Автор: Антюков Б.Я.  

Теги: строительство   строительные конструкции   стальные конструкции  

Год: 1960

Похожие

Стальные конструкции

Атлас стальных конструкций. Многоэтажные здания

Проектирование стального каркаса одноэтажного производственного здания

Узлы стальных конструкций производственных зданий промышленных предприятий

Текст
                    СТАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
 ШШ1
 i
 i
 !
 3). Л. Лшпюкоо
 }
 i
 i*
 I
 т® ;
 СТАЛЬН Ы Е
КОНСТРУКЦИ И
 i ■
 ГОССТРОЙИЗДЛТI УССР • КИЕВ-1960
 1


Б. Я. АНТЮКОВ
 СТАЛЬНЫЕ
 КОНСТРУКЦИИ
 Допущено
 Министерством высшего и среднего
специального образования УССР
в качестве учебника
для строительных техникумов УССР.
 Государственное издательство
 ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ И АРХИТЕКТУРЕ УССР
 Киев —1960


В учебнике изложены основные сведения по расчету и
конструированию стальных балок, колонн и ферм, приведены
новые госты на стальной прокат, а также затрагиваются во
просы применения алюминиевых сплавов и клеевых соедине
ний в металлоконструкциях.
 Все расчеты, сопровождающиеся числовыми примерами,
выполнены в соответствии с «Нормами и техническими усло
виями проектирования стальных конструкций» (НиТУ 121-55).
 Учебник предназначен для студентов техникумов по спе
циальности «Промышленное и гражданское строительство» и
может служить пособием при проектировании стальных кон
струкций.


ВВЕДЕНИЕ
 Огромные масштабы строительства в нашей стране, преду
смотренные «Контрольными цифрами развития народного хо
зяйства СССР на 1959—1965 гг.», принятыми внеочередным
XXI съездом КПСС, требуют дальнейшей индустриализации и
комплексной механизации строительства, что превратит строи
тельную площадку в монтажную, повысит качество строительно
монтажных работ и снизит стоимость строительства.
 Стальные конструкции являются наиболее индустриальными,
но большая потребность в стали для других отраслей нашего
народного хозяйства и ее высокая стоимость (660—1185 руб.
за 1 г в зависимости от марки стали) обязывает строителей и
проектировщиков экономно расходовать металл. Поэтому 19 ав
густа 1954 г. ЦК КПСС и Совет Министров СССР в своем
постановлении предусмотрели ряд ограничений в применении
стальных конструкций. В развитие этого постановления в
1954 г. были выпущены «Технические правила по экономному
расходованию металла, леса и цемента в строительстве», кото
рые в 1957 г. были заменены новыми техническими правилами
с более жесткими требованиями по экономии металла.
 Однако не всегда возможна замена стали другими материа
лами, и стальные конструкции во многих отраслях строитель
ства сохраняют свое ведущее значение (например, при строи
тельстве каркасов и покрытий многих цехов металлургической
и химической промышленности). Значительное количество стали
идет на листовые конструкции, при изготовлении которых рас
ходуется более 30% от всего металла, применяемого в строи
тельстве.
 Наибольшее применение нашла сталь в конструкциях карка
сов промышленных (рис. 1) и высотных гражданских зданий;
мостов, башен (рис. 2), мачт, линий электропередач и т. п.; лис
товых — резервуарах, газгольдерах (рис. 3), бункерах (рис. 4),
Доменных цехах и т. п.
 з


Применение стальных конструкций в строительстве объяс
няется:
 высокой несущей способностью и относительной легкостью
конструкций в результате большой прочности стали;
 высоким модулем упругости (2 • 106 кг!см2) и однородностью
строения стали, обеспечивающими большую точность техничес
ких расчетов стальных конструкций;
 Рис. 1. Каркас промышленного здания.
 большой плотностью стали, обеспечивающей ее водо- и газо
непроницаемость;
 индустриальностью в изготовлении и монтаже, а также хо
рошей взаимозаменяемостью элементов конструкций благодаря
их сборности и разборности;
 долговечностью при правильной эксплуатации (по долговеч
ности стальные конструкции уступают железобетонным).
 Сталь обладает также отрицательными свойствами, которые
снижают эффективность ее использования, если не приняты спе
циальные меры защиты:
 малой огнестойкостью, объясняемой тем, что при высоких
температурах сталь теряет свою несущую способность. Поэтому
при повышенной температуре ( + 150° и выше) сталь должна
быть защищена огнестойкими и малотеплопроводными мате
риалами;
 4


подверженностью коррозии, что требует специальных мер за
щиты от ее вредного влияния.
 Первые сведения о применении металлоконструкций в России
относятся к XVII в. (1686—1696 гг., перекрытие над трапезной
палатой Троице-Сергиевского монастыря).
 а
 о
 Рис. 2. Башни Шухова:
а—радиобашня; б—водонапорная башня.
 В XVIII в. металлоконструкции применялись у нас неодно
кратно в гражданском (например, перекрытие крыльца Невьян
ской башни на Урале в 1725 г.) и церковном строительстве
(перекрытия куполов в церквях).
 Ограниченное применение металла в строительстве того вре
мени объясняется малыми запросами строительства, отсутстви
ем развитой дорожной сети, а также слабым развитием метал
лургии, недостатком в черном металле и неразработанностью
его соединений. Основным материалом того времени был чугун,
основными сооружениями — мосты.
 Первый чугунный мост был построен в Англии в 1776—
1779 гг. Через 5 лет был построен чугунный мост в г. Пушкино
по проекту Ч. Камерона, в 1809 г.—в Петербурге, в 1835 г.—
Высокопятницкий мост в Москве, состоящий из трех чугунных
арок длиной 40,5 м каждая. К пятидесятым годам XIX в. чугун¬
 5


ные мосты достигли большого совершенства. Так, в 1848—1850 гг.
известный русский инженер С. В. Кербедз построил Николаев
ский мост через Неву, который имел 7 пролетов, перекрытых
 Рис. 3. Газгольдеры:
 а—постоянного объема; б—переменного объема.
 чугунными арками длиной 32,2—47,5 м, и один разводной пролет
длиной 21 м. В 1937 г. в связи с необходимостью расширения
разводной части он был разобран и заменен новым (мост лей-
 Рис. 4. Параболический бункер.
 генанта Шмидта). Чугунные арки старого моста Ленинградский
городской Совет подарил г. Калинину, и старый петербургский
мост родился вновь на берегах Волги.
 При строительстве промышленных и гражданских сооруже
ний в начале XIX в. также применялся чугун (например^ внут-
 6


енний чугунный купол-оболочка Исаакиевского собора в Ле
нинграде пролетом 24 м> сооруженный в 1840 г.). Потребности
промышленного и гражданского строительства удовлетворялись
чугунно-железными фермами пролетом до 18 м.
 Бурное развитие промышленности в конце XVIII и начале
XIX вв., приведшее к расцвету капитализма и промышленного
строительства, а также строительство железных дорог опреде
лили широкое применение стали, более удобной для использо
вания в конструкциях, чем чугун. Однако отсутствие в первое
время разработанного процесса клепки, а также профильного
проката затрудняло распространение стальных конструкций.
 Полосовой прокат в России применялся еще в XVIII в., а
профильный появился только в начале XIX в. В это же время
начали применять механическую пробивку отверстий и заклепоч
ные соединения в строительных конструкциях. Примером может
служить стропильная стальная ферма перекрытия зала Зимнего
дворца пролетом 21,3 м (1837 г.).
 Во второй половине XIX в. сталь вытесняет чугун и из мосто
вых конструкций (большой Каменный мост в Москве).
 В это же время начинается усиленное рекламирование про
мышленных изделий, в том числе строительных конструкций и
материалов, на международных промышленных выставках. В
частности усиленно пропагандировались конструктивные и архи
тектурные возможности металлических конструкций. Венцом та
кой пропаганды была знаменитая Эйфелева башня высотой
300 м, построенная как аттракцион для всемирной Парижской
выставки в 1889 г. металлозаводчиком и конструктором Эйфелем.
 Развитие металлоконструкций в нашей стране связано с
именами знаменитых русских инженеров С. В. Кербедза,
Н. А. Белелюбского, Л. Д. Проскурякова.
 С. В. Кербедз применил сквозные решетчатые конструкции
(фермы) при строительстве моста через р. Лугу. Идея примене
ния таких конструкций принадлежит И. П. Кулибину, предло
жившему в 1813 г. проект пересечения Невы трехпролетным
арочным мостом со сквозными фермами пролетом по 80 м каждая.
 Н. А. Белелюбский значительно улучшил конструкцию фер
мы, применив раскосную решетку и придав ей наивыгоднейшее
по расходу материала .очертание, усовершенствовал конструк
цию узлов. Примером может служить Сызранский мост через
Волгу, построенный в 1872 г. Он также создал метрический
сортамент прокатных профилей стали, составил первый курс
строительной механики.
 Л. Д. Проскуряков продолжил работы Н. А. Белелюбского
в области очертания ферм, ввел треугольную решетку фермы,
применяющуюся и в настоящее время (Енисейский мост, удо
стоенный золотой медали на Парижской выставке в 1900 г.).
 7


В середине восьмидесятых годов прошлого столетия благо
даря работам русского инж. П. М. Обухова, английского инж.
Бессемера и французского инж. Мартена началось применение
литого железа (литой стали).
 Основной формой гражданских металлоконструкций в XIX
и начале XX вв. была стропильная ферма сначала чугунно
стальная, а потом стальная. Одноэтажные промышленные здания
в то время характеризовались только металлическими несущи
ми конструкциями покрытий. Лишь в начале XX в. подкрано
вые балки стали располагать на металлических колоннах;
появилась также поперечная рама как основная конструктивная
форма промышленного здания. Переход к новым типам конст
рукций в конце XIX и начале XX вв. связан с именами Ф. С. Ясин
ского, В. Г. Шухова, И. П. Прокофьева и др.
 Проф. Ф. С. Ясинский известен как исследователь продоль
ного изгиба и как инженер-строитель. Он первый перешел к
трехпролетным цехам, впервые применил складчатые конструк
ции в виде треугольной складки, разработал первые нормы
для расчета стропильных ферм, а также двутавровый профильу
просуществовавший до 1936 г. в общесоюзном стандарте про
катных металлов.
 Особенно многообразна была деятельность почетного акаде
мика СССР В. Г. Шухова — основоположника русской инже
нерной школы,стальных конструкций. Он положил начало сквоз
ным металлическим оболочкам, применил покрытия в виде ре
шетчатых висячих систем, увеличил шаг колонн и ввел под
стропильные фермы. Особенно много В. Г Шухов сделал в об
ласти листовых конструкций. Он создал решетчатые гипербо
лические башни, состоящие из прямолинейных элементов, кото
рые широко применяются в радиотехнике, в качестве маяков и
водонапорных башен. В области гражданского строительства
Шухов создал стальной каркас ЦУМа и покрытие ГУМа
в Москве, Киевский вокзал в Москве и другие сооружения.
 Проф. И. П. Прокофьев развил идею большепролетных по
крытий и провел громадную работу по объединению опыта из
готовления и монтажа металлоконструкций. Его книга «Желез
ные мосты. Обработка, сборка и установка» — первое в России
руководство в этой области.
 Большой размах получили работы и исследования в области
стальных конструкций после Великой Октябрьской социалисти
ческой революции. В корне изменилась методика проектирова
ния и возведения сооружений.
 В СССР постоянно идет процесс совершенствования конст
рукций в направлении уменьшения их веса и снижения трудоем
кости. Например, в последних решениях мартеновских цехов
экономия металла достигает 50% по сравнению с решениями
1927 г., а снижение трудоемкости изготовления и монтажа—30%.
 8


Стальные конструкции в нашей стране до 1925 г. выполня
лись исключительно клепаными. Широкое внедрение замечатель
ного изобретения — сварки, авторами которого являются рус
ские инженеры Н. Н. Бенардос и Н. Г. Славянов, привело к
тому, что в настоящее время 80% всех строительных стальных
конструкций (кроме мостов) выполняются сварными. Значи
тельная часть их сваривается автоматически по методу акад.
Е. О. Патона.
 Постепенно сварку начинают внедрять также и в мостострое
ние. Примерами сварных мостов могут служить мост имени
акад. О. Патона в Киеве и мост через Москву-реку, выпол
ненные из низколегированной стали марки НЛ2.
 Невиданные в дореволюционной России масштабы строи
тельства привели к созданию промышленности стальных конст
рукций.
 Большим достижением советской школы проектирования яв
ляется проведенная в довоенные годы и продолжающаяся в на
стоящее время работа по типизации и стандартизации сталь
ных конструкций.
 В СССР впервые внедрена в практику проектирования еди
ная модульная система, являющаяся основой для типизации
и стандартизации. В послевоенные годы разработаны схемы уни
фицированных промышленных цехов, которые можно использо
вать для разных технологических процессов.
 Высокий уровень проектирования стальных конструкций по
зволил в короткое время разработать стальные конструкции
каркасов высотных зданий.
 Другим достижением послевоенного времени являются пер
вые в мире цельносварные конструкции доменных печей, но
вые типы газгольдеров постоянного объема, примененные при
сооружении газопровода Саратов—Москва, тонкостенные кон-
струкции, разработанные на основе теории оболочек проф.
В. 3. Власова.
 Большой интерес представляют конструкции возводимых
в настоящее время мачт телевизионных центров, например баш
ня Свердловского телевизионного центра высотой 180 м> выпол
ненная из труб диаметром 426—168 мм.
 Более высокий уровень строительства в послевоенный пери
од заставляет рассматривать вопросы повышения качества как
ведущую задачу современного развития стальных конструкций.
Требования к высокому качеству этих конструкций положены
в основу «Строительных норм и правил» (СНиП). В СНиПе да
ны принципы классификации сооружений по качеству и конкре
тизированы требования к качеству.
 Изменилась методика расчета конструкций. С 1 июля 1955 г.
введены новые нормы и технические условия проектирования
стальных конструкций. В разработке иовой методики рас¬
 9


чета большую роль сыграли работы профессоров Н. С. Стрелец
кого, А. А- Гвоздева, В. М. Кельдыша, И. И. Гольденблата и др.
 Большой интерес представляют стальные конструкции, при
меняемые в настоящее время в странах народной демократии
и капиталистических странах.
 В Чехословакии широко используются трубчатые профили
при возведении бескрановых цехов, в Польше — сварные под
крановые балки под краны грузоподъемностью 400 г.
 Во Франции при реконструкции аэродрома Орли в Париже
.применены консольные фермы с вылетом консоли 38 ж. Высота
«фермы у опоры 7,25 ж, на свободном конце 2 ж. Сечение поя
сов коробчатое. Стойки и раскосы из угловой стали.
 В США построен ангар подвесной конструкции пролетом
40 ж. Конструкцйя покрытия решена в виде консольных ферхЧ
с вылетом консоли 36 ж.
 Широкое применение в США (штат Техас) находят легкие
металлические конструкции из штампованых профилей. В Ан
глии и Италии применяются трубчатые конструкции. В западно
европейских странах используют также предварительно напря
женные стальные конструкции.
 В СССР предварительное напряжение металлоконструкций
предложили инж. Ю. В. Гайдаров в 1950 г. и канд. техн. наук
Н. А. Словинский в 1951 г- Вопрос усиления конструкций путехЧ
предварительного напряжения изучал проф. E. Е. Гибшман.
 В последние годы инженеры В. М. Вахуркин и Г. Д. Попов
использовали высокопрочные кабели в некоторых проектах ав
тодорожных мостов.
 Для дальнейшего развития стальных конструкций с учетом
экономии металла в строительстве необходимы внедрение низко
легированных сталей и легких алюминиевых сплавов, рацио
нализация старых и создание новых прокатных и гнутых профи
лей, разработка новых простых конструктивных форм, дальней
шая механизация и автоматизация производства, что требует
широкой унификации и типизации элементов конструкций и со
оружений.


