечения основного элемента. Для этого сначала следует прикрепить болтами концы деталей усиления, а затем выполнить промежуточные соединения. Сверлить каждое следующее отверстие можно только после установки болта в просверленное.
Комбинированные соединения разной жесткости, например болтовое (заклепочное) в комбинации со сварными, выполнять запрещается.
Применение высокопрочных болтов в узлах с передачей на них одновременно сдвигающих и отрывающих усилий не допускается. Высокопрочные болты устанавливают не позже чем через 3 суток после очистки контактных поверхностей деталей усиления и основной конструкции. Коэффициент трения рекомендуется принимать равным 0,35.
Основными требованиями монтажной технологичности при проектировании усиления [3, 6] являются: необходимость обеспечения беспрепятственной заводки деталей усиления при их установке в проектное положение; доступность мест для выполнения и контроля качества всех технологических процессов и операций; обеспечение собираемости конструктивными приемами. Желательны также исключение обязательной разгрузки конструкций; отсутствие или минимум работ по демонтажу, удалению и последующему восстановлению отдельных элементов; минимальное количество и максимальная заводская готовность элементов усиления; удобство установки и временного закрепления элементов усиления; транспортабельность, устойчивость, неизменяемость и жесткость элементов усиления; отсутствие или минимум работ по сбору и индивидуальной подгонке элементов усиления, по сверлению и рассверловке отверстий в усиливаемых конструкциях.
Игнорирование этих требований затрудняет производство работ. Например, при усилении раскоса фермы швеллером (рис. 10.12, а) с приваркой его к узловым фасонкам в стенке швеллера предусматривается прорезь для заводки на фасонкн фермы.
Однако такой стержень усиления невозможно завести в треугольник, образованный раскосом, поясом и стойкой фермы. Другой пример: усиление стержня фермы выполняется уголками (рис. 10.12, б), но сварные швы в пределах фасонок наложить невозможно. Наконец, усиление фермы запроектировано по всей длине двумя швеллерами, прикрепляемыми к элементам решетки
11* 323
б)
Рас. 10.12. Примеры ветехяологичиых решений усиления и иостаиояи усалающегп ьлеыежт». авторы* аежмыожяо ввеста а ферму: 0 — поста-нов ха усалякхцах влемаитов. которые иевовможно яадежяо приварить к осаоваоыу стержхю; t — введевае усевающего алемекта с ареплеваем его к осаовао* коаструхца а аа болтах, отверстие под аоторые аевоаможво сверлить; / — усалающа* мемеят; 3 — осаовио* мемеят; 3 — фасовав освоаво* аовструхцаа
высокопрочными болтами (рис. 10.12, в). При этом оказывается невозможным выполнять операцию по сверлению отверстий, так как сверлильная машина не входит в имеющееся пространство.
*
2. Расчет усиления металлических конструкций
Общяе положения
При расчете конструкций, усиливаемых под нагрузкой, необходимо учитывать уровни напряжений в существующих элементах и последовательность включения в работу дополнительных деталей, а также начальные и дополнительные деформации основных конструкций, возникающие на стадии усиления. Принятая расчетная схема усиливаемых конструкций должна отражать их фактическое состояние и действительные условия работы, выявленные при обследовании.
В зависимости от уровня напряжений в существующих конструкциях принимается решение о необходимой степени их раз-924
грузки (полная или частичная). Методика оценки несущей способности конструкций в периоды А, Б их работы изложена выше в гл. 9.
Для периода работы конструкций А, но не более чем на 3 года предстоящей эксплуатации, допускается уменьшать значения снеговых, ветровых, гололедных и температурных нагрузок и воздействий в соответствии с указаниями норм [17} как для стадии возведения .при новом строительстве и принимать пониженные значения нагрузок в тех случаях, когда нормы допускают применение двух значений (полного и пониженного).
Нормативные значения эквивалентных равномерно-распределенных нагрузок от оборудования и складируемых материалов принимаются по фактическим величинам, в том числе не менее 3 кПа для плит и второстепенных балок, не менее 2 кПа — для ригелей и колонн.
Нормативные значения кратковременных нагрузок для периода работы конструкций В определяются по нормам [17], расчетные значения снеговой и ветровой нагрузок — в соответствии с указаниями 17, 131.
При проверке прочности и устойчивости усиленных конструкций коэффициент условия работы ус принимается по нормам. В расчетах на общую устойчивость ус = 0,9, если нормы не задают меньшее значение. Коэффициент надежности по назначению принимается для периодов работы А и Б как для конструкций III класса ответственности временных зданий и сооружений равным 0,8, если продолжительность работ по реконструкции не превысит 3 лет.
При наличии сертификатов на сталь ее механические характеристики определяются в соответствии с этим документом, при его отсутствии — на основании механических испытаний. Расчетное характеристики стали и соединений усиливающих элементов принимаются в соответствии с указаниями действующих норм.
В зависимости от условий эксплуатации и допустимости использования пластической стадии при работе материала конструкций (элементов) в процессе усиления последние подразделяются на четыре группы.
Группа 1 — сварные конструкции, работающие в особо тяжелых условиях эксплуатации (подкрановые балки при режиме работы кранов 7К, 8.К, элементы бункерных и разгрузочных эстакад, работающих на нагрузку от подвижного состава и т. п.) В этих конструкциях пластические деформации не допускаются относительные остаточные деформации 80 = 0. Расчет производится только’ по упругой стадии работы стали.
Группа 2 — сварные конструкции, работающие на подвижные и динамические нагрузки, но не входящие в группу 1 (подкрановые балки с режимом работы кранов 1К 6К, балки рабочих площадок н т. п.). Относительные остаточные деформации е0 нормируются в пределах 0,001.
325
Группа 3 — элемента Конструкций, работающие на статические нагрузки, кроме элементов, в которых не удовлетворяются требования норм по обеспечению общей и местной устойчивое™ в процессе развития пластических деформаций. Для этих конструкций е0 = 0,002.
Группа 4 — элементы конструкций, которые работают на статические нагрузки, но не вошли в группу 3. Для них Bq принимается равным 0,004.
При усиления конструкций 3-й группы в случае использования мероприятий по обеспечению общей и местной устойчивости (постановка ребер, диафрагм, связей) их можно отнести к 4-й группе.
Расчет конструкций, работающих в условиях низкой температуры (ниже —40 °C), с целью обеспечений их надежности целесообразно проводить с учетом только упругой стадии работы стали.
Расчеты при косвенном усилении и изменении схемы конструкций
Методика перерасчета конструкций с целью выявления резервов их несущей способности рассмотрена выше. Перерасчет конструкций с имеющимися дефектами и повреждениями производится с учетом требований [131.
При ограничении работы технологического оборудования нли замене его на новое с меньшей массой, а также при замене ограждающих конструкций покрытия на более легкие иагруженность конструкций уменьшается без изменения схем их работы. В случае введения новых связей, например в плоскости нижних поясов ферм, увеличивается эффект пространственной работы каркаса. Методика расчета для этого способа усиления приведена в гл. &.
Расчеты при косвенном усилении Производятся с учетом фактических нагрузок, действительной схемы работы конструкций, установленных геометрических характеристик сечения и Механических свойств стали. Статические расчеты основываются на известных методах строительной механики, конструктивные расчеты проводятся в соответствии с указаниями норм.
Статический расчет конструкций, усиленных путем изменения расчетной и конструктивной схем без полной разгрузки, выполняется в два этапа: на нагрузки, действующие во время работ по усилению (если снята временная нагрузка, расчет ведется на действие только постоянной), и на нагрузки, действующие по завершении усиления.
Применение способов подведения дополнительных опор под существующие конструкции, в т. ч. гибких арок (рис. 10.3, а, г), или подвешивания последних к новым опорам (рис. 10.3, д, е) приводит не только к уменьшению пролетов усиливаемой конструкции, а следовательно к снижению величины изгибающих моментов (продольных сил), но и к появлению неразрезности, или 326
увеличению степени статической неопределимости. Последнее обусловливает в балочной системе или в балке жесткости изменение знака усилия в опорном сечении и появление дополнительной опорной реакции. Появление сжимающих усилий в верхней зоне балок (ферм) может вызвать необходимость постановки дополнительных связей; при новой опорной реакции становится целесообразным, как правило, местное усиление опорных сечений (постановка дополнительных опорных и наклонных ребер в балках, усиление части элементов решетки ферм путем увеличения сечения, постановка новых стержней).
При подведении подкосов к балкам (рис. 10.3, б) система превращается в подкосно-рамную, в усиливаемой конструкции появляется продольное усилие, поэтому ее необходимо проверить на прочность с учетом этого нового усилия и на общую устойчивость.
Способ «замоноличивания» опорных сечений в балках и фермах (рис. 10.3, и, к) также приводит к превращению однопролет-ных систем в неразрезные. Статический расчет при этом проводится известными методами строительной механики.
При заделке базы колонн, стоек рам (рис. 10.3, л) происходит уменьшение их расчетной длины.
Введение дополнительных элементов (рис. 10.4, а—и) в работу усиливаемых конструкций приводит либо к превращению существующих систем в статически неопределимые, либо к повышению степени их неопределимости. При введении шпренгеля происходит перераспределение усилий в конструкции. Необходимо иметь в виду, что включение в работу ферм светоаэрационных фонарей, расположенных в пролете (рис. 10.4, л), равноценно введению в существующую конструкцию местной шпренгельной системы. Включение в работу ферм фонарей, расположенных над средними опорами (рис. 10.4, м), при одновременном «замоноличивании» опорных сечений превращает ригель в балочную неразрезную систему с увеличенной жесткостью на участке фонаря.
При изменении типа решетки в фермах, колоннах (рис. 10.5, а, б) происходит превращение усиливаемой конструкции во внутренне статически неопределимую. Статический расчет такой системы проводится методом сил с учетом фактической жесткости элементов решетки. В случае постановки в фермах дополнительных элементов в виде шпренгелей (рис. 10.4, к) с целью восприятия местной нагрузки или уменьшения расчетной длины сжатых стержней требуется, чтобы элементы усиления имели достаточную жесткость, что обеспечивается условием
0,5/3/(£/о) > 50с, (10.1)
где 1а, 10 — соответственно геометрическая длина и момент инерции раскрепляемого стержня; с — податливость системы; с= lr!(EAT sin’а); 1Г —длина элемента усиления; а — угол между раскрепляемым и усиливающим стержнями.
327
Если раскрепляемый элемент имел местную погибь или общее искривление, то его устойчивость проверяется после постановки усиливающего стержня с учетом фактического искривления.
Заделка шарнирного сопряжения колонны с ригелем (рис. 10.5, в, г) увеличивает степень статической неопределимости поперечных рам на количество вновь введенных связей.
Постановка оттяжек к поперечным рамам равносильна введению в верхние части последних упругих опор.
При введении дополнительной затяжки статический расчет ригеля должен производиться с учетом ее упругой податливости.
Расчет элементов конструкций при их усилении способом увеличения сечения
Расчет прочности элементов в зависимости от их принадлежности к той или иной группе по предельной норме развития пластических деформаций проводится для конструкций 2-й и 3-й групп в виде проверки прочности по критерию краевой текучести (КТ). Для элементов 4-й группы проверка прочности производится по критерию развитых пластических деформаций (РПД). При оценке прочности развитие пластичности в сечении усиленного элемента допускается, но ограничивается введением специальных коэффициентов у# н ум, гарантирующих уровень пластических деформаций е0 "= 0,004. Значения yN и ум принимаются в зависимости от схемы усиления, соотйошеиия прочностных характеристик стали, уровня и условий нагружения.
Перемещения (прогибы, отклонения от вертикали) усиленных элементов (конструкций) определяются в общем виде по формуле
/-f. + f. + Д/, (Ю.2)
где f0 — начальные отклонения (прогиб), определяются по данным обследования либо расчетом элементов на действие начальных нормативных нагрузок по фактическим геометрическим характеристикам сечения усиливаемого элемента; fa — дополнительное отклонение (прогиб) при усиления с помощью сварки; А/ — приращение перемещения от нормативных нагрузок, приложенных после усилении.
Расчет усиления балок. Проверка прочности балок по критерию КТ:
(Ю-3) где М = Ма + Мг‘, — момент сопротивлении усиленного сечевия; = = 0,95 — дли конструкций 1-й группы и = 1 — для конструкций 2-й и 3-й групп.
Проверка прочности конструкций 4-й группы по критерию РПД:
(ЮЛ)
ГДе = [-^осУоо 4“ -^орРор + а С^рсУго + ^rpFrp)] ^роУм» Л^, * 0,5 X X {Ло — ® (Л re — ЛГр) 1 — площадь нетто сжатой зоны сеченяя усиливаемого 328
элемента; Дор —то же, растянутой зоны; Лг0, Агр — площади нетто элементов усиления, расположенных (рис. 10.13) соответственно со стороны сжатой и растянутой зон сечения; дли несимметричных односторонних схем усиления (например, по схемам рнс. 10.6, и, к) со стороны сжатых или растянутых фибр принимается соответственно Агр = 0 илн Arc = 0; уор, уос, дгс, угр — расстояния от центров тяжести сжатых и растянутых площадей до нейтральной осн усиливаемого элемента Хо—Хо (рис. 10.13, б); ум = 0,95 — при симметричном двустороннем усилении; ум = 0,95 — О,20о (а — 1) — при одностороннем усилении со стороны растянутых фибр (рнс. 10.6, и, «); ум = 0,95 — 0,1 (а 4~ 0О — 1) — при одностороннем усилении со стороны сжатых фибр; а = Rvr/Ryc — соотношение расчетных сопротивлений стали усиливающего и основного элементов; сх — поправочный коэффициент, учитывающий влияние поперечных сил; для двутаврового сечения при т 0,4/?3|| сх = 1; при т > 0,4/?зо сх — 1,05 х ХУ[1—(т//?во)а]/[1—0,5 (t/J?s0)2] ; Rst — расчетное сопротивление срезу усиливаемого элемента (конструкции): Rs0 = $,§8RVnJym<>\ Ry па— расчетное сопротивление по пределу текучести усиливаемой конструкции; утв = 1,10.
Проверки прочности на срез стенки, на действие местных и приведенных напряжений проводятся по указаниям норм о учетом изменившихся характеристик сечения.
Деформативность балок проверяется по формуле
f/Klf/l]- (Ю.5)
Предельный прогиб принимается либо по нормам, либо устанавливается на основе исследований фактической работы балок в конкретных условиях производства. Величина этого прогиба должна обеспечивать нормальную эксплуатацию балок и технологического оборудования, установленного на них, в некоторых случаях допускается эксплуатация с ограниченными неудобствами.
Прогиб f определяется по формуле (10.2). Дополнительный прогиб от сварки
(» - lr) 2 «^,1/(80. (10.6)
где 1Т — длина элемента усиления; I — момент инерции усиленного сечения; у( — расстояние от i-го шва до нейтральной осн усиленной балки; п{ — коэффициент, учитывающий начальное напряженно-деформируемое состояние балки и схему ее усилении: п/ = 1 — [u In (1 — £/) ]/1п 2; и = 1,5 —для швов, расположенных в растянутой зоне сечеиия, и = 0,7 — для швов в сжатой зоне при оценке деформативности, и = 0,5 — при оценке устойчивости; и = 1 — для швов, расположенных в растянутой и сжатой зонах; — коэффициент, характеризующий уровень начальных напряжений в зоне i-го шва в наиболее нагруженном сечении: Ег = о0г/(?Ро’> — Мау!Г, у — расстояние от нейтраль-
ной оси до центра тяжести сварного шва усиления; V — параметр продольного укорочения элемента от наложения одиночного шва: V = 0,04/гр; kj — катет связующего шва при усилении; а — средний коэффициент прерывистости шпоночного шва, равный отношению длины шва шпонки к шагу шпонок (прн сплошных швах о=1).
При необходимости увеличения прочности стенки балки, работающей на статические нагрузки, и повышения ее местной устойчивости можно устанавливать наклонные ребра (рис. 10.2, а), которые допускается располагать вдоль диагоналей (растянутой 329
Ряс. 10.13. Усиение балок (к примерам 10.1 и 10.2)
« — схема усалевав; б — распшюжеаае сжатых (ааштрвховаво) а растааупах аса в св> яеаав (к орамеру 10.1); а — впюра аапряжеваЯ пре равватви ааравра пластхваоста) • — усвлшва балла тпревгалсм (в праыеру 10.2); д — првыеры офорылеава воаца-вого участка гсалваажмцего вламеата
сжатой)'. Размера наклонного ребра: ширина &г >• (Лж/30) 4-+ 4,0 см; толщина 4 >- br V Rv/E', момент инерции 1Г 4Л„/1 (где Лв н — соответственно высота и толщина стенки балки).
При необходимости увеличения местной прочности верхней зоны балок, работающих на статическую нагрузку, и повышения местной устойчивости стенок можно использовать схему 330
рис. 10.7, а. В этом случае Лл = (1/4... 1/5) Лп,; величина 1Л назначается из условия прочности верхней зоны стенки от местных нагрузок.
Местные напряжения в балке под силой F определяются по формуле
°Zoe = F/llef ('«, + 2<л)1 < С10’7)
где lef — принимается по нормам. Стенка при этом проверяется на местную устойчивость по указаниям норм с учетом эквивалентной высоты стенки Лц,. е/ = = 1,1 (Л® — Лл); Ус = 0,9.
При усилении подкрановых балок с режимами работы кранов 7К и 8К рекомендуется оценивать ресурс балок по выносливости, т. е. находить их расчетную долговечность. Допустимое число нагружений сварных подкрановых балок NT определяется усталостным ресурсом верхней зоны стенки у поясного шва по формуле
Nr = Wo.lo(<T'-“®8KC)/'n, <10-8)
где АГ» = 9,5-10* и соответствует точке перелома кривой Велера; ог — предельные напряжения сварных балок, соответствующие неограниченной долговечности: ог = 45 мПа; т — параметр кривой усталостных отказов балок: т = = 76,1;аэк0 —среднестатическое напряжение в нерхней зоне стенкн от фактической крановой нагрузки:
®оио = У*”(СТх а1ос. х)3 (°х °1ос. х) (°/у а!ос. и
+ (^ + °ioC.I,)2 + 3^. <10-9) где иж = М/Гхп; сг1оь v = FBKC/(t№lefy, <Jfj/ = oJoc. я = 0,250^ и;
txv = С/(Ла>1и>); все обозначения по [18],
Составляющие стэкс вычисляются от среднестатической крановой нагрузки, характеризуемой давлением колеса крана FaK0, либо могут быть получены по данным измерений в течение нескольких суток. Допускается определять эксплуатационное давление по формуле /гЭкс= (где Fmax — нормативное значение давления колес крана, принимаемое по соответствующему ГОСТу на кран; п — понижающий коэффициент, для большинства кранов можно принять п = 0,7).
Пригодность подкрановой балки определяется сравнением эксплуатационного числа нагружений (проездов колеса крана над расчетным сечением) NaKC с ресурсом Nr:
N3<Nr. (10.10)
Число циклов нагружения NaKC устанавливается по наблюдениям частоты движения крана в течение 15 ... 30 суток. Среднестатистическая величина NaKC умножается на весь предшествующий до усиления период эксплуатации. Аналогично можно поступить для прогноза циклов нагружения.
При недостаточном ресурсе сварных подкрановых балок желательно снизить уровень местных напряжений в верхней зоне
331
стенки и в случае невозможности прямого усилення сечения балки целесообразно применить улучшенный способ крепления подкранового рельса — установить тангенциальные или низкомодульные прокладки. При этом расчет крепления рельса н уровня напряжений в стенке производится по указаниям [18].
В случае появления усталостных повреждений в верхней зоне стенки сварных подкрановых балок с режимами работы кранов 6К—8К можно существенно продлить срок их нормальной эксплуатации, усилив верхнюю зону по схеме рис. 10.7, б, в. Смысл этого способа усиления заключается в том, что постановка ламелей, прикрепляемых к верхнему поясу и поперечным ребрам (к существующим — рис. 10.7, б, или новым — рис. 10.7, в), создает жесткий на кручение брус швеллерного сечения, в котором реакции от местного крутящего момента Mt передаются иа все сечение балки через ребра жесткости, стенка же при этом практически выключается из работы на восприятие этого момента и, следовательно, значения резко уменьшаются. Учитывая, что удельный вес Од, в балках может достигать 30 % и более, за счет такого способа можно повысить ресурс подкрановых балок с усталостными повреждениями в 2 ... 4 раза.
При усилении по этому способу ha = (1/8 ... 1/10) а\ здесь а — шаг поперечных ребер. Минимальная толщина ламелей (ЛШ1п назначается в соответствии с. указаниями норм как для пластины с неокаймленным свесом. Расстояние d принимается с учетом фактической ширины ребер и расположения отверстий для крепления рельса.
Ресурс балки, усиленной ламелями, определяется выносливостью одностороннего сварного шва, прикрепляющего ламели к ребрам.
Ресурс сварного шва Na определяется в зависимости от коэффициента а:
а 2,55 2,15 1,84 1,71 1,61 1,46 1,36 1,26 1,19 1,08 1,0
Na>, МЛН цик- 0,3 0,5 0,8 1,0 1,2 1,6 2,0 2,5 3,0 4,0 5,0 лов
Коэффициент а вычисляется по формуле
О = Тд tntxj(Ro. aft>. в) • (10.11)
где Rv. ш = 33 мПа — расчетное сопротивление по выносливости данногб типа соедииения; Уш. v = 1,1; тл max — равнодействующая срезающих напряжений в сварном шве крепления ламелей к ребрам:
Тт — составляющая, вызванная нормальными напряжениями иэ-эа невозможности депланации сечения усиленного пояса в месте крепления к ребрам:
т. = 2,6Aft(fc₽a₽a/( IfY, (Ю.13)
Cf — составляющая от общего кручения усиленного пояса:
= 2,Ш,4 (Лл - су ₽t/(Z^)j (10.14)
332
В приведенных формулах Mt = Fmnfi 4- 0.75Q* (Лл — с); е — фактический эксцентриситет, принимаемый по материалам обследования, но не менее 15 мм; с — расстояние до центра кручения усиленного пояса: с = Лл/лб|/(47у); Iy = tfby\2 4- 2ЛЛ^2,' (Лл — — с) — принимается абсолютное значение; If = If + (&,^/12) 4-4- 2h„t„/3 — сумма собственных моментов инерции кручения рельса Ц и верхнего пояса с ламелями;
г = d z0,432/Х [1 4- ~
рв = 6t = 1 — для кранов, имеющих на концевой балке моста два колеса; для многоколесных кранов (более двух колес) при минимальном расстоянии между колесами большем, чем шаг поперечных ребер, также ра = pf = 1; если же расстояние между колесами меньше шага поперечных ребер, то ра и р( в зависимости от а:
а, ы 1,2 1,5 2.0
0« 1,05 1,28 1,56
0t 1.1 1,43 1,65
Величина рл зависит от отношения а/(2г):
а/(2г) 0,2 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9
0л 0,06 0,12 0,15 0,17 0,20 0,23 0,25
Уп 0,2 0,38 0,46 0,54 0,60 0,66 0,72
а/(2г) 1,0 1,2 1.4 1.6 1,6 2,0 Продолжение 3,0
0л 0,28 0,33 0,37 0,41 0,45 0,48 0,6
Уд 0,76 0,83 0,89 0,92 0,95 0,96 1,0
Проверка прочности стенки усиленной балки выполняется в соответствии с указаниями норм; проверка ресурса производится по формуле (10.8) с учетом изменившихся геометрических характеристик сечения, при этом напряжения от местного кручения определяются по формуле
= 2Mtt„ (1 - 2гул/а) If- (Ю.15)
Здесь ?л принимается в зависимости от а/(2г) . Снижение местных напряжений <Т;ОС. и в стенке незначительно и в расчете не учитывается.
Расчет усиления стержней ферм и центрально-сжатых стоек. Проверка прочности стержней по критерию КТ в случаях усиления под нагрузкой является условной, так как наличие начальных и сварочных деформаций предопределяет упругопластическую
333
работу усиленных элементов н фактически отвечает критерию малых пластических деформаций. Эту проверку для центральнорастянутых или центрально-сжатых симметрично усиленных элементов можно выполнять по формуле
(10.16)
где — коэффициент, учитывающий уровень и знак начальных напряжений: fjf = 0,95 — при усилении без сварки, = 0,95 — О,25ро — при усилении сваркой; Rv — меиыпее из значений расчетного сопротивления Rvt или Ryr-
При несимметричном усилении, когда за счет смещения центра тяжести сечення в элементе появляются в общем случае дополнительные изгибающие моменты Мя и Ми, проверка прочности ведется по формуле
Л//Ап dr М*У/1х,п rfc (10.17)
Где х и д — соответственно расстояния от центра тяжести усиленного сечения до наиболее напряженной точки сечения; при Л//(Лп/?₽о):>0,6 величина в других случаях = 1.
Проверка прочности по критерию РПД проводится по формулам:
для центрально-растянутых и центрально-сжатых симметрично усиленных элементов
(10.18)
для элементов о несимметричным усилением
тy] + jW«/([Мх] VmYc) + ЯИ/([Л1 J ?муе) < 1, (10.19)
где
[Ad = (Лоп+аЛгп) Rya\ (10.20)
= Yjjf 0,95 — при усилении без сварки; = 0,95 — 0,1 (а + Ро — 1);
= 0,95 — 0,2₽о (а — 1) — при усилении сваркой; л — по указннним норм в зависимости от формы усиленного сечения; N, Мх, Му — абсолютные значения усилий в стержне после усиления; [Мх ], [Л4а] — по формуле (10.4); Алп, Ат — сечения брутто соответственно основного к усиливающего элементов.
Формулой (10.19) можно пользоваться при 0,4/?ло, в противном случае применяется формула (10.17). Значение а определяется по формуле (10.4).
Расчет на устойчивость симметрично усиленных сжатых стержней ферм и сплошностеичатых стоек проводится по формуле
Л7(<рД)<Я;тс, (10.21)
где ф — принимается по нормам с учетом изменившихся геометрических характеристик сечения; Rv —осреднениое значение расчетного сопротивления: Ru — = Rv0 ~Укдку; кд — а — Аа(а — 1)/Я; ка = а — 10 (а — 1)/Z.
При близких характеристиках стали Ry0 и Rvr (1 1,15)
принимается Ry = Ryoi Ус = 0,9.
При несимметричном усилении в стержнях возникают добавочные изгибающие моменты от смещения центра тяжести сечения
334
относительно оси действия продольной силы, поэтому расчет на устойчивость производится, как для сжато-изогнутых или внецентренно сжатых стержней.
Расчет усиления внецентренно сжатых колонн и стоек на прочность выполняется в зависимости от допустимого критерия работы стали по формулам (10.17) и (10.19), в которые вместо Ма и Mv подставляются моменты от внешней нагрузки.
Устойчивость внецентренно сжатых колонн сплошного сечения в плоскости действия моментов рассчитывается по формуле
^/(<M)<*;ve< (Ю.22)
где уе = 0,9; <рв — определяется по указаниям норм в функции А н mef — Т)ту5
mt = efA/Wal (10.23)
В?с — момент сопротивления наиболее сжатой фибра; — эквивалентный эксцентриситет;
ef = 6 + fi + Kofa1 (10.24)
е — эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести усиленного сечения (если положение центра тяжести не изменилось после усиления, то е = е0, если изменилось, то е — е0 + Де); е0 = Ma/Na\ Ле — смещение центра тяжести после усиления.
Далее определяется — результирующий прогиб после присоединения элементов усиления:
h = /о [1 - «№ /г/(/о + S /г)Ъ
где ?о — начальный (фактический) прогиб усиливаемого элемента, определяемый при обследовании, но не меиее 1/750Z; — сумма моментов инерции элемен-
тов усиления, присоединяемых одновременно, относительно их собственных главных осей (если 1Г < 0,1/0, то /, = foy,aif = N^NB - Ny No - Эйлерова критическая сила для усиленного стержня: ЛГ8 = n*El№', fa — дополнительный остаточный прогиб из-за приварки элементов усиления: fa = = а2Гх^,5я|У|/(8А); А — гибкость усиленного стержня в плоскости изгиба; А = Igf/i', %—коэффициент, учитывающий тип присоединения (при непрерывных швах х= 1, при сварных шпонках х равно отношению длины шпонки к ее шагу); = 1; остальные обозначения по (10.6),
Проверка устойчивости внецентренно сжатых колонн из плоскости действия моментов выполняется в соответствии с указаниями норм. При изгибе колонны в плоскости наибольшей жесткости (/„ > Iv) устойчивость проверяется по формуле (10.23), a f1 и fа, учитываются только тогда, когда увеличивают бу.
Если отмечается высокий уровень нагружения (о0 0,8Ryo),
то при проверке устойчивости сжатых элементов в процессе усиления с помощью сварки значение N заменяется на No, эксцентриситет определяется по формуле (10.24) при к„, = 2, прогиб от сварки fa, принимается со знаком, который увеличивает значение бу.
335
Проверка устойчивости сквозных колонн о решетками в плоскостях, параллельных плоскости изгиба, совпадающей о плоскостью симметрии, выполняется по формуле
^/(*РЛеИ)<«;те, (10-25)
где Д — площадь сечении усиленных ветвей; <рв — принимается по нормам в функции
<pBeT«;/£ (10.26)
и т = etAah v; kv — гибкость усиленной колонны относительно оси, перпендикулярной плоскости изгиба; — принимается по нормам; А а— площадь усиленного сечения раскосов (при крестовой решетке — двух раскосов), расположенных в плоскости изгиба; е/ = М/N + Ju,; а — расстояние от осн усиленного сечения, перпендикулярной плоскости изгиба, до оси наиболее сжатой ветви; Фвет — определяется по нормам в функции Хвет и приведенного эксцентриситета тье1:
Чет - (W) /л;/£ j q (МЬ1ЫЬ + ,„) 46?FC,
1Ь — расстояние между узлами решетки; 1Ь — радиус ннерцни сечения усиленной ветви относительно оси, перпендикулярной плоскости изгиба.
Ветвя сквозных колонн дополнительно проверяются на устойчивость как внецентренно сжатые стойки со случайным эксцентриситетом с учетом fa и f„.
Расчет присоединения элементов усиления. При усилении статически нагруженных конструкций 3-й и 4-й групп, работающих в неагрессивной среде при температуре выше —30 °C, рекомендуются прерывистые швы, шаг шпонок принимается не более 80i при растянутых и 40г при сжатых элементах усиления (г — минимальный радиус инерции элемента усиления). Для конструкций 1-й и 2-й групп применяются только сплошные швы.
Длина, см, участка шпоночного шва
Tr/^tgKfR^a^e) + 1, (10.27)
где ТТ = <?шах£гЯо/7; Ртах—наибольшее значение поперечной силы в пределах элемента усиления (для сжатых стержней Qmax^ V/ic): Q/ic — принимается по нормам; Sr — статический момент элемента усиления относительно нейтральной оси; аш—шаг шпонок; рш, Ra,, уи —соответствуют значениям 0/, Рх> То», Ru>f, Rani длина шпонки принимается не менее 50 см.
Длина, см, концевых участков швов, прикрепляющих элемент усиления к основному стержню или к узловой фасонке, рассчитывается по формуле
> (Гг + A'rJ/CPwK^wYwYe) + 1. (10.28)
где Мг = (У — Уо) Аг/А; для изгибаемых элементов Nr = 0,5Лг£уг-
Катет сплошных швов прикрепления определяется из условия
«/^Qmax-VUPmKmWc)- (Ю-29)
Применение болтов для прикрепления элементов усиления желательно в том случае, когда такое соединение технологически более удобно или материал элемента усиления не допускает 336
сварки. Максимальный шаг болтов назначается так же, как и шар шпоночных швов.
Расчетный шаг болтов прикрепления
аь > INbi ZYe/(Qm«Sr), (10.30)
где f ЛЛь) — минимальная несущая способность одного болта, определяемая по нормам.
Прочность концевого участка присоединения элемента усиления проверяется из условия
+ QmaxSra£,/Z [Уь], (10.31)
где л — количество болтов иа концевом участке.
Расчет сварных швоа при их усилении
При усилении сварных швов под нагрузкой способом увеличения катета должно выполняться условие
RtrfltefYcPffy (Z« — Д), (10.32)
где Дш/; у®/; Р/ — принимаются по нормам; ж/ — катет углового шва до усиления; lw — длина усиливаемого шва; Д — длина участка шва, выключающегося из работы при его нагреве:
Д = О,15т«,Л,/св7^; (10.33)
f—толщина свариваемого металла (в фермах — толщина фасонки), см; 1 св— сила сварочного стока (принимается по табл. 10.2); Дэ — площадь поперечного сечения наплавленного слоя шва, см9; /псв — коэффициент (принимается по табл. 10.3).
Таблица 10.2. Рекомендуемые величины тока при усилевии конструкций с помощью сварки
Диаметр электрода, мм Ток, А, прн положении сварки
нижнем верхнем потолочном
4 160 ... 200 120... 150 НО... 150
5 200 ... 250 —- —
Т а б л и ц а 10.3. Значения коэффициента znCB
Толщина наплавленного слоя, мм
6 ... 8
8 ... 10
При толщине элемента, мм
8 12 16 20
1.0 1,08 1,24 1,50
1,0 1,04 1,14 1,33
4,37
3. Усиление конструкций с целью повышения
ил хладостойкости
Для повышения хладостойкости элементов стальных конструкций всегда следует учитывать, что известные и изученные случаи хрупкого разрушения связаны с применением конструктивных форм низкой хладостойкости (см. табл. 6.4), для которых характерен высокий уровень концентрации напряжений в объемах стали, пластичность которой существенно снижена при наклепе или термическом воздействии сварки.
В гл. 6 рассматривалась опасность термопластических деформаций сжатия при сварке, вызывающих как охрупчивание стали, так и высокий уровень остаточных растягивающих напряжений. Именно поэтому рациональным конструктивно-технологическим методом повышения хладостойкости конструкций в процессе эксплуатации считают метод, основанный на следующих принципах: сглаживания уровня концентрации напряжений путем изменения форм элемента конструкции под нагрузкой; перемещения зон концентрации напряжений из объемов стали, охрупченных технологическими воздействиями, в объемы стали, сохранившие свою пластичность; создания стрингеров как элементов передающих усилие от одного элемента конструкции к другому, минуя конструктивную форму низкой хладостойкости или существенно ее разгружая. Метод повышенья хладостойкости элементов конструкции, основанный на этих принципах, назван методом деконцентрации напряжений.
На рис. 10.14 показаны конструктивные воплощения рассмотренных выше принципов. Для классифицированных в гл. 6 конструктивных форм низкой хладостойкости в табл. 7.4 приведены основные модификации метода деконцентрации напряжений. Специальные экспериментальные исследования показали, что при-
Рнс. 10.14. Принципиальные схемы повышения хладостойкости узлов конструкций л плавявй переход от элемента к элементу; б — смещение эона концентрацнв напряжений в объемы стали с сохраненной пластнчностыо; а — установка стрингеров
338
менение этого метода снижает первую критическую температуру /(T'a-i) Для усиленного элемента конструкции не менее чем на 20 °C [40].
Метод деконцентрации напряжений — не единственный метод повышения хладостойкости конструкций в процессе эксплуатации. Применяются также традиционные методы — локальный нагрев до 650... 700 °C зон концентрации напряжений, статическая перегрузка конструкций при температуре более высокой, чем Тсг1.
Конструкции, в элементах которых обнаружены трещины, как правило, следует усиливать при помощи накладок (рис. 10.16). Для предотвращения дальнейшего развития трещины ее вершину необходимо засверлить; диаметр сверла принимается не меньше толщины элемента. Ось отверстия намечается по ходу трещины на расстоянии половины толщины элемента от ее вершины. Не следует заваривать трещину, так как полный провар ее в условиях эксплуатации конструкции практически невозможен, а образовавшиеся непровары являются очагами зарождения новых трещин.
Примеры расчета усиления
Пример 10.1. В связи с изменением технологического процесса при реконструкции цеха полезная нормативная нагрузка нв рабочую площадку 36Х 18 м с металлическим настилом и размерами ячейки 12X6 м (все характеристики конструкций рабочей площадки н исходные нагрузки взнты из примера 7.2 [1. С. 135]) увеличивается иа 25 %, т. е. pf} вместо 20 кН/ма становится равным 25 кН/м2.
Допустим, что при обследовании конструкций ие обнаружено недопустимых отклонений от проекта, дефектов и повреждений; на основании статистической обработки результатов испытаний образцов стали принято для второстепенных балок, выполненных нз двутавра № 30 (по ГОСТ 8239—72*), /?а0 = 250 МПа. При оценке технического состояния настила и балок (см. гл. 9) установлено, что их состояние квалифицируется как неработоспособное (балки — по прочности, иастил — по деформатнвности). Такне элементы без усиления не пригодны для дальнейшей нормальной эксплуатации.
По техническим условиям модернизируемого технологического процесса новое оборудование, устанавливаемое на площадке, требует устройства монолитной железобетонной плиты и асфальтового пола. В этом случае экономически оправданно ие демонтировать существующий настил, а использовать его в качестве опалубки прн бетонировании плиты и включить в работу плиты в качестве косвенной арматуры. По расчету требуется плита толщиной 6 см. По плите устраивается асфальтовый пол толщиной 2,5 см.
Масса усиленного настила:
g = §нс + Вал = 62,8 + (2500-0,06 + 1800-0,025) = 257,2 кг/м» «
« 2,57 кН/м2.
Нормативная нагрузка на балку настила:
gn = (25 + 2,57) 0,923 = 25,45 кН/м = 0,255 кН/см.
Расчетная нагрузка на балку настила:
g = (1,2-25+ 1,05-0,628+ 1,3-2,57) 0,923 = 34 кН/м.
Расчетный изгибающий момент (пролет балки 6 м):
М = 1,05-34-62/8 = 153 кН-м= 15 300 кН-см (принято, что масса балои составит 5 % от обшей нагрузки).
339
Усиление балок производится способом увеличения сечения (рис. 10.13, а) как наиболее технологичным. Протяженность среднего участка балки с Af > Ма (Мо = 102,42 кН • м на расстоянии 1,27 м от опоры) составляет = 6 — 2-1,27 = = 3,46 м. Усиливаемые балки относятся к конструкциям группы 4, и, следовательно, расчет прочности можно производить по критерию РПД. Для усиления верхней зоны предполагаем ввести 2 L 50X5, а нижней зоны —лист 150X8 из стали ВСтЗпсб (по ГОСТ 380—88) с Ryr — 240 МПа.
Новое положение центра тяжести:
2-4,8(15 + 6 — 1,4) + 15-0,8-15,4 . _
* =-------2~4,8~+Тб-0,8 +46,5------------ 412 СИ:
Pro = 4,2+ 15 — 6 + 1,4 = 14,6 см; yrp = 11,2 см.
Положения центров тяжести сжатой и растянутой зои для двутавра № 30: 0,65(15-1,2)8,1 + 13,51,02-0,51 _ _
Л = : 0,65-13,8 + 13,5-1,0Й = 3,5 С“!
уае = 15 + 4,2 —• 3,5 = 15,7 см; уар =15 — 4,2 — 3,5 = 7,3 см.
Определим площади элементов сечения:
Л^0 = 9,6см»; 4гр=12,0см*; Лоо = 0,5[46,5 — 0,96 (9,6—12)1 =
= 24,4 см»; = 0,5 [46,5 + 0,96(9,6—12)] = 22,1 см»;
о0 = 10 242-10/472 = 217 МПа; = 217/250 = 0,87.
ум = 0,95 — 0,2-0,87 (0,96 — 1) = 0,944;
По формуле (10.4)
[Л4] = [24,4-15,7 + 22,1-7,3 + 0,96 (9,6-14,6 + 12-11,2)] 25-0,944 = = 19 069 кН -см. . .
В сечеиви балки с Л4ШИ Q = 0; тогда = 1; уе = 1; в сечении с Мх = Л4в (* = 1,27 м) Q= 34-1,27= 43,18 кН; т = 1,5-43,18-10/0,65-30 = 33,2 МПа; R,a = 0,58-255 = 134 МПа; т/й„ = 33,2/134 = 0,25 < 0,4; сх = 1.
Условие прочности балки по формуле (10.4):
М = 15 3ОО< 19 069-1-1 = 19 069 кН-м. Прочность обеспечена.
Проверка деформативности балок по формуле (10.2):
/ = 7080 + 46,5-4,2»+ 15-0,8-11,2»+2(17,77+4,8-14,6») = 11 487 см4;
f9 = 5-0,0237-6004/(384-2,06-104-11 487) = 0,17 см;
Л/ = 5 (5 + 2,57) 0,923-600*/(384-2,06-10*-11 487) = 0,5 см.
Принимаем длину элементов усиления 1Т — 3,48+ 2-0,2 = 3,86 м. Определяем сварочные деформации по формуле (10.6). Катет шва принимаем к/ = = 4 мм, сварку ведем сплошным швом. Тогда Х= 1; У == 0,04-0,4*= 0,006; и = 0,7.
Для верхних швов крепления уголков усиления имеем
о01 = (15 300-10/11 487)(15 + 4,2 — I) = 242,4 МПа; Ei = 242,4/250 = 0,97j Гц = 4,5; У! — 18,2 см.
Для нижних швов крепления уголка усиления имеем
oos= (15 300-10/11 487) (15+ 4,2 —6) = 176 МПа; ^= 176/250 = 0,7; rij = 2,2; ул = 13,2 см.
Для швов крепления листа имеем
о0, = (15 300-10/11 487) (15 — 4,2 — 0,8) = 133,2 МПа; 6* = 0,53; щ = - 1,76;
tw = 11-0,006-386/(8-11 487)1 (2-600 — 386) (4,5-18,2 + 2,2-13,2+ 1,7 X X 10) = 2,64 см.
Окончательно получаем f = 0,170+ 0,5+ 2,64 = 3,31 см.
Допустим, задано, что прогиб до 3,5 см не препятствует нормальной эксплуатации конкретного технологического оборудования, тогда можно считать 340
условие (10.5) выполненным.
Следует усиливать сначала нижний пояс балок, а затем верхний.
Опирание второстепенных балок иа главные осуществлялось в одном уровне с передачей опорной реакции <?п»х = 34-3 = 102 кН на ребра жесткости главной балки через односторонний сварной шов с фактическим катетом = 4 мм. Фактическая длина шва /w = 19 см. Применялись электроды типа Э42.
Действительная несущая способность шва = 18-1 -1-0,7-0,4-19 = = 95,6 кН < Qnuuc = Ю2 кН. Так как увеличивать длину шва ие> озможно, проводим его усиление путем увеличения катета до — 6 мм за счет наплавки. Проверяем выполнение условия (10.32):
18-1-1 -0.7-0.4 (19 — 6) = 65 кН <f (2,57-0.923-3) = 7.2 кН — реакция при отсутствии полезной нагрузки. Здесь Д = 0,15-1*-0,113-150/0,65* = 6 см; тев = = 1 — по табл. 10.3; Л, = 0,2^0,4* + 0,4* = 0,113 см*. При сварке электродом диаметром 4 мм рекомендуется сила тока (по табл. 10.2) /св = 150 А; t = 0.65 см.
Несущая способность шва N„ = 18-1-1 -0,7-0,6-19 = 143,6 > Ртах = — 102 кН.
Пример 10.2. Исходя из условий реконструкции,приведенных в примере 10.1, необходимо усилить главную балку той же балочной площадки (см. пример 7.3 в [1. С. 1431). Балки пролетом 12 м сварные, сечение поясов—380X 20, сечение стенки—1120X10, сечение поясов в опорной части после его изменения — 250X 20. Стенка укреплена ребрами жесткости иа полос 80X6 с шагом 186,4 см по длине балки. Опирание балок иа колонну осуществляется через фрезерованные опорные ребра на стальной полосы 250X 12. Статическая схема — однопролетная свободно опертая балка: = 10 986 см*; А, ~ 192 см*; /0 — 653 100 см4; t„ — 1 см.
Допустим, при обследовании установлено, что 275 МПа.
Нормативная нагрузка на балку (см. пример 10.1) будет: вес 1 м* настила gH = 2,57 кН; вес 1 м второстепенных балокgot — (36,5 + 23,77 + 9,5) 6-13/12 = = 350 кг = 3.5 кН; вес 1 м главной балки go, = 1,2 (120 + 91) = 253 кг = = 2,53 кН; £gM = 25-6 + 3,5 + 2,53 + 2,57-6 = 171,4 кН.
Расчетная нагрузка g = 6 (25-1,2 + 2,57-1.3 + 3,5-1,05 + 2,5-1,05) = = 206 кН/м; М = 206-12*/8 — 3708 хН м = 370 800 кН см.
Прочность балки:
а = 370 800-10/(1,1-10 986) = 307 > 275МПа; R,, — 0,58-275 = 159,5МПа) 0т« = 206-6 = 1236 кН вместо Q = 918 кН.
Прочность стенки на срез при S0TC = 38-2-117 + 1,0-0,5-116-116/4 = = 10 574 см*; т = 1236 10-10 574/(653 100 1)= 203,5 > 0,58-275 = 159,5МПа — прочность не обеспечена. Вывод — техническое состояние балок неработоспособное, требуется усиление. Рассмотрим несколько вариантов усиления.
Вариант 1 — усиление пролетных сечений главной балки способом увеличения сечения (рис. 10.13, а; 10.6, и, к) и стенки опорного отсека наклонными ребрами (рис. 10.2, д).
Методика расчета усиления увеличением сечения аналогична приведенной в примере 10.1.
Стенка опорного отсека усиливается наклонными двухсторонними ребрами шириной Ъг = 120 мм, толщиной tT — 12 мм. поставленными по растянутой диагонали отсека. Касательные напряженка в стенке после постановки наклонных ребер [13, 15):
* - (Qmax — дф I» - <78174 см»; Stl = 4632 см«;
Д Q = AQj— Mrco»<p; AQj = 1236 — 918 = 318 кН;
NT = Др/6р; Др = [0,5Л„ (AQj + Д<2»)/(£Л)] sin <p [tg* ф/(12т) + 2fj (1 + + p)] = 0.5 [116/(2,06-10»-192)] (318 + 285) 0,53 [0,38/(12-0,185) + 2-1.65 (1 + + 0,3)] = 2,09-10-»,
341
где AQ,— пр вращение поперечной сила иадругой границе отсека, AQ» — — 285 кН;
Л — /о/ЛоЛ^ - 478174/192 • 116* - 0.185;
Я — AJA* = 192/116 — 1.65; р — 0,3;
5, — /»«/(£ A) tg ф [sin* ф (1 4" 1/(12m)) 4- 2!) (1 4- Н) сов* Ч> + к/sin ф] — - 116/(2.06-10*- 192) 0,62 (0,27* (1 + 1/(12-0,185)) 4- 2-1,65-1,3-0,72* 4-4- 66/0,52] = 0.29-10-*;
где к = Л/Л, = 192/(2-12-1,2)-6,6; Л/,-2,09-10-»/0,29-10"*= 72,1 кН;
AQ _ 318 — 72,1-0,85 - 257 кН; т - 151,9 < - 159,5 МПа. Проч-
ность обеспечена.
Вариант 2 — усиление путем создания неразрсзности (<замоноличиваяияв) балок на опорах. В данном случае чтот способ придется совмещать со способом увеличении сечения, так как при реконструкции расчетные момент увеличивается иа 39 К, а иеразреэность позволят снизить его только ив 15 ... 20 %.
Вариант 3 — усиление путем подведения дополнительной опоры в середине пролета (считаем, что для этого есть условия). Балка становится неразрезиой двухпролетной с пролетами 2X6 ы. При принятых нагрузках Мпипп**9 - 0,096g/’ 0,096 206 б’ - 712 кН м; Мт - -0,125g/’ - —0,125-206-6’ -
— —92/ кН-м, т. е. | М юях | ж Мфп-
Расчетная несущая способность по прочности иеусялеиного пролетного сечения балки на участке с основным сечением поясов нэ — 380X 20, с 1ГЖ — - 10 986 см* составляет М - 10 986 260/10 - 286 636 кН см -
— 2856,4 кН-м > | /Мм1 | = 927 кН-м. Эго виачит, что балка ва этих участках усиления не требует. *
Определяем поперечную силу ва опоре: QOn — 0,625gfi — 0.625-206-6 — — 773 кН. Несущая способность стенки на срез ГQ | — 1188 > 773 кН, следовательно, достаточно поставить дополнительные опорные ребра по обе стороны стенки для исключения локальных напряжений. Принимаем опорные ребра из двух листов 150Х 12.
Несущая способность сечений балки на участках с поясами из полосы 250X 20 с WT — 7969 см* определяется изгибающим моментом в месте изменения сечения поясов, т. е. пролетным моментом — 0,375-206-6-2 — 206-2*/2 — 515 кН-м; о = 51 500-10/7969 = 67,1 < = 275 МПа.
Можно констатировать, что данный способ аффективен, требует минимума работ по усилению балок, позволяя почти в 2 раза повысить их несущую способность, однако постановка дополнительной оперы ие всегда допустима нз-ва возможного стеснения технологического процесса.
Вариант 4 — усиление главной балки двухстоечиым ш пр ей гелем (рис. 10.13. а). Шпренгель рассчитываем иа разницу в нагрузке Ag = 206 — — 153 = 53 кН/м. В этом случае расчетный момент в сечении главной балки остается неизменным.
Высоту шпреигельной балки принимаем Аш = 1/5/ — 2,4 М, расстояние от опоры до стоек шпремгеля увязываем с расстановкой ребер и принимаем разным а — 186 см.
Требуемый разгружающий момент в балке ДМ — 3708 — 2754 — 946 кН-м, при этом усилие в шпреигельной цепи должно быть Nm = ДМ/ЛШ — 946/2,4 — = 397 кН. Это усилие состоит яз усилия предварительного напряжения Мр, и усилия от добавочной нагрузки Ng. Принимаем шпренгель из 2 1_ 90X7 с Лп = = 24,48 см*; стойки нз 2 |_ 80X7 с ЛГ1 = 21,7 см*. Элементы шпремгеля выполняются из стали 09Г2 гр I (по ТУ 14-1-3023—80) с Ry — 305 МПа. По справочнику проектировщика под редакцией А. А. Уманского (42] усилие в шеренг еле
АГ, - Лхф Ag/; при а - 1,86/12 ж/ (1/6) / у - 0,06512;
Л4 = З/Лкл 4- к, tg* ф 4- 2.33ЛШ 4- 2к>);
342
Kf = VXrihm = 653 100/(24,48-240) = 111}
ic, = ^!Ana = 653 100/(21,7-186) = 162;
Kt = 1/cos® <p = 1/0,34 « 3;
At = 2,6. Усилие Na = 2,6-0,08512-0,53-1200 = 141 кН;
Np, = Nm—Ng = 397 — 141 = 256 кН.
Предварительное напряжение производим путем натяжения четырех высокопрочных болтов М24 в фланце (рис. 10.13, г, деталь /) на расчетный зазор AZ = = Кр'^щЦАпЕ) = 256-1468-10/(24,48-2,06-10е) = 0,75 см. Принимаем толщину прокладки во фланце 6 = 8 мм (с учетом потерь предварительного напряжения, обмятия соединений, выбора деформаций цепи). При закрытии такого зазора усилие Уps = 256-0,8/0,75 = 274,1 кН. Суммарное усилие в шпренгеле Nm = 274,1 + 141 = 415 кН; усилие в наклонном участке цепи Nt = Nmlcos <р = = 415/0,58=712 кН; 0= 712-10/24,48 = 289 МПа. Усилие в стойке /V, = = 415/0,75= 552 кН; для стойки крестового сечения из 2 L 80X7 /г2 = = 2 [65,31 + 10,85 (2,23 + 0,1)а] = 304 см4; i = 1/304/21,7 = 3,75 см, Ь = = (240 — 58)/3,75 = 48,5; ф = 0,83; о = 552-10/(0,83-21,7) = 306,5 МПа.
Проверка прочности балки с учетом дополнительной продольной силы Мг=415 кН; а = AZrM0 + Mr/W» = 415-10/192+ 275 400-10/100 986 = = 21,6 + 250,7 = 272,3 < Rvt = 275 МПа — прочность обеспечена.
Усилить стенку опориого отсека можно введением наклонных ребер.
Проверки местной устойчивости можно не проводить, так как балка запроектирована с запасом устойчивости. В общем случае проверка устойчивости проводится по нормам.
Пример 10.3. В сварных подкрановых балках (I — 12 м) прокатного цеха, обслуживаемого двумя мостовыми кранами 80/20 т с режимом работы 7К после 8 лет эксплуатации проведено обследование и обнаружены многочисленные усталостные трещины в верхней зоне стенки, что препятствует нормальной эксплуатации балок. Требуется восстановить их работоспособность путем повышения ресурса по выносливости на срок не менее 2 лет, в который можно изготовить и установить новые балки.
Геометрические характеристики существующих балок.' верхний и нижний пояса нз полосовой стали 550X 25; стенки—1600X14; ребра жесткости — 120Х 8; шаг ребер принят а = 1500 мм; рельс ДР 80; /х0 = 2 293 296 см4; // = = 673 см4; If = 387 см4; материал балок ВСтЗсп (по ГОСТ 380—88).
Характеристики кранов: на концевой балке 4 колеса, В = 9100 мм, Ki = = 800 мм, К = 5350 мм; = 420 кН.
По результатам обследования установлено, что балкн эксплуатировались при положении рельса относительно оси стенки балки с эксцентриситетом е = = 30 мм. Результаты изучения 1сраиового режима показывают, что число проходов крана в год около 382 тыс. При расстоянии между колесами К.г = 800 < < а = 1500 мм каждый проход крана соответствует двум циклам загружения. Тогда за требуемые 2 года продления срока эксплуатации количество циклов ориентировочно будет А = 764 тыс.
Для определения дэк0 по формуле (10.9) вычисляем характеристики от FeBC = 0,7/н = 0,7-420 ~ 350 кН. Имеем = 2027 кН-м; <?шах = 187 кН; Qt = 28 кН; Aff = 13,23 кН-м. В соответствии с нормами ох = 71,5 МПа; тх» = = 8,3 -МПа; у — 51,6 МПа; aJoe а = 12,8 МПа; = 53,9 МПа.
По формуле (10.9)
о8кс = 1/(71,5 + 12,8)а—(71,5 + 12,8) (53,9+51,6)+(53,9+51,6)а+3-8,3а=
= 97,7 МПа. Из выражения (10.8) находим
Мг = [9,5- 10f46~®7’7,/7в’1] 10е = 1,82.10е циклов.
Накопленное за 8 лет эксплуатации число циклов загружения составляет М8 = 382-2-8 = 6,11-10® циклов. Так нак = 6,11-10® > 1,82-10®, то появление усталостных повреждений вполне закономерно.
343
б) a j£n~jn/tvO
Направление искривления
Рис, 10.15. Усиление центрально-сжатой колонна я стропильной ферма (и примерам 10.4 и 10.5)
а — схема усилении кояоивм (к примеру 10.4); б—д — схемы усиления стержае* фермы (к примеру 10.6) соответственно нижнего иояса, опорного раскоса, верхнего пояса и растянутого раскоса а общим искривлением
Из расчета видно, что доля напряжений от местного кручения OfV больше локальных oJoc. v и приближается к <JS, поэтому исключение стенки из работы на местное кручение целесообразно. Проведем усиление продольными ребрами (рис. 10.7, б). Высота этих ребер Лл > а/8 = 188 мм, окончательно Лл = 200 мм. По нормам haltn = 0,5 "VE/rv9 «= 15, tn = 200/15 = 13,3 мм (принимаем ta = = 14 мм). Учитывая расположение отверстий дли крепления рельса, d = 100 мм.
Напряжения в сварном шве креплении ламелей к ребру жесткости определяются по формуле (10.12). Напряжения в tt находим по формулам (10.13) и (10.14).
После усиления Aft = Fe + 0,75<?t (hn — с); с = 11,5 см; Aft = 8,71 кН-м; г = 49,5 см; Iv = 40 261 см*; It = 720 см*, а/(2г) = 1,52; ₽л = 0,392; рв = = 1,28; ₽* = 1,43; тш = [2,6-87 100-10-11,5-10/(710-49,5»)] 1,28-0,392-10 = = 36,4 МПа; т4 = [2,1-87 100-10-8,5/(3710-49,5-10)1 1,43= 10,6 МПа;
тл ок = 1^36,4*4- 10,6* я« 37,9 МПа < 180-1-1 МПа. Расчетный ресурс определяется по формуле (10.11).
По табл. 10.1 при а = 37,9/(1,1-33,1) = 1,04 Мш= 4,5-10* циклов. Следовательно, расчетный срои эксплуатация усиленной балки Т = 4,5- 1О’/764 000 = — 5,9 лет.
Пример 10.4. Требуется усилить центрально-сжатую шарнирно опертую на фундамент колонну под балочную площадку (см. примеры 10.1 и 10.2). Сеченне колонны — составное сварное из трех листов (рис. 10.15, а), длина—6,5 м, материал — сталь ВСтЗпсб. Понса выполнены на двух листов ЗООХ 14 с фактическим расчетным сопротивлением /?„в = 273 МПа; стенка — из — 268Х 10 с Лт = 282 МПа. Усилие в рядовой колонне до реконструкции Na = 153-12 = = 1836 кН; добавочное усилие после реконструкции Nr = 636 кН. Суммарное усилие Ni = 1836 + 636 = 2472 кН. Фактическая несущая способность колонны | | = 2036 кН. Ао = 122 см*; = 7,68 см. Рассмотрим 2 варианта
усилении колонны.
Вариант 1. Допустим, что по условиям производства нельзя ставить дополнительные распорки ио колоннам. Принимаем способ усиления путем защемле-344
нкя колонны в фундаменте, для этого предусматриваем устройство опорного столика- на высоту существующих траверс базы, наращиваем 4 анкерных болта н крепвм их за верх столика. При таком способе усиления уменьшается расчетная длина колонны. Теперь /еу х = 0,7/ = 0,7-650 = 455 см; = 455/7,68 = = 59,2; ф = 0.795; У = 0,795 -122-27 -3/10 = 2648 > Ai = 2472 кН — устойчивость обеспечена.
Вариант 2. Усиление производим способом увеличения сечення колонны (см. рис. 10.15). Учитывая, что несущая способность определяется гибкостью Ху усиливаем колонну с помощью |_50Х5 из стали ВСтЗпсб-2 (по ТУ 14-1-3023—80) с Ry — 270 МПа. Новое значение момента инерции /« = 7199+4(11,2 + + 4,8-16452) = 12 470 см4; /ж = 20 281 + 4 (11,2 + 4,8-16,52) = 25 552 см4; А = = 122 + 4-4,8 = 141,2 см2; /„ = V12 470/141,2 = 9,4 см; Ху = 650/9,4 = 69,2; <р = 0,74.
По формуле (10.21) имеем
а = 2472-10/(0,74-141,2) = 236,6 < 273 МПа, где при <х = RyrfRut =
= 270/273 -= 0,99; R* = = 273 МПа.
Приварку'уголков ведем прерывистыми швами с катетом = 4 мм длиной по 80 мм и с шагом 40/ = 40-0,98 яа 40 см. Уголки усиления доводим до траверсы. Длину концевого участка шпоночного шва принимаем равной 1,5/ш = = 1,5-80 = 120 мм. Деформацию основного сечения колонны от сварки не учитываем из-за вх незначительности.
Пример 10.5. В стропильной ферме покрытия травильного участка прокат* ного цеха (1, рис. 11.3), отправочная марка которой показана в работе [1, рис. 13.24], прн обследовании после 10 лет эксплуатации обнаружено уменьшение площадв сеченвя стержня нижнего пояса в опорной панелн на 30 %, опорного раскоса на 20 %, стержня верхнего пояса в опорной панели на 30%; во втором от опоры растянутом раскосе наблюдается недопустимая погибь и плоскости фермы со стрелкой fax — 42 мм. Коррозионный износ стержней равномерный.
Статистическаи обработка результатов обследования позволила установить фактические характеристики сечений ослабленных элементов и свойства стали: стержень нижнего пояса — из тавра 15ШТ1 с Ло = 20,7 см1, /?«0 = 245 МПа; верхний пояс — из тавра 20ШТ2 с Ло = 47,0 см2, /я0 = 1510 см4, 7ВО = 3200 см4, /х0 = 5 см; iy0 — 7,3 см; Ry0 = 285 МПа; опорный раскос — нз 2 L_ 160Х 100X9 с Ло = 32,3 см2; /х0 — 433 см4; iXB = 2,2 см; /у0 = 1179 см4; /уо = 5,9 см; Ryo = 240 МПа; растянутый раскос имеет проектные размеры (без коррозионного износа). Нагрузка иа ферму соответствует проектным значениям. Анализ технического состояния стержней ферм показал, что онн неработоспособны и требуют усиления.
Усиление стержня нижнего пояса, опорного и растянутого раскосов проводим способом увеличения сеченвя.
Ннжяий пояс в опорной панелн усиливаем круглыми стержнями (по ГОСТ 2590—71*) нз стали ВСтЗпсб-1 (по ТУ 14-1-3023—80) с Rs = 240 МПа.
Фактическая несущая способность элементов иижнего пояса I/V I = 20,7* •245/10 = 507,1 кН < N = 576 кН; ДА/ = 576 — 507,1 = 68,9 кН; Лгтр = = 68,9/24,5 = 2,82 см2. Усиление иижиего пояса производим круглыми стержнями 2 0 20 с Аг = 6,29 см2 (по рис. 10.15, б). Стержни заводим за узел фермы на величину длины сварных швов. Принимаем Kf = 6 мм, тогда lw >68,9/(4 X Х0,7-0,6-18) + I см = 4 см. Принимаем /ш = 100 мм. В промежутке производим крепление усиливающих стержней к нижнему поясу шпоночными шиами длиной = 50 мм с шагом а = 80/ = 100 мм.
Усиление опорного раскоса производим уголками (рис. 10.15, а). Фактическая несущая способность раскоса | N j = 0,75*32,3-25,5 = 617 < N = 780 кН.
Принимаем элементы усиления из 2 L 75x5, сталь ВСтЗпсб-1 (по ТУ 14-1-3023—80) с Rv = 240 МПа. При атом А = 2 (32,3 + 7,39) = 79,38 см*.
345
Новое положение центра тяжести:
2 (32,3-2,25 4-7.39-6.4)
в — —5—2 (32 3 4- 7 39)------ ~ 3 с“’ т‘ wtc4e"TP"CBT*T продольной силы
в = 0,75 см, что более 5 % от Луг = 100 мм.
Проверку устойчивости проводим как для внецеитреяио сжатого элемента: /.-2 (216 + 32,3-0,75»+ 39,5 + 7,39-3,4») . 718 см»;
/ж = V718/79.38 - 3 см; W„ = 718/7 = 102 см»;
/,- 2 (433 + 32.3 5,8* + 39,5 + 7,39 7») = 3841 см»;
lt - V3841/79.38 = 6,96 см; /«/. я — 197 см; l,f. , — 394 см.
Устойчивость в плоскости фермы по формуле (10.22):
е, = 0,75 см; Jt = (1/750) 197,2 = 0,26 см; МЭ = 3.14*-2,1-10»-718/197,2» = = 3823 кН; 1,26; £/,= 2-39,5 - 79см»;71 = 0,26 [1 — (1,26-79)7(433 + + 79)] = 0,21 см; к«=>1. Уголки усиления привариваем шпоночным швом с к, = 5 мм, длиной 100 мм я шагом а = 40/ = 40-1,49 ® 60 см; % ™ 10/60 — - 0,17; V - 0,04 0,5» - 0,01; и - Г, Л - 197.2/3 - 65,7; £ = 780/(32,3-24,5) -= 0,985; я,., = 7,01; 7. = 0.21-0,17 [0.01 • 65,7«/(8-79.38)J7.01 (2.1 + 5.4) = -=0,13 см; tf — 0.75 + 0,25 + 1-0,13 = 1,13 см; mf - 1,13-79,38/102 -= 0,88 см; X. - 65,71/240/(2.06-10») - 2,24; ») - 1.0; т., - 1.0-0.88 — 0,88; Ф. = 0,505; п = 780-10/(0,505-79.38) - 194,6 < R*t = 240 МПа.
Устойчивость из плоскости фермы по нормам:
= 472,5/6,96 = 68; фв - 0,782; Хо - 3,14 V2.06-10»/250 - 89 > Xv; 0 — = 1; m- = m</ = 0,79< 1; /. = 0.9-16»/12 + 0.9-16-8.5» = 1347 см»; /,-= 15 0.9»/12+ 0.9 15-1,0» = 13,5 см»; <* = I — 0.3/,//, = 1 — 0,3-13,5/1347 ж м 1; с = 1/(1 + 1 -0,79) = 0,56.
а = 780-10/(0.56-0,782-79,38)-224,3 < RJ = 240 МПа,
₽• = = 240 МПа, так как Rgr < ЫМро-
Усиление элемента веркнего пояса в опорной панели производим путем постановки шпренгеля (рис. 10.14, г) из 2 (_ 63X5 с гибкостью X = 0,8-0,5х X309-1.94 = 63.7 < 150; /, = 1,94 см.
Проверяем условие Р/(Е1) > 50с,; /=150 см; /«> = 1510 см»; ci” = lrJ(ArE »in*a); А,= 12,26 см»; с, =0,5-309/(2,06-10»-12.26-0,48-10)=12,95х ХЮ"*;
150»/(2,06-10»-1510) = 1,08 -10-» > 50-12,95-10-* = 0,64-10-* — иесмещае-мость узла раскрепления обеспечена.
Проверяем устойчивость верхнего пояса, выполненного из тавра 20ШТ2, при N = 955 кН, коррозионном износе сечения 20 % и /«/. х = 150 см; » = = 300 см. По формуле (9.18) с учетом ослабления сечения коррозией л«е = = [1 — (1/0,95) 0,8-0,95] 47,0 = 37,6 см»; толщина стенки / = 0,95 см; /ое.ж = = (I—0,18-0,8-0,95) 15ГО = 1303 см», где кв11 = 0,18 — принят как для швеллера № 40 по значению (см. табл. 9.11); квгг — 0,17; _ = (1 —
— 0,17-0,8-0,95) 3200 = 2786 см»; тогда
/. = У1Э03/37,6 = 5,89 см и /, = 1/2786/37,6 = 8,6 см;
X, = 150/5,89 = 25,5; X, - 300/8,6 - 34,9; ф^ = 0,914;
а = 955-10/(0,914-37,6) = 279 < 285 МПа — устойчивость обеспечена.