ГЛАВА I
 СТАЛЬ В СТРОИТЕЛЬНЫХ конструкциях
 $ 1. ФИЗИКО-МЕХАНИЧЕСКАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА СТРОИТЕЛЬНЫХ
 СТАЛЕЙ
 Стальные конструкции изготовляют из горячекатаной угле
родистой стали. В СССР марки стали утверждаются государст
венным общесоюзным стандартом.
 Сталь характеризуется способом получения, механическими
свойствами и химическим составом.
 В зависимости от способа получения сталь делится на кон
вертерную (томасовскую и бессемеровскую) и мартеновскую.
 Томасовская сталь в строительных конструкциях не приме
няется. Бессемеровская сталь содержит значительное количество
серы и фосфора, обладает повышенной хрупкостью, что также
ограничивает ее применение в стальных конструкциях. Из нее
нельзя изготовлять элементы конструкций, подверженных воз
действию динамических нагрузок, а также предназначенных для
работы при низких температурах.
 Наибольшее распространение в строительстве получила мар
теновская сталь, так как она содержит значительно меньше
вредных примесей (серы и фосфора)-
 Мартеновская и конвертерная стали могут быть кипящими
и успокоенными. Структура кипящей стали менее однородна
вследствие неполного выделения газов из металла. Успокоенная
сталь не сразу выливается из ковша в изложницы, как кипящая,
а выдерживается некоторое время в ковше, где подвергается
раскислению алюминием или кремнием, поддерживающим высо
кую температуру. Под влиянием раскислителей газы.из металла
выделяются в большем объеме, а алюминий или кремний, соеди
няясь с растворенным кислородом, переходит в шлак.
 В металле, из которого изготовляют конструкции, особенно
нежелательна концентрация серы в виде сульфидных строчек
(соединений железа с серой), располагающихся вдоль прокатки.
 п


Поэтому из кипящей стали не разрешается изготовлять ответст
венные сварные конструкции, воспринимающие значительные
динамические или вибрационные нагрузки, а также конструкции
из листовой стали большой толщины, работающие в условиях
повышенных температур.
 Преимущество кипящей стали — способность к глубокой
штамповке, чистота поверхности при прокате, больший выход
стали и отсутствие усадочной раковины в изложнице при осты
вании с пригрузом, а также небольшая стоимость выплавки.
 Рис. 5. Схема испытания стали на
холодный загиб.
 Рис. 6. Структура стали.
 Кипящая и успокоенная мартеновские стали хорошо сварива
ются.
 Успокоенная сталь более однородного строения, но несколь
ко дороже кипящей, потому рекомендуется к применению в бо
лее ответственных элементах конструкций.
 Основными механическими характеристиками стали явля
ются: предел прочности оич, предел текучести ат, относительное
удлинение е, ударная вязкость а. Для определения механичес
ких характеристик производятся соответствующие механические
испытания. Предел прочности, предел текучести и относительное
удлинение определяются испытанием нормальных образцов на
разрывной машине, ударная вязкость — испытанием на маят
никовом копре.
 Стандартные испытания не фиксируют некоторые дефекты,
возникающие при изготовлении проката. Поэтому потребовалось
ввести испытание на загиб в холодном состоянии на 180° вокруг
оправки диаметром, соответствующим марке стали (рис. 5).
 Строительная сталь имеет кристаллическую структуру и со
стоит из феррита — почти чистого железа, цементита — хими
ческого соединения железа с углеродом, карбида железа (РезС)
и перлита — механической смеси феррита и цементита (рис. 6).
 |£


феррит, мягкий и пластичный по своим механическим свой
ствам, составляет основную массу стали и образует кристаллы,
на границе которых размещается перлит, более твердый и менее
пластичный, образуя своеобразную сетку между зернами ферри
та. Незначительное количество перлита в силу малого содержа
ния углерода в стали, а также довольно равномерное его распре
деление между зернами феррита придает стали однородность ее
строения и механических свойств.
 В состав стали входят следующие химические элементы:
углерод, марганец, сера, фосфор, кремний.
 Углерода в строительной стали содержится 0,09—0,37%. Уве
личение содержания углерода повышает ее прочность, но сни
жает пластичность. Из химических элементов, входящих в состав
стали, углерод является ведущим; процентное содержание его
в основном и определяет марку стали.
 Марганца в обычной стали содержится 0,4—0,6%. Его нали
чие снижает вредное влияние серы, раскисляет железо и повы
шает прочность стали без значительного уменьшения вязкости.
 Кремния в стали содержится 0,12—0,33%. Он увеличивает
прочность стали, но ухудшает ее свариваемость и стойкость про
тив коррозии.
 Сера и фосфор являются вредными добавками, их содержа-'
ние строго ограничивается нормами. Сталь с большим содержа
нием серы становится красноломкой. Фосфор делает сталь хлад
ноломкой. В обычной мартеновской стали содержание серы до
пускается до 0,04—0,06%, а фосфора — до 0,04—0,07%. В бес
семеровской стали содержание серы и фосфора несколько боль
ше.
 Вредными добавками к стали являются также кислород и
азот, влияющие на сталь аналогично сере и фосфору.
 § 2. УПРУГАЯ И ПЛАСТИЧЕСКАЯ ДЕФОРМАЦИЯ СТАЛИ
 Чтобы получить основные механические характеристики, вы
яснить характер деформаций и характер разрушения мягкой
строительной стали (например, стали марки Ст. 3), в лаборатор
ных условиях испытывают нормальный образец прямоугольного
или круглого сечения (рис. 7). По данным проведенного испы
тания или при помощи самозаписывающего устройства испы
тательной машины строят диаграмму растяжения в следующей
системе координат: по оси ординат откладывается нагрузка или
соответствующие ей нормальные напряжения, а по оси абсцисс—
абсолютное или относительное удлинение. Диаграмма растя-
жени,- мягкой малоуглеродистой стали имеет ряд характерных
точек (рис. 8).
 Точка А называется пределом пропорциональности и обо
значается (7пЦ. До этой точки изменение длины образца пропор
ционально нагрузке. До предела пропорциональности возника¬
 13


ют только упругие деформации с подчинением закону Гука, ко
торый выражается зависимостью
 (1Л>
 где а— напряжение, кг/см2;
 е—относительное удлинение, проц.;
 Е—модуль упругости стали, равный 2 • 106 кг/см2.
 'Os/
 1_
 г-^1 rtfvr
 о
 SJ-
 <г>
 50<>
 /5 f
 — 220
 й
 50 -
 Рис. 7. Нормальные образцы для испыта
ния стали на растяжение:
а—прямоугольного сечения; б—круглого
сечения.
 Участок диаграммы ВС соответствует напряжению, равному
пределу текучести. Этому участку соответствует относительное
 Рис. 8. Диаграмма растяжения стали
марки Ст. 3.
 удлинение до 2,5% с остаточными деформациями, достигающи
ми 0,2% Эта область работы стали называется областью плас
тических деформаций, а участок диаграммы от нуля до точки А
называется областью упругих деформаций.
 14


На участке диаграммы CD сталь опять становится воспри
имчивой к увеличению нагрузки, и напряжения в ней растут до-
точки Ь, которая соответствует пределу прочности стали. Отно
сительное удлинение при этом достигает 18—22%.
 Такое поведение мягкой стали соответствует ее структуре, а
именно: в первый период загружения перлит, как более прочный,
и упругий компонент, препятствует деформациям более мягко
го феррита вплоть до разрушения своеобразного перлитового-
каркаса. После этого начинается деформация феррита и появля
ется площадка текучести. Затем после происшедшего смещения
кристаллов материал опять способен воспринимать нагрузку, о>
чем свидетельствует третий участок диаграммы, деформации на
котором носят характер ^упруго-пластических за счет уменьше
ния поперечного сечения образца до образования шейки и раз
рушения.
 В высокоуглеродистых сталях с содержанием углерода до
1—1,5% явление текучести отсутствует, так как перлитовый кар
кас более мощный.
 § 3. НАЧАЛЬНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ. ВЛИЯНИЕ ТЕМПЕРАТУРЫ
И ТЕРМИЧЕСКОЙ ОБРАБОТКИ НА СВОЙСТВА СТАЛИ
 В результате силовых и температурных воздействий при из
готовлении в стальных конструкциях могут появиться так назы
ваемые начальные напряжения, которые, суммируясь с напря
жениями от внешних воздействий, приводят к преждевременно
му появлению пластических деформаций, исключающих даль
нейшую эксплуатацию конструкций.
 При работе элементов конструкций, подверженных осевому'
растяжению, напряжения в поперечном сечении распределяются*
равномерно. Если элемент конструкции имеет отверстия для
болтов или заклепок, картин-а распределения напряжений вслед
ствие отклонения линий силового потока меняется и у граней от
верстий возникают пики напряжений, характеризующиеся коэф
фициентом концентрации /(, — появляется так называемая кон
центрация напряжений (рис. 9). Смещение силовых линий гово
рит о том, что в данном случае имеет место плоское напряжен
ное состояние, возникающее в результате конструктивных изме
нений границ контура силового потока. При плоском напряжен
ном состоянии максимальное касательное напряжение равно
полуразности главных напряжений.
 Из приведенного выражения следует, что при малом значе-
нии касательных напряжений, когда о\ незначительно больше 02
 15


или oi=02 и т=0, может произойти хрупкое разрушение
материала, так как текучесть стали в большей степени является
следствием сдвигов под влиянием касательных напряжений. Хо
тя концентрация напряжений может привести к хрупкому раз
рушению, ее влияние на несущ>ю способность элемента конст
рукции под статической нагрузкой в расчетах не учитывается,
потому что прежде всего необходимо определить прочность все
го элемента по средним, равномерно распределенным напряже
ниям.
 Рис. 9. Траектории напряжений (К—коэффициент концентрации).
 Однако часто при расчете соединений элементов конструк
ций с явлением концентрации напряжения приходится считаться
и применять конструктивные меры, уменьшающие величину кон
центрации напряжений. Для этого, например, необходимо стре
миться к плавным переходам при изменении сечений конструк
тивных элементов, что значительно снижает концентрацию на
пряжений в месте перемены сечений (см. рис. 33 и 34).
 Существенное значение концентрация напряжений приобре
тает при работе конструкций под динамической нагрузкой. В
этом случае пики напряжений способствуют развитию началь
ных трещин усталости, которые приводят к преждевременному
выходу конструкций из строя.
 Основные механические характеристики стали, приведенные
в нормах, относятся только к температуре обычных испытаний
+ 20°. Повышение температуры до 200—250° незначительно вли
яет на изменение механических свойств стали. Дальнейшее же
 16


повышение температуры резко снижает ее механические харак
теристики. Например, при температуре 500° для стали марки
£Т з аг =1400 кг/см2 и аг.ч=2500 кг/см2, а при температуре 600°
 =400 кг/см2 и опч=1500 кг/см2. При температуре 600—650°
предел прочности, предел текучести и модуль упругих деформа
ций обычной (нежароустойчивой) стали практически равны
нулю.
 При снижении температуры уменьшается сопротивление стали
ударному разрушению — сталь разрушается хрупко. Это явле
ние называется температурной хрупкостью. Оно появляется у
стали марки Ст. 3 при температуре —30°, а у стали марки
Ст. 5 — при — 50°.
 Следовательно, при обычных рабочих температурах (от —50
до +100°) механические характеристики стали при статической
работе практически не меняются.
 Прочностные характеристики стали можно изменять терми
ческой обработкой. Основными операциями термической обра
ботки являются отжиг, нормализация, закалка и отпуск.
 Отжиг — нагрев стали до определенной температуры (906—
1000°), выдержка и медленное охлаждение, обычно вместе с
печью. Отжиг понижает прочность и повышает вязкость стали.
 Нормализация — нагрев стали до температуры 800—900°,
получасовая выдержка и охлаждение на воздухе. Нормализо
ванная сталь обладает большой прочностью и меньшей пластич
ностью по сравнению с отожженной сталью.
 Закалка — нагрев стали до определенной температуры (906—
1000°) и быстрое охлаждение в воде или масле. Цель закалки-
увеличение прочности и твердости.
 Отпуск — медленный нагрев закаленной стали до темпера
туры 500—700°, выдержка при этой температуре и последующее
охлаждение. Закаленные стали подвергают отпуску для частич
ного или полного устранения внутренних напряжений, частично
го снижения твердости и повышения вязкости.
 Термическая обработка основной конструкционной строитель
ной стали марки Ст. Зкп по данным исследований, проведенных
под руководством проф. М. В. Приданцева, приводит к сущест
венной экономии стали за счет повышения ее механических ха
рактеристик путем закалки. В результате закалки сталь марки
Ст. Зкп приобретает механические свойства, значительно превы
шающие механические характеристики незакаленной стали мар
ки Ст. Зкп.
 Предел текучести закаленной стали составляет 3000 кг/см2,
что дает экономию материала в конструкциях до 20% при уве
личении стоимости закаленной стали всего на 6%.
 Следовательно, применение в конструкциях закаленной кипя
щей стали марки Ст. Зкп—еще один путь экономии металла и
снижения стоимости строительства.
 2-253
 17


§ 4. НАКЛЕП, УСТАЛОСТЬ, ПОЛЗУЧЕСТЬ И СТАРЕНИЕ СТАЛИ
 Наклеп — расширение области упругих деформаций стали
при повторном загружении с перерывом в пределах пластичес
ких деформаций- Это явление объясняется неоднородностью струк
туры стали и, следовательно, неодинаковым распределением
пластических деформаций в различных кристаллах. Примеры
наклепа: прокат, ковка при пониженном температурном режиме
(/°<723°), холодное волочение, изготовление холодносплющен-
ной арматуры и др.
 При этих процессах происходит расплющивание, сдавлива
ние и вытягивание отдельных зерен, ориентация кристаллов, со-
провождающиеся повышением предела текучести и твердости.
 Явление наклепа отрицательно влияет на дальнейшую рабо
ту конструкций, поэтому при изготовлении их следует избегать
появления наклепа путем отжига наклепаной стали-
 Усталость стали — явление, возникающее под действием
непрерывно повторяющейся нагрузки (до одного миллиона раз),
сопровождающееся понижением прочности стали. Разрушаю
щие напряжения при усталости (вибрационная прочность) всег
да меньше предела прочности, а при знакопеременных нагруз
ках — меньше предела текучести стали.
 Величина вибрационной прочности при знакопеременной не
прерывно повторяющейся нагрузке приближается к пределу вы
носливости, составляющему 40% от предела текучести.
 Вибрационная прочность зависит от числа колебаний, состоя
ния поверхности, местных напряжений и других причин, способ
ствующих концентрации напряжений. При разрушении стали от
усталости получается хрупкий излом. Причиной усталостного
разрушения стали является развитие во времени начальных во
лосяных трещин, появившихся в результате концентрации напря
жений. Для обычных конструкций, работающих под статической
нагрузкой, усталость не является опасной. Однако в конструк
циях под регулярной подвижной нагрузкой необходимо учиты
вать возможность усталости материала и предотвращать ее сни
жением расчетного сопротивления стали. При этом расчетное
сопротивление стали множат на коэффициент у, определяемый
по формуле
 Т =
 1
 а - b
 N МИН
 N макс
 (3.1)
 где Nмин и Nмакс—соответственно наименьшие и наибольшие по
абсолютной величине продольные силы, изги
бающие моменты или напряжения в рассчи
тываемом элементе, взятые с их знаком;
а и Ь—коэффициенты, принимаемые по табл. 1.
 18


Таблица 1
 Значения коэффициентов а и Ъ
 Вид соединения
 Сталь марки
Ст. 3
 Сталь марки
15 ХСНД (НЛ 2)
 а
 Ь
 а
 ь
 Основной металл в области, не за
тронутой концентрацией напряжений
 1,00
 0,50
 1,30
 0',70
 Сварные соединения встык с об
работанной поверхностью шва
 1,00
 0,6
 i
 1,45
 0,85
 Заклепочные соединения и сварные
соединения встык косыми швами с
подваркой корня
 1,3
 0.8
 1,75
 0,15
 Сварные соединения лобовыми шва
ми с отношением сторон 1 : 1,5 .
 1,5
 1,60
 2,00
 1,40
 Сварные соединения фланговыми
швами с обработанными концами
 2,00
 1,50
 2,70
 2,10
 Во всех случаях значения коэффициента у принимаются не
больше единицы. Проверка элементов конструкций на устойчи
вость и выносливость производится раздельно.
 На выносливость рассчитывают стальные конструкции, непо
средственно воспринимающие подвижную нагрузку (здания и
сооружения металлургических заводов с тяжелым режимом ра
бот), а также стальные конструкции, непосредственно восприни
мающие регулярную вибрационную нагрузку.
 Если при приварке поясов подкрановых балок к стенке в зда
ниях и сооружениях металлургических заводов с тяжелым режи
мом работы обеспечен провар шва на всю толщину стенки, про
верку выносливости основного металла можно не производить.
Если фасонки сварных подкрановых ферм выполнены с плавной
выкружкой при их прикреплении к верхним двутавровым поясам,
коэффициент у для пояса принимается таким же, как и для ос
новного металла в области, не затронутой концентрацией напря
жений. Для основного металла обработанных сварных соеди
нений встык и заклепочных соединений в элементах конструк
ций, воспринимающих только сжимающие переменные нагрузки,
коэффициент у принимается равным единице.
 Сталь в конструкциях обладает способностью к увеличению
пластических деформаций при постоянной величине напряже
ний. Это свойство стали называется ползучестью. При обычных
 2*
 19


рабочих температурах ползучесть практически не проявляется
й имеет место только при высоких температурах порядка 400—
600°.
 Свойство стали изменять свою структуру во времени при по
вторном загружении в области пластических деформаций после
некоторой разгрузки, сопровождающееся увеличением кристал
лов и выделением из твердого раствора стали неметаллических
включений цементита и нитридов (соединений железа с азотом),
препятствующих сдвигам кристаллов феррита, называется ста
рением- Старение хара^еризуется повышением предела текучес
ти, уменьшением удлинения и ударной вязкости. Из малоуглеро
дистых сталей старению подвержены стали марок Ст. 2 и Ст. 3.
Это явление нередко имеет место в металлических мостах после
70—80 лет их эксплуатации.
 § 5. КОРРОЗИЯ СТАЛИ
 Коррозией называется процесс разрушения стали под влия
нием химического или электрохимического воздействия окружаю
щей среды. Коррозия стали обычно называется ржавлением.
На скорость коррозии влияют внутренние и внешние факторы.
 К внутренним факторам относятся химический состав, строе
ние, наклеп и состояние поверхности металла. Содержание угле
рода в стали в количестве 0,1—0,5% не влияет на скорость кор
розии. Повышенное содержание углерода увеличивает разъеда
ние металла под водой. Фосфор замедляет коррозию. Сера и
наклеп способствуют ее развитию.
 К внешним факторам, влияющим на скорость коррозии, от
носится действие на металл окружающей среды: влаги, кислот,
температуры и др.
 Для защиты стали от коррозии в ее состав вводят в малых
количествах медь, никель, хром и др. Другим средством за
щиты от коррозии является металлизация — покрытие стальной
поверхности другими металлами, например, цинком, хромом и др.
Наиболее широко распространенной в строительстве мерой за
щиты стали от коррозии является масляная окраска ее в два
слоя. Первый слой, называемый грунтом, наносят на заводе для
предохранения конструкции от коррозии во время транспорти
рования на строительную площадку, хранения на открытом
складе и во время монтажа. Второй раз конструкцию окраши
вают после монтажа.
 § 6. МАРКИ СТАЛЕЙ
 В зависимости от способа получения, механических характе
ристик и химического состава сталь делится на марки. Наибо
лее распространенными в строительстве являются стали
(ГОСТ 380-57):
 20