346
Рве. 10.16. Усиление колонны (к примеру 10.6) а — схема усиления аадкраиоаой пасти; б — то же, подкраиавоУ
Усиление растянутого раскоса с погибью Jtx =* 42 мм производим по рис. 10.14, д с целью уменьшения эксцентриситета продольной силы. Усиливающий элемент принимаем из швеллера №10 с Ryr — 240 МПа.
Новое положение центра тяжести на участке с погибью у = 10,9 9,05/(2 X X 5,13 4- 10,9) = 4.3 см. 2 (23,1 4- 6,13-4,3’) + 20,4 + 10,9 6,05* = — 693 см4; М, = 230 4,3 -.= 989,0 кН см; 5’ = 230 кН (1, табл. 13.3].
Условие прочности пс критерию КТ (ферма относится к группе 3); а = = 230-10/23,13 4- (989/693-10) 8,85 = 99,4 4- 126.3 — 225,7 < 240 МПа — прочность сечения обеспечена.
В пределах прямолинейного участка стержня крепление производим шпоночными швами с /« = 100 мм с шагом 120 см •< 80-3,99 я: 320 см. В пределах участка искривления раскоса крепни [ 10 с помощью сухарей из 100X 60X 6. Усиливающий элемент доводим только до узловых фасонок, так как прочность основного стержня на прямолинейном участке обеспечена.
Пример ЮЛ. При реконструкции прокатного цеха (см. [1, рнс. 11.3]), оборудованного мостовыми кранами Q — 30/5, последние необходимо заменить на краны грузоподъемностью О = 50/10 т. Во время обследования дефекты и повреждения в колоннах ие обнаружены, размеры сечения соответствуют проектным, резервов несущей способности нет. Статический расчет поперечной рамы для кранов Q = 30/5 т приведен в [I. С. 300—308].
Новые значения расчетных усилий для варианта с кранами грузоподъемностью Q = 50/10 т: для верхней части колонны в сечении I—1 N = 607 кН и М = — 894 кН-м (вместо IV = 607 кН и М — —811 кН-м), в сечении 2— 2 М = —354 кН-м (вместо М = —202 кН-м); для нижней части колонны N = = 2201 кН и М — —933 кН м (вместо N = 1879 кН и А1 = —729 кН -м. изгибающий момент догружает подкрановую ветвь), N = 2430 кН и М = 1168 кН-м (вместо .V = 2108 кН и М = 1066 кН-м, изгибающий момент догружает наружную ветвь).
Проверка несущей способности сечения верхней и подкрановой частей колонны показала, что их техническое состояние при изменившихся нагрузках неработоспособное, колонна требует усиления. Верхняя часть колонны, выполненная из стали с фактическим значением R„e = 215 МПа. усиливается (рис. 10.16, а) уголками (по ГОСТ 8509—86): 1_75Х6 с Аг= 2-8,78 = = 17,56 см* — со стороны эксцентриситета и (_50Х 5 с А г — 2 -4,8 = 9,6 см’ — с противоположной стороны. Уголк-< из стали ВСЗлсб (по ТУ 14-1-3023—80) с Ryf — 240 МПа.
Расчетная длина верхней части колонны (см. 11. С. 361]) ltf.x = 3-470 = = 1410 см.
Геометрические характеристики усиленного сечения: = 167 см’, при
учете только устойчивой части стенки Лв = 122 см’: /— 280 000 см4;'/w = — 7646 см4.
347
Новое положение центра тяжести:
34-1,4.0,7 + 34-1,4-99,3 4- 97,2-0,8.51,4 4-2-8,78-93,14-
4- 2-4,8.4,9 ____
9~ 167 4-2-4,1 4-2-8,78 —53,8 см; Л—
= 194,16 см*; Л1 = 122 4-9,64-17,56 = 149,16 см*; 1Х = 280000 4- 167-3,8* 4-4- 2 (46,6 4-8,78-40,7*) 4-2(11,2 4-4,8-50,3*) = 335904 см4;
1Х = 1/335904/194,16 = 41,6 см; V. = 335904/41,6 = 8075 см»;
lv =* 7646 4- 2(46,6 4- 8,78-5,9* 4- 11,2 4- 4,8-3,9*) = 8518 см4;
iv = 1/8518/194,16 = 6,62 см; к, = 1410/41,6 = 33,9;
Ля = 33,91/215/(2,06-10*)= 1,09; рх = WJA = 8075/194,16 = 41,9 см; е = = M/N = 894000/607 = 147 см;
Учитывая, что ^1Г=* 2(46,64- 11,2) = 57,8 < 0,1 X 280 000 см4, принимаем fi = /о- Начальная погнбь по данным обследования /0 = 2,3 см; Кщ = 1.
Сварные швы крепления уголков усиления с Ку = 6 мм. Крепление к основному стержню производим шпоночными швами длиной 100 мм, шаг 500 мм < < 40-1,53 яг 60 см. По формулам (10.24) и (10.6) имеем, % = 0,2; V = 0,01; 5 = 0,9; u = 1; п = 4,32; Упу = 2-4,32 (52,4 4- 47,44- 44,8 4- 37,3) = 1571; N& = 3,14*• 2,1 • 10*-335 904/470» = 314 846 кН; aw = 314 846/(314 846 — 607) = = 1,002; ]т = 1,002-0,2-0,01-33,9*-1571/(8-194,16) = 2,33 см; ef = 147 4- 2,3 4-4" 2,33 = 151,6 см; tnf = 1,47-151,6/41,9 = 5,32, где г; = 1,47 — по примеру расчета [1. С. 361]; <рв =0,24.
о = 607-10/(0,24-149,16)= 170 <215 МПа.
Проверка устойчивости из плоскости действия момента:
ку = 350/6,45 = 50,3; = 0,86; AfI/3 = — 354 4-[(—894) — (—354)] (4,7 —
— 3,5/3)/4,7 = — 354 4-(— 405) = — 759 кН-м. По модулю Мх > > Мщлх/2 = 894/2 = 447 кН-м; тх = 75 900-194,16/(607-8075) = 3, при т* < <5 и ку = 50,3 < Хс = 96; ₽ = 1; a = 0,65 4- 0,05-3 = 0,8; с =1/(1 4-4- 0,8-3) = 0,294.
а = 607-10/(0,86-0,294-149,16) = 160,9 < Rva = 215 МПа.
Усиление нижней части колонны сквозного сечения [1, рис. 14.20] проводим, как показано на рис. 10.16, 6. Геометрические характеристики: ЛП|> = = 74,6 см®; 1хпв = 3.79 см; 1упо = 18,2 см; /хпо = 1070 см4; 1упо — 24 690 см4; Лш, == 115,8 см*; /хшо == 4020 см4; /у то == 35 300 см4; 1хпю == 5,9 см; /уш, = 17,5 см; Ащ — 47,0 см*; Лпп = 24,6 см*.
Новое положение оси Хп—Хп: yin = 47-9,5/(74,6 4- 47) = 8,7 см. Новое иоложеине осиХш—Хш: У1ш = 2-4,6-7,9/(114,8 4- 24,6) = 1,4 см, рп = 78,54" + 8,7 = 87,2 см; рш = 57 4- 9,5 — 5-1,4 = 60,1 см.
Расстояние между центрами тяжести ветвей Лд = 147,3 см. Усилия в ветвях колонн: Na = 2201-60,1/147,34- 93 300/147,3 = 1531 кН; А1ш= 2430Х X 87,2/147,34- 116 800/147,3 = 2231 кН.
Новые геометрические характеристики усилевного сечения подкрановой части колонны: Лп — 74,6 4- 47,0 = 121,6 см»; /уп = 24 690 4" 1,0-47»/12 = = 128 513 см4; «уп = V128 513/121,6 s= 32,5 см; Лш = 1146 4- 2-12,3 = = 139,4 см»;
348
/уш - 35300 4- 2 (94,3 + 12.3-14.6*) - 40732 см*; 1ит = У40732/139,4“= = 17,1 см.
Проверка устойчивости ветви из плоскости рамы (относительно осн и—и) при tel. у = 1130 см:
подкрановая ветвь: Хуи — 1130/32,5 = 35; <р( » 0,92;
о = 1531-10/(0,92-121,6) — 137 < Rut — 245 МПа — фактическое расчет* ное сопротивление стали этой ветви;
шатровая ветвь: = 1130/17,1 = 66; <ри = 0,79;
а = 2231 • 10/(0,8-139,4) - 200 < R„, ~ 215 МПа — фактическое расчетное сопротивление стали данной ветви.
Геометрические характеристики:
/хп = 1070 4- 74,6-8,7» 4- 47-0,8» 4- 47-Р/12 — 6776 см*;
l„ - V6776/121,6 = 7.5 см; Г10 = 6673/17,7 = 377 см»;
/гш= 4020 4- 114,8-1.4*4- 2 (94,3 4- 24.6-1,5») = 4544 см*;
(ха = 6.7 см; W* - 4544/6,4 = 710 см».
Проверка устойчивости ветвей в плоскости рамы: подкрановая ветвь: Хжп = 210/7,5= 28; фх = 0,94;
а = 1531* 10/(0,94-121,6)- 134 < Rvt = 245 МПа;
шатровая ветвь: — 210/5,7 —37; <рх = 0,91;
а= 2231-10/(0,91-139,4) = 176 < Rvt = 215 МПа.
Решетка колонны выполнена из |_90Х7 с Rvt — 260 МПа.
Усилие в решетке: Vp — Qaux/(2 sin a) — 204/(2-0,82) = 124 кН;
о — Л/р/(ф4р) - 124-10/(0,51-12,3) = 190 < 245-0,75 = 199 МПа — решетка работоспособна и усиления ие требует.
Проверка устойчивости колонны в плоскости рамы как единого стержня. Геометрические характеристики колонны (единого стержня):
А = Аа 4- Лш = 121,6 4- 139,4 = 261 см»;
/„= 6776 4- 121,6 87,2» 4- 4544 4- 139,4-60,1»= 1 439 461 см*;
1Х - V1 439 461/261 - 72,3 см; X» - 2260/72,3 = 31. Проверку устойчивости проводим по формуле (10.25).
Крепление злементов усиления к ветвям производим шпоночными швами с Ку — 6 мм электродами типа Э42 шагом 300 мм. Суммарная длина плев с одной стороны элеме>гта рассматриваемой подкрановой ветви: У = (Nn -— к/ЯмЛЬ/Ye) “ (1531 — 1131)/(2-0,7-0,6-18,5-1-1) - 26 см; требуе-
мая длина участка шва /«, = aw ^Iw/ln = 30/(1130-26) — 0,7 см (принимаем /и, 50 мм); количество шпонок пш = 1130/30 4- 1 — 39, тогда У] = 5,0- 39 —
= 195см; Х= 195/1130 — 0,17; V — 0,04-0,6*= 0,014; a.N = 400/1531 = 0,26; /.= /„= ИЗО см; и — 0.5; £ = 1230-10/(74,6-21,5) = 0,7; п = 1,87; уеа = — 9см; л-f — 33,7;/»— 0,17-0,26-0,014-1130*/(8-6776-33,7)— 0,5см; е/а = = 8,7 4- 0.5 = 9.2 см; Ххп - 281/29.5/(2,06-10») = 74; т)п принимается по нормам; т/ = 121,6-9,2/377 = 3.0; по = (0.75 4- 0,05m) 4- 0,01 (5 — m) 1ХП = = (0,75 4- 0,05-3) 4- 0,01 (5 — 3) 0,74 - 0,92; mff — 0,92-3 — 2,76 см; Ф.«т. п = 0,42.
349
Рис. IQ. 17. Повышение хладостойкости сварного стыкового соединания пояса составной балки
а — до усиления; б — после усиления
Для шатровой ветви максимальное расстояние между участками шпоночного шва с Kf « 5 мм вш < 40> 1,79 = 71,6 см. Принимаем=* 50 см; = = 400/(4’0,7-0,5-18,5) =15,4 см; требуемая длина участка сшпоикн» Z® = = 50-15,4/1130 = 0,7 см (принимаем = 50 мм, количество шпонок пш = 39); К = 0,17; £/„ = 50-39 = 195 см; V = 0,01; а„ = 0,26; /0 == 1130 см; и = 0,5; Е = 1970-10/(114,8-21,5) = 0,8; я = 2,16; £л-₽ = 2,16 (2,2+ 4,0) = 13,4 см; /*= [0,17-0,26 0,01-1130^(8-4544)] 13,4= 0,21 см; eim = М + 0,21 = « 1,61 см; 1Ж1П «^71/215/(2,Об-10») = 1,2; = 139,4/(710-1,61) = 0,32; i| =
= (1,25 — 0,05-0,32) — 0,01 (5 — 0,32) 1,2 = 1,15; mef = 1,15-0,32 = 0,37: •Рвет, ш = 0,79.
. Принимаем при расчете устойчивости всего сечения накиевыгодвейшую комбинацию усилий, догружающих шатровую ветвь (N = 2201 кН, М=' = 933 кН-ц) и<рэвт. ш 0»?9;
Ав/ = 1/(31» + 27-261/24.6) 0,79-215/(2,06-10*) = 1,01; 04 = 27; т = МЛ ((fa + а^/(Я/я) = 93 300-261 (60,1 + 6,4)/(2201 X 143 946) = 0,51; W» = 0,778;
П = 220140/(0,778-261) = 108 < 7?^ = 215 МПа.
Для подкрановой ветви при догружающей комбинации усилий (N = 2430 кН» М = 1168 кН-м)
А,/ = 1/(31* + 27-261/24,6) 0,39-295/(2,06-10») = 0,88;
м = (116 800/2430) (261/1 439 461) (87,2 + 1,7) = 0,77; <р, = 0,70;
а = 2430-10/(0,70-261) = 133,0 < 7?уо = 215 МПа — устойчивость обеспечена.
Пример 10.7. В составной балке, изготовленной на стадиВСтЗпс-6, установлено, что сварной стык нижнего растянутого пояса был наготовлен без вывода сварных швов иа специальные Подкладки. Эго позволило предположить наличие непровара в сварном шве. Балка входит в состав рабочей площадки, подверженной воздействию низких естественных температур при значении расчетной низкой температуры 7'в = —37 °C. Сечение пояса — полосовая сталь 200Х 24 мм, Rue = == 225 МПа, /?и0 = 350 МПа. Величина Оши =215 МПа. Схема конструктивного решении стыка пояса показана на рис, 10,17, а, 350
Щепебой непробар
Рис. 10.18. Узел нижнего пояса фермы эстакады а — до гсчи««; б — после усвлеапа методом декоецевтртии напряжения
Установим значение Trj^ по формуле, приведенной в п. 2 гл. 9 с учетом данных табл. 7.4 (тип Д1):
Т„ 1 = Лп + Bnt 4- ДТ - — 54 + 2,3-24 4- 8 -= 4- 9,2 °C.
В соответствии с пояснениями к формуле (6.15) значение коэффициента температурной чувствительности ф принимаем равным 0,0045 1/°С. Используя график рис. 7.17 и определив значение у = ехр (—ф (Тец — Тв)] = ехр (—0,0045 X X (9,2 + 37)) = 0,812, находим величину 0 = 0,68.
Проверяем прочность с учетом хрупкого разрушения:
Опп» = 215 > “ 0,68-350/1,3 = 183 МПа — требуется повышение
хладостойкости.
Применяем метод усиления накладкой, когда все усилие с одной стороны стыка передается на другую сторону стыка, минуя дефектный стыковой шов. Схема усиления показана на рис. 10.17, б. Принимаем площадь сечения накладки {а иной площади сечения пояса с учетом возможности расположения угловых лаптовых швов, т. е. — 240Х 20 мм, размеры катетов угловых швов — равнопрочными сечению накладки (расчет не приводится). Такой метод усиления эквивалентен применению конструктивной формы Е2 (см. табл. 7.4). Если накладка изготовлена из той же стали, что и пояс, значение Тс,, определяем с учетом данных табл. 7.14: ТСГ1=*—76 4- 2,5-20 4- 8= —18 ®С. Соответственно У = ехр [(—0,0045) — 18 4- 37)] = 0,918. Коэффициент Р (до графику рис. 7.17) равен 0,85.
Проверка хрупкой прочности:
От» = 215 < 0,85-350/1,3 “ 229 МПа — расчетная прочность обеспечена.
Прн применении накладки из более хладостойкой стали например ВСтЗспб или 09Г2С можно было бы повысить хладостойкость узла в значительно большей степени.
Пример 10.8. Рассмотрим использование метода деконцентрации напряжений в связи с аварийным разрушением нижнего пояса фермы пролетного строения эстакады топливоподачн одной из ТЭЦ в Сибири. Конструктивное решение узла фермы показано иа рис. 10.18, а. Материал конструкций — ВСтЗсп с /?»» = = 210 МПа, Rua = 330 МПа, отм = 200 МПа. Разрушению предшествовало снижение температуры до Tt — —46 ®С при расчетной низкой температуре Та = —39 ®С н образование значительных наледей на нижнем поясе в связи саварией трубопроводов отопления (37]. Наледи удалялись ударами стальной болилнкя, подвешенной к верхнему поясу фермы. Учитывая весьма низкое качество стыковых швов прокладок между поясными уголками с щелевыми непроварами, обнаруженными при освидетельствовании конструкций, узел фермы следует отнести к типу Е1 (см. табл. 7.4). Значение Тсг1 определяется по формуле
Теп = Л, 4- Bnt = —54 4- 2,3-14 = —21,8 “С,
361
Увел находится в квазихрупком состоянии. Используя графин рис. 7.16, найдем
У — exp [—ф (Тег1 — Та) ] = exp [—0,004 (—21,8 -f- 45) ] $= 0,91 и определим величину р = 0,84.
Проверяем прочность с учетом хрупкого разрушения:
Опих = 200 < 0,84-330/1,3= 213 МПа — при статической нагрузке прочность обеспечена.
Если учесть удары по конструкции и ввести в расчет коэффициент динамичности, в соответствии с формулой (7.19), кй = 1,1, то у — 0,91/1,1 = 0,83 н ₽=0,71. При этом Опих — 200 > 0,71-330/1,3 = 181 МПа, — возможно разрушение.
В целях повышения хладостойкости всех неразрушенных узлов ферм много-пролетной эстакады была выполнена их реконструкция по схеме, представленной на рис. 10.18, б, что соответствует способу, показанному на схеме рис. 10.16, б.
Глава 11. УСИЛЕНИЕ КОНСТРУКЦИЙ МЕТОДАМИ
РЕГУЛИРОВАНИЯ НАПРЯЖЕНИЙ
1. Методы искусственного регулирования напряжений в эксплуатируемых конструкциях
Общие положения и классификация
Искусственное изменение напряженного состояния металлических конструкций, или регулирование напряжений, давно и весьма успешно применяется при их усилении. Разработаны десятки методов и приемов. В СССР и во многих странах мира многочисленные здания и инженерные сооружения построены по этому принципу.
Методы регулирования напряжений с успехом применяются и в эксплуатируемых конструкциях, благодаря чему достигаются цели, изложенные в гл. 9 и 10. В некоторых случаях искусственное регулирование напряжений является единственным способом решения задачи.
В широком смысле любое усиление эксплуатируемой конструкции есть регулирование напряжений, ибо после усиления и приложения нагрузки в ией будет возникать иное напряженное состояние, чем до усиления. В более узком смысле под искусственным регулированием напряжений подразумеваются специальные методы и приемы вмешательства в работу конструкции с целью активного изменения ее напряженного состояния в желаемом направлении. Основой рассматриваемых методов является предварительное напряжение конструкции, заключающееся в искусственном приложении к ней силового воздействия, меняющего напряженное состояние в желательном направлении.
Достоинством большинства методов регулирования напряжений является следующее:
усиление может производиться без разгрузки конструкции и остановки технологического процесса;
362
Рис. 11.1. Классификация методов искусственного регулирования напряжений в эксплуатируемых металлических конструкциях
по сравнению со способом усиления сечения не требуется большого количества деталей усиления, причем закрепление их производится в узлах;
увеличение надежности всей конструкции, так как зачастую повышается степень ее статической неопределимости;
увеличивается стадия упругой работы конструкции.
Классификация методов искусственного регулирования напряжений (рис. 11.1) проведена в зависимости от того, осуществляется оно при действующей нагрузке, при частичной разгрузке (отсутствие крановых нагрузок и снега, снятие некоторой доли постоянных нагрузок) или, наконец, при полной разгрузке конструкции (при этом подразумевается, что усиливаемая конструкция остается на своем месте).
Как видно из схемы классификации, все методы искусственного регулирования напряжений можно разделить на два больших направления. Методы первого направления предполагают регулирование напряжений без использования высокопрочных элементов, методы второго направления — с использованием высокопрочных элементов (затяжек, шпренгелей, вант, подвергнутых предварительному напряжению).
Методы искусственного регулирования напряжений без использования высокопрочных элементов
Прежде всего, регулировать изгибающие моменты в балках и фермах можно путем изменения первоначальной схемы нагружения на другую, при которой напряжения несколько уменьшаются, снижается также и прогиб балок (табл. 11,1). Так, замена распределенной нагрузки иа сосредоточенную, особенно если часть первой передается непосредственно на опоры, позволяет снизить момент на 11 ... 25 % и прогиб на 10 ... 17 % (схемы 2, 4, 6). Весьма эффективно заменить схему 5 иа схему 5; это обеспечивает снижение момента в 2 раза и уменьшение прогиба примерно в 1,5 раза. При всех изменениях схем места приложения к балке новых сосредоточенных сил следует укрепить ребрами.
В некоторых конструкциях весьма эффективно использование пригруза конструкции, или контргруза. Например, для разгрузки балки или фермы можно на консолях с вылетом а подвесить контргруз Хр, (рис. 11.2, а), в результате изгибающий момент в пролете уменьшится на величину Хр,а. Разумеется, при этом на опоры будет передана дополнительная нагрузка Хра. Подвесив к наружным узлам рам (рис. 11.2, б) стены с весом G, можно разгрузить ригель на величину изгибающего момента а.
Имеется опыт разгрузки мостовых ферм с помощьюконтргрузов (рис. 11.2, в). К свободно опертым фермам, у которых обеспечена связь нижних поясов, к верхним поясам подвешивается контргруз Хр, [43]. Благодаря этому на средних опорах появляется разгружающий момент Моп — Xptd sin 0/(2sin а). При этом опор-354
Таблица 11.1. Относительные нагибающие моменты и прогибы балои
Рис. 11.2. Метод пригруза конструкций а — прагруэ аа коасоляа; в — подвеска стен в раиак; в — подвеска ковтргруяа к веря-авм поясам ферм; е — введенае дополнительного распора в арка; д — введение расиорн по аажанм поясам валок
ные раскосы получают дополнительные сжимающие усилия. Эта же идея — создание искусственного распора за счет силы тяжести Хр, — может быть применена для разгрузки арок (рис. 11.2, г).
Весьма технологичным приемом разгрузки эксплуатируемых подкрановых балок является использование распорных устройств с контргрузом. В этих случаях к нижним поясам балок прикладывается (рис. 11.2, д) продольное усилие, выгибающее каждую балку вверх [16]. Между соседними балками устанавливаются специальные вкладыши, обеспечивающие передачу усилия от балки к балке, а в крайних панелях — связи, через которые распор передается на основание. Описанный способ весьма прост и технологичен; сила распора, выгибающая балки в противоположную сторону по сравнению с рабочей нагрузкой, легко контролируется и может при необходимости изменяться.
Рассмотрим приемы регулирования, которые используют выгиб конструкции. Они могут применяться, например, для обеспечения более эффективной работы настила. Так эксплуатируемое покрытие из стропильных ферм с железобетонным настилом из-за предполагаемой подвески к нему технологического оборудования будет перегруженным. Крепление плит не обеспечивает их иадеж-366
Рис. 11.3. Предварительный выгиб конструкции а — выпив ковструкцяк перед прв* креплеинеы кровеяьяыж плит; б — подъем пролетим* конструкций для обеспечения совместной работы с поддерживающими конструкциями; а — выгиб поддерживающий конструкций до установки свявей; / — усиливаемая конструкция; J — поддерживающая (усиливающая) конструкция; 3 — существующие свнаи; 4 — новые свяая
ное участие в работе покрытия. Если же, сняв с фермы всю временную нагрузку, поддомкратить ее (рис. 11.3, а), затем надежно присоединить плиты и обеспечить их плотное касание друг с другом, то плиты, эффективно включаясь в работу, образуют с фермой комбинированную систему. Тогда вес плит и вся последующая нагрузка будут восприниматься этой системой, а не одной стропильной фермой.
Предварительный выгиб необходим для более эффективного включения в работу новых поддерживающих конструкций. Предположим, что пролетное строение транспортерной галереи пришло в аварийное состояние, возникла необходимость подвести поддерживающие конструкции (рис. 11.3, б). Если эти конструкции не распереть, т. е. не ввести усилия Хр|, то пролетное строение не разгрузится и новая поддерживающая система будет работать лишь как страховочная. Приподняв галерею с помощью домкратов и закрыв зазор специальными упорами, можно после снятия домкратов передать часть нагрузки с галереи иа новую поддерживающую конструкцию.
Такой же смысл имеет постановка связей после выгиба присоединяемых конструкций. Например, требуется усиление блока из двух ферм (рис. 11.3, в). Для этого по бокам блока устанавливают поддерживающие конструкции — фермы, которые присоединяют к блоку горизонтальными связями по верхнему и нижнему поясам. Затем поддерживающие фермы загружают специальной нагрузкой Хра, после чего крепят их к существующему блоку вертикальными связями. После снятия нагрузки Хрв поддерживающие фермы стремятся вернуться в свое первоначальное положение и благодаря новым вертикальным связям поднимают блок, тем самым разгружая его.
В самостоятельную группу выделяются способы регулирования напряжений в статически неопределимых системах (прежде всего в рамах) путем введения в лишних связях дополнительного изгибающего момента. Этого можно добиться стягивая или расклинивая соседние сечения элемента и закрепляя их в новом положении.
357
Рнс. 11.4. Регулирование нагибающего момента а — »пюр« М: 1 — до регулировав»»; i — после регулирование б — апюра М*: а — стагааааве сосед»»» сечена*; а — поворот соседава сече»»*
Рассмотрим в качестве простейшего примера однопролетную одноэтажную раму с элементами из сварных двутавров. Допустим в ней оказались перегруженными опорные зоны колонн и пролетная часть ригеля. Необходимо уменьшить изгибающие моменты в этих элементах. Для этого в лишней связи — в ригеле, желательно в зоне с небольшим моментом, устанавливается гидравлический домкрат, с помощью которого можно стянуть соседние сечения. Благодаря этому в раме возникает новая система изгибающих моментов и продольных сил (рис. 11.4, б), которая затем, суммируясь с действующими усилиями, видоизменяет их (рис 11.4, а). Операция стягивания осуществляется 135] следующим образом (рис. 11.4, в). В выбранном месте устанавливаются на болтах упоры / и дополнительная накладка на нижний пояс 7, тяги 3 и домкрат 4. Места под упорами следует укрепить короткими ребрами жесткости 2. После включения домкрата в работу сечение балки клинообразно разрезается газом. В этом случае поперечная сила воспринимается нижним поясом и накладкой, имеющийся изгибающий момент — домкратной тягой и поясом с накладкой 7. После этого концы ригеля стягивают, поворачивая вокруг нижнего пояса, и затем устанавливают накладки 5 и 6, а домкрат и упоры снимают. Благодаря нужному повороту сечений и их смещению по оси на величину Д в раме производится регулирование напряжений.
Если необходимо ввести только изгибающий момент, т. е. не допустить смещения, то в стенке ригеля делают вырез (рис. 11.4, а), вставляют цилиндрический вкладыш с временными накладками 8, домкраты устанавливают с двух сторон и также поворачивают сечения. Аналогично можно отрегулировать напря-368
Рис. 11.6. Регулирование напряжений в неразрезной системе путем изменения уровня опор
1 — эпюра М до регулирования; 2 — то же, после регулирования
Рис. 11.5. Регулирование нагибающих моментов I — эпюра М в колонне
женное состояние в раме, представленной на рис. 11.5, с помощью стягивающей силы, создаваемой домкратом в крайней панели верхнего пояса фермы. Присоединяя домкрат через тяги к колонне и через упоры к поясу, затем, создавая в нем нужное усилие, чтобы панель пояса разгрузилась, можно последний разрезать, вставить дополнительный элемент и снять усилие в домкрате. В результате к верхнему поясу фермы будет приложено дополнительное растягивающее усилие, а к нижнему — сжимающее. Изменятся изгибающие моменты и в колоннах.
В неразрезных системах регулирование можно осуществлять, меняя уровень опор и тем самым эпюру изгибающих моментов. Например, к двухпролетной стропильной балке предстоит подвеска нового технологического оборудования. Балка окажется перегруженной (рис. 11.6). Сечение на опоре балки может быть увеличено, но как разгрузить пролетную часть? В этом случае с помощью домкратов можно приподнять балку на средней опоре и закрыть образовавшийся зазор прокладкой нужной толщины. Эго равносильно приложению на средней опоре силы Хр, и образованию системы изгибающих моментов (на опоре Afon = 0,5Хрв1). В результате пролетная часть будет существенно разгружена и может эксплуатироваться при новых условиях без увеличения сечения. Такого же эффекта можно достичь и путем смещения балки на крайней опоре.
Отдельную группу составляют приемы, обеспечивающие усиление сжатых стержней путем их предварительного напряжения. Так для разгрузки колонн или стоек рам можно использовать способ введения в них предварительно сжатых стержней [32]. Такой стержень, например трубу 1, вставляют в другую трубу 2, которая несколько короче первой, и закрепляют на общей опорной плите 3 (рис. 11.7, а). После этого наружную трубу нагревают, в результате чего она удлиняется, и приваривают к общей верх-
369
Рже. 11.7. Рмгруэжв слиггмж кожжв
а — впсдспвс veaccanaawecaol гру-Вп; в — cnu-амав! распорок; /, 4 — веревке а >|жче распорка; » — тага; » — домкрат; 4. t — упорные планка
вей плите 4. Остывая, наружная труба сжимает внутреннюю. В таком состоянии трубы подклиниваются до плотного соприкасания с верхней и нижней конструкциями. Далее наружную трубу
разрезают, при этом внутренняя, стремясь вернуться в свое первоначальное положение, разгрузит колонну. Затем наружную трубу можно вновь заварить, для того чтобы при последующих нагружениях и она включилась в работу.
Роль наружной разогреваемой трубы могут сыграть затяжки, с помощью которых она сжимается. После установки ее на место и отпуска затяжек труба начинает растягивать колонну, раз
гружая ее.
Разгрузить перегруженную колонну можно и путем стягивания распорных усиливающих стержней домкратом или закручиванием гаек (рис. 11.7, б). После стягивания эти стержни с по-
мощью сварки или специальных хомутов крепятся к основному стержню, образуя с ним единое целое [5].
Многие из описанных приемов могут применяться как в новых конструкциях, так и при усилении эксплуатируемых. Во всех случаях активное вмешательство в работу конструкций позволяет полнее использовать резервы их несущей способности.
Исхусствеааое регулвровашм ваара жевав с аслальаовааием предмрательво налражеввых высокопрочных алсмеатов
Наибольшее распространение получили методы регулирования напряжений путем использования предварительно напряженных элементов — затяжек, шпренгелей, вант. Строго говоря, эти элементы могут выполняться из обычной малоуглеродистой или низколегированной стали. Но так как оии растянуты, в них возникают значительные усилия, а присоединять такие элементы к конструкции нужно на месте, то их выполняют из высокопрочной стали в виде канатов, пучков, прядей. В балках, ригелях рам используют затяжки, располагаемые вдоль растянутого пояса (рис. 11.8, а). Благодаря их натяжению создается изгибающий момент, противоположный по знаку моментам от постоянных и временных нагрузок. И хотя балка дополнительным усилием от силы предварительного напряжения и оамонатяжения сжи-
360
Рис. 11.8. Усиление с помощью предварительно напряженных высокопрочных элементов
а — ватяжка расположена у нижнего пояса балки или ригели рамя; б — криволиней-иое и ломаное очертание ватяжек; а — затяжки в раман; a — шпренгельиаи балка; д — вантовая снатема
мается, в целом происходит ее разгрузка в наиболее загруженных сечениях. Растяжение затяжки в пределах высоты балки несколько снижает эффект разгрузки из-за сравнительно малого плеча е, но зато не занимает рабочего пространства здания. Подобные затяжки могут иметь ломаное очертание и выводятся на верхний пояс для удобства их натяжения (рис. 11.8, б). В фермах затяжки могут размещаться по бокам или между двумя фермами в блоке.
Весьма успешно предварительное напряжение можно использовать во вновь вводимых затяжках рам и арок (рис. 11.8, а), что также позволяет разгрузить пролетные зоны.
В зданиях и сооружениях, где габариты усиливающих элементов не лимитируются, разгрузку и повышение несущей способности можно осуществить путем введения предварительно напряженного шпренгеля (рис. 11.8, г и 10.13, а). В этом случае плечо разгружающего момента увеличивается и при сравнительно небольших усилиях предварительного напряжения, которое можно создать с помощью фаркопфов, натяжных муфт, домкратов, несущая способность конструкции возрастает.
Наконец, усиление может быть произведено и с помощью вант, иными словами, своеобразной шпреигельной системы, размещаемой над конструкцией (рис. 11.8, д). Если ванты предварительно не напрягать, то они включатся в работу лишь на ту часть нагрузки, которая будет приложена после их установки, если же их подвергнуть предварительному напряжению, часть нагрузки с эксплуатируемой конструкции будет передана на ванты и эффект от их включения повысится.
361
Рис. 11.9. Предварительно напряженные тяга а — в пролете емки: б — иа коисол»
С помощью регулирования напряжений можно снизить дефор-мативность конструкций. Например, предварительно напряженные тяги играют роль дополнительных упругих опор, причем воспринимают сжимающие усилия до тех пор, пока остаются предварительно растянутыми. Допустим, у балки возникает чрезмерный прогиб под действием временной нагрузки. Тогда, загрузив балку специально выбранным грузом Xps, вызывающим прогиб больший, чем от временной нагрузки, к ней присоединяют тяги (рис. 11.9, а). После снятия груза Хр> балка стремится вернуться в первоначальное положение и растягивает их; предварительно растянуть тяги можно также с помощью домкратов, натяжных муфт и др. В таком состоянии они будут играть роль дополнительной упругой опоры. Ясно, что абсолютная величина прогиба балки от временной нагрузки при этом резко уменьшится. В такой конструкции рекомендуется предусматривать строительный подъем.
Такое же решение может быть принято и в системе с двумя консолями (рис. 11.9, б). Для разгрузки пролета и снижения его деформативности консоли загружают временным грузом Хр, и после этого присоединяют к ним тяги, которые удерживают консоли от возвращения в первоначальное положение. В пролете останутся изгибающие моменты, обратные по знаку моментам от рабочих нагрузок, а на концах консолей появятся упругие опоры.
Цилиндрические резервуары могут быть усилены с помощью высокопрочной проволоки. Последняя навивается на них с предварительным растяжением, в результате чего включается в работу корпус, снижается уровень напряжений в нем.
Применение гибких предварительно напряженных элементов позволяет решать и другую задачу — повышать устойчивость сжатых и сжато-изогнутых элементов путем уменьшения их расчетной длины. Анализ критической силы Ncr = ягЕИ1%( свидетельствует об этом.
В высотных сооружениях, нуждающихся в усилении, возможна постановка дополнительных оттяжек, причем они будут играть роль дополнительных упругих опор (рис. 11.10, а). Такого же эффекта можно достичь устройством пространственных шпрен-гельных систем с предварительно напряженными шпренгелями (рис. 11.10, б).
Устойчивость рамы также может быть повышена благодаря введению предварительно напряженных оттяжек (рис. 11.10, в 362
Рис. 11.10. Уменьшение расчетной длины сжатых стержней а — постановкой дополнительная оттяжек; б — устройством пространственная шпрен-гелей; « — введением оттяжек у рам
и 10.5, д, е). Рама в этом случае получает в уровне ригеля дополнительную упругую опору, в результате ее горизонтальное смещение резко уменьшится, снизится деформативность. Расчетная длина сократится в 1,5 ... 2 раза, следовательно, устойчивость и надежность рамы увеличатся. Если обе оттяжки предварительно не растянуть, то они будут работать поочередно; предварительно напряженные они включаются в работу одновременно.
Регулирование усилий помогает повысить и выносливость конструкции [8]. Связано это со следующим. Условие выносливости по нормам <тшах а/?оуо. В этом условии — наибольшее растягивающее напряжение; а — коэффициент (зависит от числа циклов нагружений); Ro — расчетное сопротивление усталости (зависит от предела прочности металла и остроты концентрации напряжений); у0 = а/(Ь — р) — коэффициент, зависящий от вида напряженного состояния (растяжения или сжатия) и коэффициента асимметрии напряжений р = omax,
<rmln — соответственно наибольшее и наименьшее по абсолютному значению напряжения (1 р —1).
Очевидно у0 тем больше, а, следовательно, и выносливость выше, чем больше р. Если стержень фермы работает одновременно на сжатие и растяжение, то у него р < 0. Допустим в этих условиях его выносливость не обеспечивается. Установив гибкую затяжку и предварительно сжав стержень так, чтобы при растяжении в нем все еще оставались сжимающие напряжения, получим р > 0 при этом у0 увеличивается.
Приведем пример с подкрановой балкой (рис. 11.9, а). Если пренебречь напряжениями от собственного веса балки, то у нее р = 0. В том случае, когда выносливость балки не обеспечена, после введения предварительно напряженных тяг в ней возникает напряженное состояние, причем в растянутом от рабочей нагрузки поясе появится предварительное напряжение и р > 0, а, следовательно, выносливость увеличится, напряжения при отсутствии крана, хотя и будут падать, но далеко не до нуля.
В заключение следует отметить, что допускается сочетание различных способов регулирования напряжений одновременно.
363
2. Расчет эксплуатируемых конструкций, усиливаемых регулированием напряжений
Общие положения
Расчет эксплуатируемых конструкций, подлежащих усилению с целью повышения их несущей способности с помощью одного или одновременно нескольких методов регулирования напряжений осуществляется по тем же правилам, что и расчет конструкций, усиливаемых другими методами, однако вместе с тем имеет некоторые особенности:
во-первых, при осуществлении статического расчета необходимо определить параметр, характеризующий регулирование напряжений (контргруз, предварительное усилие, предварительный изгибающий момент, смещение уровня опор и т. п);
во-вторых, надо найти величину нагрузок или уровень напряжений, при которых осуществлять регулирование напряжений рационально, иными словами, установить, нуждается ли полностью нагруженная эксплуатируемая конструкция в разгрузке или нет, и, если нуждается, то в какой мере следует разгрузить ее.
Обе задачи взаимосвязаны, причем точное их решение может быть найдено при использовании методов оптимального проектирования с учетом всех ограничений, накладываемых условиями эксплуатации данной конкретной конструкции.
Производя расчет, проектировщик должен представлять, как будет осуществляться регулирование напряжений. Необходимо еще до начала расчета эскизно проработать элементы дополнительных конструкций, новые узловые сопряжения, которые потребуются в связи с регулированием напряжений. Следует решить, с помощью какого оборудования можно осуществить регулирование напряжений, знать возможности и габариты этого оборудования. Сначала производится статический расчет, а затем конструктивный.
Расчет конструкций, усиливаемых регулированием напряжений бее высокопрочных элементов
Расчет конструкций, подвергаемых предварительному выгибу, в некоторых случаях производится в два этапа. Если дополнительная конструкция (балка, стойка и др.) устанавливается как страховочная, то достаточно обеспечить четкое соприкасание ее с усиливаемой конструкцией. Но возможны и более сложные варианты. Например, фермы конвейерной галереи оказались перегруженными. Кроме того, предстоит увеличение временной нагрузки (рис. 11.11, а). Под фермы подводится дополнительная опора (если имеется такая возможность) с выполнением всех необходимых мер обеспечения безопасности. Затем с помощью 364
Рис. 11.11. Расчетные схема а — нри подъема ферма; б — прн раа-грувке колонн; а — прн введенвн предварительно напряженной аатяжп
17УУ\ААААЛ1
Л flVs П
домкратов усилием Хр, производится разгрузка (подъем) ферм. При этом должны выполняться следующие условия: прочность растянутых и сжатых стержней
= I *Spi + ^1Мрв | /Ап{ RyoiVci*
(11.1)
устойчивость сжатых стержней
ai — I -|- SltXpt | /(<Pmln Mi)
<«FMVci. (IM*)
На втором этапе система (теперь она стала один раз статически неопределимой) рассчитывается на действие дополнительной нагрузки q, а также на прочность (11.2) и на устойчивость (11.2х):
~ I Spl ~Ь ^li-^pe 4- *5gi |M»i ^?yaiYci» (П -2)
О/ = | Spt + SuXp, + Sqi |/(<Pmin Mi) ^?yoiVei> (11 -2*) где Spi, Sn, S4i — усилия в i-и стержне фермы соответственно от нагрузок до усиления, от единичной силы при разгрузке и от нагрузок, приложенных после усиления (усилия взяты со своими знаками при наиболее опасных комбинациях) .
Из этой системы уравнений может быть найдено приемлемое усилие Хр„ при котором не требуется проведение дополнительных работ по усилению отдельных стержней. Стойка должна быть рассчитана на Хра и опорную реакцию в двухпролетной неразрезной ферме от нагрузки q.
При разгрузке усиливаемой колонны с помощью напрягаемых двусторонних распорок необходимо устанавливать начальную стрелку отгиба распорок и силу их прижатия Хр, (рис. 11.11, б). Эти два параметра связаны с величиной напряжений До, на которую нужно уменьшить напряжения, существующие в колонне. Порядок расчета следующий. Сначала определяют усилие разгрузки существующей колонны:
S=AuA0; (11.3)
затем из условия устойчивости вычисляют требуемую площадь сечения одной распорки: t
Лд > S/(2<pmln7?1/yc). (Н-4)
Исходя из условия равенства деформаций удлинения основного стержня и распорок в новом положении находят /0:
/. = 0.5Я У(1 + Аа/£)»/[1 - Да/£/(Л^(2Ла)))»- 1,
(11.5)
365
и, наконец, — необходимое усилие Хрв:
Xpa = AaA^ft/H. (11.6)
Если после разгрузки на колонну будет действовать дополнительная сила Л/\ то она сожмет усиливаемый стержень вместе с прикрепленными распорками. Его необходимо проверять на устойчивость.
Расчет конструкций, усиливаемых с помощью высокоирочных
предварительво ван ряженных элементов
При расчете эксплуатируемых конструкций, усиливаемых с помощью высокопрочных затяжек, шпренгелей, вант, следует учитывать возможность потерь напряжений в этих элементах из-за релаксации, обмятий анкерных устройств, влияния сил трения, возникающих при перегибах шпренгелей. Потери напряжений рекомендуется учитывать интегрально с помощью специального коэффициента кп = 0,93 ... 0,95, причем иижний предел принимается для затяжек с перегибами и относительно коротких затяжек (6 ... 9 м).
При проектировании усиления балок, например подкрановых, путем введения предварительно напряженных затяжек прежде всего нужно выбрать вынос затяжки е (рис. 11.11, в). Величина е будет зависеть от степени необходимого увеличения несущей способности балки:
где М— нагибающий момент от увеличенной нагрузки; при км 1,2 затяжку рекомендуется располагать на минимальном из конструктивных соображений расстоянии от нижнего пояса, в случае 1,2 < км 1,5 вынос затяжки следует увеличить так, чтобы расстояние от нее до нижнего пояса составляло 100 ... 150 мм; при большем увеличения нагрузки этот размер надо увеличить до 350 ... 400 мм или использовать шпренгели со стойками.
После введения затяжки балка стала один раз статически неопределимой. Полное усиление в затяжке
= КцУрВ щах^р» + (11-7)
где Хр« — усилие предварительного напряжения в затяжке; Хд» — усилие самонатяжении в затяжке от новой нагрузки; ура шах = 1,1 (?ра min ’ 0,9) — коэффициент надежности по нагрузке (в необходимых случаях — недогрузка) при предварительном напряженнн
Г MqiMtdx/Elt
-----%®- = - 7--------------—(-------------f-----------; (11
011 j M?dx/(FZ0) + J N^dxf(EAa) + j N\dx/(E2A3)
I I I
здесь Mt = 1-e, Nt = —1 —изгибающий момент и продольная сила в основной системе при разрезанной затяжке.
366
Если приближенно эпюру моментов от нагрузки представить в виде квадратной параболы и считать, что затяжка размещена на всем пролете, то
Xqt « 2Mq*l/[3 [е* + (/о/Ло) (1 + £Л0/(£848))] 181, (11.8)
где Еа — модуль унругости металла затяжка; Ав — площадь затяжки; Аа, Wo, 1В — соответствующие геометрические характеристики сечения балки.
Площадь затяжки может быть найдена из условия прочности балки после осуществления предварительного напряжения и полного ее загружения новой нагрузкой:
о — Х/Л 8 -|- (М— Xe)fWe RувУс*
или
X (КМ Ох. а О» (И-®)
Д8> 1,15Х/(Я8ус). (11.10)
В формулу (11.10) введен коэффициент 1,15, учитывающий, что X по формуле (11.9) находится с коэффициентом урвп11п, т. е. при предварительном напряжении, в то время как затяжку нужно рассчитывать при условии перегрузки.
Теперь, имея геометрические характеристики как балки, так и затяжки, можно определить необходимую силу предварительного напряжения Хрв. По формулам (11.7) и (11.9) находят ее минимальное значение:
Xpt (X Jfqo)/(KnYpo mln). (11.11)
Максимальное значение Хрв определяется из условия обеспечения устойчивости балки при предварительном напряжении. В запас устойчивости балки можно проверить устойчивость нижнего сжатого пояса из плоскости балки, считая его центральносжатым и прикрепленным к затяжке на расстоянии между деталями крепления It. Тогда
°б = *пТр« max-Хре/Л8 + KnYpe rnaxX рев/Hf в1. б Фyl?yoYc
ИЛИ
Хрв фу^уоУсЛо/КпУре шах (1 + Ae/W ах б)• (11.12)
Окончательно Хра выбирается из области, ограниченной этими двумя величинами.
Таким же образом выполняются расчеты и других конструкций, усиленных предварительно напряженными высокопрочными элементами.
Примеры расчета
Пример 11.1. Определить усилие, необходимое для подъема ферм конвейерной галереи (типовой проект ИС-01-15) пролетом 24 м, шириной 4,2 м с постоянной нагрузкой на ферму 48 кН/м, временной нагрузкой 8,5 кН/м и дополнительной нагрузкой 10 кН/м. Размеры фермы показаны на рис. 11.12, а. Характеристики стали соответствуют принятым в типовом проекте.
Проверка прочности и устойчивости стержней ферм при дополнительной нагрузке показала, что перегружены нижний пояс (3—5) на 22 %, опорный
367
Рис. 11.12. Схемы к примерам
0 — пример 11.1; б — пример 11.3; « — пример 11.3
pack —2) ив 11% и раскос (5—4) на 27 %. В остальных стержнях есть
реаерв. Чтобы не усиливать сечения указанных стержней предлагается устав»-вить дополнительную опору в середине пролета (для этого имеются условия), поддомкратить фермы галерея и лишь после этого приложить дополнительную нагрузку.
Необходимо рассчитать на эту нагруаку иеразрезиую двухпродетную (2Х 12 м) ферму, считая, что опоры жесткие. Если опоры высокие, то нужно учесть в статическом расчете их податливость.
Проверка стержня (5—5) производится но формуле (11.1):
Oj_5 = 0188—1,4014-0,9Лря)-10‘/38,4 <290-1. Откуда Хр> >36 кН.
Здесь Sp3_s — 1188 кН — полное усилие в стержне от постоянных и временных нагрузок; Sj. д_6 = —1,4014 кН — усилие в стержне, возникающее при подъеме фермы силой 1 кН; ура шт — 0,9 — коэффициент надежности по нагрузке (недогрузка) при подъеме; Ass== 39,4 см1; = 290 МПа; ус — 1. Усилие в стержне 3—5 от дополнительной нагрузки равно нулю.
В стержне 1—2 при приложении дополнительной нагрузки как в нераэ-резвой ферме перенапряженки не будет.
В стержне 3—4 прк подъеме о3_4 = —(—348 + 0,6853-0,9.Хрв) 10*/34,4-< <210- 0,559-0,8; Sp я_4-= —348 кН; S,. 3_4 = +0,6853 кН; Л,_4 = 34,4 см»; ур4 min ~ 0,9; фони — 0,559; Уе — 0,8; 17до ~~ 210 МПа. Откуда ХРв > 41 кН. 368
В стержне 4—5 при подъеме и затем прн приложении дополнительной нагрузки па неразреэной схеме возникают сжимающие усилия. Условия, чтобы стержень оставался растянутым
117 — 82 — 0,6853-1,1Хра> О, или Хр, <46 кН.
Вдесь Sp 117 кН; S^s_ # —82 кН; Sj. — —0,6853 кН; fpa max =
= 1.1-
Предполагается, что подъем будет осуществляться при полной нагрузке, действующей на галерею. Тогда окончательно следует выбрать Хра — 41 кН.
Если же подъем будет производиться прн действии только постоянной нагрузки, то раскос 4—5 и аналогичные ему при приложении дополнительной нагрузки неизбежно окажутся сжатыми. Их придется усиливать путем увеличения сечения, либо поствнонкой второго раскоса, чтобы создать крестовую решетку. _
Пример 11.2. В централь но-сжатой стойке длиной 4 м с сечением _l 35Ш1 по ГОСТ 26020—83 приложено усилие 1600 кН. Сталь ВСтЗпсб-1 по ТУ 14-1-3023—80. Rvo= 240 МПа. Запроектвровать усиление стойки без разгрузки, если предстоит увеличение нагрузки на 500 кН. Характеристики двутавра: До — 95,67 см»; 1у — 3260 см4; iv = 5,84 см. Расчетная длина /е/ х — = [е1 = 4 м; Хр = 400/5,84 = 68; <₽р = 0,736; а = 1600-10/(95,67-0,736) = = 227 < Ru0 = 240 МПа. а0 = 1600- Ю/95,67 = 167 МПа.
Требуемая ориентировочная общая площадь
А, = 24 = (1600 + 500) 10/(240-0,736) « 119 см’,
4j « (119 — 95,67)/2 — 11,5 см».
Без предварительного разгружения стойка не может нести суммарной нагрузки, поэтому предварительно разгрузим ее, введя две распорки (рис. 11.7, б) сечением из 1_90X90X6 по ГОСТ 8509—72* (4j = 10,6 см», Iva = 34 см4, iuo — — 1,79 см). Сечение показано на рис. 11.12, б. Максимальное усилие в распорке определяется по формуле (11.4) при 1е/ иа = 200 см; кио= 200/1,79 = 118; <ру0 = = 0,431.
Условие прочности:
3 < 2-240-0,431-10,6/10= 219 кН; ао1 = 219-10/(2-10,6) = 103,3 МПа.
Общая площадь усиленного стержня: А + 241 = 95,67+ 2-10,6= 116,87 см’. Напряжения разгрузки в двутавре: Да = 219-10/95,67 = 23 МПа. Доля дополнительного усилия, воспринимаемая двутавром: A/Vo = 500-95,67/116,87 = = 409,3 кН.
Определение характеристик усиленного сечения: Iv = 3260 + 2 (34 + + 2-10,6-5,Is) = 4432 см4; lv = 1/4432/116,87 = 6,15 см; Хр = 400/6,15 = 65; = 0,78.
Проверка устойчивости усиленного двутавра:
Ор = 0# _ да + bNj(Aa + 241) = 167 — 23 + 409,3-10/116,87 = 179 < < 240-0,78= 187 МПа,
Определение ft по формуле (11.5)
ft = 0,5-400 У[1 +23/(2,06-10®)]’/[1,— (23/(2,06-10®)) (95,67/21,2)]» — 1 = = 4,96 см « 50 мм.
Необходимое усилие стигиваиня распорок по формуле (11.6)
Хрв = 219-2-5/400 = 5,5 кН.
После стягивания и прижатия и стенкам двутавра распорки из уголков следует приварить к ним продольными швами с катетами не менее 5 мм'для создания цельного сечения.
13 Вврюлев В. В.
369
Пример 11.3. На балку пролетом 12 и действует постоянная равномерно рас-Гзеленная нагрузка 145 кН/ы. Предполагается увеличить нагрузку еще яа кН/м. Сечение балки двутавр 100Б1 по ГОСТ 26020—83 из стали 09Г2С-6 по ГОСТ 19281—73.* Rvt = 290 МПа. Необходимо усилить площадь сечения путем введения предварительно напряженных затяжек (рнс. 11.8, а) вэ каната двойной свивки типа ТК по ГОСТ 3068—66. Характеристики сечения балки: Л, = 294 см1, /,= 446 000 см4; 17.= 9011 см* (рве. 11.12. а).
Изгибающий момент в балка от действующей я дополнительной нагрузок Mql = 145-12»/8 = 2610 кН/м, — 30-12*/8 — 540 кН-м, км=(2610 + + 540) 10*/(290 9011) = 1,205.
Принимаем расстояние от нижней полки до оси затяжек равным 150 мм. »“ 49,5+ 15 = 64,5 см. Затем по формуле (11.9) определяем: X = 290-294 X X (1,205— !)/((64,5-294/9011 — 1) 10j= 1583 кН.
Разрывное усилие и площадь канатов находят по формуле (11.10). Требуемое разрывное усилие одного каната St я* 1,15« 1583/(0,65- 2) > 1400 кН. Принимаем два каната 6X 37 + 1X37- с Л» = 2-11,74 = 23,49 см* и d = 51 мм, £, = = 1,57-10* МПа; разрывное усилие в канате 1495 кН и а, = 1700 МПа. Далее определяем силу самонатяжеиия в затяжке по формуле (11.8).
Затяжку следует крепить а специальных упорах, устанавливаемых на расстоянии около 0,5 м от опор (в зависимости от размеров домкратов). Приближенное значение
х 2 540-10»-64,6-1200 „
3 1100 Г64 К» -L 446000 ( 1 I 2.06-10*-294 \-]-7,,К"-3-1100 |_64.5» + —1 + -t;57.10Т7^.4У ) J
Усилие предварительного вапряжения Хр, находят исходя из условия прочности верхней полки балки (^ = 0,95; ур, nto — 0,9)
<т„ -* —(2610 + 540) 10*/9011 — 73-10/294 + 73-10 64,5/9011 — 0,95 X X 0,9Хр,-10/294+ 0,95-0.9Х„-10-64,5)9011 > —290.
Отсюда ХрЯ = 1775 кН. Полное усилие в ватажках
X = 73 + 0,95-1,1-1775 = 1928 кН.
Разрывное усилие в затяжке
S - 1928/(2 0,65) = 1483 кН < [3] - 1495 кН.
Проверка ва устойчивость нижнего пояса после предварительного напряжения:
aft = 2610-10*/9011 — 0,95-1,1-1775-10/294 — 0,95-1.1.1775-10-64,5/9011 -- 289,6 — 63,1 — 132,8 - 93,7 МПа.
Таким образом, нижний пояс при полной нагрузке остается растянутым в балка ие потеряет устойчивости из плоскости.
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ К РАЗДЕЛУ III
Основная литература
1. Беленя Е. И. и др. Металлические конструкция. Общий курс. М.: Строй-вадит, 1985 . 560 с.
2. Белсня Е. И. Исследования действительной работы стальных каркасов производственных зданий — исходиая база при реконструкции промздаянй// Пром, стр-во. 1982. М 2. С. 12—14.
3. Беленя Е. И. Предварительно напряженные несущие металлические конструкции. М.: Стройнздат, 1975. 415 с.
4. Бельский М. Р. Усиление металлических конструкций под нагрузкой. Киев: Буд! «ельник, 1975. 119 с,
370
S. Белыжий M. Р. Усиление сжатых стержней, стальных конструкций под эксплуатационной нагрузкой. М.: Стройиздат, 1984. 153 с.
6. Бирюлев В. В. Металлические неразрезные конструкции с регулированием уровни опор. М.: Стройиздат, 1984. 86 с.
7. Валь В. Н., Горохов Е. В., Уваров В. Ю. Усиление стальных каркасов одноэтажных производственных зданий при их реконструкции. М.: Стройиздат, 1987. 220 с.
8. Гайдаров Ю. В. Предварительно напряженные металлические конструкция. Л.: Стройиздат, 1971. 145 с.
9. Горохов Е. В. Диагностика, выявление резервов несущей способности и усиление металлических конструкций промзданнй при реконструкции: Учеб, пособие. Киев: КИСИ, 1987. 84 с.
10. Кикин А. И. и др. Повышение долговечности металлических конструкций промышленных зданий. М.: Стройиздат, 1984 . 302 с.
11. Лащенко М. Н. Повышение надежности металлических конструкций зданий и сооружений при реконструкции. Л.: Стройиздат, 1987. 134 с.
12. Левитанский И. В. О совершенствовании задач и методов оценки технического состояния н восстановления эксплуатационных свойств строительных металлических конструкций//Изв. вузов. Сер. Стр-во и архит. 1987. № 4, С. 15—19.
13. Пособие по проектированию усилении стальных конструкций (к разделу 20 главы СНиП 11-23—81*)/УкрНИИПроектстальконструкция. Киев, 1988. 242 с.
14. Реконструкция промышленных зданий и сооружений: Передовой опыт научных исследований, проектно-конструкторских разработок, технологии и организации строительства/Е. В. Горохов, В. В. Кузнецов, В. В. Ларионов и др. Под ред. Е. В. Горохова. М.: Стройиздат, 1987. 136 с.
15. Ребров И. С. Усиление стержневых металлических конструкций: Проектирование и расчет. Л.: Стройиздат, 1988. 288 с.
16. Сахновский М. М. Металлические конструкции: Техническая эксплуатация. Киев: Буд1вельннк, 1976. 260 с.
17. СНиП 2.01.85. Нагрузки и воздействия: Нормы проектнрованвя. М., 1985. 35 с.
18. СНиП 11-23—81*. Нормы проектирования: Стальные конструкции. М., 1987. 94 с.
19. Сперанский Б. А. Решетчатые металлические предварительно напряженные конструкции. М.: Стройиздат, 1970. 239 с.
20. Тезисы докладов Всесоюзного НТС «Повышение эффективности эксплуатации и реконструкция промзданнй металлургической, машиностроительной и горнорудной промышленности». Макеевка, 1981.
21. Тезисы докладов Всесоюзного НТС «Индустриальные технические решения дли реконструкции зданий и сооружений промышленных предприятий». Макеевка, 1986.
Дополнительная литература
22. Беленя Е. И., Клепиков Л. В. Исследование совместной работы оснований фундаментов и поперечных рам стальных каркасов промышленных зданий: Научи, сообщение ЦНИИПС. Вып. 28. М.: Стройиздат, 1957. С. 5—9.
23. Белый Г. И., Стегачев Н. Б. Пространственное деформирование и несущей способность сжатых стержней стальных ферм, имеющих начальные геометрические несонершенстваУ/Металлические конструкции и испытание сооружений: Л.: ЛИСИ, 1982. С. 66—75.
24. Бирюлев В. В., Сильвестров А. В. О совместной работе железобетонных панелей и стальных стропильных ферм//Пром. стр-во. 1966. № 6. С. 14—15.
25. Валь В. Н., Уваров Б. Ю. Изыскание резервов несущей способности стальных каркасов производственных зданий прн реконструкции//Пром. стр-во. 1983. № 10. С. 7—9.
13«
371
26. Гайдаров Ю. В, Применение предварительного напряжения металлоконструкций прн реконструкции зданий и сооруженнйУУМеталлические конструкции н испытания сооружений. Л.: ЛИСИ, 1987. С. 5—8.
27. Гордеев В. Н., Перельмутер А. В. Оптимизация проектных решений при реконструкции зданий и ссору женийУУИзв. вузов. Стр-во и архит. 1987. Йе 4. С. 6— 8. , .
28. Зебелинг М. Выявление резервов несущей способности стальных колонн одноэтажных промздаинй при реконструкции: Автореф. дисс,.. канд. техн. наук. М., 1985.
29. Конаков А. И., Махов А. П. Отказы и усиление строительных металлических конструкцнйУ/Обэорн. информ. ВНИИИС. Сер. 8. 1981. Вып. 4. С. 4—-9.
30. Крылов И. И. Надежность металлических конструкций после длительной эксплуатации: Учеб, пособие. Новосибирск: НИСИ, 1986. 84 с.
31. Лимаренко В. А. Совершенствование методов определения технического состояния эксплуатируемых металлических конструкций покрытая: Автореф. дисс... канд. техн. наук. Киев, 1987.
32. Лозовой Ю. И., Михеев И. И., Косенко Е. Д. и др. Усиление строительных конструкций углеобогатительных фабрикУУПром. стр-во. 1968. № 1. С. 33—36.
33. Меламут Л. Ш. Определение эффективности затрат, связанных с повышением долговечности конструкцийУ/Бетон и железобетон. 1983. № И, С. 17—18.
34. Опланчдк А. А. Несущая способность стержней ферм из уголков с местными дефектами: Автореф. дисс... канд. техн. наук. Новосибирск, 1983. 21 с.
35. Пелешко И. Д. Оптимизация и исследование пнраметров металлических плоских стержневых систем при проектировании реконструкции и усиления: Автореф. дисс... канд. техн. наук. Киев, 1987. 20 с.
36. Рекомендации по оценке монтажной технологичности проектных решений усиления...УМинмонтажспецстрой, Промсталькоиструкция. М., 1987.С. 21.
37. Сильвестров А. В- и др. ПричЙны хрупкого разрушения поясов стальных ферм эстакады прн низких температур ах У/Пром. стр-во. 1971. № 1. С. 33—41.
38. Сильвестров А. В. Повышение надежности стальных конструкций прн низких температурах: Учеб, пособие. Новосибирск: НИСИ, 1977. 72 с.
39. Сильвестров А. В. Усиление металлических конструкций. Конспект лекций. Новосибирск: НИСИ, 1981. 48 с.
40. Сильвестров А. В., Репин А. И. Усиление элементов стальных конструкций с целью предотвращении их хрупкого разрушения/УПром. стр-во, 1986. № 5. С. 7—9.
41. Сотников Н. Г. Прочность и устойчивость элементов стальных конструкций из уголков, имеющих общие и местные дефекты и повреждении: Автореф. дисс... канд. техн. наук. Л., 1987.
42. Справочник проектировщика: Расчетно-теоретический. Под ред. А. А. Уманского. Т. 1. М.: Стройнздат, 1972. С. 415.
43. Толмачев К. X. Регулирование напряжений в металлических пролетных строениях мостон. М.: Автотрансиздат, 1960. 116 с.
44. Шишов К. А. Живучесть промышленных зданийУУТехника молодежи. 1984, № 9. С. 22—26.
Раздел IV. проектирование МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ С ПОВЫШЕННОЙ КОРРОЗИОННОЙ СТОЙКОСТЬЮ
Материал настоящего раздела — это минимум сведений, которые необходимы инженеру-строителю для проектирования строительных металлических конструкций с учетом требований коррозионной стойкости в характерных эксплуатационных средах и атмосфере промышленного района. Из многих факторов, влияющих на интенсивность коррозионного износа, акцент сделан на влияние конструктивной формы проектируемых зданий и объектов применительно к характерным условиям эксплуатации.
Здесь приводятся результаты многолетних и обстоятельных экспериментальных и натурных исследований ведущих научно-исследовательских и проектных организаций, заводских лабораторий, головных вузов, проведенных преимущественно на объектах черной и цветной металлургии.
Что же касается некоторых специфичных видов коррозии и условий ее протекания, применения перспективных коррозионно-стойких материалов (плакированная и эмалированная сталь, биметаллы, пластики, анодированный алюминий и т. д.), то эти сведения в учебном пособии даются лишь конспективно или отсутствуют совсем, так как для знакомства с такими материалами целесообразно использовать специальные пособия и руководства, где читатель найдет полные и конкретные рекомендации.
В силу отмеченных обстоятельств изложение материала не сохраняет четкую классификацию многочисленных факторов, определяющих коррозионный износ в целом. Ориентация сделана преимущественно на учет тех факторов и выбор мер защиты, которые могут быть учтены при проектировании самой конструкции и ее дальнейшей эксплуатации.
Глава 12. коррозионная стойкость при атмосферной коррозии
1. Факторы, определяющие величину коррозионного износа
Общие положения
Основоположник советской школы проектирования металлоконструкций Н. С. Стрелецкий показал, что понятие оптимальности конструкций включает н понятие долговечности, в силу чего характеристики рациональности конструктивной формы относятся к коррозионностойким металлическим конструкциям,
373
Рис. 12J. Кривая роста эксплуатационных расходов
i — амортизационные расходы; 2 — текущие расходы; 3 — эксплуатационные расходы
т. е. для получения оптималь-ных проектных решений важным является учет требований повышения коррозионной стойкости. Предстоящее широкое использование принципов свободной
планировки зданий и сооружений, предусматривающей. снятие крановых нагрузок с каркаса здания, переход к специфическим большепролетным зданиям (с напольным крановым оборудованием) делают коррозионный износ определяющим фактором при оценке долговечности и срока службы, а стало быть и для получения оптимального конструктивного решения при проектировании. На рис. 12.1 показано, что наивыгоднейшему сроку эксплуатации tom соответствует резкое возрастание текущих расходов и минимум суммарной кривой эксплуатационных расходов, при этом срок эксплуатации оказывается достаточно длительным. При слабоагрессивных средах его можно считать равным 60 ... 70 годам. Фактические же сроки службы часто бывают даже меньше нормативных сроков эксплуатации (4), при этом начинают возрастать текущие расходы на эксплуатацию.
Одновременно с требованием долговечности к конструкции предъявляются и требования надежности, которые не являются тождественными, так как строительные конструкции относятся к категории изделий многократного восприятия, т. е. должны сохранять свои функции после восстановления (при реконструкциях) или ремонта. В понятие надежности должен входить и со-циальный аспект — обеспечение безопасности эксплуатации для людей, обслуживающих тот или иной технологический процесс. Возможность внезапного обрушения любой конструкции, в том числе и по причине коррозионного износа, должна исключаться.
Избирательный (неравномерный) характер отдельных видов коррозии может приводить к местному ослаблению сечения рабочих элементов конструкции, узловых соединений, к возникновению концентрации напряжений, что часто вызывает внезапный выход из работы конструкции, особенно при переменных нагрузках или нагрузках, имеющих динамический характер. Это особенно усугубляется при эксплуатации конструкций при низких отрицательных температурах. Поэтому требование обеспечения надежности на всех стадиях создания конструкции (проектирование, изготовление, монтаж) и ее эксплуатации является важнейшей составляющей для получения оптимального варианта.