бессемеровская — марок БСт.О, БСт.Зкп (кипящая); БСт.З,
БСт.4кп, БСт.4, БСт.5 и БСт.6;
 мартеновская — марок Ст.О, Ст.1, Ст.2, Ст.Зкп, Ст.4, Ст.4а,
Ст.5, Ст.6 и Ст.7.
 В зависимости от марки стали содержание фосфора допус
кается 0,04—0,09%; серы 0,04—0,07%, марганца 0,25—0,8%,
кремния 0,05—0,32%, углерода 0,12—0,62%.
 В стали, предназначенной для сварных конструкций, при со
держании углерода до 0,22% включительно, содержание крем
ния должно быть 0,12—0,22%, а при содержании углерода вы
ше 0,22% — соответственно 0,12—0,25%.
 Кроме этих сталей, в настоящее время применяются низко
легированные стали марок 14Г2, 15ГС, 14ХГС, 10ХСНД и
15ХСНД (ГОСТ 5058-57), легированные добавками 1—2%
марганца, до 1% кремния, 1% хрома, 1% никеля.
 Сравнительные механические характеристики сталей различ
ных марок приведены в табл. 2 и 3.
 Таблица 2
 Механические характеристики некоторых низколегированных сталей
 (ГОСТ 5058-57)
 Марка
 стали
 Толщина
листа Ь, мм
 у Механиче»
 Временное
сопротивле
ние авр,
кг/мм2
 ские свойств
растяжении
 Предел
текучести
ат , кг!мм2
 a стали при
 Относитель
ное удлине
ние е, проц.
 не менее
 14Г2
 4—10
 1
 48
 34
 18
 11—20
 47
 33
 18
 15ГС
 4—10
 50
 35
 18
 11—20
 48
 34
 18
 14ХГС
 4—10
 50
 35
 18
 11—20
 50
 34
 18
 15ХСНД
 4—32
 52
 35
 18
 (НЛ2)
 4—32
 54
 40
 16
 ЮХСНД
 33—40
 51
 37
 15
 Примечания: 1. Стали указанных марок имеют следующий химиче
ский состав: 14Г2 — углерода 0,14%, марганца 2%; 15ГС — углерода 0,15%,
кремния 1%, марганца 1%; 14ХГС — углерода 0,14%, хрома 1%, марган
ца 1%, кремния 1%; 15ХСНД — углерода 0,15%, хрома 1%, кремния 1%,
марганца 1%, никеля 1%; ЮХСНД — углерода 0,1%, хрома 1%, крем
ния 1%, марганца 1%, никеля 1%.
 2. Для сталей, указанных в таблице, для испытания на загиб в холодном
состоянии на 180° диаметр оправки должен быть равен толщине образца.
 21


Таблица 3
 Механические характеристики некоторых сталей (ГОСТ 380-57)
 Минимальное значение
 СП
 са
' Q*
 Относительное удлине-
 предела текучести,
 О
 ние,
 проц.
 Марка
 стали
 кг/ммг, по разрядам тол
щины проката
 * ч а
8 £ .
 5g £ >>
 при времен
ном сопро¬
 *10
 85
 тивлении
 1
 2
 3
 <D О м
£•0,3
PQ с а
 разрыву,
кг/мм2
 не менее
 БСт. Зкп
 I
 38—40
 23
 27
 БСт. 3
 25
 24
 23
 38—47
 41—43
 22
 26
 44—47
 21
 25
 БСт. 4кп
 42—44
 22
 26
 БСт. 4
 26
 25
 25
 42—52
 45—48
 21
 25
 49—52
 24
 24
 БСт. 5
 29
 28
 27
 50—62
 50-53
 18
 22
 54—57
 17
 21
 58—62
 16
 20
 БСт. 6
 32
 31
 30
 60—72
 60—63
 13
 16
 64—68
 12
 15
 68—72
 11
 14
 Ст. 1
 —
 —
 —
 32—40
 32—40
 28
 33
 Ст. 2
 22
 21
 21
 34—42
 34—42
 26
 31
 Ст. Зкп
 24
 24
 22
 38—47
 38—40
 24
 28
 41—43
 23
 27
 44—47
 22
 26
 Ст. 3
 25
 24
 23
 40—50
 40—43
 23
 27
 44—47
 22
 26
 48—50
 21
 25
 Ст. 4
 26
 25
 24
 42—52
 42—44
 21
 25
 45—48
 20
 24
 49—52
 19
 23
 Ст. 4а
 27
 26
 25
 46—56
 46—48
 19
 23
 49—52
 18
 22
 53—56
 17
 21
 Ст. 5
 29
 28
 27
 50—62
 50—53
 17
 21
 54—57
 16
 20
 58—62
 15
 19
 Ст. 6
 32
 31
 30
 60—72
 60—63
 13
 16
 64—67
 12
 15
 68—72
 И
 14
 Ст. 7
 35
 35
 33
 70 и
 70—79
 9
 12
 более
 80 и
более
 8
 10
 Примечание. Испытание на загиб в холодном состоянии на 180°
следует производить для сталей следующих марок: Ст. 4 и БСт. 4 с диамет
ром оправки, равным толщине образца; Ст. 4а—равным двум толщинам образ
ца; Ст. 5 и БСт. 5 —равным трем толщинам образца.
 22


Сталь марки Ст.О имеет очень разнородные механические ха
рактеристики и в настоящее время применяется только в нерас-
считызаемых элементах конструкций, в которых не могут воз
никнуть значительные напряжения. Эта сталь является резуль
татом отбраковки сталей других марок.
 Сталь марки Ст2 очень мягкая и эластичная. Ее используют
в листовых конструкциях, если при их изготовлении применяет
ся много гибочных и отбраковочных работ.
 Сталь марок Ст. 3 и Ст. Зкп — основная строительная сталь,
хорошо сваривающаяся. Ее применяют в строительных конст
рукциях всех видов—сквозных, сплошных и листовых, сварных и
клепаных.
 При специальном обосновании в конструкциях может при
меняться сталь марок Ст.4 и Ст.5. Эти стали более жесткие и
прочные, однако хуже свариваются и применяются в клепаных
конструкциях.
 В тяжелых конструкциях, работающих под большими нагруз
ками, применение низколегированных сталей может привести к
существенному снижению расхода материалов (до 30—35%).
При этом несмотря на более высокую стоимость низколегиро
ванной стали можно снизить стоимость строительства. Из низко
легированных сталей для строительных конструкций к широкому
применению рекомендуются стали марок 14Г2 .и 15ГС как наи
более экономичные.
 § 7. СОРТАМЕНТ СТРОИТЕЛЬНОЙ СТАЛИ
 Стальные конструкции проектируются и изготовляются из
прокатной стали, выпускаемой нашими металлургическими за
водами. Типы и размеры прокатной стали соответствуют госу
дарственному общесоюзному стандарту. Для каждого типа про
ката разработаны стандартные каталоги.
 Советская металлургическая промышленность выпускает мно
го типов проката. Из них для изготовления стальных конструк
ций применяются сталь листовая и сталь профильная.
 Листовая сталь делится на следующие группы:
 1. 	Сталь прокатная толстолистовая (ГОСТ 5861-57) включа
ет листы толщиной 4—160 мм. Ширина листа может быть до 3 ж,
однако ходовая ширина составляет 1400—1600 мм. Длина лис
тов 2—12 м.
 Чтобы уменьшить отходы металла на отрезки, установлены
заказные размеры по ширине и длине, а именно: при ширине
листа до 1000 мм заказная ширина должна быть кратна 500 мм\
при большей ширине — соответственно 150—250 мм. Заказная
длина 4,5—6 и 9 м.
 23


1“
 шт/ш
 а
 'шиурдх» ezzzzzTpza
 6
 ZZZZZZZZb
 czzzzzbzm» U777u?./ul&
 г д
 Толщина листов прокатной толстолистовой стали изменяет
ся неравномерно. При толщине листов 4—6 мм она изменяется
с градацией через 0,5 мм\ при толщине 6—16 мм — с градаци
ей через 1 мм; при толщине 32 мм — с градацией через 2 мм, за
исключением листа толщиной 25 мм; при толщине 32—40 мм с
градацией через 4 чм; при толщине 40—50 мм — через 5 мм; при
 толщине 70—110 мм—с гра
дацией через 10 мм. Более
толстые листы рекомендует
ся прокатывать толщиной
125, 140 и 160 мм.
 Т олстолистовая сталь
 применяется для изготовле
ния сварных и клепаных кон
струкций.
 2. Сталь универсаль
ная (ГОСТ 82-57) включает
листы толщиной 4—50 мм с
градацией через 2 мм. Ли
сты шириной 200—1050 мм
имеют градацию ширины че
рез 20—50 мм. Обычная за
казная длина 9—12 м. При
меняется в колоннах и под
крановых балках промыш
ленных зданий.
 3. Сталь листовая тонкая
толщиной 1— 4мм применя
ется для изготовления штам
пованных и гнутых профилей.
 Профильный прокат де
лится на следующие группы:
 1. 	Сталь прокатная уг
ловая. Прокатывается двух
видов в виде равнобоких
(ГОСТ 8509-57) и неравно
боких (ГОСТ 8510-57) угол
ков (рис. 10,а, б). Сортамент угловой стали весьма обширен:
от очень малых профилей с площадью поперечного сечения
1,13—1,16 см2 до мощных профилей площадью 78,5—142 см2.
Угловая сталь прокатывается длиной до 19 м, а заказная длина
обычно принимается 6; 9; 12 и 15 м.
 Угловая сталь широко применяется в изготовлении различ
ных стальных конструкций.
 2. 	Швеллеры (ГОСТ 8240-56). Размеры швеллеров (рис. 10, в)
и их геометрические характеристики определяются номером
швеллера, который соответствует высоте его поперечного сече
ния, выраженной в сантиметрах. Сортамент включает швеллеры
 Г~
 Г
 Рис. 10. Профили прокатной стали:
а—равнобокий уголок; б—неравнобокий
уголок; в—швеллер; г—обыкновенный
двутавр; д—широкополочный двутавр;
е—тавр; ж—стальная бесшовная тру
ба; з—тонкостенный профиль.
 24


от № 5 по № 40. С № 14 по №24 включительно швеллеры име
ют по две толщины стенки с градацией в 2 мм, причем профили
различной толщины обозначаются дополнительно буквами (на
пример, швеллер № 24 и швеллер № 24а).
 Заказчикам поставляются швеллеры № 5—8 длиной 5—12 му
№ 10—18 длиной 5—19 му № 20—40 длиной 6—19 ж-
 Швеллеры применяются в качестве прогонов по фермам и
обвязочных балок при фахверковых стенах.
 3. Двутавры разделяются на 2 группы: обыкновенные
 (рис. 10, г) и широкополочные (рис. 10, д).
 (Обыкновенные двутавры — сталь прокатная, балки двутав
ровые (ГОСТ 8239-56). Их размеры, вес и геометрические харак
теристики определяются номером двутавра, соответствующим
высоте поперечного сечения балки, выраженной в сантиметрах.
 В сортамент входят двутавры от № 10 по №70. От № 18 по
№ 30 включительно стенки двутавров прокатывают двух толщин
с градацией 2 мм; двутавру с увеличенной толщиной стенки
присваивается, например, I № 30 и I № 30 а. В двутавровых
балках № 70 стенки прокатывают трех толщин.
 Промышленность выпускает основные номера прокатных
швеллеров и двутавров, а дополнительные размеры профилей
(с буквенным индексом) изготовляются в особых случаях нри
соответствующем экономическом обосновании заказа.
 Балки № 10—18 изготовляются длиной 5—19 м, ..балки
№ 20—70—длиной 6—19 м. По заказу выполняют длины от
6 до 18 м, кратные 3.
 В СССР с 1951 г. прокатывают двутавровые профили с уши
ренными полками, которые с успехом применяются в мостовых
конструкциях и тяжелых элементах конструкций производствен
ных зданий. В ближайшие годы намечается строительство мощ
ного прокатного стана для изготовления широкополочных дву
тавров высотой до 1000 мм с отношением ширины полки к вы
соте профиля 1 : 1—1 : 2,5.
 4. Тавры (ГОСТ 7511-58) — весьма удобные профили в свар
ных конструкциях (рис. 10, е). Они могут заменить спаренные
уголки в сварных фермах. Крупные тавры не прокатывают. Мел
кие тавры применяются в металлических оконных переплетах.
 5. Стальные бесшовные трубы (ГОСТ 8732-58) выпускают
диаметром 25—800 мм с толщиной стенки 2,5—70 мм (рис- 10,ж).
Благодаря симметричности сечения и большой его жесткости они
являются прекрасным профилем для элементов, работающих на
центральное сжатие. Трубы — наиболее коррозиестойкий про
филь.
 Стальные трубы применяются в башнях, мачтах, иногда в
фермах и нейтрально сжатых колоннах.
 6. Тонкостенные профили (рис. 10, з). В легких элементах
стальных конструкций применяются тонкостенные профили
 25


постоянной толщины. Их изготавливают из тонкой (1—4 мм) хо
лоднокатаной стали или ленты шириной до 600 мм при помощи
гибки или холодной прокатки на специальных машинах.
 В настоящее время есть предложения по изготовлению но
вых видов поперечных сечений гнутых тонкостенных профилей
для нужд гражданского и промышленного строительства.
 Применение тонкостенных профилей приводит к экономии
стали. Характерным примером является конструкция карнизно
го прогона фонаря (рис. 11, а), в результате применения кото
рой экономится 34% стали по сравнению с существующей конст
рукцией прогона из прокатных профилей.
 Рис. 11. Гнутые профили:
 а—карнизный прогон фонаря; б—промежуточный прогон фонарного
остекления; в—коробчатые гнутые профили.
 Вторым примером может служить конструкция промежуточ
ного прогона фонарного остекления, в результате применения
которой экономится около 30% стали (рис. 11,6).
 Предложенные ЦНИПСом коробчатые гнутые профили
(рис. 11, в) позволяют добиться экономии стали до 12,5% в
стальных фермах покрытий промышленных зданий.
 26


§ 8. ТИПИЗАЦИЯ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ ПРОМЫШЛЕННЫХ
ЗДАНИИ И ПРЕИМУЩЕСТВА МОДУЛЬНОЙ СИСТЕМЫ
 Индустриализация строительства промышленных зданий,
улучшение его качества, сокращение сроков строительства, по
вышение эффективности монтажа с применением более совершен
ного и универсального оборудования связаны с типизацией и
унификацией конструкций.
 Типизация обуславливается принципом модульности. В осно
ву конструктивно-планировочных решений положена единая мо
дульная система (ЕМС), согласно которой все размеры должны
быть кратны единому модулю, равному 100 мм-
 Для промышленных зданий должны быть модулированы га
бариты размеров внутренних пространств, расстояния между
разбивочными осями зданий, расстояния между основными отмет
ками здания, размеры элементов конструкций и деталей.
 Единый модуль для промышленных зданий мал по величине,
поэтому приняты частные укрупненные модули: для пролетов—
3 му а начиная с пролета 18 ж — 6 ж; для шага колонн — 6 м
(3 ж).
 В соответствии с «Основными положениями по унификации
конструкций промышленных зданий», введенными в действие Го
сударственным комитетом по делам строительства при Совете
Министров СССР, укрупненный модуль высоты для беекрано-
вых и крановых цехов с отметкой подкрановой балки до 8 ж
принят равным 1 ж, для более высоких зданий — 2 ж.
 В результате внедрения модульной системы и типизации
конструкций появились типовые секции промышленных зданий,
разработанные проектными организациями, на основе которых
ведутся работы по широкому внедрению типовых проектов в
проектирование промышленных предприятий.
 § 9. МЕТАЛЛЫ, ЗАМЕНЯЮЩИЕ СТАЛЬ В КОНСТРУКЦИЯХ
 В настоящее время в строительстве, кроме стали, применя
ются чугун и легкие алюминиевые сплавы.
 Чугун отличается от стали более высоким содержанием угле
рода (2—2,5%). В современном строительстве он применяется
весьма ограниченно, главным образом в виде литых опорных
элементов конструкций (подушек для опирания балок и ферм).
 Ограниченное применение чугуна объясняется особенностями
его механических свойств: высоким сопротивлением сжатию, ма
лым сопротивлением изгибу и растяжению, а также хрупким
характером разрушения. Кроме того, чугунные конструкции зна
чительно тяжелее стальных.
 Для нужд строительства в настоящее время применяются раз
личные марки чугуна, механические характеристики которых
указаны в табл. 4.
 27