Создание долговечных и экономичных строительных конструкций предполагает решение двух основных задач: 1) установление оптимальных, экономически оправданных сроков службы различ-374
ных конструкций,’ 2) изыскание и применение наиболее эффективных мероприятий по увеличению срока службы конструкции на всех стадиях ее создания н эксплуатации, когда срок физического износа меньше срока моральной амортизации.
В настоящее время расчетные сроки службы зданий, сооружений и отдельных конструкций нормами не регламентируются. Есть лишь нормы амортизационных отчислений, по которым устанавливается срок в 100 лет (есть здания с нормативным сроком 60 лет) независимо от назначения сооружений. Для сооружений, эксплуатируемых в условиях сильноагрессивных сред, этот срок существенно сокращается. Однако такой подход для определения расчетных сроков службы не может быть принят, так как анализ эксплуатации показывает, что продолжительность эксплуатации отдельных конструкций далеко не всегда равна общему сроку службы здания в целом. В связи о этим оправданно деление конструкций на три группы.
1. Конструкции, работающие на нагрузки, величина которых стабильна на протяжении всего срока службы (покрытия цехов, стропильные фермы, фахверк, связи, ограждающие элементы каркаса и т. п.). Продолжительность их службы фактически должна быть равна сроку физического износа (старение металла, расстройство болтовых и заклепочных соединений, трещины в сварных швах, коррозия). В этом случае коррозионный износ, как правило, будет определяющим фактором долговечности здания или сооружения.
2. Конструкции, работающие на нагрузки, увеличивающиеся со временем и обусловливающиеся изменениями технологического процесса производства (увеличение грузоподъемности кранового оборудования и изменение грузопотоков для подкрановых балок, колонн крановых эстакад и др.). Срок службы таких конструкций определяется сроком службы технологического, оборудования и может быть в 2 ... 3 раза больше последнего.
3. Конструкции, непосредственно связанные о конкретным технологическим оборудованием (рабочие площадки, этажерки, трубопроводы, эстакады и т. п.). Их срок службы может отвечать лишь однократному использованию оборудования, но часто и здесь путем усиления конструкций продолжительность службы может быть значительно увеличена, если заранее принять конструктивные решения элементов с учетом возможного коррозионного износа при проектировании, а также при нормальной эксплуатации со своевременной и периодической защитой.
Таким образом, долговечность строительных конструкций 1-й группы, удельный вес которых составляет более 70 % для большинства производственных зданий и сооружений различных отраслей, будет определяться в основном сроком физического (коррозионного) износа, и его увеличение определяет экономическую эффективность проектного решения. В этом случае при решении комплексной задачи получения оптимального конструк-
375
тнвного решения а учетом срока службы сооружения, использование более дорогих материалов и средств защиты, принятие варианта с несколько большим расходом металла и большей единовременной стоимостью, экономически оправданно, если обеспечивается большая долговечность.
Потери от жоррозии
Ежегодно потери от коррозии составляют не менее 3 % от общего объема применяемых строительных металлических конструкций, что в стоимостном выражении определяется 1,5 ... .2 млрд руб. За последние годы участились аварии строительных металлоконструкций по причинам коррозионного износа. Из 125 млн т металлоконструкций, находящихся в эксплуатации, 75 % нуждается в обновлении защиты. После 8 ... 10 лет эксплуатации стоимость ремонтов начинает превышать капитальные вложения, а затраты на восстановительный ремонт конструкций достигают 20 %. Так, например, через 4 года после начала эксплуатации из-за иеучета требований защиты от коррозии, временно останавливался Киевский комбинат химических волокон; при этом стоимость ремонтно-восстановительных работ составила 15 % сметной стоимости комбината, не считая убытков от прекращения выпуска продукции. В зависимости от степени агрессивности среды й других факторов стоимость текущих ремонтов в ряде случаев во много раз превышает первоначальную стоимость о&ьекта.
В стране ежегодно около 20 млн т металла, машин, оборудования и строительных металлоконструкций идет в лом. Хотя значительная часть этого лома используется после переплавки, однако затраты на изготовление конструкций не окупаются. Безвозвратные потерн от коррозии составляют более 8 % от начальной массы конструкций, а это свыше 2 млн т. По данным проф. Н. Д. Томашова, примерно каждая 8-я домна работает на восполнение потерь от коррозии.
Если учитывать часть косвенных убытков (расходы, связанные со стоимостью ремонтов и заменой прокорродировавших металлических конструкций, простоями предприятий и потерями продукта, снижение производительности, затратами на защитные мероприятия), то ежегодные потерн от коррозии, по данным акад. Я. М. Ко-лртыркина, в промышленно развитых странах составляют в среднем 4 % от национального дохода [281. В нашей стране потери от коррозии только металлических строительных конструкций (о учетом необходимости остановок производства) доходят до ,2 млрд руб. в год.
Важность этой проблемы подчеркивается принятием в 1978 г. Постановления Совета Министров СССР об организации антикоррозионной службы в стране. Масштабность проблемы борьбы с коррозией подтверждается созданием специальной комиссии при одной из организаций ООН.
376
Механизм яоррозяонного износа и виды атмосферной коррозии
Разрушение металла на его поверхности происходит вследствие химического, электрохимического и биохимического воздействий окружающей среды. Коррозионные реакции обусловлены термодинамической неустойчивостью металла: последний стремится перейти в ионное состояние.
Практически все строительные стали корродируют, поэтому ставить задачу создания абсолютно стойкой против коррозии конструкции неправомерно. Речь должна идти о путях и мерах существенного уменьшения коррозионного износа.
Коррозия в зависимости от степени агрессивности среды протекает в атмосферных условиях в очень большом диапазоне скоростей, достигая величины 1,6 мм в год, часто носит избирательный характер, и создание условий для существенного уменьшения ее интенсивности должно составлять целевую задачу при проектировании и эксплуатации металлических конструкций.
Большинство металлических строительных конструкций подвержено главным образом атмосферной коррозии, протекающей по электрохимическому механизму, когда на увлажненной поверхности металла идет электрохимическая реакция, аналогичная реакции, происходящей в гальваническом элементе. При этом образуются коррозионные пары, поверхность корродирующего металла делится на анодные и катодные участки. Разрушение металла проявляется на анодных участках.
Разделение поверхности металла на анодные и катодные участки обусловлено электрохимической неоднородностью поверхности, возникающей из-за различия физического состояния и структуры поверхности. Причинами этого могут быть структурная неоднородность металла (зерно и граница зерна, макро- и микровключения), различная деформация, загрязнение поверхности, несплошность и неоднородность защитных пленок, наличие оксидных пленок. Анодными участками становятся более деформированные, напряженные нли нагретые участки.
Таким образом, наличие двух одновременно протекающих электродных процессов — анодного и катодного, зависимость их от величины электродного потенциала металла и условий протекания коррозии (наличие влаги и др.), проявление наибольшего материального эффекта коррозии на анодных участках — это характерные особенности электрохимического коррозионного процесса. На этих теоретических посылках строятся практические меры по существенному уменьшению скоростей коррозии, увеличению долговечности конструкций. Важным обстоятельством является возможная локализация электродных процессов, что приводит к избирательному характеру коррозии, ее крайней неравномерности на отдельных участках конструктивного элемента и узловых соединений.
377
Рис. 12.2. Значения коэффициента устойчивости против коррозии ₽ для основных профилей стального проката я некоторых форм сечений нз них
Свыше 70 % металлических конструкций эксплуатируются в атмосфере промышленных районов или подвержены непосредственному воздействию агрессивных газов, запылению, увлажнению, обусловленных работой технологического оборудования. Поэтому излагаемые ниже вопросы относятся в основном к практическим мерам повышения долговечности конструкций применительно к названным условиям их эксплуатации, т. е. при атмосферной коррозии.
По условиям протекания коррозии, которые весьма разнообразны, различают много видов и подвидов коррозионного разрушения. Такие виды коррозии, как газовая, грунтовая (почвенная), no^vнапряжением, коррозия при трении и др., требуют специальных мер защиты, определяемых отдельными руководствами, И здесь не рассматриваются. При вероятности таких видов коррозии зачастую сложность защиты предопределяет отказ от выполнения конструкций в металле или вынуждает применять особые методы защиты (комбинированные конструкции, защита в виде футеровок, протекторная защита и др.).
Атмосферную коррозию в промышленных районах можно, в свою очередь, подразделить по условиям протекания н кинетике коррозионного процесса на три вида (не считая щелевой Коррозии), знакомство с которыми необходимо инженеру для должной и целенаправленной ориентации при инженерном и техникоэкономическом анализе проектируемой конструкции. Все они протекают под невидимой пленкой влаги и имеют, как правило, адсорбционную или фазовую природу возникновения. Сухая атмосферная коррозия, которой соответствует химический механизм коррозионного процесса — непосредственное окисление поверхности металла и образование оксидных пленок (окиси и закиси железа), протекает при небольшой влажности и характерна в начальный период эксплуатации конструкций. Ее количественные показатели интенсивности будут определяться в основном 378
величиной удельного поверхностного контакта а конструктивного элемента с атмосферой, так называемой слитностью сечения: а — — р/А (где р — периметр сечения, А — площадь).
Конструктивные элементы, имеющие относительно бдлыпие толщины и меньшую поверхность, а также замкнутые сечения (с герметизацией внутренних полостей), будут иметь меньший коррозионный износ. Здесь на коррозию в определенной мере влияет и состояние поверхности элемента, в частности прочность окалины после прокатки.
Слитность в некоторой степени характеризует поверхность, подвергающуюся воздействию агрессивной среды. По этому показателю можно количественно сравнивать различные элемента конструкции, имеющие ту или иную форму сечения и конструктивные размеры.
А. И. Кикин предложил слитность определять через относительный коэффициент устойчивости против коррозии:
0 = Л/0,383р,
где А — площадь сечения; р — наружный периметр; 0,383 — коэффициент устойчивости против коррозии сечения из уголков толщиной 8 мм.
На рис. 12.2 показаны некоторые характерные профили проката по коэффициенту устойчивости: для уголковых сечений он возрастает с увеличением толщины уголков, что справедливо и для других прокатных профилей. Относительно коррозионно-стойкими можно считать уголки с толщинами полок t 12 мм, сравнительно малостойкими — швеллеры (0 = 0,85...2,05); лучшие показатели — у двутавров (0 = 0,95 ... 2,5). Трубчатое сечение стойко уже при толщине стенки 6 мм, при больших значениях толщины такие сечения самые предпочтительные. Коробчатое сечение из двух уголков имеет показатель 0 в 2 раза выше, чем тавровое из уголков.
В целом анализ сортамента прокатных профилей по показателю 0 указывает на сравнительно низкую коррозионную стойкость малых уголковых профилей, а также швеллеров и двутавров с тонкими стенками. Наличие в сортаменте дополнительных малых профилей с более толстыми стенками и полками было бы оправданно для повышения коррозионной стойкости проката.
Очевидно, что при сухой атмосферной коррозии наиболее полно и оправданно мог бы использоваться при проектировании один из компоновочных принципов — принцип концентрации материала, обеспечивающий большую толщину элементов в сечении, большую слитность и коррозионную стойкость.
Однако следует помнить, что использование показателя слит-ности при проектировании будет достаточно приемлемым только при равномерной коррозии на всех участках по периметру сечения. Часто условия эксплуатации конструкций предопределяют ярко выраженную неравномерность коррозионного процесса, что
379
требует дополнительной критериев оценки коррозионной стойкости элементов.
Влажная атмосферная коррозия протекает при относительной влажности воздуха менее 100 % под невидимой пленкой, образующейся на поверхности элемента вследствие адсорбционной, капиллярной или химической конденсации влаги.
Мокрая атмосферная коррозия — это коррозия при непосредственном увлажнении металлической поверхности атмосферными осадками или производственными выбросами.
Последним двум видам коррозии соответствует электрохимический процесс протекания коррозионного процесса. Из всех рассмотренных видов коррозии наиболее разрушительна влажная атмосферная коррозия, ей подвержено большинство стальных конструкций, эксплуатируемых в атмосфере промышленных районов.
Одним из главных факторов, определяющих скорость коррозионного процесса, является влажность воздуха, которая способствует образованию пленки влаги на поверхности элементов, что в свою очередь приводит к электрохимическому механизму протекания атмосферной коррозии.
Величина критической влажности <рст, при которой резко возрастает скорость коррозии, зависит от состава атмосферы и состояния поверхности. Так, для чистой некоррелированной поверхности в атмосфере, загрязненной сернистым газойле концентрацией 0,01 %, критическая влажность ф^. = 70 %, для предварительно прокорродированной поверхности при тех же условиях фо- = 66 %.
Другим фактором, определяющим скорость коррозии, является наличие в атмосфере различных агрессивных газов. Наиболее характерные примеси — сернистый газ, двуокись серы, сероводо-Вод, двуокись углерода, аммиак, хлористый водород, хлор, [опадая в пленку влаги, некоторые из них увеличивают ее электропроводность н гигроскопичность продуктов коррозии. Значение критической влажности, очевидно, будет зависеть и от толщины слоя ржавчины или окалины.
Третьим фактором, влияющим на скорость коррозии, является пыль, попадающая из атмосферы или осаждающаяся на поверхность элементов при производственных выбросах. Частицы пыли могут быть коррозионно-активными (например, NaCI), увеличивающими электропроводность пленки электролита и гигроскопичность продуктов коррозии, адсорбентами (частицы угля), облегчающими адсорбцию различных тазов и влаги из воздуха и конденсацию влаги за счет увеличения капиллярной конденсации, или инертными (песок), но облегчающими конденсацию влаги.
Несмотря на то, что постоянно принимаются меры по очищению воздушных бассейнов городов, степень загрязненности воздуха агрессивными газами остается высокой и еще длительное время будет определять интенсивность коррозионного износа 380
о
6)
Рис. 12.3. Характер коррозионных поражение при атмосферной коррозии
<3 — образование гряввяого мешка в ковструктнввом зазоре; б — сквозное проржавленве ва границе вапылеявого участка', а — щелевая коррозия в составном ссченив раскоса фермы
конструкций открытых инженерных сооружений и производственных зданий. Общий выброс вредных газов в атмосферу от стационарных источников составляет примерно 65 млн т в год, от автотранспорта— 40 млн т [22]. Среди наиболее агрессивных веществ— сернистые соединения. Так, по данным санитарного надзора, в Харькове промышленными предприятиями и ТЭЦ ежегодно выбрасывается на 1 км* 63 т сернистого газа (в пересчете на серную кислоту). От тепловой станции мощностью в 25 тыс. кВт-ч в радиусе 2 км осаждается на 1 км* 650 т пыли и 500 т сернистого газа. Отмечается, что скорость коррозии стали увеличивается в 2 раза при повышении концентрации сернистого газа от 0,01 до 0,2 мг/м*.
Характеристика агрессивности эксплуатационных сред стальных конструкций в производственных зданиях зависит от вида и концентрации отдельных агрессивных газов. Так, для металлургических предприятий характерно наличие сернистого газа, двуокиси углерода, сероводорода, хлористого водорода, для химических — сероводорода, аммиака, сернистого ангидрида и др. Атмосфера производственных зданий, например мясомолочных комбинатов и других предприятий пищевой промышленности, отличается высоким содержанием аммиака и сероводорода при высокой влажности.
Важным практическим выводом из анализа кинетики коррозионного процесса при различных видах атмосферной коррозии является наличие условий для развития неравномерной коррозии отдельных участков конструктивного элемента, переход ее к локальной, избирательной, где скорость коррозии может быть 1 мм в год и более.
На рис. 12.3 приведен пример коррозионного поражения конструкции галереи углеподачи и доменного двора металлургического завода им. Г. И. Петровского в Днепропетровске. Сквозное проржавление через 7 ... 12 лет эксплуатации отмечено в стенках швеллеров в поясах ферм галереи, вызвано образованием грязевого мешка в конструктивном зазоре. Условия эксплуатации — 100 % влажность воздуха, большая запыленность при содержании
381
Рве, 12.4. Ковструтввое оформление элементов телебашня системы В. Р. Шухом в — обща! щ; б — с«в*ав« горвмвггальама помов колец;
е —уели вавлоааых раскосое
в составе пыли коррозионно-активных частиц (рио. 12.3, а). За аналогичный срок эксплуатации аффиксировано сквозное проржавленне стенкн балки транспортной эстакады на участках границы слоя пыли (рнс. 12.3, б).
Характерной для многих конструкций является так называемая щелевая коррозия, протекающая в конструктивных зазорах элементов. Распирающее воздействие продуктов коррозии в щелях часто приводит не только к большим деформациям (рис. 12.3, а), но и к отрыву связующих заклепок млн сварных швов. Показательным примером может быть состояние стальных конструкций радиотелебашни системы В. Г. Шухова в Москве (рио. 12.4). Начало ее эксплуатации относится к 1922 г. Это клепаная конструкция из уголков и швеллеров различного калибра. Анализ коррозионных повреждений показал 144), что отдельные элементы поражены коррозией до 60 % своей исходной величины, потеря толщины сечений в верхних секциях достигает 5 ... 6 мм, что в 3 ... 4 раза больше, чем в нижних секциях. Величина зазора между стенками составных элементов доходит до 10 ... 15 мм в результате расклинивающего действия продуктов коррозии.
Значительное влияние на распространение коррозии оказали два фактора, обусловивших большое различие в интенсивности корровин иа разных участках, — частая конденсация влаги и повышенный уровень загрязнения воздуха, способствующие увеличению коррозии с возрастанием высоты. Отмечена четкая зависимость скорости коррозии в зазорах и щелях от наличия в атмосфере сернистого газа и пыли.
В результате анализа состояния конструкций ради отел ебаш-ии можно сделать вывод, что конструктивное оформление узлов, отдельных элементов башни не отвечает требованиям коррозионной стойкости.
Таким образом, условия эксплуатации, когда конструкции подвержены непосредственному воздействию агрессивных газов, 382
увлажнению и запылению, связанному о технологией производства, требуют более полного и строгого учета требований коррозионной стойкости, что достигается соответствующим проектированием сооружения с более стойкими против коррозии конструктивными формами, а также обеспечением надежной защиты конструкций в процессе эксплуатации.
Строительные стали, их краткая характеристика по коррозионному износу
Для принятия обоснованного проектно-конструктивного решения объекта с учетом требований долговечности (коррозионной стойкости) необходимо иметь хотя бы общее представление об основных факторах, определяющих интенсивность коррозионного износа с учетом большого разнообразия конкретных условий эксплуатации строительных конструкций. Первым таким фактором является материал конструкции, в частности сталь как основной материал для несущих конструкций промышленных зданий и других инженерных сооружений, чувствительных к атмосферной коррозии. Алюминиевые сплавы, хотя и обладают большей стойкостью в обычной атмосфере, не найдут в обозримый период широкого применения в строительных (особенно несущих) конструкциях промышленных зданий, поскольку значительны их стоимость и дефицитность. В дальнейшем экономические преимущества алюминия по мере снижения его стоимости позволят значительно расширить область эффективного использования этого материала в строительных конструкциях, что даст возможность во многих случаях обходиться без защитных покрытий и тем в значительной мере снизить эксплуатационные расходы.
Стойкость разных марок сталей против коррозии различна. Наименее стойки кипящие стали вследствие загрязнения их посторонними включениями и различия величин зерна. Несколько более стойки (до 10 ... 12%) спокойные и термообработанные стали. При одинаковых сопоставимых характеристиках среды наибольшей стойкостью против атмосферной коррозии обладают многокомпонентные легированные стали, например 15ХСНД, 10ХСНД, 10Г2С1Д и др., содержащие добавки хрома, никеля, меди. Эти стали примерно в 2 раза более стойки, чем стали СтЗкп, в слабоагрессивных средах. Они отличаются повышенной стойкостью и в сравнительно агрессивных средах: например, в атмосфере промышленных районов Москвы — в 1,35 раза, в атмосфере морских районов — в 1,45, в паровоздушной среде — в 1,4 раза. Стойкость стали в морских районах несколько повышает марганец, существенно — фосфор, особенно в сочетании с медью. Вследствие этого креиистомарганцовистые стали 15ГС и 10Г2С в атмосфере сравнительно стойки, различие со сталью СтЗкп достигает 20 ... 40%. Лучшие показатели имеет марганцовистая сталь 14Г2.
Для большинства строительных сталей особо благоприятна добавка меди. Существенно повышают стойкость высокопрочных
383
сталей такие добавки, как молибден, ванадий, бор при их содержании не меиее 0,5 %. Особо благоприятна при атмосферной коррозии добавка к стали никеля (3 %), стойкость таких сталей может быть увеличена до 4 раз. Содержание углерода в количестве до 0,5 % практически не влияет на коррозионную стойкость стали. Вредной примесью является сера.
В последние десятилетия в США, ФРГ, Японии, Чехословакии, ГДР и др. странах начали выпускать так называемые атмосферо-стойкиестали типа марки Кор-Тен А (США), характеризуемые повышенным содержанием меди, хрома, никеля, кремния, мышьяка и пониженным содержанием углерода (-<0,12 %). В нашей стране нормами предусматривается выпуск низколегированной атмосферостойкой стали четырех марок — 10ХНДП, 10ХДП и 10ХСНД, 15ХСНД. Применение такой стали рекомендуется для конструкций, эксплуатируемых в слабоагрессивных средах в сухой зоне влажности, допускается использование их в открытых конструкциях без специальной защиты поверхности.
Модификации стали марки 15ХСНД обладают хорошей сопротивляемостью образованию и развитию хрупких трещин, высокой стойкостью против усталостных разрушений и умеренной чувствительностью к старению. При близких механических характеристиках сталь марки 10ХСНД по сравнению с 15ХСНД обладает несколько повышенной коррозиоииой стойкостью. В нормализованных и термически упрочненных сталях этих марок критические температуры перехода металла в хрупкое состояние ниже —60 °C и даже —65 °C (при толщине до 20 мм). Все это, особенно сохранение пластичности при низких температурах, обусловливает успешное использование этих сталей в так называемых конструкциях северного исполнения. Однако вопрос применения таких сталей без защитных покрытий должен каждый раз строго регламентироваться соблюдением условия эксплуатации (наличие слабоагрессивной среды и сухой зоны) на весь период работы конструкций [5].
Структура строительных сталей может воздействовать лишь на характер коррозионных поражений, не оказывая влияния на скорость коррозии, поэтому термическая обработка всех видов таких сталей в этом отношении изменений в стойкости не дает. В то же время нормализованная сталь по стойкости в обычных условиях атмосферы промышленных предприятий предпочтительна.
Сопоставление некоторых марок сталей по их стойкости в атмосфере промышленных предприятий приведено на рнс. 12.5. Оно позволяет отметить, что отношения потерь от коррозии разных по химическому составу строительных сталей могут изменяться от 1 до 2 (по сравнению со СтЗкп).
Как показали многолетние исследования МИСИ [161 различных марок сталей в натурных условиях атмосферы предприятий цветной металлургии, крайнее разнообразие характеристик 384
Рис. 12.5. Относительная стойкость разныя марой сталей против коррозии
Рис. 12.5. Коррозионный износ сварного соединения
П — глубина прояяяяовеяяя коррозии а год. а— основной металл; б — сварной шов; а —эона термического влияния;
1 — сталь 14ГСФР (ручная сварка), 3 — сталь 14ГСФР (автоматическая сварка). 3-« сталь 1512ГФ (ручная саарка)
коррозионных сред даже в пределах одного объекта обусловливает в определенных условиях резкое снижение показателей коррозионной стойки отдельных марок сталей повышенной и высокой прочности [461. Так, стали марок 18Гпс, 09Г2С, 15Г2СФ.18Г2АФ в отдельных агрессивных средах не выявили заметных преимуществ в стойкости по сравнению с СтЗ, а такие марки, как 09Г2 и 14Г2, показали склонность к избирательной коррозии. Основная причина этого — повышенное содержание сернистого ангидрида и сероводорода в атмосфере. Для таких условий эксплуатации конструкций СНиП 2.03.11—85 не допускают применение сталей марок 09Г2, 14Г2, 18Г2АФ.
Таким образом, выбор марки стали с учетом требований коррозионной стойкости должен проводиться на основе комплексного технико-экономического анализа при четком представлении реальных условий предстоящей эксплуатации. Несмотря на ббль-шую стоимость сталей повышенной и высокой прочности экономическая целесообразность их оказывается очевидной в силу увеличения долговечности конструкций, снижения их эксплуатационных расходов даже при проведении дорогостоящих мер последующей защиты.
Прочностные характеристики сталей повышенной и высокой прочности предопределяют значительную экономию металла и широкое их использование в массовом строительстве. При применении таких сталей возможно проектирование конструкций и отдельных элементов с более тонкими стенками (тонкостенные трубчатые и коробчатые сечения, гнутые профили и др.). Однако обеспечение коррозионной стойкости не исключает необходимость проведения соответствующих мер защиты, в том числе и сравнительно дорогостоящих (металлические и комбинированные покрытия со специальной подготовкой поверхности).
385
При выборе марки стали надо учитывать требования надежности работы конструкции, имея в виду вероятность хрупкого разрушения, появление трещин, что опасно при ударных динамических нагрузках, особенно в диапазоне низких отрицательных температур. Существенное понижение циклической прочности наблюдается при образовании концентраторов напряжений в результате неравномерного, локального коррозионного износа отдельных мест, участков конструктивного элемента (растрескивание, расслоение, образование язв и питтингов). Важно обеспечение надежности работы сварных соединений. Если спокойные, а также нормализованные и легированные стали с мелкозернистой структурой характеризуются большими запасами пластичности, чем обычная Ст. 3, т. е. имеют преимущества с точки зрения надежности и продолжительности эксплуатации, то сварные соединения из них нуждаются в должном внимании в отношении коррозионной стойкости.
Возникновение макронеоднородности между швом и основным металлом приводит к локальному износу одной из зон сварного соединения (шва, основного металла, зоны термического влияния), т. е. в этом месте образуется своеобразный концентратор напряжения, особенно опасный при растягивающих напряжениях в условиях низких эксплуатационных температур. Большая однородность должна достигаться правильным назначением присадочного материала для формирования сварного шва относительно основного металла. На рис. 12.6 приведены характерные данные коррозионного испытания сварных швов, выполненного лабораторией коррозии МИСИ. Наиболее слабой в коррозионном отношении оказывается зона термического влияния, что должно учитываться при проектировании сварных соединений и разработке мер их защиты. Способ сварки влияет на величину скорости коррозии. Предпочтительнее автоматическая сварка, так как она обеспечивает ббльшую структурную однородность зон сварного шва. Очевидно, отдельные марки стали могут давать равномерный износ всех зон соединения.
Испытания сварных швов на сталях ВСтЗспБ, 09Г2С, 15ХСНД, проведенные в НИСИ, показали, что в большей степени снижений способности сопротивляться механическому разрушению сварных швов при одновременном воздействии атмосферной коррозии и растягивающих усилий наблюдается у стали 15ХСНД {19]. Повышение же удельной работы разрушения (в 1,8 раза по сравнению с неподверженными коррозии образцами) отмечено только в стыковых швах.
Долговечное и надежное сварное соединение, соизмеримое по коррозионной стойкости с основными конструктивными элементами, может быть получено путем:
должного конструктивного оформления узлов и сопряжений, исключающего скопление влаги и пыли, для предотвращения условий интенсивной локальной коррозии;
386
соответствующего подбора присадочного материала (электрод* ная проволока, флюсы, электроды) для большее структурной однородности зон сварного соединения;
выбора способа и режима сварки, обеспечивающих минимальные сварочные напряжения и предотвращающих образование сварочных трещин;
принятия дополнительных мер защиты сварных швов (зачистка, дополнительные покрывные слои при окраске и др.).
Большинство конструктивно-технологических рекомендаций по повышению циклической прочности и хладостойкости в достаточной мере способствуют и повышению коррозионной стойкости. Это, в частности, рекомендации об отказе от гильотинной резки фасонок ферм и вообще кромок элементов толщиной более 12 мм, о назначении конструктивных зазоров между элементами ферм в зависимости от толщины фасонок (не менее 2,5 толщин между сварными швами) и др. [40].
Напряжения (деформации) оказывают заметное влияние на коррозионный процесс, определяющим в этом случае будет деформированное состояние (здесь не имеется в виду коррозия под напряжением, так как это специфический вид коррозионного разрушения, нехарактерный для атмосферной коррозии). В области упругой работы стали заметного влияния напряжений иа коррозию не отмечается, однако в области пластических деформаций сталь корродирует более интенсивно (различие до 20 %). В связи с этим участки стали на сгибах (в гнутых профилях) нуждаются в дополнительной защите (увеличение числа покрывных слоев при окраске, специальные виды грунтовок и др.). Необходимо при оценке влияния напряженно-деформированного состояния учитывать, что это влияние состоит не в увеличении общей коррозии, а в превращении ее из равномерной в локальную в виде пятен, язв, каверн, питтингов (сквозное проржавление).
Разновидностью местной коррозии является подповерхностная коррозия, которая проявляется во вспучивании и расслоении стали. Такие типы местной коррозии, как избирательная (разрушение отдельных структурных составляющих или одного из компонентов сплава), межкристаллистая (разрушение по границам зерен), для атмосферной коррозии в обычных условиях не характерны.
В кинетике коррозионного процесса во времени отмечается наибольшая интенсивность коррозии в первые 6 ... 9 месяцев, затем стабилизация процесса, что можно объяснить проявлением в определенной степени защитной функции оксидной пленки, образующейся на поверхности. При этом скорости коррозии могут отличаться в 10 раз. Из сказанного можно сделать практический вывод— нельзя допускать длительный перерыв в выполнении работ по грунтовке, консервации конструкций после их изготовления.
387
Как отмечалось выше, определяющий фактор интенсивности электрохимической коррозии — влажность воздуха. Влажностный режим эксплуатируемых конструкций характеризуется как особенностями технологии производственных процессов (аглофаб-рнки, паровоздушная среда предприятий стройиндустрии, объектов химических производств, цехов пищевой и перерабатывающей промышленности и т. п.), так географическим фактором н связанными с ним климатическими условиями. Для открытых металлических конструкций это обстоятельство является определяющим.
Географическое положение района определяет степень удаления от моря, количество солнечных и дождливых дней, колебания температуры и влажности воздуха, розу ветров. Все это обусловливает фактическую продолжительность увлажнения поверхности элементов конструкций. На интенсивность коррозии влияют также времена года. Например, зимой и осенью агрессивность атмосферы может возрасти из-за резкого увеличения содержания сернистого газа в промышленных зонах при повышенном потреблении топлива.
Из сказанного следует, что одна и та же маркц стали в зависимости от характера эксплуатационной среды может иметь различные показатели коррозии:
сухая континентальная........ . . . ............1 ...9
морская чистая ........ . 38
морская полуиндустриальная .............. 50
индустриальная .............................. 65
индустриальная сильно вагряаненная.........100
Исследованиями, проведенными в ЦНИИПСКе, под руководством проф. А. И. Голубева, в МИСИ, ВНИИКТИсталькоЦсГрук-цин и др. организациях получены параметры Для установления степени агрессивного воздействия сред на Металлические конструкции. Это позволяет конкретизировать практические меры разработки более долговечных конструкций в процессе проектирования и обоснованные способы и методы устройства защиты в процессе эксплуатации. Установлено четыре степени агрессивного воздействия среды: неагрессивная (примерная скорость коррозии 0,01 мм в год); слабоагресСивиая — 0,05 мм в год; среднеагрессивная —0,1 мм в год; сильноагрёссивная > 0,1 мм в год.
Для того чтобы определить воздействие среды на конструкции, необходимо знать два основных параметра: 1) влажностный режим помещений (или влажность воздуха для открытых конструкций), который нормами [41 ] подразделен на сухой, нормальный, влажный или мокрый; 2) загрязненность воздуха агрессивными реагентами (по нормам установлены группы газов А, В, С, Д в зависимости от их вида и концентрации), а также солями, аэрозолями, пылью. Количественные данные загрязненности атмосферы имеются у служб санитарного надзора по месту строительства и эксплуатации.
388
Температура эксплуатационной среды может существенно сказываться на интенсивности коррозионного износа стальных конструкций. Нагрев до 200 ... 250 °C практически разрушает защитные покрытия, при нагреве до 300 ... 400 °C возможно коробление элементов. Проектирование и эксплуатация таких, например, конструкций, как колонны и подкрановые балки, балки и настилы рабочих площадок сталеплавильных и доменных цехов должны предусматривать меры по снижению их нагрева, обеспечению постоянного контроля с помощью специальных сигнальных систем. Применение экранирования, использование конструктивных решений, снижающих температурные деформации, совершенствование объемно-планировочных решений и др. — необходимые условия для обеспечения долговечности и надежной работы металлических конструкций.
Особо неблагоприятно одновременное воздействие повышенной температуры и высокой влажности, в этом случае резкое ускорение коррозионного процесса дополняется биохимической коррозией, что характерно для атмосферы тропических районов.
Что же касается обычных температурных режимов в интервале от 0 до +40 °C, то скорость коррозии в таких условиях практически постоянна, при температуре —20 °C и ниже отмечается заметное замедление коррозионного процесса.
2. Влияние конструктивной форма
на коррозионный износ
Характеристика коррозионного износа
Выбор рациональной формы сечения, как и марки стали является определяющим условием повышения долговечности отдельных элементов и конструкций в целом. Распределение коррозии у элементов разных форм в силу различных условий их увлажнения, запыленности, обтекания воздушными струями, продолжительности нахождения на поверхности образующейся пленки влаги, степени экранирования будет неодинаковым. Имеет место большая неравномерность коррозии, существенное различие коррозионного износа отдельных участков по периметру сечения. Испытаниями, проведенными в МИСИ [29, 30] установлено, что различие в интенсивности коррозии доходит до 2 раз (для стали марки Ст. 3).
На рис. 12.7 приведены результаты лабораторных испытаний во влажной камере ряда характерных сечений элементов на коррозионный износ при одинаковых условиях воздействия среды. Из рисунков видно, что степень неравномерности в распределении коррозии достигает 10 единиц. Слитные сечения, не имеющие участков, в которых скапливаются и длительно задерживаются влага, частицы соли и пыль, корродируют более равномерно.
389
Рнс. 12.7. Распределение коррозии по периметру сечения стальных профилей (лабораторные испытания). Цифры обозначают потери веса пластинок коррозии в граммах
Аналогичные испытания проводились и с характерными алюминиевыми профилями (в паровоздушной среде нефтяного резервуара). Результаты испытаний показали, что неравномерность коррозии в пределах одного профиля (расположенного горизонтально) составляет 8 единиц и более; относительная стойкость при сравнении разных профилей изменялась от 1 до 4,36 [271.
Наиболее благоприятными с точки зрения меньшего коррозионного износа и большей равномерности коррозии являются сечения слитные, гладкие в виде круглых и прямоугольных труб. Худшие показатели у сечений из уголков и швеллеров со щелями, Н-образных профилей, где горизонтальная стенка постоянно увлажнена. Переходя от традиционных типов сечений сквозных конструкций из двух уголков к трубчатым, коробчатым, монолитным тавровым и даже к сечениям из одиночных уголков, можно уменьшить коррозионный износ более чем в 2 раза.
В условиях эксплуатации с увеличением срока службы неравномерность коррозии может как снижаться (слитные, обтекаемые 390
0,200
о,too 5
* 0,160
§- 0,140
М У20
S'
0,100
Рис. 12.8. Относительные коэффициенты стойкости против коррозии
сечения), так и увеличиваться (резкий рост скорости коррозии в щелях и зазорах прн постоянном увлажнении). Сглаживанию такой неравномерности может способствовать выполнение качественной защиты (например, применение металлических или комбинированных защитных покрытий), особенно повторной. Поэтому использование относительных показателей коррозионной стойкости отдельных сечений и профилей не может претендовать на большую точность. Однако эти показатели могут иметь методическое значение при анализе возможных конструктивных схем и выбора более долговечного решения. Это существенно, так как характер многих производств при существующих конструктивных формах практически исключает повторную качественную защиту конструкций покрытия (например, в цехах с безостановочным производством металлургического комплекса и др.).
Коррозионную стойкость сечений, указанных на рис. 12.7, можно оценить через относительный коэффициент Ко (в качестве эталона принято трубчатое сечение):
Ко — тах/^груб. шах»
где Vi щах — максимальная скорость коррозии какого-либо из рассматриваемой сечений; Отруб, шах — максимальная скорость круглого трубчатого сечения.
Результаты сравнения стойкости рассмотренных типов сечений приведены на рис. 12.8. Коэффициент Ко = 1,0 ... 1,9 показывает на существенное различие в их коррозионной стойкости.
Анализ проведенных испытаний указывает на относительно большую стойкость, более равномерный характер распростране-
391
Ркс. 12.9. Диаграмма результатов испытаний на обтекаемость
ния коррозии по периметру у обтекаемых сечений. Наиболее обтекаемым является круглое трубчатое сечеиие; продолжительность образования пленки влаги иа его поверхности при обтекании воздушными струями минимальная. Рассмотренные типы сечений сравнивались путем сопоставления сроков полного испарения влаги с поверхности. Различие в сроках, по сравнению с эталонным, составило более двух единиц (рис. 12.9).
Для приближенного анализа возможных вариантов конструктивных решений отдельных элементов при проектировании можно пользоваться приведенной средней скоростью коррозии относительно скорости коррозии гладкого сечения, принимаемого на единицу. В этом случае скорость развития корразии для данного сечения
о = ооКоа =
где t>0 — расчетная коррозия гладкого образца в данной среде; Ко — коэффициент приведения скорости коррозии; а — коэффициент слитности; a — коэффициент восприимчивости сечения к коррозии.
Задаются также предельно возможным утонением (<х) какого-либо стержня от коррозии, используя то положение, что в последние годы эксплуатации конструкции можно не считаться с коэффициентом безопасности по нагрузке, т. е. (где =
<= 1,2 ... 1,4; t—первоначальная толщина Элемента). Тогда вероятный срок эксплуатации стержня, зная расчетную скорость
392
коррозии vo и коэффициент восприимчивости а, получают по формуле
Т = (I - fО и0«.
Очевидно, такой подсчет может дать сильно преуменьшенные значения этого срока, он неточен, так как качественная окраска иногда существенно изменяет соотношения и уменьшает различия между типами сечений. Однако коэффициенты восприимчивости методически полезны и при сравнительном анализе достаточно характеризуют рассматриваемые варианты по долговечности, а такие подсчеты могут помочь в выборе оптимального варианта.
Оценка коррозионной стойкости конструктивных форм
Методика оценки влияния конструктивной формы на коррозионный износ базируется на статистической обработке большого объема натурных измерений эксплуатируемых конструкций в различных условиях по воздействию агрессивных сред, а также результатов целенаправленных лабораторных испытаний, выполненных МИСИ преимущественно на объектах цветной металлургии. В отдельных случаях оценки влияния конструктивных форм, их коррозионный износ носят приближенный характер, но при сравнительном анализе долговечности в большинстве случаев достаточно полно характеризуют его. Использование рассматриваемых методик вполне правомерно также для стальных конструкций объектов других отраслей, когда характеристики агрессивной среды сопоставимы.
Ниже приводятся коэффициенты восприимчивости коррозии а для некоторых характерных типов сечений (табл. 12.1).
Таблица 12.1. Значения коэффициента а
Тип оечення 1—1 Z\
а 1 1,75 2,1
Гип еечення I ± 1—1 _JL
а 2.15 ... 2,3 2,7 3,1 3,5
393
Таблица 12.2. Относительная влажность и скорости коррозии (по данным Гипромеза, ЦНИИпромзданий и ЦНИИЦветмета)
Наименование вдавив. цеха Относительная влажность, % Средняя скорость коррозии, мм В год Степень аг-рессивиостк среды
Главные адавия сталеплавильных производств, прокатных, нагревательных 45 0,04 Слабая
колодцев
Пролеты прокатных печей, миксеры, литейные дворы 45... 60 0,06 Слабая
Травильные, меднолитейные, купорос- 60 0,1 Средняя
ные
Агломерационные фабрики, грануляционные бассейны 60 0,15 Сильная
Обогатительные фабрики 70 0,1 Средняя
Отделения грануляцки 100 0,5 ... 1,0 Сильная
Гндроцехя 80 0,1 ... 0,3 Сильная
Электролитные цехи 70 0,15 ... 0,2 Средняя
Кобальтовые цехи 80 0,2 Сильная
Открытые конструкция (общезаводская атмосфера) 85 0,3 Сильная
Таблица 12.3. Относительные коэффициенты влияния формы сечений (во отношению к трубчатойу сечению) Кф
Материал конструкций Круглая груба Прямоугольная нлн квадратная труба Одиночный уголок Тавровое на двух уголков
Ст.З 1 1.1 1,4 2,0
Низколегированная 1 1,3 2,0 2.5
В табл. 12.2 сведены данные по расчетным скоростям коррозии для ряда объектов черной и цветной металлургии. Коэффициенты восприимчивости для узлов стропильных ферм должны быть порядка 4 единиц [15, 20]. Величина коррозионных^поражеиий на отдельных участках поверхности узлов также весьма неравномерна. Отношение наибольшей величины коррозии к наименьшей в пределах одного узла при испытаниях во влажной камере изменяется: для трубчатых узлов — от 2,17 до 2,42, а для уголковых — от 4,1 до 5,9; соответственно, в натурных условиях — от 1,47 до 1,97 и от 2,66 до 3,04 [20]. Учитывая повышенные запасы прочности в узлах при отсутствии ярко выраженных очагов местной коррозии, правомерно в большом числе случаев оценивать долговечность конструкции в целом по коррозионной стойкости рабочих стержней ферм.
394
Рис. 12.10. Относительные коэффициенты стойкости против коррозии разных типов сечений ферм и балок (а) и относительная стоимость окраски (б)
Из сказанного выше следует, что наибольшие преимущества с точки зрения повышения долговечности имеют трубчатые сечения, особенно при конструировании ферм без узловых фасонок. Для обоих поясов ферм эффективно коробчатое замкнутое сечение из двух уголков. Целесообразны закрытые сверху коробчатые сече
ния из гнутых профилей. Переходя от традиционных типов сечений из двух уголков к трубчатым, можно уменьшить коррозионный износ в 2,5 раза (табл. 12.3).
Преимуществом трубчатых и коробчатых замкнутых сечений является также удобство, простота и меньшая стоимость нанесения защитных покрытий, что особенно важно при повторной окраске. Долговечность самих покрытий выше, стоимость меньше из-за существенно меньшей поверхности ферм, что ведет к резкому сокращению эксплуатационных расходов. Это подтверждается при экономическом анализе вариантов ферм для морских эстакад нефтепромыслов, проведенном в МИСИ (рис. 12.10). Несмотря на большую стоимость ферм из труб, дополнительные затраты на проектирование таких конструкций полностью окупаются повышением их долговечности.
Щелевые сечения из двух уголков или швеллеров в сильно агрессивных средах обязательно должны заменяться сплошным тавровым сечением (прокатным или сварным), или даже одиночным большим уголком.
Кафедрой металлических конструкций МИСИ на основе большого объема обследований предприятий цветной металлургии, выполненной классификации объектов по характеру агрессивных сред, анализа целенаправленных лабораторных и натурных испытаний предложена методика комплексной оценки коррозионного износа (18, 46]. В частности, учитывается положение конструктивного элемента в пространстве, эффективность защитного покрытия, напряженное состояние н др. Установлены параметры
395
Таблица 12.4. Заачешш коеффицневта коррозионного взноса Кт минимальных толщин ^щщ, ****
Тип сечения Марка стала Угол наклоне, град
0 45 во
^ивв ^mln зн ^mln ^язн min
Трубчатое Ст. 3 1.0 6 8 0,6 4 5 0,4 3 4
НЛ 1.0 6 8 0,6 4 5 0.4 3 4
Замкнутое коробчатое Ст. 3 1,1 7 9 0,7 5 0,45 3 4
НЛ 1,3 8 11 0,8 5 7 0,5 3 4
Одиночный прокатный или гнутый профиль Ст. 3 1,4 9 12 1,0 6 8 0,7 5 6
НЛ 2,0 12 16 1,4 9 12 1,0 6 8
Тавровое из двух уголков Ст. 3 2.0 12 16 1,6 10 14 1,2 8 10
НЛ 2,5 16 20 2,0 12 16 1,5 10 12
Двутавровое Ст. 3 1,8 — 1,6 k — 1,4 —
НЛ 2,2 | — 2,0 — 1.8 —
Прикечаиия, I. В Числителе приведены значения для среднеагрессивной Среды, в знаменателе — для снльвоагресснвной. 2. НЛ — низколегированная сталь.
для прогнозирования коррозионного процесса, позволяющие определять величину коррозионного износа в. заданный момент эксплуатации. Это особенно важно при реконструкции сооружений для обоснованного выбора эффективных мер защиты от коррозии при последующей эксплуатации.
Оценку коррозионной стойкости конструкции при проектировании предложено производить через показатель Пнор, мм:
Цкор “ ост.»* тш/С’фаит^ийв)» (12.1)
Г№ Рет. > — скорость коррозии стали Ст. 3 без защиты в эксплуатационных условиях, мм в год; Офаит — фактическая или прогнозируемая скорость коррозии и тех же условиях (с учетом марки стали, эффективности защитных покрытий, мероприятий по снижению степени агрессивности среды, напряженного состояния и т. п.), мм в год; <ппп — минимальная толщина элемента; Кизя — коэффициент коррозионного износа (табл. 12.4); представляет собой произведение относительных коэффициентов влияния на коррозионный износ формы сечения н угла наклона элемента (Кф/Св).
396
При проектировании [16] следует стремиться к тому, чтобы Пкор, рассчитанный по формуле (12.1), был не менее 0,8 мм для среднеагрессивной эксплуатационной среды и не менее 0,6 мм для сильноагрессивной (без учета защитного покрытия).
Все элементы одной конструкции должны быть равнодолговечны, т. е. иметь одинаковый относительный износ: значения ПКОр элементов не должны отличаться более чем в 1,5 раза.
Неоспоримое преимущество с точки зрения повышения долговечности по сравнению с традиционными решениями имеют бесфасоночные фермы из замкнутых профилей.
При проектировании часто возникает необходимость определения несущей способности элементов металлических конструкций, эксплуатирующихся в агрессивных средах (во время реконструкции и усиления или для выбора наиболее эффективной повторной защиты). Методика проведения оценки долговечности, разработанная Гипроцветметом и МИСИ [37], основана на изменении несущей способности конструкции по мере уменьшения площади поперечных сечений отдельных элементов. При этом для элементов с начальной или остаточной после коррозии толщиной 5 мм и меньше для учета вероятности хрупкого разрушения вследствие возможного изменения механических характеристик стали расчетные сопротивления снижаются на 15 % в сильноагрессивной и на 10 % — в среднеагрессивной среде.
Прогнозирование несущей способности проектируемых или эксплуатируемых конструкций можно проводить в зависимости от характера и интенсивности предполагаемого коррозионного износа, а также по данным натурных обследований. Коррозионный износ (проникновение коррозии) в течение заданного срока эксплуатации в конкретной среде определяется с учетом формы сечения и неравномерности коррозии по его периметру, расположения элемента, а также эффективности защитного покрытия (если оно сохраняется в рассматриваемый срок эксплуатации). Фактическая несущая способность должна обусловливаться по данным инструментальных замеров сечений элементов, обработанным методами математической статистики с получением заданной вероятности величины износа или остаточной толщины элементов металлоконструкций к моменту натурного обследования.
Для прогнозирования изменения несущей способности конструкций с учетом их коррозионного износа во времени в большинстве промышленных зданий может быть использована показательная функция вида
П = Ст", (12.2)
где П — коррозионный износ, мм; т — продолжительность эксплуатации, годы; Сип — эмпяряческие коэффициенты, полученные в зависимости от характера и степени агрессивности среды применительно к конструкциям цехов цветной металлургии (рис. 12,11).
397
Рис. 12.11. Корровиоиный нанос элементов иа Ст. 3 в зависимости от срока эксплуатации в средах
! и II “ снльиоагрессивиых; III средкеагрессиввой; IV слабоагрессивной
Тогда снижение несущей способности стальных конструкций, подверженных коррозионному износу, мож-
но проверить по основным расчетным формулам норм с введением коэффициентов Кл и Kv:
для центрально-сжатых элементов:
а = N/(Aq>KA) <
для центрально-растянутых элементов a = N/(AKA)^RyW
для изгибаемых элементов (в упругой стадии работы)
а = M/(WKy) < Rvye;
цдесь А, W — площадь поперечного сечения и момент сопротивлении в начале аксплуатацин. «
В случае определения несущей способности по результатам натурных замеров значение КА может быть найдено по формуле
Kjt = Лк/Л = tx/tty
где Ли и ta — площадь поперечного сечения и толщина элемента по замерам; t0— начальная толщина элемента (для двутаврового, таврового сечеиий и швеллера — толщина стенки).
Для оценки несущей способности при ее прогнозировании величину КА определяют из выражения
/Сл в Оо — Пр//0) KaKaw
где /Са в К.ащ — коэффициенты соответственно угла наклона (табл. 12.4) и эффективности защитного покрытия (при отсутствии данных применяется ХВащ = = 1); р — коэффициент неравномерности коррозии по периметру (для таврового сечении иа уголков — р = 1,5 ... 1,55; для одиночных уголков — р = 1,15; для квадратных и прямоугольных труб — р = 0,71 ... 0,75; дли круглых труб — р =0,65; Для швеллеров и двутавров — р = 1,2), <
Коэффициент снижения момента сопротивления при изгибе [17 ] может быть получен из выражения К9 = 1 — Пф (где ф — коэффициент коррозионной стойкости элемента, изгибаемого в одной из главных плоскостей, для типоразмеров прокатных профилей). Для швеллеров Хе 12 ... № 36 коэффициент фх изменяется от 0,287 до 0,185; для двутавров № 20 ... № 60 — от 0,263 до 0,129.
808
Рекомендации по проектированию
Ниже приводятся некоторые рекомендации по рациональному проектированию элементов и конструкций с повышенной коррозионной стойкостью, основанные на требованиях норм по защите конструкций от коррозии [131 и примерах осуществленных или запроектированных конструкций. Принятие окончательного решения должно обосновываться с учетом также требований конструктивно-технологических, экономических, эксплуатационных и др.
Эти рекомендации сводятся к следующим положениям:
1. Отказ от компоновки сечений с образованием щелей при эксплуатации в средах с большими газовыделениями, пылеот-ложениями и высокой влажностью. Нормы запрещают применение металлических конструкций с тавровыми (двутавровыми из двух швеллеров) сечениями из двух и крестовыми из четырех уголков, с незамкнутыми прямоугольными сечениями в сооружениях с сильно- и среднеагрессивными средами. Это относится прежде всего к элементам покрытий. Примеры конструкций с повышенной коррозионной стойкостью показаны на рис. 12.12.
На рис. 12.12, а изображены фермы с поясами из сплошностен-чатых тавров, полученных роспуском прокатного двутавра. Ферма коробчатого сечения (рис. 12.12, б) требует парных узловых фасонок, что повышает трудоемкость ее изготовления. Замкнутые коробчатые сечения предполагают герметизацию внутренних полостей приваркой торцевых заглушек и выполнение сварки сплошными швами. При обосновании применения одиночных уголков в фермах (рис. 12.12, г) необходимо учитывать повышенный расход стали на связи, обусловленный нх частым размещением из-за асимметрии фермы в вертикальной плоскости (поузловая развязка). Вариант фермы из одиночного уголка по схеме рис. 12.12, д из-за нетехнологичности изготовления очевидно может быть оправдан лишь в связевых фермах при наличии сильноагрессивной среды.
2. Применение трубчатых сечений (рис. 12.12, е, д). Такие решения особенно при бесфасоночных узлах, нуждаются в основательном технико-экономическом анализе из-за сравнительно высокой стоимости труб и изготовления. Однако, в особо сильноагрессивных средах (высокое содержание сернистого газа и постоянная влажность более 75 %), при обеспечении повторной качественной окраски эти решения в целом оказываются более экономичными благодаря резкому увеличению межремонтных сроков. Это особенно выгодно при больших пролетах и шагах ферм.
3. Применение сплошностеичатых элементов без мест и участков скопления пыли, влаги. При большой запыленности может быть приемлема двухстенчатая балка (рис. 12.12, и). Меньшее скопление пыли отмечается в двутавровых балках и колоннах в вариантах, показанных на рис. 12.12, к—м. Целесообразно предусматривать просверливание отверстий в швеллерах, располо-
399
Рис. 12.12. Схемы возможных конструктивных решены® стальных элементов с повышенно® коррозионной стойкостью
женных горизонтально полками вверх, а также вырез в элементах баз колонн для стока воды из замкнутых отсеков (рис. 12.12, «).
Примерами сечений, удобных для очистки н качественной повторной окраски, являются крестовые сечения со сплошным листом и сечения колонн с большим разносом швеллеров полками наружу (рис. 12.12, о, и). Доступность качественной очистки и повторной окраски обусловливает требование норм о проектировании в сильноагрессивных средах сплошно-стенчатых конструкций.
4. Компоновки сечений без острых углов, ребер, труднодоступных участков, отказ от прерывистых сварных швов. В варианте сечения с закругленными кромками (рис. 12.12, р) по данным лабораторных испытаний (с жестким режимом), разрушение покрытий (эмаль ХВ-785) начинается только через 131 день, в то время как при острых кромках — через 62 дня. Очевидно в натурных условиях это различие будет еще больше и срок повторной защиты отдалится. Строжка кромок в двутавровой балке (рис. 12.12, с) повышает стойкость покрытия почти в 2 раза; стоимость этой дополнительной технологической операции окупается в сильноагрессивной среде через 2 ... 3 года за счет увеличения сроков службы защитного покрытия и сокращения числа ремонтов [26 ].
5. Использование принципа концентрации материалов, совмещения функций. Нормы регламентируют шаг колонн и стропильных ферм в зданиях для производств со средне- и сильноагрессив-нымн средами 12 м и более. Соблюдение этого принципа на примере типовых стропильных ферм из обычных спаренных уголков, показывает, что коррозионная стойкость при увеличении пролета с 18 до 36 м возрастает в 1,6 раза, а при увеличении шага — в 1,3 раза [33]. Компоновка ферм с более мощными сечениями является прямым путем повышения долговечности, так как ведет к снижению поверхностного контакта конструкции с агрессивной средой и уменьшению стоимости защиты.
Однако, есть определенные противоречия при выборе критерия оптимальности. Если за определяющий критерий взять только расход материала, то этот принцип в определенных случаях не дает оптимального решения. Приходится идти на другие схемы, в основу которых положен, например, принцип совмещения функций, переход на многосвязные системы, обусловливающие рассредоточение материала (структурные конструкции). Если же критерий оптимальности будет содержать, кроме дополнительных показателей (трудоемкость изготовления н монтажа и др.), также и критерий коррозионной стойкости (с учетом затрат на эксплуатацию), то может быть получена более полная и достоверная оценка эффективности проектируемой конструкции с учетом фактора времени даже при ограниченном сроке эксплуатации.
14 Барюлев В. В.
401
Рис. 12.13. Схема фермы к примеру 12.1
Примеры расчета
Пример 12.1. Определение коэффициента К и вычисление прогнозного изменения несущей способности элемента нижнего пояса стропильной фермы промышленного цеха с сильноагрессивной средой. Сеченне — тавровое нэ двух уголков 100Х 8, материал сталь Ст. 3. Защитное покрытие не возобновлялось, Аващ “ 1- Требуется оценить несущую способность череа 20 лет эксплуатации.
Из рис. 12.11 и формулы 12.2 следует
П = 0,3-201/З = 0.8 мм.
Прн Ка— 1 й р = 1,56 коэффициент Кд — (8 — 0,8-1,55)/8 = 0,84. Тогда усилие в нижнем ноясе при первоначальной площади Ло = 30,8 см*, ус == 1, 210 МПа будет N — АлКдКууе = 30,8-0,82-210 = 543 кН.
Пример 12.2. Оценка долговечности вариантов конструктивных решений типовой стропильной фермы.
Исходные данные: расчетная скема фермы приведена на рис. 12.13. Материал стержней ферм ВСтЗпс, 7?v = 240 МПа (/ < 20 мм). Конструкция эксплуатируется в снльноагресснвной среде с расчетной скоростью коррозии 0 = 0.1 мм в год.
Таблица 12.5. Показатели вариантов
Сечение стершие* Маося. кг Площадь окраски. м* Относительная стоимость нанесения ааодитиого вскрытия. % Среднее ав&чснне коэффициента слитности Долговечность, годы
Из двух уголков 5430 111 100 (222 руб.) 2,68 6
Из тавров 5170 92 79 1,97 10
Ив прямоугольных труб, сваренных из уголков 4970 51 53 1,08 22
Ив круглых труб 4100 78 65 1,41 12
Принятые обо» и а я о я в я: — коэффициент слитности 1-го элемента, си-1, п — чясло элементов в конструкция.
402
Подсчет срока службы (долговечности) рассмотренных вариантов производился по зависимости [31]
т = Ло — AK/(wp/Ce).
При определении срока службы фермы принято допущение, что она выходит из строя при потере несущей способности одним из ее поясов, так как выход из работы элемента решетки может быть компенсирован упруго-пластической работой оставшихся стержней и жесткостью узлов. Площадь сечения элемента в конце срока эксплуатации А вычислялась по нормативной нагрузке, начальная Ао — по расчетной.
В табл. 12.5 сведены данные сравнительной оценки четырех возможных вариантов сечений по долговечности, стоимости нанесения защитного покрытия и расходу стали.
Как видно из таблицы, наиболее долговечными в данных условиях эксплуатации оказались фермы со стержнями из прямоугольных труб, сваренных из двух прокатных уголков. Круглые трубы уступили им из-за относительно большей тонкостенности. Принятое в данном примере решение ферм из гнутосварных профилей оказалось бы более долговечным.
Глава 13. защитные покрытия
1. Характеристика и выбор защитных покрытий
Общие положения
Как уже отмечалось, основными направлениями повышения долговечности, коррозионной стойкости являются: применение более стойких марок строительных сталей, алюминиевых сплавов; изыскание и применение наиболее устойчивых против коррозии форм с дальнейшим совершенствованием средств защиты; уменьшение загрязненности атмосферы за счет применения рациональной планировочной структуры инженерных сооружений, обеспечивающих хорошую вентиляцию, отвод и нейтрализацию агрессивных газов, паров, пыли и пр. с одновременным исключением технологических выбросов агрессивных элементов.
Важным компоновочным принципом является принцип концентрации материала, который следует рассматривать не только как номинальную возможность получения при проектировании более коррозионностойких конструктивных элементов (при сравнительно равномерной атмосферной коррозии), но и как условие проведения эффективной их защиты (особенно повторной) в процессе эксплуатации.
Несмотря на значительное различие в коррозионной стойкости строительных сталей разных марок, пока нельзя обойтись - без защиты конструкций. Крайнее разнообразие агрессивных сред,
14*
403
меняющихся во времен#-в процессе эксплуатации конструкций, делает необходимым и экономически оправданным защиту последних от коррозионного износа. Лишь в немногих случаях, в слабо-агрессивных средах, нормы разрешают эксплуатацию отдельных конструкций без специальной защиты поверхности. В перспективе, когда более доступными станут алюминиевые и легированные сплавы, когда появятся новые, «нержавеющие» стали с наличием в их составе «электроположительных металлов» (например, палладия), объемы строительных конструкций, не требующих дополнительных мер защиты, очевидно, будут возрастать.
Что же касается более стойких строительных сталей (спокойные и низколегированные стали), то они будут менее резко реагировать на крайне вредное, например для кипящей стали, обнажение отдельных участков поверхности при местных повреждениях окраски. Поэтому с точки зрения текущих расходов на окраску, Легированные стали как более стойкие имеют преимущества перед Ст. 3 также и за счет увеличения межремонтных сроков по возобновлению защитных покрытий.
; Выбор защитного покрытия при проектировании представляет собой не просто технологическую задачу. Здесь не рассматриваются такие специальные способы защиты, как электрохимический, анодный, катодный, проекторная защита и другие виды, характерные для специфических условий протекания коррозионного износа (коррозия в морской воде н жидкостях, почвенная коррозия, коррозия блуждающими токами, контактная и др.). Для решения подобных вопросов имеются отдельные руководства, и практические меры защиты в* таких случаях требуют участия специалистов-коррозионистов.
В настоящее время основным способом защиты от атмосферной коррозии является нанесение на поверхность защитных покрытий: Лакокрасочных (на органической основе); металлических-(покрытие цинком, алюминием, кадмием); комбинированных (металлиза-ционно-лакокрасочных). В практике проведения антикоррозионных работ наиболее распространены лакокрасочные покрытия на органической основе благодаря сравнительно ЙИзкой стоимости материалов.
Механизм защитного действия в зависимости от состава покрытия может быть барьерным (в зависимости от состава пигментной части), электрохимическим и комбинированным. Так, цинковое покрытие защищает сталь электрохимически, а при защите конструкций из алюминиевого сплава искусственно создается на поверхности окисный слой, хорошо изолирующий элемент от окружающей среды. Защита стали цинком или алюминием основана на протекторном действии этих металлов, имеющих более низкий электрический потенциал к стали и являющихся анодом.
Металлические покрытия дороги из-за большой дефицитности исходных материалов и метода защиты (напыление, гальванический способ или горячее цинкование). Однако при анализе вари
404
антов защиты следует учитывать, что в промышленной (среднеагрессивной) атмосфере слой цинка толщиной 50 ... 200 мк обеспечивает сохранность защитного покрытия до 50 лет. Такой срок службы металлизационного покрытия практически без возобновления позволяет снизить эксплуатационные затраты по сравнению с лакокрасочным покрытием. В особо агрессивных средах хорошие результаты дает алюминиевое покрытие в комбинации с лакокрасочным.
В соответствии с типовой методикой определения экономической эффективности капиталовложений в строительстве (23] разработана методика по определению эффективности антикоррозионной защиты строительных конструкций промышленных зданий и сооружений [1]. Это позволяет обосновывать применение более дорогостоящей защиты, не ограничиваясь при анализе лишь единовременными затратами.
Однако следует помнить прямые противопоказания к применению оцинкованной стали для производств, где могут быть созданы условия контактной коррозии цинка, т. е. в составе пыли содержится медь, олово, свинец или их соединения. Покрытие из оцинкованной стали чувствительно к высокой влажности среды (>80 %), особенно при содержании в воздухе паров серной кислоты (1 мг/мэ).
Характеристика лакокрасочных покрытий к некоторые рекомендации по их выбору
Назначение вида покрытия регламентируется нормами и руководствами по защите строительных металлоконструкций (38). Основными параметрами для выбора подходящего варианта является, как отмечалось ранее, характеристика агрессивной среды (табл. 13.1), режим эксплуатации, влияющий на отдельные показатели во времени, в первую очередь влажность. В таблице приведены три группы агрессивности среды по скорости равномерной коррозии незащищенного металла в зависимости от зоны влажности (берется в главе СНиП по строительной теплотехнике), группы газов, характеристике солей, аэрозолей пыли и относительной влажности. При скоростях коррозии более 1 мм в год разрабатываются специальные меры защиты (применение спе-
Таблица 13.1. Группы агрессивности среды
Группа агрессивности среды Скорость коррозии, мм в год» при относительной влажности» %
до 60 60 ... 75 более 75
Слабая До 0,01 До 0,05 0,05 ... 0,1
Средняя 0,01 ... 0.05 0,05 ... 0,1 0,1 ... 0,5
Сильная 0,05 ... 0,1 0,1 ... 0,5 0,5 ... 1,0
405
циальных облицовочных материалов, принятие комбинированных покрытий или особые способы защиты). »
По степени сложности конфигурации конструкции делятся также на три группы, что учитывается при окончательном выборе вида покрытия. Все защитные лакокрасочные покрытия подразделены нормами по защите (прилож. 15, СНиП 2.03.11—85) на четыре группы по характеру материалов, при этом покрытия IV группы обычно применяются для защиты конструкций при сильиоагрессивной степени воздействия; a ll и III группы в среднеагрессивных средах. Таким образом, по степени агрессивности среДЫ (с учетом влажности воздуха) проектировщик может определить возможные варианты защитных покрытий с учетом технологических, технико-экономических показателей и эксплуатационных требований и особенностей.
Большое разнообразие защитных покрытий затрудняет выбор оптимального решения при реальном проектировании. Поэтому ниже приводятся некоторые наиболее показательные характеристики часто применяемых лаков и красок с рекомендацией по их правильному назначению.
Неметаллические защитные покрытия производятся на основе природных или синтетических пленкообразующих веществ, таких, как олифа, битумные составы, алкидные, перхлорвиниловые, эпоксидные и другие смолы, а также на основе неорганических пленкообразующих веществ, предназначенных главным образом для защиты от увлажнения. Защитные свойства покрытия, срок службы зависят от свойств материала и технологии его нанесения: метода нанесения, температуры и времени сушки, способа и качества подготовки поверхности под окраску. В случае правильно выбранной технологии срок службы отдельных видов покрытия (при прочих равных условиях) может быть увеличен в 1,3 раза и более (32., 431.
Основными требованиями к покрытию являются: хорошая адгезия, непроницаемость к агрессивным средам, долговечность, технологичность проведения повторной окраски, экономичность с учетом срока Эксплуатации.
Покрытие в большинстве случаев состоит из грунтовки и покрывных слоев. Грунтовочные составы (обычно первые 2 слоя), наносимые непосредственно на защищаемую поверхность, улучшают адгезию и антикоррозионные свойства покрытия и выбираются в зависимости от материала защищаемой поверхности и вида покрытия. В покрывные составы (от 2 до 7 слоев) — многокомпонентные составы из пленкообразователя, растворителя и пигментов — дополнительно входят наполнители и отвердители. Пигменты — это окислы или сами металлы (охра, железный сурик, цинковые белила, металлические порошки — алюминиевая пудра, цинковая пыль, сажа, графит), а также органические вещества для цвета. Главное назначение пигментов — придавать пленке цвет и повышать прочностные свойства. Наполнители 406
(мел, каолин, тальк и др.) добавляются для удешевления лакокрасочного материала и некоторого улучшения его защитных свойств.
Основной вид лакокрасочного покрытия — лаки. Они представляют собой прозрачные растворы пленкообразователя в органических растворителях. Краски, получаемые на основе лаков, принято называть эмалями, а на основе олифы — масляными.