Таблица 4
 Механические характеристики различных марок чугуна
 Марка чугуна
 Предел прочности, кг/мм2,
 при
 сжатии
 растяжении
 изгибе
 СЧ12-28
 50
 12
 28
 СЧ15-32
 65
 15
 32
 СЧ 18-36
 70
 18
 36
 СЧ21-40
 75
 21
 40
 СЧ24-44
 85
 24
 44
 С428-48
 100
 28
 48
 Легкие алюминиевые сплавы в настоящее время находят все
более широкое распространение в строительстве в нашей стра
не и за рубежом.
 В соответствии с нормами и техническими условиями проек
тирования конструкций из алюминиевых сплавов, разработан
ными Центральным научно-исследовательским институтом строи
тельных конструкций (ЦНИИСК), рекомендуется применять в
основном сплавы следующих марок.
 1. Термически необрабатываемые:
 алюминиево-магниевые сплавы АМГ и АМГ 5П — для кле
паных конструкций, АМг 6Т — для сварных конструкций;
 алюминиево-марганцовые сплавы АМЦ — для конструкций
зданий и сооружений, не требующих повышенной устойчивости
против коррозии.
 2. Термически обрабатываемые:
 алюминиево-кремнистые сплавы АВ—для ответственных кон
струкций, требующих повышенной устойчивости против корро
зии;
 сплавы дуралюминиевые нормальной прочности Д1 и повы
шенной — Д6 и Д16 — для ответственных конструкций, не тре
бующих повышенной устойчивости против коррозии;
 сплавы Д18П, ДЗП и В65 — для заклепок из дуралюминие-
вых сплавов.
 Механические характеристики алюминиевых сплавов приве
дены в табл. 5.
 Алюминиевые сплавы почти не уступают по прочности обыч
ным углеродистым сталям, способствуют облегчению веса кон
струкции (для стали у = 7,8 т/ж3, а для алюминия у = 2у7 т/ж3),
но имеют значительно меньшую жесткость (£ = 700000 кг!см2) и
требуют специальных конструктивных мер, обеспечивающих
нормальную работу конструкций из алюминиевых сплавов.
 28


Таблица 5
 Характеристика алюминиевых сплавов, применяемых для несущих конструкций
 Марка
 сплава
 Химические добавки, проц.
 Механическая характеристика
 Си
 Mg
 Мп
 Si
 °пч»
 кг/ мм2
 °т »
 кг! мм'2
 е,
 проц.
 Предел проч
ности при
срезе кг!мм2
 ав5 »
 кг! мм2
 Твердость по
Бринелю,
кг!мм2
 Ударная вяз
кость а,
кгм/см2
 АМГ

 2,0—2,8
 0,15—0,40
 —
 25
 21
 6
 15
 13,5
 60
 —
 АМГ 5П
 —
 4,7—6,7
 0,2—0,6
 —
 10
 8
 23
 12,5
 12,8
 45
 —
 AMr 6Т
 —
 6,0—7,0
 0,6—0,75
 —
 27
 15
 23
 16
 14,0
 70
 —
 АМЦ
 —
 —
 1,0—1,6
 —
 32
 • 16
 , 15
 —
 —
 —
 —
 АВ
 0,2—0,6
 0,45—0,9
 0,15—0,35
 0,5-1,2
 17
 13
 10
 10
 6,5
 40
 —
 Д1
 3,8—4,8
 0,4-0,8
 0,4—0,8
 —
 13
 5,0
 23
 8
 5,0
 30
 —
 Д6
 4,6—5,2
 0,65—1,0
 0,5—1,0
 —
 12
 —
 24
 8
 6,3
 30
 —
 Д16
 3,8—4,3
 1,2—1,8
 0,3—0,9
 —
 40
 24
 15
 24
 12,5
 100
 3
 Д18П
 2,2—3,0
 0,2—0,5
 —
 —
 42
 30
 15
 —
 —
 105
 2,5
 дзп
 2,6—3,5
 0,3—0,7
 0,3—0,7
 —
 22
 11
 15
 —
 —
 —
 —
 В65
 3,9—4,5
 0,15—0,3
 ' 0,3—0,5
 —
 44
 31
 13
 26
 11,5
 105
 3-


ГЛАВА II
 ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЭЛЕМЕНТОВ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
 § 10. ПРИНЦИПЫ РАСЧЕТА СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
 До последнего времени применялся метод расчета стальных
конструкций по допускаемым напряжениям- Он основан на при
менении обобщенного (единого) коэффициента запаса, учитываю
щего возможное увеличение расчетной эксплуатационной нагруз
ки, возможное уменьшение прочностных характеристик мате
риала по сравнению с нормативными, влияние неучтенных уси
лий, дефектов производства работ и др.
 Обобщенный (единый) коэффициент запаса прочности не
может характеризовать физическое состояние конструкции под
нагрузкой, так как он не учитывает раздельного влияния каждо
го фактора.
 На основании экспериментально-теоретического изучения
действительной несущей способности конструкций советскими
учеными Н. С. Стрелецким, А. А. Гвоздевым, И. И. Гольденбла-
том и др. разработана новая методика расчета по предельным
состояниям.
 Предельным называется такое состояние элемента конструк
ции, по наступлении которого дальнейшая его эксплуатация не
возможна.
 Различают три предельных состояния:
 1. Предельное состояние по несущей способности (прочности
устойчивости и др). При достижении его конструкция теряет спо
собность сопротивляться внешним воздействиям и получает та
кие остаточные изменения, которые не допускают ее дальней
шую эксплуатацию. #
 2. Предельное состояние по деформациям. В этом случае
при сохранении прочности и устойчивости появляются деформа
ции, исключающие дальнейшую эксплуатацию конструкции.
 3. Предельное состояние по местным повреждениям (по об
разованию трещин и т. п.).
 зо


В стальных конструкциях появление местных дефектов за
висит от неправильной технологии изготовления и монтажа, поэ
тому третье предельное состояние для них не учитывается-
 При расчете стальных конструкций необходимо всегда учиты
вать первое предельное состояние (по несущей способности).
 Второе предельное состояние учитывается для конструк
ций, в которых величина деформаций может ограничить воз
можность их эксплуатации (например, у балок).
 Методика расчета по предельным состояниям устанавли
вает расчетные коэффициенты трех видов: коэффициент пере
грузки л, коэффициент однородности к и коэффициент усло
вий работы т.
 Коэффициент перегрузки п учитывает изменение прини
маемой в расчете нормативной нагрузки в процессе эксплуа
тации сооружения. Величина его зависит от вида нагрузки
(табл. 6). Перегрузка от собственного веса (постоянная на
грузка) может иметь место только в результате некоторого
отклонения реальных размеров конструкции от проектных, а
также колебаний в объемном весе материала.
 Произведение нормативной нагрузки на соответствующий
коэффициент перегрузки называется расчетной нагрузкой.
 N = N*n. (1.II)
 Таблица 6
 Нормативные нагрузки N и коэффициент перегрузки п
 Вид нагрузки
 Норматив
ная нагруз
ка N, кг!м2
 Коэффи¬
 циент
 перегрузки
 п
 По перекрытиям
 В чердачных помещениях
 75
 1,4
 В квартирах, лечебницах и детских учреждени
ях, за исключением вестибюлей и залов .
 150
 1,4
 В общежитиях, конторах, кинотеатрах, классных
комнатах, бытовых помещениях промышлен
ных цехов /
 200
 1,4
 В коридорах общежитий, контор и бытовых по
мещений, а также в залах столовых, ресто
ранов, в аудиториях
 300
 1,3
 В залах и коридорах театров, кино, клубов,
школ, вокзалов, трибун ....
 400
 1,2
 В книгохранилищах, архивах — по действитель
ной нагрузке, но не менее ....
 500
 1,2.
 В производственных помещениях промышленных
 предприятий, складов, в торговых залах ма
газинов — по технологическим данным, но
не менее
 400
 Не менее
 На лестницах, в вестибюлях, на террасах и бал
конах
 400
 1,2—1,4


Продолжение табл. 6
 Вид нагрузки
 Норматив
ная нагруз
ка N, кг/м2
 Коэффи¬
 циент
 перегрузки
 п
 Разные
 Давление и собственный вес сыпучих тел и
 По проект¬
 По п роект-
 грунта .......
 ным данньш
 ным данным
 Гидростатическое давление жидкостей
 То же
 1,1
 Вертикальные и горизонтальные нагрузки от
кранов
 1,3
 Собственный вес конструкций .
 я
 1.1
 Ветровая нагрузка
 „
 1.2
 Снеговая нагрузка
 „
 1,4
 Нагрузка на обслуживающие площадки в це
хах, галереи для легких транспортеров —
по действительной нагрузке или техническим
условиям, но не менее
 200
 1,2
 Примечания: 1. Нормативную нагрузку от кранов, за исключением
специальных, нужно принимать:
 а) вертикальную — по стандартам и каталогам на крановое оборудо
вание;
 б) горизонтальную, продольную вдоль подкранового пути (только для
электрических кранов) — равной 0,1 от наибольшего давления на тормоз
ные колеса;
 в) горизонтальную, поперечную (только для электрических кранов) —
равной 0,05 от суммы грузоподъемности и веса тележки для кранов с гиб
ким подвесом и 0,1 от той же суммы нагрузок для кранов с жестким под
весом.
 При этом считают, что горизонтальное усилие передается полностью на
одну подкрановую балку и распределяется поровну между колесами крана.
 2. При расчете подкрановых балок нагрузки от кранов нужно умножать
на динамический коэффициент; на прочие конструкции это увеличение на
грузок не распространяется.
 3. Динамическое воздействие прочих нагрузок, а также перекосов кра
на следует учитывать в соответствии со специальными нормами и техниче
скими условиями.
 4. 	Вес конструкций и величины полезных нагрузок, принятые в расче
те, следует указывать на рабочих чертежах.
 5. 	При расчетах с учетом дополнительных или особых сочетаний нагру
зок значения коэффициентов перегрузки для всех нагрузок, кроме собст
венного веса, умножают на коэффициент, равный 0,9 при учете дополни
тельных сочетаний и 0,8 при учете особых сочетаний.
 Коэффициент однородности к учитывает изменение меха
нических свойств материала, а также уменьшение площади
сечения проката против номинального значения в пределах,
установленных стандартом допусков.
 Нормативное сопротивление RH (предел текучести) уста
навливается на основании экспериментальных данных.
 При расчете по предельному состоянию должны быть
учтены возможные отклонения показателей прочности мате-
 32


риала от нормативных значений и возможные перенапряже
ния в конструкции за счет минусовых допусков на прокат пу
тем умножения их на коэффициент однородности к (табл. 7)
Величина коэффициента однородности устанавливается в ре
зультате статистической обработки многочисленных испы
таний.
 Таблица 7
 Нормативные сопротивления RH , кг!см*, и коэффициенты
однородности к прокатной стали
 Услов-
 Марка стали
 Нормативные
 ное
 Ст. 3 и
Ст. 4
 характеристики
 обозна¬
 чение
 Ст. 0
 Ст. 2
 Ст. 5
 14ХГС
 15ХСНД
 Нормативные сопротиз-
 ления:
 растяжению, сжатию,
 изгибу . . .
 г
 1900
 2200
 2400
 2800
 3400
 3400
 срезу ....
смятию торцовой
 по-
 1150
 1300
 1450
 1650
 2050
 2050
 верхности
 .
 Я«.т
 2850
 3300
 3600
 4200
 5100
 5100
 смятию местному
 ПрЦ
 плотном касании
 р'
 ^см.м
 1450
 1650
 1800
 2200
 2550
 2550
 диаметральному
 сжа-
 тию катков при
бодном касании
 сво-
 рн
 Иск
 70
 80
 90
 105
 125
 125
 Коэффициент однород-
 ности ....
 к
 0,9
 0,9
 0,9
 0,85
 0,85
 0,85
 Расчетным сопротивлением называется произведение нор
мативного сопротивлений RH на коэффициент однородности к
(табл. 8).
 /? = #" к. (2.11)
 Таблица 8
 Расчетные сопротивления прокатной стали
 Вид напряженного
состояния
 Услов¬
 Марка стали
 ное
 обозна¬
 чение
 Ст. 0
 1
 Ст. 2
 |Ст. 3 и
Ст. 4
 Ст. 5
 14ХГС
 15ХСНД
 Растяжение. сжатие и
изгиб
 R
 1100
 2000
 2100
 2400
 2900
 2900
 Срез
 Яср
 О
 *^см*т
 коо
 1200
 1300
 1400
 1700
 1700
 Смятие торцовой по
верхности
 2500
 3000
 3200
 3600
 4300
 4300
 Смятие местное пои
плотном касании . .
 Rcm.m
 1300
 1500
 1600
 1800
 2200
 2200
 Диаметральное сжатие
катков пои свободном
касании
 ^с.к
 60
 70
 80
 90
 ПО
 110
 3 — 253
 33


Коэффициент условий работы m учитывает условия экс
плуатации и особенности работы конструкции под нагрузкой:
изменение эксцентриситетов приложения нагрузки, концентра
цию напряжений при наличии ослаблений, возможность хруп
кого разрушения, влияние агрессивной среды и других благо
приятных и неблагоприятных факторов, сопутствующих экс
плуатации конструкции и влияющих на ее переход в предельное
состояние.
 Величина коэффициента условий работы m для стальных
конструкций установлена нормами:
 Элементы конструкций
 Корпуса днищ резервуаров 0,8
 Колонны гражданских зданий и опоры водопровод
ных башен 0,9
 Сжатые элементы ферм и сплошные балки перекры
тий под залами театров, клубов, кино, трибун,
помещений магазинов,'4 книгохранилищ и архивов
при весе перекрытий, равном полезной нагрузке
 или большем ее 0,9
 Сжатые элементы стропильных ферм и прогоны кро
вель зданий при снеговой нагрузке не более
70 кг/м2 и весе кровли 150 кг/м2 и более, а так
же при снеговой нагрузке не более 100 кг 1м2 и
 весе кровли 300 кг/м2 и более .... 0,95
 Элементы, прикрепляемые односторонне . . 0,75
 Соединения конструкций
Заклепки, работающие на растяжение (отрыв голо
вок) ......... 0,6
 Заклепки с потайными или полупотайными головками 0,8
 Черные, чистые и рифленые болты, работающие на
 растяжение . . . ... . . 0,8
 Анкерные болты, работающие на растяжение . . 0,65
 Прочие элементы конструкций и соединений, за ис
ключением указанных в специальных технических
условиях 1,0
 . Расчетные формулы метода предельных состояний записы
ваются в виде неравенства. Для первого предельного состоя
ния (по несущей способности) левая часть неравенства пред
ставляет собой наибольшее возможное усилие в элементе кон
струкции, а правая — наименьшую возможную его несущую
способность, которая зависит от рода действующих усилий
(растяжение, сжатие, изгиб и т. п.) и представляет собой в
общем виде некоторую функцию Ф коэффициента условий ра
боты m, расчетного сопротивления Я и геометрических харак
теристик сечения 5
 Л<Ф(т, /?, S). (З.И)
 Если левая часть неравенства меньше правой или равна
ей, то несущая способность конструкции гарантирована, то
есть первого предельного состояния в процессе эксплуатации
конструкции не будет.
 Для второго предельного состояния (по деформациям) в
левой части неравенства записывают деформации конструк¬
 34


ции d, которые зависят от нормативных нагрузок, геометриче
ских размеров конструкции, модуля упругости материала, а
в правой — предельно допустимую величину деформаций,
установленную нормами [/]
 d<m. (4.II)
 При расчете конструкций должны быть учтены наиболее
невыгодные сочетания всех действующих нагрузок для всего
сооружения в целом и для отдельных его элементов.
 Сочетание нагрузок может быть трех видов:
 а) основное, включающее собственный вес, полезную и
снеговую нагрузки (см. приложение 2), нагрузку от рабочих
кранов;
 б) дополнительное, включающее нагрузки, входящие в ос
новные сочетания, с добавлением нагрузок от ветра (см. при
ложение 1), монтажных кранов, воздействия температуры;
 в) особое, образующееся при одновременном действии нагру
зок от собственного веса., ветра, полезных нагрузок с добав
лением особых воздействий, например сейсмической на1рузки.
 Дополнительные и особые сочетания нагрузок действуют
на конструкции кратковременно, поэтому величины расчетных
нагрузок, за исключением собственного веса, умножают на ко
эффициент сочетаний с, равный 0,9 при учете дополнительных
сочетаний и 0,8 при учете особых сочетаний.
 $ 11. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
 Центрально растянутые элементы. Расчет центрального рас
тянутых элементов производится по формуле
 N<mRFHT, (5.II)
 где N —расчетное растягивающее усилие;
m—коэффициент условий работы;
 R —расчетное сопротивление материала конструкции;
 F„ —площадь поперечного сечения элемента с учетом
ослабления (площадь нетто).
 Центрально сжатые элементы. При расчете центрально сжа
тых элементов стальных конструкций необходимо обратить
серьезное внимание на то, что в большинстве случаев сжатые
элементы стальных конструкций имеют очень малые размеры
поперечных сечений по сравнению с их высотой. Поэтому осо
бо важное значение в расчете сжатых стальных элементов
наряду с их прочностью приобретает устойчивость, потеря ко
торой может вывести из строя конструкцию гораздо раньше,
чем будет исчерпана прочность ее элемента.
 Центрально сжатые элементы конструкций можно рассчи
тывать на прочность без учета влияния их устойчивости при
очень малой высоте по сравнению с размерами поперечного
сечения. Расчетная формула в этом случае имеет такой же
 3*
 85