Шпатлевочные составы используются при необходимости для выравнивания окрашиваемой поверхности и улучшения внешнего вида. Также как грунтовки, они представляют собой пигментированные лаки или олифы.
По типу пленкообразователя лакокрасочные покрытия подразделяются на следующие основные виды:
1. Лаки и краски на основе битумов, лаков и смол (обозначение БТ, нормативный документ ОСТ 6-10-426—79). Например, краска БТ-177, битумно-масляный лак БТ-783. Характеризуются стойкостью в воде, во влажной атмосфере, в слабых растворах кислот, щелочей при значительной прочности пленок. Недостатки: слабая светостойкость, разрушение под действием солнечных лучей, неустойчивость в атмосфере дымовых газов, повышенная хрупкость пленок на холоде, длительное время полного высыхания (до 16 ч при температуре 18... 20 °C). Применение: для закрытых конструкций в слабоагрессивных средах при повышенной влажности.
2. Перхлорвиниловые лаки и эмали (ХВ). Например, эмали ХВ-1100, ХВ-124, грунтовка ХВ-050, лак ХС-724. Характеризуются стойкостью в условиях атмосферы различной степени агрессивности при воздействии солнечной радиации, термопластичностью, высыханием пленок через 3 ... 5 ч после нанесения. Недостатки — пониженное сцепление пленок с металлом, токсичность. Рекомендуются для средне- и сильноагрессивных сред при повышенных требованиях к водостойкости, а также стойкости против растворов кислот, щелочей.
3. Эпоксидные эмали (ЭП). Например, эмали ЭП-733 и ЭП-575, грунтовка ЭП-0200, шпатлевка ЭП-ЭП10 и др. Отличаются стойкостью в атмосфере с повышенной влажностью без воздействия солнечной радиации, а также повышенной водо-, масло-, бензостойкостью (ЭП-0010). Рекомендуются для слабо- и среднеагрессивных сред.
4. Кремнийорганические эмали (КО). Например, эмаль КО-811 (наносится без грунтовки), краска КО-042 и др. Стойки при перепаде температур от —60 до -|-300 °C, к циклическому перепаду от 4-40 до —40 °C, влаго- и атмосферостойки. Рекомендуются для открытых конструкций, эксплуатируемых в среднеагрессивной среде.
5. Масляные краски (МА). Например, масляная черная МА-011, белила цинковые МА-012, железный сурик на олифе-оксоль. Характеризуются водонабуханием, низкой прочностью, небиостой-
407
^Алюминий "^Прокладка
.. Сталь Оцинкованный болт
ТиоколоВая замазка
Алюминий
Сталь
ИонкоВая рольга
Рис. 13.1. СоелжШгее детелей на разных материалов
------------—---------------:— костью, медленным высыханием. Мо|фт быть применены для защиты конструкций в закрытых помещениях при сла-боагресйивных средах. Не рекомендуются для производственных сельскохозяйственных зданий.
6. Грифталевые покрытия (ГФ). Например, грунтовки
ГФ-021, ГФ-017 и • др. Применимы почти для всех видов покрытий. В составе с алюминиевой пудрой обладают высокой термостойкостью. * Грунтовка ГФ-017 рекомендуется для конструкций, монтируемых или эксплуатируемых при расчетной температуре —40 °C.
s Из других видов грунтовок наиболее широко применяются феиольно-формальдегидные грунтовки ФЛ-03К, ФО-ОЗЖ. Рекомендуются под перхлорвиниловые, хлоркаучуковые эмали, а также но алюминию и оцинкованной стали.
> Грунтовки ВЛ-02 (поливинилбутиральНая), МС-067 (алкидно-стнрольная, быстросохнущая) не ‘препятствуют сварке и не снижают прочность сварного шва. Для консервации конструкций целесообразно применять фосфатирующие грунтовки ВЛ-023, ВЛ-08, а также грунтовку МС-067. Хорошие результаты дают алкидные грунты, ингибированные лаки для пассивирования очищенной поверхности (придания химической стойкости за счет тонких оксидных пленок). ; Шпатлевки — это мастики на основе синтетических смол и каучуков? Грунт-шпатлевка ЭП-0010 (эпоксидная смола) может применяться как самостоятельное покрытие. Обеспечивает водостойкость и химическую стойкость. Железный сурик на олифе основном: применяется под масляные краски.
>: При разработке защитных мер для отдельных специальных конструкций могут быть рассмотрены следующие рекомендации.
1. Защита тросовых конструкций, кабелей может осуществляться (кроме заливки цементными растворами и битумными мастиками) покрытиями, обладающими высокой эластичностью и прочностью, стойкостью к атмосферным осадкам и солнечной радиации. Рекомендуются хлоркаучуковые эмали КЧ-172, КЧ-749, а также нитролаки на основе эфиров целлюлозы. Эффективен пентафталевый лак ПФ-170 с алюминиевой пудрой (10 ... 15 %), обладающий стойкостью к температурным колебаниям от —40 до 4-50 °C.
2. Защита закладных стальных частей и деталей в сборных железобетонных конструкциях производится битумно-этиноле-408
Таблица 13.2. Варианты эащитвых покрытий стальных конструкций (по данным ЦНИИцИвтмета)
Степень воздействия среды Ё . S3. &S5 ЙЕН Грунтовка Покрытие Общая толщя на покрытия. мкм Ориентировочный срок службы покрытия, годы
Состав Число слоев Состав Число слоев
Слабо- 1 ЭП-0010 1 ЭП-773 2 60 5
агрес- 2 — — ЭП-140 2 60 5
сивная 3 ГФ-021 1 ХВ-1100 или ХВ-124 2 60 5
Средне- 1 ЭП-0010 2 ЭП-773 2 110 4
агрес- 2 ГФ-021 2 ХВ-125 3 но 4
сивная 3 ФЛ-ОЗк 2 ХВ-1100 3 110 4
4 ФЛ-ОЗк — ЭП-140 3 110 4
Сильно- 1 ХС-010 3 ХС-710 4 180 3
агрес- 2 ЭП-0010 3 ЭП-773 4 180 3
сивная 3 ЭП-057 3 ЭП-5116 2 180 3
4 — — ЭП-575 7 180 3
выми составами. Положителен опыт строителей Владивостока, успешно применяющих с этой целью сургучную краску ЯН-7А (смесь менделеевской лабораторной замазки и токсина). После сварки детали грунтуются битумным лаком, затем покрываются расплавленной мастичной краской. В случае повреждения при сварке цинкового протекторного слоя закладных деталей рекомендуется использовать протекторный грунт ЭП-057 на основе эпоксидной смолы.
3. При контакте дерева и стальных конструкций для их защиты могут быть применены нитроцеллюлозные эмали НЦ-132 (металлическая поверхность грунтуется). При контакте дерева с алюминием возможна пропитка древесины этиленовым лаком с окраской железным суриком.
4. Защиту от контактной коррозии алюминия и стали можно проводить путем защиты каждого элемента покрытием или при помощи изоляционных материалов. Сочетание алюминия с медью, никелем, латунью, сталью недопустимо, оно возможно с цинком, кадмием. Наиболее надежная защита соединения, алюминия со сталью состоит в оксидировании деталей и крепежа из алюминиевых сплавов и оцинковании деталей из стали с последующей окраской. В качестве изоляционных прокладок могут быть применены тиоколевая лента, фибровые материалы, цинковая фольга, текстолит, винипласт, ткани, пропитанные грунтом и др. Конструктивная схема защиты показана на рис. 13.1.
В табл. 13.2 приведены в качестве примера возможные варианты защиты строительных стальных конструкций в некоторых цехах на производствах цветной металлургии.
409
2. Способы подготовки поверхности и нанесения защитных покрытий
Большое, порой определяющее, влияние на эффективность противокоррозионной защиты оказывает качество подготовки поверхности. Применение сложных и относительно дорогих способов обеспечивает, как правило, более длительный срок службы покрытия, что ведет к увеличению межремонтных сроков с ощутимой экономической выгодой. Выбор конкретного способа подготовки поверхности зависит от места проведения работ (на заводе или в условиях строительно-монтажной площадки), сложности конфигурации изделия или конструкции, возможности остановки производства (при повторных окрасках) и др.
Основными способами подготовки поверхности под защитные покрытия являются: механическая —очистка дробеструйная, пескоструйная, дробеметная (сухим металлическим абразивом), гидропескоструйная, а также металлическими щетками с пневматическим или электрическим приводом; химическая — очистка с помощью травильных паст, например, смесью соляной кислоты (36 %), формалина, бумажной пасты и жидкого стекла; термическая — очистка пламенем ацетилено-кислородной горелки или паяльной Лампой.
Значительные объемы работ по^ очистке пока еще выполняются Вручную стальными щетками. Дробеструйный передвижной аппарат АД-2 имеет производительность до 3 ... 6 м’/ч. Для очистки больших поверхностей от ржавчины и окалины целесообразно применение машинок реверсивных пневматических типа ТПЩ-1 или универсальной УПМ-1. Для очистки сварных швов от шлака, остатков флюса удобен легкий пневматический молоток МЗС.
В отдельных случаях при незначительной коррозии и малой запыленности можно использовать прием закрепления и преобразования ржавчины на поверхности. Состав преобразователя готовится на основе ортофосфорной кислоты. Так, например, преобразователь № 3 состоит из 90 масс, ч 40 %-ной ортофюсфор-ной кислоты и 10 масс. ч. цинковой пыли. В качестве лакокрасочных материалов применяется эпоксидная шпатлевка ЭП-00-10 или грунтовка ХС-010 (по два слоя).
Из химических способов подготовки поверхностей эффективны следующие: фосфатирование — обработка поверхности фосфатирующими растворами и пастами (в их состав входят ортофосфорнаЯ кислота, окись цинка, фтористый натрий, азотная кислота), резко повышающая срок службы покрытия; пассивация —обработка поверхности пассивирующими растворами, образующими фазовый слой, который резко уменьшает скорость коррозии (входят хромовый ангидрид, ортофосфорная кислота); анодирование — обработка поверхности азотом (целесообразна для защиты элементов, подверженных истиранию).
410
В строительной практике особенно перспективно и эффективно применение холодного фосфатирования.
В отдельных случаях (при небольших размерах элементов и деталей) для очистки поверхностей, возможно использование ультразвука. Для этого элемент погружается в жидкость, где создаются высокочастотные электромеханические колебания. Характеристика аппаратуры и приспособлений, порядок выполнения работ по очистке регламентируются специальными указаниями и инструкциями (как и работы по окраске).
Производство работ по нанесению лакокрасочных покрытий предполагает использование следующих механизированных способов: пневматическое распыление; безвоздушное распыление с подогревом или без подогрева краски; нанесение покрытия в электростатическом поле высокого напряжения; нанесение покрытия окунанием и струйным обливом с выдержкой в парах растворителя; с помощью напорных окрасочных валиков. Применяется часто и ручная окраска кистями. Способ нанесения защитных покрытий выбирается с учетом производственных факторов таких, как условия выполнения работ (часто без остановки производства), их объем, тип обрабатываемых поверхностей и их конфигурация, вид и свойство применяемого материала, требования техники безопасности и др. Наиболее эффективен способ безвоздушного распыления, отличающийся небольшим туманообразо-ванием, малыми потерями краски и использованием материалов повышенной вязкости. Весьма эффективна окраска в электрическом поле, позволяющая максимальное использование лакокрасочных материалов (применение такого способа требует наличия стационарной установки на заводе).
Отечественная промышленность выпускает установку типа «Факел», с помощью которой методом механического распыления при давлении до 240 атм производительность окрасочных работ составляет 300 ... 500 м2/ч. Для ведения работ с подогревом лакокрасочных материалов (до 60... 75 °C) используются установки «Луч-1», УБР-2МВ и др.
3. Оценка экономической эффективности противокоррозионной защиты
Эффективность повышения долговечности металлических конструкций может быть определена на основе комплексного анализа технической и экономической целесообразности. При этом комплексно должны быть оценены антикоррозионные мероприятия с учетом: степени агрессивности среды; различия стойкости самих сталей; применения коррозионностойких конструктивных форм; вида и срока службы защитного покрытия; технологии производства антикоррозионных работ; применения объемно-планнровоч-ных решений, обеспечивающих повышенную долговечность.
411
Т а б л в ц а !3.3. Показателя аффективностн яйциты от коррозии ферм покрытий (|федприятнд цветной мп-аллургки)
Тиа сечеии я элементов ферм Приведенные оатрагы на одну ферму, руб. ?г Экономически •ффекти в нсх0ь на одну феЫНу, руб. J Экономнее* екая эффективность на i т. руб»
Тавровое Из двух 1028
1яаб
уголков 525 803 78
Одиночный уголок
734 602 94
Коробчатое 378 683 116
834 802 143
Трубчатое 383 648 114
838 798 140
П р и м е ж е а и нг I. В жнея кт еле приведены данные для слабо-агрессивных сред, в днамеяателе — для средяеагрессиаяых. 2. Тип защитного покрытии: Дли слабоагресспвной среды — ГФ-020 (1 слой) и вмаль ПФ-118 (2 слон); для среднеагрессивной — ГФ-020 (2 слоя) и вмаль XB-I24 <4 слоя) — способ подготовки поверхности — очистка металлическими щетками.
Т и б л и ц а 13.4. Показатели зффективиости подготовки поверхности код окраску (ва примере стропильной фермы» експлуатируемой среднеагрессивной среде)
Способ подготовки поверхности под окраску Перкоднч-аость воесеа-вменяя покрытия, годы Приведенные оауратм яа одну форму, руб. ' Экономический эффект яа одну ферму, руб. Экономический эффект Bn 1 V, руб.
Вее Подготовки (окраска 5 2339
ко окалине) Очистка щетками 8,5 2277 62 11,0 в,7 14,7
Пескоструйная очистка 8,8 2301 38
Травление 6,5 2256 83
Фосфатирование 12,8 1217 122 21,6
МИСИ и НИИЖБ предложили инженерную методику (36, 45], где основным критерием при выборе мероприятий по повышению долговечности конструкций является минимум приведенных затрат. Экономическая эффективность определяется разницей приведенных затрат (на единицу конструкций) по сравниваемым Вариантам. Приведенные затраты по каждому варианту определяют как сумму затрат до начала и во время эксплуатации здания или сооружения в течение нормативного срока службы. Очевидно, при проектировании или реконструкции крупных промышленных объектов комплексная оценка эффективности решений должна содержать полные данные и по эффективности антикоррозионных мероприятий.
412
Ниже рассматриваются показатели эффективности по отдельным параметрам коррозионной стойкости, полученные для объектов цветной металлургии с использованием упомянутой методики. В табл. 13.3 приведены данные эффективности защиты конструкций ферм покрытий. Из таблицы видно, что эффект от применения коробчатых форм сечений составил значительную сумму — до 143 руб. на 1 т (за счет уменьшения в 2,2 раза объема окрасочных работ и увеличения в 1,6 раза межремонтного периода повторных защит).
Данные табл. 13.4 показывают, что но сравнению с окраской по окалине фосфатирование поверхности дает эффект в 20 руб. на 1 т конструкции, так как при фосфатировании в 2,5 раза увеличивается срок службы покрытия, значит уменьшаются затраты на его возобновление.
Для сопоставительной, приближенной оценки отдельных вариантов защиты могут быть использованы и другие показатели. Так, примерная периодичность капитальных ремонтов конструктивных элементов и сроки возобновления лакокрасочных покрытий в зависимости от агрессивности сред, в годах, составляет:
Слабая Средняя Сильная
Фермы, связи.............................
Колонны .................................
Кровли...................................
Окраска..................................
25 20 15
45 40 35
10 8 5
8 5 3
Примерная стойкость разных типов защитных покрытий (в годах), эксплуатируемых в одинаковых условиях (атмосферные воздействия постоянны — солнечная радиация, осадки, наличие промышленных газов, пыли, температура ±60 °C, относительная влажность до 95 % при 25 °C), приведена в табл. 13.5.
Стоимость очистки 1 м2 поверхности строительных металлоконструкций, руб.: дробеструйная —0,6; гидропескоструйная (кварцевым песком) — 1; с помощью механизированного ручного инструмента — 1,8; химическими методами —0,3 ... 1,0.
Стойкость, сохранность краски, например для грунтовки железным суриком, может быть оценена относительным коэффициентом сохранности в зависимости от способа очистки: травлением — 1; пескоструйная — 0,88; огневая —0,8; щетками — 0,52.
Стоимость окраски железным суриком за 2 раза, по данным защиты мостовых и сквозных конструкций, составляет 8 ... 9 руб./т, а свинцовым суриком примерно 12 руб./т. При окрашивании конструкций каждые 3 года только текущие расходы на окраску могут составлять до 0,7 % от стоимости конструкций. Очевидно, что мероприятия по снижению стоимости этого, процесса очень важны. Однако нельзя идти по пути снижения стоимости красящих материалов. Основным направлением должно
413
Т в б л и ц а 13.Б. Варианты пмфытийи сроки службы
Груат Покрытие Ориентировочные сроки службы
ФЛ-ОЗК ХВ-124 3 ... 5
ГФ-020 МС-17 5 ... 6
Железный сурик на на- Краски масляные 2 ... 3
туральной олифе
Железный сурик на олн- Краски масляные на ок- 1 ... 2
фе оксоль СОЛИ
Битумная краска БТ-177 1
быть уменьшение площади окраски за счет рациональных конструктивных форм элементов и конструкций в целом, а также совершенствование технологии производства работ по коррозионной защите.
Анализ эффективности различных способов и видов противокоррозионной защиты с позиций применения наиболее экономичных ее вариантов дает основание для перехода к долговременной защите стальных строительных конструкций от коррозии с применением дорогостоящих методод, защиты — устройства металлических защитных покрытий. Известен положительный пример использования оцинкованных настилов в покрытиях и ограждающих конструкциях [42]. Для противокоррозионной защиты профилированных стальных конструкций применяются достаточно эффективно металлические (цинковые) и комбинированные (циико-полимерные) системы защиты.
Тонколистовая оцинкованная сталь, получаемая на непрерывных линиях, в соответствии с ГОСТ 14918—80* имеет 3 класса толщины цинкового покрытия: 1-й, 2-й, <П» (повышенный) со средними толщинами от 10 ... 18 до 41 ... 60 мкм. Сталь класса «П» изготовляется только в виде листов. Возможно получение покрытия с различной толщиной цинка на обеих плоскостях стальной полосы. Техническими условиями на изготовление оцинкованного профилированного настила отмечается недопустимость нарушения сплошности покрытия, наличие царапин на всю его толщину.
На основании 10-летних натурных испытаний, проведенных Харьковским Промстройпроектом, может быть рекомендована следующая цинк-полимерная система защиты: грунт (2 слоя) — ВЛ-02, покрытие (4 слоя) — ЭП-0010. Эта система как наиболее стойкая рекомендуется для защиты наружных и внутренних поверхностей неутепленных покрытий. Общая толщина системы 160... 180 мкм, способ очистки поверхностей—пескоструйный.
В СНиП 2.03.II—85 предусматривается широкое использование и алюминиевых покрытий. В нормах указывается, что алюминиевое покрытие толщиной 80 ... 100 мкм в средах со средней 414
агрессивностью обеспечивает защиту стальных конструкций от коррозии в зависимости от условий эксплуатации до 50 лет. Во многих случаях это полный срок службы конструкции. Процесс такой защиты относительно прост и состоит из трех этапов: подготовка поверхности (обезжиривание, дробеструйная обработка), погружение и выдержка в алюминиевом расплаве, последующее извлечение и охлаждение. ‘Алюминиевый расплав содержит около 0,8 % марганца, не более 3 % железа, до 11 % кремния. Рабочая температура расплава для изделий нз Ст. 3 обычно принимается не выше 750 °C.
В настоящее время отечественной промышленностью уже начат серийный выпуск оборудования, и при реконструкции цехов заводов металлоконструкций следует рассчитывать на эксплуатацию участков горячего алюминирования на многих предприятиях. Размеры изделий, подвергающихся такой защите, исходя из возможностей серийно выпускаемого оборудования пока не должны превышать 1,6X1,0X1,0 м. Экономическая эффективность такой защиты по приведенным затратам по сравнению с экономическим эффектом обычной окраски составляет 20 ... 30 руб./т стальных конструкций в год [7 ].
Другой способ получения долговременной защиты стальных конструкций от коррозии — это использование двухслойных металлов с плакирующим слоем из коррозионно стойких сталей или сплавов. Такая защита позволяет экономить до 70 % легированных сталей и цветных металлов и в 2 ... 3 раза увеличить выпуск коррозионностойких материалов при тех же ресурсах легирующих элементов. В качестве плакирующего материала используются как высоколегированные стали (Х18Н10Т), так и более дорогие стали и металлы (никель, титан и др.). Толщина плакирующего слоя составляет 15 ... 20 % от толщины двухслойного листа (чаще 1 ... 2 мм). Правильно выполненные сварные соединения двухслойных металлов не уступают по коррозионной стойкости основному металлу. Очевидно, такие варианты защиты будут применяться не только для чисто строительных стальных конструкций, но и для конструкций, работающих в особо сильных агрессивных средах отдельных цехов и объектов химических производств.
В аналогичных жестких условиях эксплуатации заслуживает внимания использование конструкционных пластмасс в виде стеклопластиков и пенопластов с практической заменой самих стальных конструкций или отдельных нх деталей. Высокая прочность и сравнительно небольшая объемная масса (1,4 ... 1,9 т/м*) позволяют в отдельных случаях получать приемлемые решения с учетом требований повышенной коррозионной стойкости. Наибольшей прочностью из всех пластмасс обладают ориентированные стеклопластики — стеклопластики СВАМ 1:1 (с одинаковыми показателями механических свойств в плоскости листа в двух направлениях). Помимо полиэфирного (волнистые листы) стеклопластика, стеклотекстолитов, на ряде комбинатов синтетических
415
материалов налажено кронаводство труб, aaJ которых могут наготавливаться отдельные конструкции в аки ферм, а также детали шпреигелей, затяжек, св язевых распор<Л и стоек. Последнее может быть оправданно для отдельных /(комбинированных) несущих конструкций, работающих в особе/ тяжелых условиях прямого химического постоянного везде йетЛя среды (не только стеновые панели общественных зданий,* сталепластбетонные плиты покрытий промышленных зданий и т. дУ
Основной объем противокоррозионно^ защиты выполняется в специализированных цехах на заводах металлоконструкций, поэтому состав помещений н их оборудование описаны в курсе аИзготовление металлоконструкций». ?
Технология производства работ по защите от коррозии зависит от вида покрытия: лакокрасочные, о чем кратко говорилось выше, металлические и метализационно-лакокрасочные. Металлические покрытия наносятся методом термического напыления. Термическое напыление осуществляется электро- или газоаппаратамн. Малогабаритные конструкции защищаются способом горячего цинкования (погружение детали или конструкции в расплавленный цинк) или алюминированием. Такие виды защиты проводятся по специальным руководствам отдельными службами, в состав которых входят как инженеры-строители металлисты, так и специалисты-химики. Лаконичное изложение основных операций технологического процесса по изготовлению металлических конструкций, в том числе и по защите от коррозии можно найти в кратком руководстве Всесоюзного объединения Союэсталь-кбнетрукция [25].
* Создание долговечных и экономичных строительных конструкций, способных длительное время сохранять работоспособность при определенных воздействиях коррозионных сред, строго говоря должно начинаться на стадии проектирования и учитывать требования технологической и эксплуатационной надежности. К сожалению, в настоящее время еще нет единого методического подхода, объединяющего теоретические и экспериментальные исследования технического состояния металлоконструкций с практикой проектирования противокоррозионной защиты.
Вероятностные методы расчета стальных конструкций, переход к вариантному и оптимальному проектированию позволяют на основе технико-экономического анализа проектных решений получать рациональные конструкции с минимальными приведенными затратами. Однако получаемые показатели снижения массы, трудоемкости н стоимости не учитывают реальных эксплуатационных затрат, связанных с защитой от коррозии. Таким образом, задача разработки методов вариантного проектирования техникоэкономических параметров противокоррозионной защиты промышленных объектов является крайне актуальной.
416
Методику вариантного проектирования по приведенным затратам на основе Лизико-химического и математического моделирования показателей долговечности противокоррозионной защиты стальных конструкций разработала группа коррозионистов Макеевского инженеЬно-строительного института под руководством проф. Е. В. Горохова [7].
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ '\К РАЗДЕЛУ IV
Основная литература
1. Агаджанов В. И. Экономика повышения долговечности н коррозионной стойкости строительных конструкций. М.: Стройнздат, 1970. 132 с.
2. Беленя Е. И. и др. Металлические конструкции: Учеб, для вузов. М.: Стройнздат, 1985, 500 с.
3. Веденкин К. Г. О влиянии состава низколегированных сталей на нх коррозионную стойкость//3ащита металлов. 1975. Т. XI. С. 275—289.
4. Больберг Ю. Л. Коррозионная стойкость строительных металлических конструкций: Учебное пособие. М.: 1978. 56 с.
5. Гладштейн Л. И., Лактюшин В. С. Применение атмосферостойких сталей без защитных покрытий в строительных конструкциях. Госстрой СССР. Центральный институт научной информации по строительству и архитектуре 1979 г., выпуск 6, 51 с.
6. Голубев А. И. Влияние коррозии металлов на долговечность металлических конструкций//Исследовання надежности металляческнх конструкций: Труды ЦНИИПроектстальконструкция. 1979. С. 85—94.
7. Горохов Е. В. и др. Реконструкция промышленных зданий и сооружений: Передовой опыт. М.: Стройнздат, 1988. С. 95—112.
8. Кикин А. И., Васильев А. А., Кошутин Б. И. Повышение долговечности металлических конструкций промышленных зданий. М.: Стройнздат, 1969. 413 с.
9. Лащенко М. Н. Повышение надежности металлических конструкций зданий н сооружений прн реконструкции. Л.: Стройнздат, 1987. 134 с.
10. Мельников И. П. О проблеме экономки материалов прн проектировании металлоконструкций//Пром. стр-во. 1982. № 3. С. 2—5.
И. Роеенфельд И. Л. Атмосферная иоррозня металлов. М.: Изд-во АН СССР, 1980. 250 с.
12. Роеенфельд И. Л. Коррозия к защита металлов. М.: Металлургия, 1970. 448 с.
13. СНиП 2.03.11—85. Защита строительных конструкций от коррозии. М., 1986. 48 с.
14. Стрелецкий Н. С. Об учете долговечности в расчете нонструнций//Изв. вузон. Сар. Стр-во и архит. № 10. 1963. С. 4—16.
15. Стрелецкий Н. С., Стрелецкий Д. Н. Проектирование и изготовление экономичных металлических конструкций. Стройнздат, 1964. 358 с.
Дополнительная литература
16. Вольберг Ю. Л. Долговечность металлических конструкций в агрессивных средах//Труды МИСИ. 1979. № 152. С. 58—63.
17. Вольберг Ю. Л., Коряков А. С., Иванов П. М. Прогнозирование долговечности стальных конструкций, эксплуатируемых в агрессивных средах//Тез. докл. VII Всесоюв. научно-техн. конф. Ч. 1. Ростов-на-Дону, 1983 с.
417
18. Валлбере JO. Л., Коряков А. С. Учет воздейстнфа агрессивной среды а несущую способность стальных конструкцнй//Трудьг МИСИ. 1983. Ай 183. С. 30—31.
19. Воробьев А. И., Кошин И. И. О аачествен^й оценке коррозионной стойкости сварных швов и стальных конструкцнй//Изн. вузов. Сер. Стр-во н архит. 1984. № 10. С. 137—141.
20. Воронов Н. М. Влияние конструктивной формы узлов строительных стальных конструкций на стойкость против атмосферной коррозии. Владимир, 1958. 50 с.
21. Богорад И. Я- а др. Коррозия н защит? морских судов. Судостроение. Л., 1973. 391 с.
22. Гавета «Правда» от 7 сентября 1987/г., № 250.
23. Инструкция по определению экономической эффективности капитальных вложений в строительстве: СН 423—71. М.: Стройиздат, 1972. 39 с.
24. Иоанов А. М. и др. Строительные конструкции с применением пластмасс. Высшая школа. М., 1968, 216 с.
, 25. Корниенко В. С. Изготовление строительных металлических конструкций. М.: Стройиздат, 1977. 175 с. -
26. Карамолдаев А., Кошин И. И. Экспериментальное исследование влинння угла скосов кромок элементов стальных конструкций на стойкость мотиво-коррознонных покрытиЙ//Изв. вузов. Стр-во н архнт. № 2, 1974. С. 18—23.
27. Каскевич И. М. Защита Металлов, 1966, т. 2, № 3. С. 367.
28. Колотыркин Я- М. Металлу быть долговечным//Известин. 1978, № 16(18776).
29. Коряков А. С., Эткин Л. А., Ершов И. Б. Защита от коррозия при капитальном строительстве предприятии цветной металлургии. М.: ЦНИИЦвет-мет, 1984, выпуск 3, 55 с.
30. Кошин И. И. О влиянии конструктивной формы стальных конструкций иа стойкость против атмосферной коррозии//?руды международной конф. «Металлические конструкции», т. 3. Варшава, 1975. С. 211—218.
31. Кошин И. И., Воробьев А. И. О повышении долговечности типовых стропильных ферм покрытия промышленных зданий. Промышленное строительство, № 10, 1979. С. 20—21.
32. Кошин И. И., Харламов И. В. Антикоррозионная защита стальных строительных конструкций лакокрасочными покрытиями. «Цветная металлургия», № 23, 1977. С. 51—54.
33. Кошин И. И., Харламов И. В. О влиянии принципа концентрации материала на коррозионную стойкость стропильных ферм. Известия вузов. Строительство и архитектура, № 3, 1976. С. 29—34.
34. Лихтарников Я- М., Летников И. С., Левченко В. И. Технико-экономические основы проектирования строительных конструкций «Высшая школа», Киев—Донецк, 1980. С. 5—140.
35. Рейтмак А. И. Защитные лакокрасочные покрытия в химических производствах. «Химия», Л. 1973, 331 с.
36. Руководство по определению экономической эффективности повышения качества и долговечности строительных конструкций. М.: НИИЖБ Госстроя СССР, 1981, 57 с.
37. Руководство по повышению долговечности строительных металлических конструкций, эксплуатируемых в агрессивных средах предприятий цветней металлургии. М.: ЦНИИцветмет экономики и информации, 1983, 67 с.
38. Руководство по защите строительных металлоконструкций, работающих в различных климатических условиях. М-, 1974, 206 с.
39. Томашов И. Д., Чернова Г. П. Коррозии и коррозионностойкие сплавы. М.: «Металлургии», 1973, 231 с.
418
40. Сильвестров Д. В., Шагимарданов В. М., Темников В. Г. Пути повышения хладостойкости стальных ферм.—Промышленное строительство, 1972, Xs 12. С. 36—38.
41. СНиП П-3—79. Строительная теплотехника. М., Стройиадат, 1978. С. 16.
42. Флокс В. Я- Повышение эксплуатационных качеств стальных покрытий к кровель промышленных Мданнй с агрессивными средами. Харьковский Пром-стройиикпроект, 1984, 64 с.
43. Харламов И. В., Кашин И. И. Антикоррозионная защита элементов стальных строительных конструкций с различными углами скоса и радиусами закруглении кромок. Известии вузов. Строительство и архитектура. № 8, 1976. С. 17—22.
44. Шляфирнер А. М. и др. —Промышленное строительство, 1972, № 12. С. 41—43.
45. Эткин Л. А. Эффективность защиты от коррозии строительных металлических конструкций в агрессивных средах. Тезисы докладов Всесоюзной научно-технической конференции «Защита металлических и железобетонных конструкций от коррозии». Ростов-на-Дону. М., 1983. С. 17—19.
46. Эткин Л. А., Коряков А. С. Повышение долговечности металлических конструкций предприятий цветной металлургии. — Промышленное строительство, 1983, № 8. С. 4—6.
ПРИЛОЖЕНИЯ
При оценке технического состояния существующих конструкций зданий н сооружений, запроектированных в 1930—1950 гг., возникает необходимость в знании геометрических характеристик использованного металлопроката прошлых лет, отличающихся от современного сортамента по профилям н соответствующим характеристикам, и величин крановых нагрузок, а также в соотнесении старых марок сталей и современных.
Данные сортаментов 1926, 1928, 1939, 1957, 1972 годов, значения крановых нагрузок для мостовых кранов среднего и тяжелого режимов работы и таблица сталей приведены в приложениях 1—5.