вид, как и при расчете центрально растянутых элементов кон
струкций
 N<mRF нт. (6.II)
 В практике расчета почти не встречаются случаи, когда не
нужно учитывать влияние устойчивости конструкций. По нор
мам при гибкости сжатого элемента, равной 10, обязателен
расчет его прочности с учетом влияния возможной потери
устойчивости.
 Центрально нагруженный элемент конструкции теряет
устойчивость при цагрузках, меньших тех, при которых исчер
пывается его несущая способность из условий прочности. Сле
довательно, возникает вопрос о том, как определить нагрузку,
соответствующую моменту потери устойчивости данным эле
ментом конструкции.
 Сила (нагрузка), при которой устойчивая прямолинейная
форма равновесия центрально нагруженного элемента конст
рукции переходит в неустойчивую форму равновесия, называ
ется критической силой.
 А Задачу определения критической силы впервые решил ака
демик Российской Академии наук Л. Эйлер в 1744 г. и пред
ложил для центрально сжатого стержня, шарнирно опертого
по концам, формулу
 р«р—*F/™- > (7. И)
 а соответствующие ей критические напряжения определил по
формуле
 в _ Р«р нц. _ гс2/-2- «В _
 вкР_ РбР ~~ F6pl* X2
 (8. II)
 где РкР—критическая сила;
 Е —модуль упругости стали;
 /мин —наименьший осевой момент инерции поперечного
сечения стержня;
 /—длина стержня;
 Fep —площадь поперечного сечения стержня;
 Гмин—наименьший радиус инерции поперечного сечения
стержня;
 Г мин
 —гибкость стержня.
 Из формулы (8.11) видно, что при проверке центрально
сжатых элементов на устойчивость главенствующая роль при
надлежит гибкости. В этой формуле только гибкость является
величиной переменной, и, следовательно, сознательным ее из
менением можно увеличивать устойчивость сжатых стержней.
 36


Дальнейшие исследования формулы Л. Эйлера показали,
что. на величину критической силы существенным образрм
влияет способ закрепления концов центрально сжатого стерж
ня. Однако, изменяя расчетную длину стержня, можно все
случаи закрепления концов сжатого стержня привести к уже
известной формуле Л. Эйлера, введя в нее понятия приведен
ной (расчетной) длины
 /o=iu/, (9.11)
 где р,—коэффициент приведения длины стержня, принимае
мый в зависимости от способов закрепления его кон
цов по табл. 9.
 Таблица 9
 Расчетные длины /0 стоек и колонн постоянного сечения
 Схема закрепле
ния и нагрузка
 Приведен
ная расчет
ная длина
 Приведен
ная нагруз
ка
 Схема закрепле
ния и нагрузка
 . *о 5
 £ g S
 * g 8
 £ 3 *
 Приведен
ная нагруз
ка
 Р\
 ГГ
 i
 ■Ci
 У
 Л
 'ь,
 /«=А
 Р
 п
 U
 !
 'г
 \9
 /»=1.12А
 ph
 *
 U.
 /«=0,725А
 pH
 <
 t
 '4
 ТУ
 /о=0.7ft
 i
 Р
 \
 t
 с
 ' 1
 '—771
 \р
 77
 /«=2А
 Р
 г
 и
 \р
 и
 УТ
 /«=0.5А
 Р
 Понятие о приведенной длине впервые было введено про
фессором Петербургского института инженеров путей сообще
ния Ф. С. Ясинским.
 Формула Л. Эйлера с приведенной длиной имеет вид
 Ркр = -^^-. (10 1!)
 Критические напряжения, определяемые по формуле Л. Эй
лера, справедливы только при напряжениях, не превышающих
предела пропорциональности. Легко доказать, что . формула
Л. Эйлера справедлива лишь для тонких и длинных стержней с
 37


гибкостью больше 105. При меньших значениях гибкости фор
мула Л. Эйлера дает неприемлемые результаты.
 В итоге многочисленных опытов были определены значения
критических напряжений для стержней с малой и средней
гибкостью.
 В практике расчета центрально сжатых элементов на
устойчивость в расчетную формулу вводится специальный ко
эффициент уменьшения расчетного сопротивления р, пред
ставляющий собой отношение критического напряжения к пре
делу текучести. Коэффициент д> часто для краткости называют
коэффициентом продольного изгиба.
 При расчете центрально сжатых элементов конструкции в
подавляющем большинстве обязателен учет > устойчивости.
Расчетная формула в этом случае принимает вид
 N<mRE6V<p, (И.Н)
 где <р—коэффициент продольного изгиба, определяемый в
 зависимости от гибкости Я по табл. 10 и 11;
 FбР —площадь сечения элемента без учета ослаблений се
чения (площадь брутто).
 Таблица 10
 Коэффициенты продольного изгиба <р центрально сжатых элементов
из стали марок Ст. 0 — Ст. 3
 Значение коэффициентов <р
 КОСТЬ
 X
 0
 1
 2
 3
 4
 ! ,
 j
 6
 i
 7
 8
 9
 0
 1.000
 0,999
 0,998
 0.997
 !0,996
 0,995
 0,994
 0,993
 I 0,992
 0,991
 10
 0,990
 0,988
 0,986
 0 984
 1 0,982
 0,980
 0,978
 0,976
 0,974
 0,972
 20
 0,970
 0.968
 0,966
 0,964 i 0,962
 0,960
 0,958
 0,956
 0,954
 0,952
 30
 0,950
 0,917
 0,944
 0,941
 | 0,933
 0,935
 0,932
 0,929
 0,926
 0,923
 40
 0,920
 0 917
 0,914
 0,911
 0 908
 0,905
 0,902
 0,899
 0,896
 0,893
 50
 0.890
 0,887
 0,884
 0 881
 ; 0 878
 0,875
 0,872
 0,869
 0,866
 0,863
 60
 0.860
 0,855
 0,850
 0,845
 0 840
 0,835
 0,830
 0,825
 0,820
 0,815
 70
 0 810
 0,804
 0.798
 0.792
 0 786
 0,780
 0,774
 0,768
 0,762
 0,756
 80
 0,750
 0,744
 0,738
 0,732
 0,726
 0,720
 0,714
 0,708
 0,702
 0,696
 90
 0 690
 0,681
 0.672
 0,663
 0,654
 0,645
 0,636
 0,627
 0,618
 0,609
 100
 0.600
 0 5Э2
 0,584
 0,576
 0,568
 0,560
 0,552
 0,544
 0,536
 0,528
 110
 0,520
 0,513
 0,506
 0,499
 0 492
 0,485
 0,478
 0,471
 0,464
 0,457
 120
 0.450
 0,445
 0.440
 0,435
 0 430
 0,425
 0,420
 0,415
 0,410
 0,405
 130
 0,400
 0,3"6
 0 392
 0,388
 0.384
 0,380
 0,376
 0,372
 0,368
 0,364
 140
 0f360
 0,366
 0,352
 0,348
 0,344
 0,340
 0,336
 0,332
 0,328
 0,324
 150
 0,320
 0,317
 0,314
 0,311
 0,308
 0,305
 0,302
 0,299
 0,296
 0,293
 160
 0.290
 0,287
 0,284
 0,281
 ,0.278
 0,275
 0,272
 0,269
 0,266
 0,263
 170
 0,260
 0,257
 0,254
 0,251
 !0.248
 0,245
 0,242
 0,239
 0,236
 0,233
 180
 0,230
 0,228
 0,226
 0,224
 0,222
 0,220
 0,218
 0,216
 0,214
 0,212
 1 0
 200
 0,210
 0,190
 0,208
 0,206
 0,204
 0,202
 0,200
 0,198
 1
 0,196
 0,1.4
 0,192
 38


Таблица Л
 Коэффициенты продольного изгиба ф центрально сжатых элементе»
 из стали марки 15ХСНД
 Гиб¬
 кость
 X
 0
 10
 20
 30
 40
 50
 60
 70
 80
 £0
 9
 1,0
 0,18
 0,15
 0,13
 0,10
 0,83
 0,78
 0,71
 Про
 0,63
д О л ж
 0,54
 ение
 Гибкость X
 100
 110
 120
 130
 140
 150
 160
 170
 180
 190
 200
 9
 0,45
 0,33
 0 33
 0,23
 I 1
 0,25 ! 0,23 | 0,21
 1 1
 0,13
 0,17
 0,15
 0.13
 Изгибаемые элементы. При осевом растяжении и сжатии
напряжения в поперечном сечении распределяются равномер
но, а при работе элемента конструкции на изгиб напряжения
распределяются неравномерно и при переходе через нейтраль-
 Рис. 12. Последовательность развития напряжений при пла
стической работе балки на изгиб:
а—эпюра М и область пластического шарнира балки; б—по
перечное сечение балки; в—напряжения в упругой стадии
работы; г—напряжения в упруго-пластической стадии рабо
ты; д—напряжения в момент образования пластического
шарнира.
 ■ный слой меняют свой знак (рис. 12, в); следовательно, наи
более напряженными являются крайние по высоте сечения во
локна, наиболее удаленные от нейтральной оси.
 39


Чтобы выяснить, как работает сталь при изгибе, необходи
мо проследить характер изменения напряжений в поперечном
сечении балки при постепенном возрастании величины изгиба
ющего момента (рис. 12, а). Для простоты рассуждений и вы
кладок принято прямоугольное поперечное сечение стальной
балки (рис. 12,6).
 В пределах упругих деформаций напряжения в сжатой и
растянутой зонах распределяются по треугольнику. Это рас
пределение напряжений сохраняется до тех пор, пока в край
них, наиболее напряженных волокнах напряжения не достиг
нут предела текучести ат. Рассмотрим равновесие сечения
балки в этот момент
 Мизг Л1инутр* (12. II)
 Момент внутренних сил упругости представляет собой па
ру, сила которой является равнодействующей нормальных
напряжений в сжатой или растянутой зоне сечения, а плечо
ее равно расстоянию между точками приложения равнодейст
вующих напряжений. Следовательно,
 ал 1 Л , 2 и bh2 , о ттч
 2 2 3 6
 Из сопротивления материалов известно, что выражение
 bh2 . ш
 —-— представляет собой осевой момент сопротивления W
 прямоугольного поперечного сечения. Таким образом, равно
весие сечения определяется уравнением
 Мпг = от W. (14. И)
 Появление в крайних, наиболее напряженных волокнах
напряжений, равных пределу текучести, не исчерпывает не
сущей способности сечения балки, так как соседние менее
напряженные волокна балки еще могут воспринимать нагруз
ку, при увеличении которой напряжения, равные пределу те
кучести, выравниваются постепенно, проникая в глубь сече
ния, к его нейтральной оси. При этом эпюра напряжений име
ет вид, указанный на рис. 12, г.
 При дальнейшем увеличении нагрузки напряжения, рав
ные пределу текучести, пронизывают все поперечное сечение,
и эпюра напряжений в идеальном упруго-пластическом теле
примет вид, указанный на рис. 12, д, соответствующий предель
ному состоянию по несущей способности.
 Предельное состояние называют иногда пластическим шар
ниром,, соответствующим большим необратимым деформациям
(прогибам) балки и очень большим удлинениям крайних,
наиболее напряженных волокон.
 40


Равновесие внешних и внутренних сил выразится уравне
нием
 .. Л , A bh% tic Tiv
 Мюг ~ A - —or - . (15.11)
 2 2 4
 „ 5ft*
 Выражение'——
 представляет собой момент
 сопротивления
 прямоугольного сечения в предельном состоянии и называется
пластическим моментом сопротивления Wnл.
 По своей структуре пластический момент сопротивления
численно равен удвоенному статическому моменту половины
поперечного сечения
 Wa»=^- = 2^- = 2S.
4 8
 (16.II)
 Для несимметричных сечений
 Wnx=Sl+S2, (17.11)
 где Si и S2—соответственно статические моменты частей се
чения, расположенных по разные стороны от
нейтрального слоя.
 Пластический момент сопротивления определяет предель
ную несущую способность сечения балки из упруго-пластиче
ского материала.
 Г„л , .
 для прямоугольного сечения равно 1,5.
 Отношение
 W
 Wa
 Для некоторых других форм сечения значения Даны &
 табл. 12.
 Из табл. 12 видно, что чем выгоднее распределен материал по
сечению балки с точки зрения обычного ее расчета, тем мень-
 ше отношение .
 W
 Обычно расчет изгибаемых элементов производится в пре
делах упругих деформаций, но при определенных условиях
нормы разрешают учитывать развитие в сечении балки пла
стических деформаций.
 Расчет изгибаемых элементов стальных конструкций прово
дится по двум предельным состояниям: по несущей способно
сти и по деформациям.
 Изгибаемые элементы по несущей способности рассчитыва
ются по приведенным ниже формулам.
 1. 	При действии изгибающего момента
 R Wm ,
 (18.11)
 41


где М—расчетный изгибающий момент от действия внешних
сил;
 И^нт—момент сопротивления сечения нетто.
 Значения -
 W
 Таблица 12
для некоторых форм
 сечения
 Форма сечения
 W
 пл
 W
 Идеальный профиль
 У
 i
 , U -X
 1
 Т
 i
 У
 У
 — ■
 л—I—-дг
 _L
 1,15—1,17
 У
 У
 '■/
 1,27
 xjj1~х
 1,5
 У
 У
 1,7
 Ц
 2,00
 Нормами и техническими
условиями проектирования
стальных конструкций (НиТУ
121-55) разрешается учитывать
пластические деформации при
изгибе:
 а) при расчете разрезных
балок, закрепленных от потери
общей устойчивости и несущих
статическую нагрузку. Момент*
сопротивления для балок из
прокатных профилей следует
принимать по формуле
 W>——; (19.11)
 1,15 тД
 б) при проверке поперечного
сечения разрезных сварных ба
лок постоянного сечения, за
крепленных от потери общей
устойчивости и несущих стати
ческую нагрузку. Если отноше
ние ширины сжатого пояса к
 его толщине —— <20, момент
 8П
 сопротивления нужно • прини
мать по формуле (17.11), а при
равных размерах верхней и
нижней полки — по форму
ле (16-11).
 При учете пластических де
формаций в балке необходимо
произвести проверку касатель
ных напряжений в сечении с
максимальным изгибающим мо
ментом. Эти напряжения дол
жны быть меньше или равны
0,4 расчетного сопротивления
изгибу, то есть
 т<0,4 R. (20.11)
 2. 	При действии перерезы
вающей силы
 Q</ni?Cp—_р—
 Обр
 (21. И)
 А2


Таблица 13
 Коэффициенты д>6 для прокатных нормальных двутавров из стали марок Ст. О—Ст. 4
 Место
 приложения
 нагрузки
 №
 двутавра
 Тин нагрузки
 Пролет
 , м
 2
 3
 4
 5
 6
 7
 8
 9
 10
 Верхний
 10—60
 Сосредоточенная '
 1
 0,93
 0.12
 0,82
 0,68
 0,58
 0,51
 0,45
 | 0,41
 кант
 Равномерно распределенная . . .
 1
 0,96
 0,86
 0,71
 053
 0,51
 0,44
 0,39
 0,36
 10-20
 Сосредоточенная
 1
 1
 0,98
 0,12
 0,85
 0,72
 0,63
 0,55
 0,50
 Нижний
 Равномерно распределенная
 1
 1
 0,15
 0,85
 0,7
 0,59
 0,51
 0,45
 0,41
 кант
 ю
 ю
 1
 о
 Сосредоточенная . . .
 1
 1
 1
 0,18
 0,93
 0,86
 0,75
 0,65
 0,58
 Равномерно распределенная . .
 1
 i
 1
 1
 0,94
 0,85
 0,72
 0,62
 0,53
 0,48
 Примечание. Для стали марки 15ХСНД табличные обозначения нужно умножать на 0,71; для стали Ст. 5
6 на 0,83.


где Q—расчетная перерезывающая сила;
 /?Ср —расчетное сопротивление срезу прокатной стали;
 /бр —момент инерции сечения брутто относительно ней
тральной оси;
 Sop —статический момент сдвигающейся части сечения;
дет —толщина стенки изгибаемого элемента.
 При работе балок под нагрузкой в случае большого проле
та и малой ширины сечения балки может произойти потеря
ее общей устойчивости—явление, в некоторой степени аналогич
ное явлению продольного изгиба. Симметричное сечение балки с
нагрузкой, приложенной по оси симметрии, при достижении
определенной критической силы теряет свою устойчивость и,
скручиваясь, выходит из плоскости изгиба.
 Критическая сила при изгибе зависит от характера закреп
ления концов балки, свободной длины ее (расстояния между
закреплениями), жесткости в плоскости, перпендикулярной к
плоскости изгиба, и жесткости на кручение.
 Аналогично расчету центрально сжатых элементов на
устойчивость в расчетную формулу вводится коэффициент
снижения несущей способности <рб, и расчет изгибаемых эле
ментов на общую устойчивость производится по формуле
 М <m R Wep<P6 . (22.11)
 Значения коэффициента <рв приведены в табл. 13.
 Проверка общей устойчивости балок не требуется:
 а) при наличии настила или монолитной железобетонной
плиты по балкам, опирающимся на сжатые полки и препят
ствующим повороту сечения балки;
 б) для балок двутаврового сечения при отношениях свобод
ной длины /о сжатой полки к ее ширине Ьу не превышающих
величин, указанных в табл. 14.
 Таблица 14
 Наибольшие значения отношений /п/6
 10/Ь при нагрузке по канту
 Марка стали
 верхнему
 нижнему
 Ст. 0, Ст. 2. Ст. 3, Ст. 4
 16
 25
 Ст.5
 14
 22
 15ХСНД
 12
 18
 Расчет изгибаемых элементов по деформациям заключается
в определении прогиба и в сравнении его абсолютной и отно
сительной (отнесенной к пролету балки) величин с величиной
предельно допустимого прогиба.
 44


Внецентренно растянутые элементы. Если на элемент конст
рукции одновременно действуют продольная растягивающая
сила и изгибающий момент или продольная растягивающая си
ла действует не по оси элемента конструкции (с эксцентриси
тетом), проверка несущей способности производится по фор
муле
 N
 ftlRF нт
 Fl
 1 +е
 Wи
 (23. II)
 Af
 где е— эксцентриситет продольной силы.
 N
 Формула (23.11) получена из известной двучленной форму
лы для проверки напряжения при совместном силовом воздей
ствии продольной силы и изгибающего момента
 N . М
 JTlR
 F"*
 (24. И)
 N
 ■ (l +— • < mR.
 V N MHr /
 Заменив в формуле (24.11) величину момента М произве
дением M = Ne и произведя простейшие алгебраические преоб
разования, легко получить основную расчетную формулу
(23.11) для внецентренно растянутых элементов конструкций.
 Внецентренно сжатые элементы. В большинстве случаев не
сущая способность внецентренно сжатых стержней определя
ется не их прочностью, а устойчивостью.
 Из сопротивления материалов известно, что наибольшие на
пряжения в наиболее сжатом волокне сжато-изогнутого стерж
ня определяются по формуле
 о <
 N_ М
 f'w
 (25 II)
 'Для учета продольного изгиба проф. Ф. С. Ясинский в
формулу (25.11) ввел коэффициент такой же, как и при цент
ральном сжатии
 _7V_ , _М_
<pF6p + И76р
 (26. II)
 Формула Ф. С. Ясинского «е явля'ется теоретически точной,
однако она принята нашими нормами и техническими усло
виями, так как дает хорошие результаты по сравнению с опыт
ными данными.
 46


В формуле Ф. С. Ясинского не учтено увеличение момента
от продольного изгиба стержня. При учете этого явления фор
мула сложного сопротивления принимает вид
 0< АГ | де)
 F W
 (27.11)
 где е—эксцентриситет приложения нормальной сжимающей
нагрузки;
 Ле—дополнительный эксцентриситет вследствие деформа
ции стержня.
 Проведя некоторые преобразования, получим
 о <
 К
 F
 (28.11)
 где р=« --—расстояние от центра тяжести до границы ядра
 Г
 сечения (ядровое расстояние).
 Доказано, что
 е + Le = ■
 1 -
 N
 (29.11)
 . N,
 где Nn =
 т?Е1
 ~т
 кр
 —критическая эйлерова сила.
 Подставив значение е+Ле в формулу (28.11) и заменив на
пряжения в предельном состоянии пределом текучести, после
преобразований получим в соответствии с нормами и техниче
скими условиями расчетную формулу для внецентренно сжа
тых элементов конструкций
 N < mR Fбрфвн >
 (30.11)
 где фп —коэффициент снижения несущей способности вне
центренно сжатых элементов, зависящий от гибко-
 е
 сти и от относительного эксцентриситета е\ — —.
 Р
 Значения коэффициента q> вн приведены в табл. 15 и 16.
 Однако в результате проведения в ЦНИПСе и ГПИ Про-
ектстальконструкция ряда экспериментов и использования ра
бот В. В. Пинодтянс и инж. Ежека нормы и технические условия
(НиТУ 121-55) предлагают определять относительный эксцен
триситет по формуле
 б, =7)
 I \ 7*бр
 lcco
 + 0,05
 (31.11)
 46


Таблица 15
 Коэффициенты фвн для стали марок Ст. О—Ст. 3
 Относительный эксцентриситет в\
 Гибкость
 X
 0,1
 0,25
 0,50
 0.75
 1,00
 1,25
 1,50
 1,75
 2,00
 2,50
 3 00
 3,50
 4,00
 0
 0,96
 0,92
 0 85
 0,78
 0,72
 С,67
 0.62
 0 58
 0,54
 0,47
 0,42
 0 37
 0,33
 20
 0,95
 0,89
 0,80
 0 73
 0,67
 0 62
 0,58
 0.54
 0,50
 0,44 ,
 0.3)
 0 35
 0,32
 30
 0,94
 0,87
 0,77
 0,70
 0,64
 0,59
 0,55
 0,51
 0,48
 0,42
 0 37
 0,33
 0 30
 40
 0 92
 0,85
 0,74
 0 67
 0,61
 0,56
 0,5?
 0,48
 0,45
 0,40
 0,35
 0.32
 0.2)
 50
 .0,89
 0,82
 0,71
 0,63
 0.57
 0.53
 0,49
 0,46
 0,43
 0,38
 0,34
 0 30
 0,27
 60
 0,86
 0 7)
 0 67
 0,60
 0 54
 0,50
 0,46
 0,43
 0,40
 0,35
 0 32
 0,2)
 0.26
 70
 0,81
 0,75
 0.68
 0 56
 0,50
 0,46
 0,43 .
 0.40 „
 0,38
 . 0,33
 0,30
 - 0,27
 Q 25
 80
 0.75
 0 70
 0,59
 0,52
 0 47
 0,43
 0,40
 0 37
 0 35
 0,31
 0.28
 0,26
 0.24
 90
 0,6)
 0,65
 0.55
 0,48
 0 44
 0,40
 0,37
 0,35
 0.33
 0.28
 0 27
 0,24
 0,22
 100
 0 60
 0,5)
 0,50
 0,45
 0.40
 0.37
 0.35
 0,32
 0 30
 0,27
 0 25
 0,23
 0,21
 110
 0,52
 0,52
 0,46
 0,41
 0,37
 0.34
 0,32
 0,30
 0,2)
 0,26
 0 23
 0.22
 0,20
 120
 ,0 45
 0.45
 0,42
 0,37
 0,34
 0,32
 0,30
 0 28
 0,26
 0,24
 0,2£
 0,20
 0 19
 130
 040
 0,40
 0,38
 0,34
 0,31
 0,2)
 0,27
 0,26
 0,25
 0,23
 0,21
 0,19
 0,17
 140
 0,36
 0.36
 0,34
 0,31
 0,29
 0.27
 0,25
 0,24
 0,23
 0,21
 0,20
 0,18
 0,17
 150
 0.32
 0,32
 0,30
 0,27
 0,26
 0,25
 0,23
 0,22
 0,21
 0,20
 0.18
 0,17
 0,16
 160
 0,2)
 0,29
 0 27
 0,26
 0,24
 0 23
 0,22
 0 21
 0,20
 0,18
 0,17
 0,16
 0.15
 170
 0,26
 0,26
 *0 25
 0,24
 0,22
 0,21
 0,20
 0.19
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 0,14
 180
 0,23
 0,23
 0,23
 0,22
 0,20
 0,20
 0 18
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 0,14
 0,13
 190
 0,21
 0,21
 0,21
 0.20
 0 19
 0,18
 0,17
 0,17
 0,16
 0,15
 0.14
 0,13
 0,12
 200
 0,19
 0,19
 0,19
 9,18
 0,17
 0,17
 0,16
 0,15
 0,15
 0,14
 0,13
 0,12
 0,12


Таблица 16
 00
 Коэффициенты фвн Для стали марки 15ХСНД
 Огаэзлггльяы\ э:<:ц2Л триситет е\
 Г ибкость
 0,1
 0,25
 0.50
 0,75
 1,00
 1,25
 1,50
 1,75
 2,00
 2 50
 3,00
 3.50
 4,00
 0 1
 0,96
 0/2
 0.85
 0 78
 0,72
 0,67
 0,62
 0,57
 0,53
 0.47
 0 40
 0.37
 0,33
 20
 0 95
 0.87
 " 0.79
 0.72
 0 66
 0 61
 0 57
 0 53
 0,49
 0.43
 0,38
 0.34
 0.31
 30
 0,93
 0 85
 0,76
 0 68
 0 62
 0.57
 0,53
 0,50
 0,46
 0,41
 0 36
 0,32
 0,29
 40
 0.90
 0,83
 0,72
 0.64
 0 58
 0,53
 0,49
 0,46
 0,43
 0,38
 0,34
 0,31
 0 28
 50
 0,83
 0 79
 0,68
 0 60
 0 54
 0 50
 0,46
 0,43
 0 40
 0,36
 0,32
 0,29
 0.26
 60
 0 78
 0,74
 0,62
 0,55
 0 50
 0.46
 0,42
 0,40
 0 37
 0,33
 0,30
 0,27
 0.26
 70
 0,71
 0 68
 0,57
 0,51
 0 45
 0.42
 0 39
 0,36
 0 34
 0,31
 0,28
 0,25
 0.23
 80
 0,63
 0.62
 0 52
 0.46
 0,41
 0,38
 0 36
 0,33
 0,31
 0.2«
 0.26
 0.23
 0.21
 90
 0,54
 0 54
 0,47
 0.41
 0 38
 0 35
 0,33
 0 31
 0 29
 0,26
 0 24
 0,22
 0.20
 100
 0,45
 0,45
 0 41
 0,37
 0,34
 0,32
 0,30
 0.28
 0,26
 0,24
 0,22
 0,20
 0.19
 110
 0,39
 0 39
 0 37
 0 34
 0 31
 0,29
 0 27
 0,26
 0.24
 0 22
 0,20
 0 1)
 0,18
 120
 0,33
 0 33
 0,33
 0 30
 0.28
 0 26
 0,24
 0,23
 0 22
 0 21
 0,19
 0,18
 0,16
 130
 0,29
 0,29
 0,29
 0.27
 0,25
 0,24
 0.22
 0 21
 0.20
 0,19
 0,17
 0,16
 0,15
 140
 0 25
 0,25
 ! 0,25
 0 24
 0,23
 0.21
 0,20
 0,19
 0 19
 0 17
 0.16
 0,15
 0,14
 150
 0,23
 0.23
 0 23
 0,22
 0 21
 0 20
 0 18
 0,18
 0,17
 0.16
 0,15
 0,14
 0,14
 160
 0,21
 0,21
 0,21
 0,20
 0.19
 0 18
 0 17
 0,16
 0.16
 0,15
 0,14
 0.13
 0,12
 170
 0,19
 0,19
 0,18
 0 18
 0.17
 0,16
 0,15
 0,15
 0,15
 0,14
 0,13
 0.12
 0,12
 180
 0,17
 0,17
 0,17
 0 16
 0 16
 0,15
 0.14
 0,14
 0.14
 0,12
 0.12
 0.11
 0,10
 190
 0,15
 0,15
 0,15
 0.15
 0,14
 0,14
 0,13
 0,13
 0 12
 0,12
 0.11
 0,11
 0.10
 200
 0,13
 0,13
 0,13
 0,13
 0,13
 0,13
 0,12
 0,12
 0,11
 0,11
 0,10
 0,10
 0,10


М к
 гяе е= эксцентриситет силы в плоскости , изгиба;
 /V
 Wcpi—момент сопротивления наиболее сжатого волокна;
г}—коэффициент влияния формы сечения, принимае
мый по табл. 17;
 I—длина внецентренно сжатого элемента;
 М—расчетный момент.
 Таблица 17
 Коэффициент влияния формы сечения т\
 Схема сечения
 Значение у\ при
 ч JET*
 Н—1—I
 i
 Ql
 r^F-
 ft-t -t
 Сплошное
 сечение.
 Трубчатое
 селение
 e e*--
 ш
 20<Х< 150
 X > 150
 0,7754 0.0015, X
 1,0
 1,3
 3,01—0,2
 1,0
 1,0
 (1,45-f0,003, X
 1,0
 В соответствии с существующими нормами и техническими
условиями одночленная формула (30.11) рекомендуется к при
менению при малых значениях относительно эксцентриситета
(*i< 4).
 При больших сечениях относительного эксцентриситета нор
мы и технические условия предлагают расчетную формулу
 N < , (32.11)
 Ч" ®е1
 9*
 4—253
 49


Коэффициенты <рЛ1Л для стали
 Относительный
 • Л 1 1
'i §! 0,1 0,25 0,5 0,75
 1
 1,25* 1,5
 1 75
 2 2.5
 3
 3.5
 1— а | i |
 1
 4 ! 4,5
 О
 20
 30
 40
 50
 60
 70
 80
 90
 100
 110
 120
 130
 140
 0,96 0,92 0,85 0,78 0,72 0.67 0.62
 ! I I II
 0,95 0,89|0,80 0,73 0,67,0.62|0.58
0,940,870,71 0,700,640.590,55
 0,92
 0.89
 0,850,74 0,670,61
 0,56 0,52
 0,820.71 0,63 0,570,53 0,49
 0,86 0,79 0,67 ,0,60 0,54'0,50 0,46
0,75 0,63 0,56 0,50 0,46 0,43
 0,81
 0,75
 0,69
 0,60
 0,52
 0,700,590,520,470.430,40
 0,65 0,55 0,48
 0,44 0,40 0.37
 0,59,0,50 0,450,40 0,37 0,35
 0,52 0,46 0,41 0,37 0,34 0,32
 0,45 0,45 0,42 0,37.0,34 0,32 0.30
 0,40
 0,36 0.36 0.34 0,31 0,290,270,25
 0.40,0,38 0,34 0.31 0,29 0 27
 150 0,32 0.32 0,30 0,27 0,26 0,25 0.23
 160 0,29
 I
 170 0,26
180 0,23
 190
 200
 0 21
 0,29 0,270,260,240.230.22
 I i .| i I
 0,260 250,240,220,21 0,20
 i ' I i
 0,23 0.23 0,22 0,20 0.20,0,18
 I I I I |
 0,21 02,1 0,20 0,19 0.18.0.17
 0,190.190,190,180,170.17,0,16
 I I i I I I
 0,58
 0,54
 !
 ' 0,47
 0,42
 I 0,37
 о
 со
 со
 0 249
 0,£4
 0,50
 0,44
 i
 0,39
 0,35
 0,32
 1
 |0,247
 0,51
 0,48
 i
 0,42
 1
 0,37
 0,33
 0.30
 0,246
 0,48
 0,45
 1
 0,40
 0,35
 0,32
 0,29
 0,244
 0,46
 0,43
 0,38
 |
 0,34
 0,30
 0,27
 0,242
 0,43
 0.40
 1
 ' 0,35
 0,32
 0,29
 i
 0,26
 i
 0,234
 1
 0,40
 0,38
 0,33
 1
 0,30
 1
 0,27
 I
 1
 0,25
 1
 1
 0,227
 0,37
 0,35
 0,31
 1
 0,28
 1
 0,26
 I
 1
 0,24
 i
 0.219
 1
 0,35
 0,33
 1
 0,30
 1
 0,27
 1
 0.24
 1
 0,22 0,210
 1
 0,32
 0,30
 1
 0,27
 I
 0,25
 1
 0,23 '
 i
 0,21
 i
 0,198
 1
 0,30
 0,29
 1
 0,26
 I
 0,23
 I
 0,22
 i
 0,20
 1
 0,189
 i
 0,28
 0,26
 1
 0,24
 0,22
 1
 0,20
 I
 i
 0.19 0,179
 I
 0.26
 0,25
 |
 0,23
 0,21
 1
 0,19
 0,17 0,170
 0,24
 0.23
 0,21
 0.20'
 0,18
 I
 i
 0,17 0,163
 0,22
 0.21
 0,20
 0 18
 1
 0,17
 I
 0.16
 0,154
 0,21
 0,20
 0,18
 0,17
 1
 0,16
 0.15
 0,147
 0,19
 0.18
 0,17
 0,16
 !
 0.15
 i
 0.14
 0 138
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 1
 0.14
 0 13
 0,129
 0 17
 0,16
 0,15
 0 14
 0,13
 0 12
 0,123
 0,15!
 0,15
 0,14
 0,13
 0,12
 i
 0,12
 0,116
 50