ПРИЛОЖЕНИЕ 1
Марки сталей, заменяемые сталями по ГОСТ 27772—88 (выборка)
Марки стала по ГОСТ 27772— 88 Заменяемые марки стали
марка стали ГОСТ или ТУ
С235 С245 ВСтЗкп2 ВСтЗкп2-1 18кп ВСтЗпсб (лист толщиной до 20 мм, фа- сон — до 30 мм) ВСтЗпсб-1 18пс ВСтЗспБ ГОСТ 380—71* ТУ 14-1-3023—80 ГОСТ 23570—79 ГОСТ 380—71* ТУ 14-1-3023—80 ГОСТ 23570—79 ГОСТ 380—71*
419
Ппбдоджение прилож. 1
Маркл стали по ГОСТ 27772— 88 Заменяемые марки Аали
нарки стали 7;’, ГОСТ или ТУ
С255 С275 С285 С345; С345Т С345К. С375; С375Т С390; С390Т С440 С590 С590К ВСтЗГпсб ВСтЗпсб (лист толщиной св, jft) до 4Q мм, фасон — св. 30 мм) ВСтЗспб-1 ВСтЗГпсб-1 18сп, 18Гпс, 18Гсп , ВСтЗпсб-2 ВСтЗспб-2 ВСтЗГпсб-2 -09Г2 О9Г2С 14Г2 (лист, фасон толщиной до 20 мм) 15 ХСНД (лист толщиной до 10 мм, фасон — до 20) 09Г2 гр. 1; 09Г2 гр. 2 09Г2С гр. 1 14Г2 гр. 1 (фасон до 20 мм) ВСтЗТпс 10 ХНДП 09Г2С гр. 2 14Г2 гр. 1 (фдсон толщиной св. 20 мм); 14Г2гр. 2(фасон толщиной до 20 мм); ' 14Г2 (лист, фасон толщиной св. 20 мм) 10Г2С1 15 ХСНД (лист толщиной св. 10 мм, ; фасон — св. 20 мм) 10 ХСНД (лист толщиной до 10 мм) 14Г2АФ ' '• 10Г2С1 термоупрочнеиная 10 ХСНД (лист толщиной св. 10 мм) 16Г2АФ 18Г2АФпс 15Г2СФ термоупрочненная 12Г2СМФ 12ГНМФАЮ ГОСТ 380—71* ГОСТ 380-71* ТУ 14-1-3023—80 ТУ 14-1-3023—80 ГОСТ 23570—79 ТУ 14-1-8023—80 ’ту 14-1-3023-80 ТУ 14-1-3023—80 ГОСТ 19281—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ТУ 14-1-3023—80 ТУ 14-1-3023—80 ТУ 14-1-3023—80 ГОСТ 14637—79 ГОСТ 19281—73* ГОСТ 19282—73* ТУ 14-1-1217—75 ТУ 14-1-3023—80 ТУ 14-1-3023—80 ТУ 14-1-ЗО23—80 ГОСТ 1(1281—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* 'ГОСТ J9282—73* ГОСТ 19282—73* ГОСТ 19282—73* ТУ 14-1-1308— 75 ТУ 14-1-1772—76
Прямеча ияя! 1. Стали категорий 6; 7 и 9; 12; 13; 16 по ГОСТ 19281— 73* и ГОСТ 19282-^-73* заменяются сталямв С345 и С375 категорий 1, 2. 3, 4 по ГОСТ 27772— 88. 2. Стали С345К; С390; С440; С590$ С590К по ГОСТ 27772— 88 ааменяют соответствующие марки сталей категории 1 .. 15 по ГОСТ 19281— 73* и
ГОСТ 19282— 73*, указанные в настоящей таблице.
420
ПРИЛОЖЕНИЕ 2
ХАРАКТЕРИСТИКИ ТАВРОВ ИЗ ДВУТАВРОВ ТИПА БИШ ПО ГОСТ 26020—83 (ссжрашенный сортамент)
Таблица 1. Тавры высотой 0,75 от исходного двутавра
Исходный двутавр ММ см1 /Ж,, см* СМ Ис ходим В диут.пр Mt* мм Л В. см* 1*1. CU. СМ
23Б1 172,5 19,7 5G6 4.49 20Ш1 144,8 22,4 399 3,19
26Б1 193,5 21.5 808 5,27 23Ш1 169,5 26,7 677 3,83
30Б1 222,0 25,2 1 253 5.93 26III1 188,2 31,6 993 4,25
35Б1 259,5 30,1 2 068 7.16 26LI12 191,1 36,1 1 125 4,18
35Б2 261,8 33,2 2 272 6,98 30Ш1 218,2 39,9 1 750 5.12
40Б1 294.0 37,8 3 335 8.33 30Ш2 221,2 45,1 1 940 5,02
4ОБ2 297,0 42,3 3 761 8.14 ЗОШЗ 224.2 50,2 2 151 4,98
4ББ1 332,3 46,7 5 335 9,49 35Ш1 253,5 55,9 3 269 5,85
45Б2 335,3 52,4 5 984 9,36 35Ш2 255,7 60,9 3 543 5,81
50Б1 36.9 57,3 8 131 10,75 35U13 258,7 67.2 3 882 5.73
50Б2 372,0 62,8 8 898 10,48 40Ш1 291,0 70,4 5 151 6,17
55Б1 407,2 69.6 II 947 11,67 4ОШ2 294,0 82,1 6 266 6.56
55Б2 410,3 76.0 13 043 11,46 40ШЗ 297.0 90,9 7 005 6.63
GOBI 444,8 83,2 17 075 12,86 50Ш1 363,0 86,2 10 816 8,85
60Б2 447,8 90,1 18 485 12,68 50Ш2 366,7 106,0 13 969 9,66
70Б1 518,3 103.1 29 415 15,68 5ОШЗ 371,3 118.8 15 671 9.56
70Б2 522,7 113.6 32 422 15.45 501П4 375,8 131,5 17 401 9.51
80Б1 593,3 128.3 48 367 18,87 60Ш1 435 107,9 19 939 11,01
90Б1 669,7 157,0 75 684 21,79 60Ш2 440,2 136,1 26 264 11,93
100Б1 742,5 186,5 110 422 24.06J 60ШЗ 446.2 157,7 30 778 12,01
100Б2 748,5 206,9 123 371 23,55 60Ш4 452,2 179,3 35 435 12,15
100БЗ 754,5 227,3 136 067 23,17 70Ш1 512,2 131,3 34 889 13,99
100Б4 759,7 249,7 150 622 23,24 70Ш2 70ШЗ 518.2 525 151,8 181,4 40 518 49 599 13,88 14,37
Прим емки И в. Геометри ческ и е 70Ш4 531 207,1 57 659 14,75
характеристики даны относительно осн тавра жа- ж», fa - расстояние от оси до полки тлярл 70Ш5 538,5 236,1 66 912 15,03
Таблица 2. Тавры типа Б высотой 0,25 от исходного двутавра
Исходный двутавр /|в. мм 4», см* см* ®*жв. max* СМ* ^жа. mln* см* ем
23Б1 57,5 13,2 24,8 22,96 5,31 1,08
26Б1 64,5 14,1 35,9 29,67 6,85 1.21
30Б1 74,0 16,7 72,1 53.41 11,92 1,35
35D1 86,5 19.4 88,9 56.99 12.54 1,56
35Б2 87,2 21,9 96,5 61,86 13,48 1,56
40151 98,0 23,7 148,1 80,93 18.58 1.83
40Б2 99,0 27.4 165,3 90.33 20,48 1,83
45Б1 110,7 29,5 240,7 115.7 26,77 2,08
45Б2 111,8 33,6 261,2 124.9 28,73 2,09
5061 123,0 35,7 365,5 156,2 36,69 2,34
БОБ 2 124,0 40,0 380,1 164,5 37,67 2.31
Б5Б1 135,8 43,8 535,7 210,9 48,52 2.54
55Б2 136,8 48,7 553,7 217,9 49,68 2,54
GOBI 148,2 52,1 775,3 273,9 64,66 2,83
421
Продолжение табл. 2
ИсходкыА двутавр а», мм Л1. см* /Х|. СМ* max»/' см* г «'х., min, см* СМ
60Б2 149,3 57,2 813,3 287,4 67,21 2,83
70В1 172,8 61,6 1330,0 384,4 96,24 3,46
70Б2 174,2 70,0 1424,0 421.3 101,4 3,38
80Б1 197,8 74,9 2301,0 557,1 147,0 4,13
90Б1 223,2 90,1 3519,0 734,7 200,7 4,79
100Б1 247,5 107,3 5194,0 981,9 266,9 5,29
100Б2 249,5 122,0 5928,0 1133,0 300,6 5,23
100БЗ 251,5 136,7 6176,0 1188,0 309,6 5,20
100Б4 253,3 150,9 6708,0 1266,0 334,9 5,30
Примечание. Геометрические характеристики дайн относительно оси тавра X,— х,. и» — расстояние от осн до полки тавра.
Таблица 3. Тавры типа III высотой 0,25 от исходного двутавра
Исходны* двутавр Л|а мы Л1, см* Ла,- &хг, m*x> см* ^Х,. Ш1П" СМ* Za> СМ
20Ш1 48,2 16,6 21,6 25,71 5,43 0,84
23Ш1 56,5 19,4 33,3 33,64 7,15 0,99
26Ш1 62,8 22,8 38,1 36,28 7,28 1,05
26Ш2 63,8 26,6 40,3 36,64 7,63 1.1
30Ш1 72,8 28,3 85,8 68,64 14,23 1,25
301U2 73,8 32,6 69,8 54,96 11,42 1,27
ЗОШЗ 74,8 36,8 72,8 54,73 11,84 1.33
35Ш1 84,5 39,8 138,1 98,64 19,59 1.4
35Ш2 85,2 43,8 137,1 95,87 19,34 1.43
35ШЗ 86,2 49,1 144,5 96,98 20,27 1,49
40Ш1 97,0 52,0 206,7 130,0 25,48 1,59
40Ш2 98,0 59,5 264,9 162,5 32,42 1,63
4ОШЗ 99,0 66,2 303,3 177,4 37,03 1,71
БОНН 121,0 59,5 441,3 221,7 43,65 1,99
Б0Ш2 122,2 70,6 559,9 249,9 56,1 2,24
6СП13 50Й14 123,8 125,3 80,4 90,2 638,3 686,5 276,3 287,2 63,39 67,7 2,31 2,39
60Ш1 145,0 73,1 881,9 359,9 73,19 2,45
60Ш2 146,7 89,2 1132,3 411,7 94,99 2,75
60ШЗ 148,7 104,1 1296,1 450,0 108,1 2,88
60Ш4 150,7 119,0 1431,8 472,5 118,9 3,03
70Ш1 170,7 85,1 1522,8 496,0 108,8 3,07
70Ш2 172,7 99,9 1754,5 553,5 124,4 3,17
70ШЗ 175,0 118,4 2108,9 620,3 149,6 3,4
70Ш4 177,0 134,5 153,6 2428,3 674,5 172,2 3,6
7ОШ5 179,5 2757,4 723,1 195,0 3,81
422
ПРИЛОЖЕНИЕ 3
СОРТАМЕНТ СВАРНЫХ ПРЯМОУГОЛЬНЫХ ТРУБ ИЗ УГОЛКОВ И ШВЕЛЛЕРОВ
Таблица 1. Сварные трубы из двух равнополочиых уголков по ГОСТ 8507—72* (выборка)
Уголок Л, см Л, см* /, см4 i, см Масса 1 пог. м, кг
1 2 3 4 б 6
50X5 5,4 9,6 38,2 1,99 7,54
56X5 5,99 10,82 53,8 2,23 8,5
63X5 6,67 12,26 77,1 2,51 9,60
70X5 7,35 13,72 107,0 2,79 10,76
70X6 7,45 16,3 127,0 2,79 12,78
70X7 7,55 18,14 146,0 2,78 14,48
75X5 7,83 14,78 131,0 2,98 11,6
75X6 7,93 17,56 156,0 2,98 13,78
80X6 8,43 18,76 190,0 3,19 14,72
80X7 8,53 21,6 220,0 3,19 17,02
90X6 9,41 21,2 273,0 3,59 16,66
90X7 9,51 24,6 317,0 3,59 19,28
100X7 10,5 27,6 439,0 3,98 21,6
100X8 10,6 31,2 496,0 3,98 24,4
100Х 10 10,8 38,4 611,0 3,98 30,2
110X7 11,5 30,4 602,0 4,39 23,8
110X8 11,6 34,4 660,0 4,38 27,0
125X8 13,1 39,4 968,0 5,00 31,0
125X9 13,2 44,0 1 100,0 5,00 34,6
12БХ 10 13,3 48,6 1 210,0 5,00 38,2
140X9 14,7 49,4 1 550,0 5,61 38.8
140Х 10 14,8 54,6 1 720,0 5,62 43,0
140Х 12 15,0 65,0 2 040,0 5,60 51,0
160Х 10 16,7 62,8 2 570 6,40 49,4
160Х П 16,8 68,8 2 810 6,39 54,0
160X12 16,9 74,8 3 050 6,39 58,8
160Х 16 17,3 98,2 3 990 6,37 77,0
180X11 18,8 77,6 4 030 7,21 61,0
180Х 12 18,9 84,4 4 380 7,20 66,2
200Х12 20,9 94,2 6 130 8,06 74,0
200Х 14 21,1 109,2 7 000 8,00 85,6
423
Продолжение табл. 1
Уголок h, см А, си* J, си* i, ем Масса 1 пог. м, кг
1 2 3 4 Б 6
200X16 21,3 124.0 7 900 8,00 97,4
200X 20 21,7 153,0 9 800 8,00 120,0
200X 26 22,2 188,6 12 000 8,00 148,0
200X 30 22,7 223,0 14 500 8,06 175,2
220Х 14 23,0 120,8 9 369,0 8,81 94,8
220Х 16 23,2 137,2 10 014,2 8,80 107,6
250X 16 26,1 156,8 15 688,4 10,00 123,1
250X18 26,3 175,4 17 534,7 10,00 137,7
250X20 26,5 194,0 19 363,5 9,99 152,2
250X 22 26,7 212,2 21 138,7 9,98 176,6
250X 25 27,0 239,4 23 835,2 9,98 187,9
250X 30 27,5 284,0 28 189,9 9,96 222,9
Таблица 2. Сварные трубы из прокатных швеллеров по ГОСТ 8240—72» (выборка)
Номер профиля А, см* см* <я, см <г см Масса, 1 пог. м, кг
Швеллеры с уклоном внутренних граней полок
8 17,96 178,8 155,6 3,16 2,94 14,10
10 21,8 348 258,5 3,99 3,44 17,18
12 26,6 608 418,7 4,78 3,97 20,8
14 31,2 982 623,0 5,60 4,47 24,6
16 36,2 1 494 892,6 6,42 4,97 28,4
18 41,4 2 180 1 232 7,24 5,46 32,6
20 46,8 3 040 1 657 8,07 5,95 36,8
22 53,4 4 220 2 218 8,89 6,45 42,0
24 61,2 5 800 3 066 9,73 7,08 48,0
27 70,4 8 320 4 003 10,9 7,54 55,4
30 81,0 11 620 5 186 12,0 8,00 63,6
40 123,0 30 440 10 781 15,7 9,36 96,6
Швеллеры с параллельными гранями полок
8 17,96 179,6 151,1 3,16 2,90 14,1
10 21,8 350 250,7 3,99 3,39 17,18
12 26,6 610 403,1 4,79 3,89 20,8
14 31,2 986 597,2 5,61 4,38 24,6
16 36,2 1500 856 6,44 4,86 28,4
18 41,4 2180 1178 7,26 5,33 32,6
20 46,8 3060 1583 8,08 5,82 36,8
22 53,4 4240 2109 8,9 6,28 42,0
24 61,2 5820 2910 9,75 6,90 48,0
424
ПРИЛОЖЕНИЕ 4
СОРТАМЕНТЫ ПРОКАТА ПРОШЛЫХ ЛЕТ
Таблица 1. ГОСТы и ОСТы на прокат
№ п/п Профиль Период действия ОСТа, ГОСТа
1926— 1934 гг. 1934- 1940 гг. 1940— 1968 гг. 1958- 1973 гг. 1973- 1982 гг. с 1982 г.
1 Уголки равнополочные (равнобокие) ОСТ 1926 14 г ост 1932 14 г ОСТ 10014—39 ГОСТ 8509-57 ГОСТ 8509-72 ГОСТ 8509-72 С ИЗЫ.
2 Уголки неравнополочные (неравнобокие) ОСТ 1926 15 г ОСТ 1932 15 г ОСТ 10015-39 ГОСТ 8510-57 ГОСТ 8510-72 ГОСТ 8510-72 С ИЗЫ.
3 Балки двутавровые обыкновенные ОСТ 1926 16 г ОСТ 1932 16 г ОСТ 10016-39 ГОСТ 8239-56’ ГОСТ 8232-72 ГОСТ 8232-72 С ИЗЫ.
4 Швеллеры обыкновенные ОСТ 1926 17 г ОСТ 1933 17 г ОСТ 10017-39 ГОСТ 8240—56* ГОСТ 8240-72 ГОСТ 8240-72 С ИЗЫ.
5 Трубы стальные электросварные — — ГОСТ 1753—53 ГОСТ 1753-53 ГОСТ 10704—76 ГОСТ 10704—76 С ИЗЫ.
Примечание. Сортамент уголков, балок двутавровых, швеллеров выпуска 1926— 1939 гг. приведен в книге «Металлические конструкции (техническая эксплуатация)» п 'Д. М. М. Сахновского. Киев. Буд1вельник, 1976. с. 256.
425
Таблица 2. Уголки равнобокие по ОСТ 10014—39 (выборка)
Размеры уголка, нм Масса 1 пог. м, кг Площадь сечения А, ем* Момент инерции СИ* Радиусы инерции относительно осей i, си
ширина толщина X —х л—у»
60 5 3,77 4,80 П.2 1,53 0,98
6 4,47 5,69 13,1 1,52 0,97
6S 6 5,93 7,55 29,8 1,98 1,28
75 6 6,89 8,78 46,7 2,31 1,51
8 9,03 11,50 60,1 2,28 1,48
6 7,36 9,38 57,0 2,47 1,58
80 8 9,66 12,3 73,0 2,44 1,57
10 11,9 15,1 88,4 2,42 1,56
90 8 11,0 14,0 106 2,76 1,77
10 13,5 17,2 128 2,74 1,76
100 8 12,3 15,4 147 3,07 1,98
10 15,1 19,1 179 3,05 1,98
120 10 18,3 23,3 316 3,68 2,36
12 21,7 27,6 371 3,65 2,35
10 19,8 25,3 406 4,01 2,56
130 12 23,6 30,0 477 3,99 2,55
14 27,3 34,7 545 3,96 2,54
12 27,4 34,1 745 4,62 2,98
150 14 31,4 40,4 857 4,60 2,97
16 36,0 45,0 961 4,58 2,95
180 14 38,3 48,8 1515 5,57 3,58
16 43,5 55,4 1704 5,55 3,56
200 16 48,7 62,0 2355 6,17 3,93
18 54,4 69,3 2619 6,15 3,93
20 60,1 76,5 2868 6,13 3,92
24 71,2 90,8 3349 6,07 3,90
Таблица 3. Уголки неравнобокие по ОСТ 10015—39 (выборка)
Размеры уголка, мм Масса 1 пог. м, кг Пло* щадь сечения А, см* Ось х—х (параллельно узкой полке) Ось у—у (параллельно широкой полке) *min* см
широкая полка узкая полка толщина 1х. см'* см zv; СМ4 V см
75 50 5 4,8 6,11 34,9 2,39 12,5 1,43 1,09
6 5,69 7,25 41,0 2,37 14,6 1,42 1,08
80 55 6 6,16 7,85 50,5 2,53 19,5 1,58 1,19
8 8,06 10,3 64,9 2,51 24,9 1,56 1,19
426
Продолжение табл. 3
Размеры уголка, мм Масса 1 пог. м, кг Площадь сечения Л, см1 Ось х—х (параллельно узкой полке) Ось у—у (параллельно широкой полке) Gnin* см
широкая полка узкая полка толщина /х, см* см 7у' см* ей’
90 60 6 6,9 8,78 72,4 2,87 25,0 1,72 1,30
8 9,03 11,5 93,2 2,85 33,2 1.70 1,20
100 75 8 10,6 13,5 135,0 3,16 65,0 2,19 1,62
10 13,1 16,7 163,0 3,13 78,5 2,17 1,60
120 80 10 15,1 . 19,2 279 3,81 99,6 2,27 1,73
12 17,9 22,8 325 3,79 115 2.25 1.71
10 19,1 24,3 557 4,78 201 2,87 2,18
130 90 12 22,6 28,8 665 4,75 235 2,85 2,18
14 26,2 33,3 749 4,73 267 2,83 2,16
12 22,6 28,8 655 4,75 235 2,85 2,18
150 100 14 26,2 33,3 749 4,73 267 2,83 2,16
16 29,6 37,7 839 4,71 297 2,81 2,15
180 120 14 31,7 40,4 1326 5,73 476 3,44 2,62
16 35,9 45,8 1490 6,71 532 3,41 2,60
200 120 14 33,9 43,2 1776 6,42 489 3,36 2,61
16 38,4 49,0 1997 6,38 547 3,34 2,60
16 42,3 53,9 2155 6,32 1043 4,40 3,23
200 150 18 47,3 60,3 2388 6,30 1153 4,38 3,21
20 52,2 66,5 2614 6,27 1258 4,35 3,20
ПРИЛОЖЕНИЕ I
л лрактеристжы кранового оборудования общего иазваченкя (выборка) X-
ГрУ» подъем-кость Q. Г Режим работы Таааамске* условии влв ГОСТ Пролет моста крапа 'ар- “ (ВАЗАУыареаа ареал), мм Габарит крап по высоте Н, мы Масса. ^all/^eaiS' нН
крана мж “ °е
1 2 1 4 Б ' Б 7 в »
5 До 5К (средний) ГОСТ 25546-82 (ГОСТ 25711—83) 16,5 22,5 28.fi 34.5 } 3700.4700 5000/8000 5600/6800 2000 П.О 13,0 19,6 23.6 2/0 66/-60/-75/- »/-
6К; 7К (тяжелый) ТУ 24.09.344—79 16Л 22,6 28,5 3500/6120 5000/6010 5000/5910 2000 12,0 17,0 24,0 2.0 74/-83/— 102/—
10 До 5К (средний) ГОСТ 25546- 88 (ГОСТ 25711—83) 16,5 »,5 28.5 34,5 } <400/5400 5000/8000 5600/6600 2880 13,0 16.8 21,0 29,0 1.4 1111 а.
6К. 7К (тяжелый) ТУ 24.09.577—82 16,5 22,5 28,5 } 4400/5250 5000/5800 2800 17,2 21,0 21,7 3,22 1 1 1 «58
16/3.2 До 5К (средний) ГОСТ 25546-82 (ГОСТ 25711—83) id.S 22,5 28,5 34.5 } 4400/5600 5000/6200 5600/6800 2800 18,7 21.7 28,5 39,0 3.7 14о/— 150/— 170/— 185/—
6К; 7К (тяжелый) ТУ 24.09404—83 16.5 22.5 28,5 4400/5600 4400/5600 5000/6200 2800 21.9 26,1 32,7 6.4 (47/- 162/— 182/—
20/5 До 5К (средний) ГОСТ 25546-82 (ГОСТ 25711—83) 16.5 22.5 28,5 34.5 4400/5600 4400/5600 6000/6200 5600/6800 2800 И,б 25,5 33,5 46,5 6Д \1bl- 280/— - 200/- 235/-
Продолжение прилож. 5
Грузоподъемность Q, т Реж^м работы Технические условия нли ГОСТ Пролет моста крана *кр. " (БАЗА/ширииа крана), мм Габарит крана по высоте Я, мм Масса, т рИ / maxi/ шах2’ кН
Крана °кр тележки G^
1 2 3 4 5 6 7 8 9
20/5 6К; 7К (тяжелый) ТУ 24,09.404—83 16,5 22,5 28,5 4400/5600 4400/5600 5000/6200 2800 22,5 26,8 34,1 6,7 167/— 182/- 204/-
32/5 До 5К (средний) ГОСТ 25546—82 (ГОСТ 25711—83) 16,5 22,5 28,5 34,5 } 5100/6300 | 5600/6800 3000 28 35 41 56,5 8,7 235/— 260/— 280/— 320/-
6К; 7К (тяжелый) ТУ 24.09.404—83 16,5 22,5 28,5 5100/6300 3000 30,8 36,3 44,5 9,7 249/— 270/- 295/—
50/12,5 4К; 5К (средний) ГОСТ 25546-82 (ГОСТ 25711-83) 16,5 22,5 28,5 34,5 5600/6860 3400 41,5 48,5 59,5 73,1 13,5 364/— 387/— 421/— 468/-
80/20 4К; 5К ГОСТ 25546—82 (ГОСТ 6711-81) 22-28 34 (900+ 4350+900)/9100 4100 79— НО 118 33 (312-392J/402
100Z20 4К; 5К ГОСТ 25546—82 (ГОСТ 6711-81) 22-28 34 (900+4600+900)/10 800 4100 90— 118 127 37 (388—463)/474
Примечание: В графе 9 в числителе дроби приведены значения давления колес крана для пролета 18 м. в знаменателе — для пролета 36 м.
429
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие............................................... 3
Р аз дел I. проектирование легких металлических кон- е
СТРУКЦИЯ ................................................. 6
Глава 1. Характеристика и экономическая эффективность легких металлических конструкций............................................ 6
1. Характеристика летних металлических конструкций................ 6
2. Номенклатура и вкономическая эффективность легких металлических конструкций............................................ 11
Глава 2. Проектирование облегченных балок............................ 20
h Валки с гибкой стенкой......................................... 20
Общие положения (20). Особенности работы (20). Конструкция валок с гибкой стеикой (23). Расчет балок с гибкой стеикой (25). Порядок проектирования балок с гибкой стенкой (35). Примера расчетов (39). 2. Балки с гофрированной стенкой................................. 46
Общие положении (40). Особенности работа (47). Конструкция балок с гофрированной стенкой (48). Расчет балок с гофрированной стеикой (51). Порядок проектвровекии балок с гофрированной стеикой (54). Пример расчета (57). 3. Б алии с перфорированной стенной.............................. 59
Общие положении (59). Особенности работы (60). Конструкция балок с перфорированной стенкой (81). Расчет балок с перфорированной стенкой (65). Порядок проектирования балок с перфорированной стеикой (89). Конструкция и расчет флакцевви стыков (72). Примеры расчета (79).
Глава 8. Проектирование облегченных ферм............................. 84
1. Фермы с пенсами из уголков, таврон и двутавров................ 84
Общие положения (84). Конструкции ферм (84). Расчет ферм (91). Конструкция и расчет флаицевнк соединения (94). Пример расчета (99). 2. Фермы нз круглых н прямоугольных труб........................ 100
Общие положения (100). Конструкция ферм (101). Расчет ферм (106). Порядок проектировании ферм с замкнутыми сечениями стержней (ИЗ). Примеры расчета (117).
Глава 4. Облегченные рамные и пространственные конструкции .... 120
1. Облегченные сплошностенчатые рамы............................ 120
Общие положения (120). Конструкции рам (120).
2. Структурные конструкции...................................... 126
Общие положекии (126). Схемы структурижх плит н их классификация (127). Конструкция структурных плит (131). Особенности расчета структурных плит (138). Порядок проектирования структурных плит (140). 3. Складчатые конструкции....................................... 146
Схемы (146). Конструкция складок (146).
Глава S. Легкие огражднющие металлические конструкции............... 151
1. Конструктивные решения....................................... 151
Общие положения (151). Материалы для ограждающих конструкций (151). Конструктивные решения (155). 2. Расчет и проектирование ограждающих конструкций.............. 163
Расчет нрофилироваиных листов н иаиелей (163). Правила проектирования (168). Пример расчета (168).
Список литературы к разделу I....................................... 170
430
Раздел II. хладостойкость стальных конструкций . . . 174
Глава 6. Хрупкое разрушение стали и элементов стальных конструкций 174
1. Пластичность стали как основа надежности стальных конструкций 174
Обеспечение надежности конструкций (174). Пластичность стали и метода ее оценки (176).
2. Факторы хрупкого разрушения стали......................... 184
Вязкое н ирупкое разрушение стали (184). Основные факторы крупного разрушения стали (190). Отказы стальных конструкций с хрупким разрушением ия элементов (199). Статистические закономерности отказов стальных сварных конструкций с хрупким разрушением их элементов (200). Влияние конструктивной формы элемента стальной конструкции на его хладостойкость (205). Сравнительная яладостойкость стальиын конструкций (20S ).
Глава 7. Количественные методы оценки хладостойкости стальных конструкций. Расчет прочности элементов конструицнй с учетом хруп-
кого разрушения................................................. 211
1. Теоретические предпосылки хрупкого и квазихрупкого разрушения стали..................................................... 212
Теоретическая прочность стали а дислокационная теория разрушения (213). Классическая теория хрупкого разрушения стали. Объединенная
теория прочности (216). Энергетическая теория хрупкого разрушения стали.
Понятие о линейной механике разрушения стали при наличии трещин (219). Статическая теория хрупкого разрушения стали (224).
2. Экспериментальные методы количественной оценки хладостойкости стали и стальных конструкций.............................. 225
Классификация экспериментальных методов оценки прочности стали и элементов конструкций с учетом хрупкого разрушения (225). Методы контролируемого охлаждения стальных образцоа и узлов конструкций при экспериментальных исследованиях (231). Критерии количественной оценки прочностных и деформационный параметров при хрупком и квазикрупком разрушении стали и стальных конструкций (235).
3. Расчет прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения............................................. 236
Нормативная методика расчета элементов стальных конструкций на прочность с учетом хрупкого разрушения (237). Метод НИСИ по оценке хладостойкости элементов стальных конструкций (240). Метод ЦНИИПСКа по оценке хладостойкости стальных конструкций (245). Сравнительвня оценка хладостойкости стальных конструкций как миогоэлементных инженерный систем (248). Особенности расчета сварным соединений с угловыми швами дли конструкций, эксплуатирующихся при температурах Tg < —40 °C (249).
4. Примеры расчета прочности элементов стальных конструкций с учетом хрупкого разрушения................................... 250
Метод СНиП 11-23—81* (250). Метод НИСИ (251). Метод ЦНИИПСКа (252).
Глава 8. Проектирование и изготовление хладостойких стальных конструкций ....................................................... 253
1. Выбор марки стали для конструкций........................... 253
2. Конструктивно-технологические требования по предотвращению
хрупкого разрушения стальных конструкций..................... 255
3. Выбор конструктивной формы для хладостойких конструкций.
Метод деконцентрации напряжений.............................. 259
4. Технологические методы повышения хладостойкости стальных конструкций при их изготовлении, транспортировке и монтаже 261 Список литературы к разделу II...................................... 263
Раздел III. проектирование реконструкции и усиления металлических конструкций .......................................... 265
Глава 9. Проектирование реконструкции металлических каркасов . . . 265
1. Классификация способов реконструкции........................- 265
2. Влияние различных факторов на состояние конструицнй .... 270
3. Техническое состояние сохраняемых конструкций............... 276
431
Обследование конструкций (276). Особенности обследования конструкций, эксплуатирующихся при ниэкик темпериту рай (277). Дефекты и повреждения конструкций (278).
4. Определение свойств металла..................................... 282
Б. Определение фактических нагрузок и воздействий.................. 284
6. Оценка несущей способности сохраняемых конструкций .... 288
Резерва несущей способности (288). Расчет конструкций с учетом дефектов и повреждений (294). Характеристики технического состоянии конструкций (299). Примеры (300).
Глава 10. Проектирование усиления металлических конструкций .... 303
1. Способы усиления............................................... 303
Общие положения (303). Класскфикацкя способов усиления (305). Иамене-иие условий эксплуатации и косвенное усиление (307). Изменение схемы конструкции (309). Усиление способом нам ей си и я сечения (314). Усиление соединений (319). Повышение ресурса по выносливости (321). Особенности проектирования усиленнк металлическкк конструкций (321).
.2. Расчет усиления металлических конструкций...................... 324
Общие положения (324). Расчеты прн косвенном усилении и иамененни скемы конструкций (326). Расчет элементов конструкций прн нх усилении способом увеличения сечения (328). Расчет свариык швов при ик усилении (337).
3. Усиление конструкций с целью повышения их хладостойкости 338
Примеры расчета уснлеикя (339).
Глава 11. Усиление конструкций методами регулирования напряжений 352 1. Методы искусственного регулировании напряжений в эксплуатируемых конструкциях.................................................. 352
Общие положения и классификация (352). Методы искусственного регулировании напряжений без использования высокопрочных элементов (354). Искусственное регулирование напряжений с использованием предварительно нвпряженнык высокопрочный элементов (360).
2. Расчет эксплуатируемых конструкций, усиливаемых регулированием напряжений................................................... 364
Общие положения (364). Рисчет Конструкций, усиливаемый регулированием напряжений без высокопрочных элементов (364). Рисчет конструкций, усиливаемых с помощью высокопрочный предварительно напряженный элементов (366). Примеры расчета (367).
Список литервтуры и разделу III..................................... 370
Раздел IV. проектирование металлических конструк-ции с повышенной коррозионной СТОЙКОСТЬЮ............................ 373
Глава 12. Коррозионная стойкость прн атмосферной коррозии........... 373
1. Факторы, определяющие величину коррозионного износа .... 373
Общие положения (373). Потерн от коррозии (376). Механизм коррозионного наноса и виды атмосферной коррозии (377). Строительные стали, их краткий каракгернсткка по коррозионному износу (383).
2. Влияние конструктивной формы на коррозионный износ .... 389
Характеристика коррозионного износа (389). Оценка коррозионной стойкости ковструктквяых форм (393). Рекомендации по проектированию (399). Примеры расчета (402).
Глава 13. Защитные покрытия......................................... 403
1. Характеристика и выбор защитных покрытий..................... 403
Общие положения (403). Характеристика лакокрасочных покрытий и некоторые рекомендации по их выбору (405).
2. Способы подготовки поверхности и нанесения защитных покрытий 410
3. Оценка экономической эффективности противокоррозионной эа-щиты......................................................... 411
Список литературы к разделу IV.................................. 417
Приложения........................................................ 419