марок Ст. О, Ст. 2, Ст. 3 и Ст. 4
 Таблица 13
 эксцентриситет
 5,5
 I I
 0,2300,2130,199
 i ' I
 0,228 0,212 0,198
 I 1 I
 ‘0,227 0,211 0,197
0,2250,2100,196
I 224 0,2080,194
!о, 217 0,202 0,189
 I I
 0,2100,ie60,183
 I I
 0,2030.189 0,177
 I |
 0,1950,1820.171
 I I
 0,1850,1730,162
 I I
 0,176 0,165 0,156
 I I
 0,167 0,1580,149
0.160 0,151 0,143
 I I-
 0,1530,145 0,137
 I i
 0,1450 1380,131
 ' I'
 0.139 0,132 0,126
 I
 0.1320,1250,120
 I
 0,1230.118!о. 113
 I I
 0,117 0,113 0,108
 I I
 0,111 0,107 0,102
 6.5
 0,187 0,176 0,157
0,186 0,175 0,156
 0,185 о, 174
0,184 0.173
 0,183
О 177
0,172
0,166
 I
 0,172
 0,167
 0,162
 0,157
 0,161 | 0,152
0.153 ^ 0,145
 0,147
 0,141
 0,136
 0,131
 0,125
 0,120
 0,115
 0.108
 0,139
О 134
0,129
 0,156
 0,122.
 0,118
 0,125 0,114
0,119 ] 0,111
 0,115
 0,110
 0,104
 0.104 0,100
 0,106
 9
 10
 12
 14
 17
 20
 0,142
 0,130
 0,111
 0,096
 0 081
 0,069
 0,142
 0,129
 0,110
 0,096
 0,081
 0,069
 0,141
 0,129
 0,110
 0,096
 0.080
 0,069
 0,141
 0,128
 0,110
 0,096
 0,080
 0,069
 0,140
 i
 0,128
 0,109
 0,095
 0,080
 0,069
 1
 0,136
 0,124
 0,106
 0,092
 0,078
 0,067
 0,132
 i
 0,121
 0,103
 0,090
 0,076
 0,065
 1
 0,128
 |
 0,117
 0.100
 0,088
 0,074
 0,064
 |0,124
 0,114
 0,097
 0,085
 0,072
 0,062
 jo,119
 0,109
 0,094
 0,082
 0 069
 0,060
 0,115
 0,106
 0,092
 0,080
 0,068
 0,059
 0,111
 0,103
 0,089
 1
 0,079
 0,067
 0,058
 0,108
 0,100
 0,087
 0,077
 0,066
 0,057
 0,105
 0.C97
 0,085
 0,075
 0,064
 0,056
 0,101
 0,094
 0,082
 0,073
 0,063
 0,055
 0,098
 0,091
 0,080
 0,072
 0,062
 0,054
 0,094
 | 0,088
 0,078
 0,070
 0,060
 1
 0,053
 j0,090
 0,084
 0,075
 0,067
 0,058
 0,052
 0,087
 0,082
 1
 0,073
 I
 0,066
 0,057
 0,051
 1
 0,083
 0,078
 0,070
 0,063
 0,056
 0,049
 51


где фи —коэффициент продольного изгиба, принимаемый по
гибкости в плоскости действия момента, как при
центральном, сжатии;
 0—коэффициент, учитывающий возможность распростра
нения пластических деформаций и принимаемый:
 При Я< 50 0,67
 При 50<А<100 0,6 +0,0015А
 При Я>100 0,75
 Проведенные С. Д. Лейтесом исследования формулы (32.11)
 показывают, что для расчета внецентренно сжатых элемен
тов можно использовать формулу (30.11). Для этого достаточ
но положить
 Вычисленные по этой формуле значения фан для еу>4 по
зволяют отказаться от формулы (32.11).
 В зависимости от гибкости А и относительного эксцентри
ситета ех С. Д. Лейтес составил таблицу коэффициентов ф«„
для стали марок Ст. 0—Ст. 4, которая охватывает значения
гибкости до А=200 и значения относительного эксцентрисите
та ех от 0,1 до 20 (табл. 18).
 В табл. 18 при ех < 4 значения ф вн соответствуют значени
ям ф вн табл. 15, а при е{>\ вычислены по формуле (33.11).
 Кроме проверки устойчивости внецентренно сжатых эле
ментов в плоскости действия момента, необходимо проверять
устойчивость и в плоскости, перпендикулярной к плоскости
действия момента, если изгиб происходит в плоскости наи*
большей жесткости. Такая проверка производится по формуле
 где С—коэффициент влияния момента на устойчивость вне
центренно сжатого элемента с учетом изгибо-крутиль
ной формы потери устойчивости.
 Фу—коэффициент продольного изгиба, принимаемый по
гибкости стержня в направлении, перпендикулярном
к плоскости действия момента, по табл. 10.
 Коэффициент С определяется по формуле
 1
 (ЗЗ.И)
 Ь
 <Рм
 N <m С фуИ F6p,
 (34.11),
 (35.11)
 52


где а и р—коэффициенты, принимаемые для двутавровых
 сечений:
 а=0,85;
 (3 = 1 при ку < Хс;
а 0,6 . .
 Р = при ку > Хс,
 где
 Ас —гибкость, принимаемая в зависимости от марки стали:
 Для
 Ст. 0, Ст. 2, Ст. 3, Ст. 4
 100
 Для
 Ст. 5
 90
 Для
 15ХСНД
 85
 Для замкнутых сечений и сечений с планками или решет
ками
 /3= 1 + 0,5 е ~^г— ;
 й^бр
 а= 1.
 (36.11)


ГЛАВА III
 СОЕДИНЕНИЯ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
 ЗАКЛЕПОЧНЫЕ И БОЛТОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
 § 12. ТИПЫ СТАЛЬНЫХ ЗАКЛЕПОК
 Заклепкой называют круглый стержень, имеющий на од
ном конце уширение — головку большего диаметра, называе
мую закладной головкой.
 Рис. 13. Типы заклепок:
 а—с полукруглой головкой; б—с потайной головкой; в—с по-
лупотайной головкой; г—с плоской головкой для холодной
клепки; д—с повышенной головкой.
 По форме закладных головок различают заклепки (рис. 13):
с полукруглой головкой, с потайной головкой, с полупотайной
головкой, с плоской головкой для холодной клепки, с повы
шенной головкой.
 Первые четыре типа заклепок применяются при толщине
пакета не более 5 диаметров заклепки. Для пакетов толщи
ной до 7 диаметров применяются заклепки с повышенной го
ловкой.
 S4


При большой толщине склепываемых пакетов удары, вос
принимаемые стержнем заклепки в процессе клепки, не рас
пространяются на всю длину стержня, в глубине соединения
не происходит осадка стержня заклепки, вследствие чего сни
жается качество заклепочного соединения.
 Отверстия в соединяемых элементах просверливают или
продавливают. НиТУ 121-55 разделяют отверстия по качеству
ыа несколько групп.
 1. Группа В, к которой относятся:
 а) отверстия, просверленные на полный диаметр в собран
ных элементах или в отдельных элементах при помощи кон
дуктора;
 б) отверстия, продавленные на меньший диаметр, с после
дующей рассверловкой в собранных элементах.
 2. Группа С, к которой относятся отверстия, продавленные на
полный диаметр или просверленные в отдельных элементах
без кондуктора.
 Способ образования заклепочных и болтовых отверстий
должен быть указан в рабочих чертежах конструкций.
 Влияние качества отверстий на прочность соединений учи
тывается коэффициентом качества отверстия, принимаемым
для группы С равным 0,8. В соответствии с этим расчетные
сопротивления для отверстий группы С понижены.
 Значения расчетных сопротивлений для заклепочных сое
динений приведены в табл. 19.
 Таблица 19
 Расчетные сопротивления для заклепочных соединений Язакл f кг/см2
 Вид напряженного
 Условное
 Заклепки из стали
в конструкциях
 марок Ст. 2 и Ст.З
из стали марок
 состояния
 ч
 обозначение
 Ст. 0
 Ст. 2
 Ст. 3
и
 Ст. 4
 Ст. 5
 Срез В
 пзакл
 1800
 1800
 1800
 1800
 Срез С
 1400
 1400
 1400
 —
 Смятие В
 пзакл
 ^ CV*
 3400 ,
 4000
 4200
 4800
 Смятие С
 ^эакл
 2700
 3200
 3400
 —
 Отрыв головки . . .
 пзакл
 2000
 2000
 2000
 2000
 Стандартом предусматриваются следующие диаметры от
верстий: 10, 12, 14, 17, 20, 23, 26, 29, 32, 35, 38 мм.
 Наиболее распространенные диаметры отверстий: 14, 17,
20, 23, 26, 29 и 32 мм.
 55


0+Qj5r1 nn
-T r-—
 L
 x>
 Г
 Расчетный диаметр заклепки соответствует диаметру от1
верстия.
 Заклепочные соединения образуются постановкой заклепок
в совмещенные отверстия соединяемых элементов и их рас
клепкой (рис. 14).
 В настоящее время применяется горячая и холодная клепки.
 При горячей клепке заклепку, нагретую до температуры
650—1100°, вставляют в отверстие и обрабатывают пневмати
ческим молотком или клепальной скобой.
 Температура нагрева заклепок при клепке пневматическим
молотком и клепальной скобой различна. Технические усло
вия на производство и приемку
работ требуют нагрева заклеп
ки при клепке пневматическим
молотком до 1 000—1 100° (до
светло-желтого цвета), а кле
пальной скобой — до 650—670°
(до буроткрасного цвета).
 При холодной клепке обра
ботка заклепки производится
без нагрева также пневматиче
ским молотком или клепальной
скобой (пневматической или
электрической).
 Диаметр заклепки при хо
лодной клепке пневматическим
молотком не должен превышать 13 и 25 мм при клепке кле
пальной скобой.
 Однако практика изготовления клепаных конструкций при
работе клепальной скобой показала, что применение холодных
заклепок диаметром более 13 мм нежелательно.
 По назначению различают три вида заклепочных соедине
ний: прочные, прочно-плотные и плотные. В стальных конст
рукциях применяются преимущественно прочные соединения,
предназначенные для передачи усилий. Прочно-плотные и
плотные соединения применяются в специальных конструкциях
(котлы, резервуары и др.).
 t V
 —г-
 ' г
 Ч71
 У//////
 W///X s
 J
 1
 У-'У/у
 ■ i ♦
 *
 V."
 §
 J
 —1 16 d —
 Рис. 14. Заклепочное соединение:
 1—замыкающая головка; 2—заклад¬
 ная головка.
 § 13. КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
 Качество заклепочных соединений проверяется внешним
осмотром, остукиванием заклепок и измерением.
 Для контроля качества, обнаружения брака и измерения
степени дефекта применяют:
 а) стальной щуп толщиной 0,3 мм для проверки плотности
пригонки деталей; он не должен проходить между соприкаса
ющимися поверхностями на глубину более 20 мм\
 б) контрольный молоток весом 300—400 г для остукивания го
ловок заклепок, показывающий плотность посадки заклепок;
 56


в) стальной шаблон толщиной 3—5 мм для проверки пра
вильности и пол1номерности головок;
 г) стальной метр для проверки расстояния между заклепками.
 Дефектные заклепки подлежат замене. При этом основной
 металл не должен быть поврежден.
 § 14. РАБОТА ЗАКЛЕПОЧНОГО СОЕДИНЕНИЯ
 Характер работы заклепки в соединении зависит в основ
ном от направления действующих усилий по отношению к
заклепке, а также от соотношения между диаметром заклеп
ки и толщиной склепываемых листов. В зависимости от этих
факторов различают три случая работы заклепочного соеди
нения: на срез, смятие и растяжение (отрыв головки).
 В работе заклепочного соединения на срез, когда отноше
ние толщины листа к диаметру заклепки более 0,6, различают
 Рис. 15. Работа заклепочного соединения:
а—на срез; б— на смятие; в—на растяжение.
 а) упругую, заключающуюся в том, что при сокращении
длины остывающей заклепки происходит обжатие соединяемых
листов. При этом напряжения в заклепках достигают 200—
220 кг/см2. При работе соединения силы трения, возникающие
между соединяемыми элементами, препятствуют их сдвигу.
 Пока не преодолены эти силы’ трения, соединение работа
ет упруго и подчиняется закону Гука;
 б) упруго-пластическую, наступающую после преодоления
сил трения между элементами, когда включается в работу
стержень заклепки.
 Заклепочная сталь мягче стали соединяемых элементов, по
этому соединения уже не подчиняются закону Гука;
 в) пластическую, при которой напряжение в стержне за
клепки достигает предела текучести. При этом деформации
сдвига составляют 2—3 мм, тогда как при первых двух ста
диях — 0 1—0.2 мм.
 57


Если соотношение толщины листа к диаметру заклепки
меньше 0,6, принято считать, что заклепка в соединении рабо
тает на смятие. При этом значительно развиваются контакт
ные напряжения в местах соприкосновения стержня заклепки
со стенкой отверстия, и на участке листа между отверстиями
вдоль действия силы развиваются скалывающие напряжения,
которые могут привести к выколу листа (рис. 15,6).
 Если внешняя нагрузка в заклепочном соединении действу
ет вдоль оси стержня заклепки, то заклепка работает на рас
тяжение. В большинстве случаев это приводит к отрыву за
кладной или замыкающей головки, так как в месте перехода
стержня заклепки в головку происходит концентрация напря
жений (рис. 15, в).
 Заклепки на растяжение работают редко, и эта работа не
желательна.
 В заклепочном соединении, работающем на срез и смятие,
происходят сложные виды деформации: изгиб стержня под
 влиянием поперечных нагрузок, растяжение его вдоль оси и
смятие в месте касания стержня заклепки со стенкой отвер
стия. Следовательно, расчет заклепочных соединений на срез
и смятие является условным.
 5 15. СОВРЕМЕННЫЕ ТИПЫ БОЛТОВ ДЛЯ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
 Болтовые соединения появились ранее заклепочных в кон
струкциях, изготовляемых из чугуна. В дальнейшем болты бы
ли вытеснены заклепками. В
настоящее время применение
болтов непрерывно возрас
тает благодаря появлению
усовершенствованных типов
болтов, а также потому, что
процесс их постановки про
ще, особенно при монтаже
конструкций.
 Сборка на болтах — наи
более простой метод монта
жа— не требует квалифици
рованной рабочей силы и
сложного оборудования.
 В стальных конструкциях
применяются чистые (точе
ные), черные и рифленые
болты (рис. 16).
 Надежная работа болтов определяется их натяжением, осу
ществляемым закручиванием гайки при помощи специальных
гаечных ключей, позволяющих получить контролируемое на
пряжение натяжения до 1700 кг/см2.
 Рис. 16. Типы болтов:
а—черный и чистый; б—рифленый.
 58


Соединения на чистых болтах. Чистые болты изготовляют по
второму классу точности из шестигранного цельнотянутого ме
талла с метрической и дюймовой резьбой. Длина болта до
стигает 300 мм. Болты с метрической резьбой выпускают диа
метром 6—48 мм, а с дюймовой резьбой——2".
 Диаметр чистого болта на 0,3—0,5 мм меньше диаметра
отверстия, поэтому чистые болты туго входят в отверстия при
легких ударах молотка. Отверстия при этом должны быть
сверлеными или же продавленными с последующей рассвер
ловкой их в сборных элементах (группа В).
 Работа чистых болтов в соединениях аналогична работе
заклепок на срез и смятие.
 Применяются чистые болты в тех местах, где они должны
заменить заклепки, а также в монтажных соединениях при
передаче на них больших сдвигающих усилий.
 Соединения на черных болтах. Черные болты изготовляют
холодной или горячей штамповкой и ковкой без обточки стерж
ня и головки диаметром 6—48 мм при метрической резьбе и
длиной до 300 мм. Головки болтов бывают шестигранные или
квадратные. Диаметр черных болтов меньше диаметра отвер
стия на 1,5—2 мм, что позволяет использовать их только при
работе на растяжение.
 Если возможна работа черных болтов на срез, необходимо
предусматривать специальные конструктивные мероприятия,
разгружающие соединения и исключающие возможность сре
за черных болтов (например, опорные столики при сопряже
нии конструкций).
 Соединения на рифленых болтах. Диаметр стержня рифле
ного болта больше диаметра отверстия, считая по рифам, на
 Рис. 1/. Виды специяльной нарезки рифленых
болтов.
 0,4—0,6 мм. В отверстия рифленые болты забивают молот
ком весом 2,5—3 кг. В процессе забивки рифы сминаются и
плотно заполняют отверстие, что дает право считать их рабо
ту аналогичной работе заклепки на срез; смятие их больше, чем
смятие чистых болтов.
 Наиболее распространенные диаметры болтов: 17, 20, 23 н
26 мм.
 Длина рифленой части 70 мм.
 Чтобы исключить откручивание гаек, иногда применяются
рифленые болты со специальной резьбой, способствующей закли
ниванию гайки,—резьбой с желобом ступенчатой формы (рис. 17).
 59


§ 16. РАСЧЕТ ЗАКЛЕПОЧНЫХ И БОЛТОВЫХ СОЕДИНЕНИИ
 Расчет заклепочных соединений состоит в определении чис
ла заклепок, необходимых для передачи усилия, и в проверке
прочности прикрепляемого или стыкуемого элемента в месте
прикрепления.
 В соответствии с работой заклепок их число определяется
при расчете на срез, смятие и отрыв головки заклепки по сле
дующим формулам.
 1. В случае среза
 N<mmc «Пер• R3™ , , (1. Ш)
 где N—расчетное продольное усилие, действующее на сое¬
 динение;
 т—коэффициент условий работы конструкции (см.
стр. 34);
 тс —коэффициент условий работы соединения (см.
стр. 34);
 «ср —число рабочих срезов одной заклепки;
п—число заклепок в соединении;
d—диаметр отверстия для заклепок;
 R\рКЛ—расчетное сопротивление срезу заклепки.
 2. В случае смятия
 N <m тсп Rla™dZd, (2.1 II)
 пзакл
 где Rcu —расчетное сопротивление смятию заклепки;
 16—наименьшая сумма толщин элементов, сминаемых
в одном направлении.
 3. В случае отрыва головок заклепок
 W < ттс nR**KJl -ip, (3. Ill)
 где /?p3KJI —расчетное сопротивление отрыву головки заклепки.
 При расчете заклепочных соединений на срез и смятие сле
дует учитывать толщину соединяемых листов и диаметр за
клепки. Если 6<0fid, то расчет производится на смятие. Если
<?>0,6d, — на срез.
 Приведенный выше расчет заклепочных соединений иногда
называют расчетом по усилию.
 Кроме расчета по усилию, часто при расчете, а особенно
при проверке несущей способности существующих заклепоч
ных соединений, применяется расчет заклепочных соединений
по площади.
 В этом случае расчетные формулы по своей структуре та
кие же, как и при расчете по усилию, но вместо расчетной
внешней нагрузки определяется наибольшее возможное усилие
 60


в поперечном сечении прикрепляемого элемента конструкции.
Величина этого усилия для растянутых элементов исчисляется
по формуле
 = (4.1 II)
 а для сжатых элементов — по формуле
 [N] = (pmRF6p. (5.III)
 Количество заклепок определяется как отношение усилия
в стержне к несущей способности сечения заклепки по следую
щим формулам.
 1. При расчете на срез для растянутых элементов
 п > - ?>Рнт- , (6.III)
 тс иср
 а для сжатых элементов
 п> .
 * шс ticр
 2. При расчете на смятие растянутых элементов
 (7.II1)
 п >
 faFнт
 9
 тс
 (8.III)
 а для сжатых элементов
 п > <р
 faF бр
тс
 (9.III)
 Значения коэффициентов (Х\ и /*2 в зависимости от диамет
ра заклепки и наименьшей толщины соединяемого листа при
ведены в табл. 20.
 При работе заклепочных соединений под действием перио
дически действующих, непрерывно действующих, а в особен
ности знакопеременных нагрузок, необходимо учитывать воз
можное проявление усталости, вводя в расчетные формулы
коэффициент у для снижения расчетных сопротивлений
(гл. I, § 4).
 Расчет болтовых соединений не имеет принципиального от
личия от расчета заклепок и производится по тем же расчет
ным формулам с той лишь разницей, что при расчете болтов
в формулу (ЗЛИ) подставляется вместо d внутренний диаметр
нарезки болта d0, принимаемый равным 0,85d, где d—диаметр
стержня болта.
 Расчетные сопротивления для болтовых соединений приве
дены в табл. 21.
 61


Таблица 20
 Коэффициенты fix и //2 для определения числа заклепок
по площади сечения
 Коэффи¬
 циент
 Марка ста
ли
 Значение
к в зави
симости от
качества
отверстий
 Наи¬
 меньшая
 сминаемая
 толщина
 Диаметр заклепки
 , мм
 ,
 14
 17
 20
 23
 26
 29
 1 (В)
 0,65
 0,44
 0,32
 0,24
 0,19
 0,15
 Ст.О
 1
 и*
 0,82 (С)
 0,79
 0,54
 0,39
 0,29
 0.23
 0,19
 0 85 (В)
 0,77
 0,52
 0,38
 0,28
 0,22
 0.18
 Ст.З
 0 67 (С)
 0.98
 0,66.
 0,48
 0,36
 0,28
 1
 0,25
 10
 0,36
 0,29
 0,25
 |
 0,22 !
 1
 ! 0,19
 0,17
 12
 —
 0.23
 0,21
 0,18 1
 1 0,16
 0,14
 2 (В)
 14


 0,18
 0,16 ;
 1 ^'»14
 ! 0,12
 16
 —
 —
 0,16
 0 14 i
 ! 0,12
 i 0Л1
 18
 —
 —
 0,14
 0,12
 0,11
 ! 0,10
 20
 —
 —
 —
 0,11
 0,10
 0,09
 Ст.О
 10
 0,45
 0,37
 0,31
 0,27
 0,24
 0,22
 12
 —
 0,31
 0,26
 0.23
 0,20
 0,18
 14
 ___

 0,23
 0.20
 0,17
 0,10
 1,59 (С)
 16

 —
 0,20
 0,17
 0,15
 0,14
 18
 —
 —
 0,18
 0,15
 0,13
 0,12
 20
 0,14
 0,12
 0,11
 г*
 10
 0.36
 0,29
 0,25
 0 22
 0,19
 0,17
 12
 —
 0,23
 0,21
 0,18
 0,16
 0,14
 2 (В)
 . 14

 —
 0,18
 0.16
 ; 0.14
 a i2
 16
 —
 —
 0 16
 0 14
 1 0,12
 0,11
 18
 —
 —
 0,14
 0.12
 1 0,11
 0,10
 20
 —
 —
 —
 0.11
 j 0.10
 0,19
 Ст.З
 i
 10
 0 44
 0,36
 0,31
 0,27
 ! 0,24
 ! 0,21
 12

 0,30 1
 0,26
 0,22
 0,20
 : 0,18
 1 АО /П
 14
 —
 —
 0,22
 0,19
 0,17
 : 0,15
 1,04
 16
 —
 —
 0,19
 0 17
 0,15
 0,15
 18
 —
 —
 0.17
 0,15
 0,13
 0,12
 20
 0,13
 0,12
 1 0.11
 1
 i
 G2


Таблица 21
 Расчетные сопротивления R, кг/см2, для болтовых соединений
 05
 S
 X
 0)
 X
 S
 5
 о
 05
 S
 X
 05
 О
 н
 о
 0
«-)
 1 1
 о
 U
 о
 о
 s
 X
 0)
 ег
 ч
 X
 Болты из стали
марки Ст. 0 в
конструкциях
из стали марок
 Болты из стали марки Ст. 3
в конструкциях из стали марок
 Болты из стали
марки Ст. 5 в
конструкциях" из
стали марок
 Болты из стали
марки НЛ1 в кон-
 струкциях из стали
марок
 Болты из стали
марки НЛ 2 в кон
 струкциях из стал
марок
 о
 U.
 о
 X
 о
 н
 4
о
 ХО
 е*
 5
 со
 X
 0)
 *
 05
 СХ,
 С
 X
 X
 е*
 S
 х «
 о
 ХО
 О
 0)
 о
 X
 со
 о
 ч
 и
 >>
 о
 н
 О
 Ов
 Н
 и
 Н
 и
 s
 со
 н
 и
 о
 н
 О '
 сч
 н
 и
 н
 и
 X
 со
 н
 О
 ю
 н
 и
 Е
 сч
 X
 н
 V
 X
 со
 н
 и
 ю
 н
 и
 - I
 X !
 X
 1*
ю
 ^-4
 X
 X
 О
 X
 ю
 X
 X
 и
 X
 ю
 Чистые
и риф
леные
болты
 1
 Растя
жение
Срез В
Смятие В
 ",
 ^см
 1
 1700
 1350
 3100
 1700
 1350
 3600
 1700
 1350
 3900
 2100
 1700
 3100
 2100
 1700
 3600
 2100
 1700
 3900
 2100
 1700
 4300
 2100
 1700
 4600
 2100
 1700
 5200
 2400
 1800
 3900
 2400
 1800
 4300
 2400
 1800
 4600
 2400
 1800
 5200
 2500
 1950
 4600
 i
 2500
 1950
 5200
 !
 2900
 2200
 4600
 2900
 2200
 5200
 Черные
 болты
 Растя¬
 жение
 Яр
 1700
 1700
 1700
 2100
 2100
 2100
 2100
 2100
 2100
 2400
 2400
 2400
 2400
 2500
 2500
 2900
 2900
 Срез
 р
 *с„
 900
 900
 900
 1150
 1150
 1150
 Смятие
 2100
 2400
 2600
 2100
 2400
 2600
 Анкер¬
 Растя¬
 Rn
 1700
 1
 1700
 1700
 1
 2100
 2100
 2100
 2100
 2100
 21С0
 i
 2400
 2400
 2400
 2400
 2500
 2500
 2900
 2900
 ные
 болты
 жение
 р
 1
 1
 I 1
 1
 1
 1
 1
 1


§ 17. РАЗМЕЩЕНИЕ ЗАКЛЕПОК И БОЛТОВ
 Определив количество заклепок, их размещают, основы
ваясь на конструктивных и производственных соображениях.
 В листовой стали размещение заклепок бывает рядовое и
шахматное. Более простое и удобное рядовое размещение за
клепок.
 Центры заклепок размещают по рискам. Расстояние между
рисками вдоль усилия называется шагом, а поперек усилия—до
рожкой (рис. 18).
 Шаг заклепок
 , -vi
 _18 ^
 1 1
 . §■
 3
 7_J4
 Л
 >
 с
 ? ■
 j
 -
 *
 >
 Хэ '
 2d
 lo3d
 si
 —
 2d
 -
 О Ь
 Рис. 18. Расположение заклепок в конструкции и наимень
шие расстояния между з^лрп^ями*
а—рядовой порядок; б—шахматный порядок.
 Минимальное расстояние от центра заклепки, до края эле
мента по направлению усилия принимается не менее двух диа
метров во избежание выкола металла.
 Расстояния между заклепками определяются требованием
прочности соединения и лучшей передачи усилия с одного кон
структивного элемента на другой, а также требованием устой
чивости листов между заклепками.
 Первому требованию, отвечающему равнопрочности на срез
листа и заклепки, соответствует минимальный шаг, второ
му — максимальный шаг.
 На практике расстояния между заклепками принимаются
по табл. 22.
 Для определения качества заклепочного соединения пользу
ются коэффициентом прочности заклепочного шва ф, опреде
ляемым по формуле
 ср =
 a — d
 *
 а
 (ЮЛИ)
 где а—шаг заклепок;
 d—диаметр отверстия.
 Из формулы (10.III) видно, что при минимальном шаге
заклепки a = 3d прочность листа в месте его ослабления со-
 64


Таблица 22
 Размещение заклепок и болтов
 Расстояние
 Величина расстояния
 Между центрами заклепок и болтов в любом
направлении:
 минимальное
 максимальное в крайних рядах при отсутст
вии окаймляющих уголков при растяжении
 и сжатии
 максимальное в средних и крайних рядах
при наличии окаймляющих уголков при рас
тяжении .
 максимальное в ^средних и крайних рядах
при наличии окаймляющих уголков при сжа
тии
 От центра заклепки или болта до края элемента:
минимальное вдоль усилия ....
минимальное поперек усилия при обрезных
 кромках
 минимальное поперек усилия при прокатных
 кромках
 максимальное
 \
 Для заклепок 3d
Для болтов 3,5^
 8d или 126
 16d » 24д
 Ш » \8д
2d
Ш
\.2d
 4d или 86
 Примечание. d—диаметр отверстия для заклепки или болта;
 толщина наиболее тонкого наружного элемента пакета.
 ставляет 67% по отношению к неослабленному месту. При
увеличении шага заклепок увеличивается прочность ослаблен
ного листа, например, при a=4d прочность листа составляет
75%. Однако расстояния между заклепками более рекомендуе
мых в табл. 22 принимать не следует, исходя из условия устой
чивости листов между рядами заклепок.
 Максимальное расстояние между заклепками вдоль дейст
вия силы не должно превышать 40 радиусов инерции листа.
 Для ходовых диаметров заклепок 20 и 23 мм принимают
шаг 70 или £0 мм, а расстояние до края 45 мм.
 По направлению усилия обычно ставят не меньше двух
рядов заклепок.
 В рабочих элементах конструкций число заклепок по одну
сторону стыка или число заклепок, прикрепляющих элемент в
узле, должно быть не менее двух.
 В прокатном металле размещение заклепок по рискам
Должно быть увязано с размерами профиля и диаметром за
клепки.
 Для удобства клепки и упрощения размещения заклепок
составлены специальные таблицы рисок заклепок в профиль
ном прокате (табл. 23, 24, 25).
 сз
 5—253


Таблица23
 Нормаль рисок для отверстий в уголках, мм
 (По ГОСТ 8509-57, 8510-57)
 Одна риска
 Две риски !
 Макси¬
 мальный
 диаметр
 отверстия
 Риски
 Макси¬
 мальный
 диаметр
 отверстия
 «о
 S S
 си *
s ч
 3g
 Риска а
 Ширина
полки Ь
 л,
 ] Д2
 !
 Расположение
 болтов
 45
 30
 14,5
 140
 55
 45
 23,5
 В шахматном
 50
 “so"
 . 160
 65
 1 50
 26,5 ~
 порядке
 ~56~
 30
 17,5
 [50
 ^ 70
 21,5 | В два ряда
 ~63~
 —35-
 21.5
 . iso..
 65
 80
 25.5
 70
 ~40~~
 21,5
 200
 80
 80 1
 26.5 |В шахматном]
 ! пгкгю пVP И R
 75
 -45-
 23,5
 220~
 90
 90
 26.5 '
 л лл "
 два ряда
 ~80
 ~45_
 — 23.5
 250
 100
 loo !
 26,5 1
 90
 55
 23,5 —
 loo-
 55
 23.5
 ПО
 60
 23.5
 ~125_
 65 _
 26,5
 Номинальные диаметры отверстий для заклепок и черных
 * , ч И215-56
 болтов (в мм) согласно инструкции ~мспа,\уп'~ в завкси"
 мости от номинальных диаметров заклейки и черного болта
принимаются:
 Номинальный диаметр заклепки, мм:
 13 14,5
 16 17,5
 19 20.5
 22 .... 23,5
 25 26,5
 Номинальный диаметр черного болта, мм:
 12 14,5
 16 17,5
 18 20,5
 20 21,5
 22 23.5
 24 26,5
 66


к
 ч
 S
 •6«
 о
 Си
 с
 2
 5
 6,5
 8
 10
 12
 14
 14а
 16
 16а
 18
 18а
 20
 20а
 22
 22а
 24
 24а
 27
 30
 33
 36
 40
 5*
 Таблица 24
 Нормаль рисок для отверстий в швеллерах, мм
 (По ГОСТ 8240-56)
 Полка Стенка
 Ширина Ъ
 К
 03 «
 1°*
 4 >>
 НК
 Риска а
 i
 Макси¬
 мальный
 диаметр
 отверстия
 Высота
профиля Н
 Толщина d
 —
 Расстояние
1 между
закругле
ниями h
 [ Риска с
 (Я
 , ^5'а.н
 3 e j а.'
 1 3 s “
 2 3 s S
 О
 37
 7
 20
 12,5
 50
 4,5
 22
 40
 7
 25
 12,5
 65
 4,5
 36
 —
 —
 45
 7
 25
 14,5
 80
 4,8
 48
 40
 14.5
 50
 7
 зо-
 14,5
 100
 4,8
 66
 40
 14,5
 54
 8
 30
 17,5
 120
 5,0
 84
 45
 17,5
 58
 8
 35 1
 17,5
 140
 5.0
 102
 45
 17.5
 62
 8
 40 I
 17,5
 140
 5,0
 100
 45
 17 5
 64
 8
 40
 20,5
 160
 5,0
 120
 55
 20,5
 68
 8
 40
 20,5
 160
 5 0
 118
 55
 20,5
 70
 8
 45
 20,5
 180
 5.0
 138
 55
 20,5
 74
 9
 45
 23,5
 180
 5,0
 136
 55
 20,5
 76
 9
 45
 23,5
 200
 5.2
 156
 60
 23,5
 80
 9
 50
 23,5
 200
 5,2
 154
 60
 23,5
 82
 9
 50
 26.5
 220
 5,3
 172
 65
 26,5
 87
 10 .
 50
 26,5
 220
 5.3
 170
 65
 26,5
 S0
 10
 50
 26.5
 240
 5,6'
 190
 65
 26,5
 95
 10
 60
 26 5
 240
 5,6
 188
 65
 26 5
 95
 10
 60
 26,5
 270
 6,0
 218
 70
 26,5
 I 100
 10
 60
 26,5
 300
 6 5
 244
 70
 26,5
 105
 11
 60
 26,5
 330
 7,0
 270
 70
 26.5
 ПО
 12
 70
 26.5
 360
 7,5
 296
 75
 26,5
 115
 13
 70
 26,5
 400
 8,0
 332
 75
 26 5
 67


Таблиц а$25
 Нормаль рисок для отверстий в двутаврах, мм
 (По ГОСТ 8239-56)
 № профиля
 Полка
 Стенка
 «О
 33
 S
 о.
 S
 3
 Толщина
Т у риски
 Риска а
 Макси¬
 мальный
 диаметр
 отверстия
 Высота
профиля Н
 Толщина d
 Расстояние
между
закругле
ниями Л
 Риска с
 S я а> а
 ^ S Я
 00 m 2 Я
«-и 00 К н
 10
 70
 7
 40
 12,5
 100
 4,5
 84
 30
 12,5
 12
 75
 7
 40
 14,5
 120
 5,0
 86
 40
 14,5
 14
 82
 7
 40
 14,5
 140
 5 0
 104
 40
 14,5
 16
 90
 8
 50
 14,5
 160
 5,0
 122
 40
 14,5
 18
 €5
 8
 50
 17,5
 180
 5,0
 140
 50
 17,5
 18а
 102
 8
 50
 17,5
 180
 5,0
 140
 50
 17,5
 20
 100
 8
 50
 20,5
 200
 5,2
 158
 50
 17,5
 20а
 ПО
 8
 60
 20,5
 200
 5.2
 158
 50
 17f5
 22
 ПО
 8
 60
 20.5
 220
 5,3
 176
 60
 21 5
 22а
 120
 8
 70
 20,5
 220
 5,3
 176
 60
 21,5
 24
 115
 9
 60
 21,5
 240
 5.6
 1Ь2
 60
 21.5
 24а
 125
 9
 70
 21,5
 240
 5,6
 192
 60
 21.5
 27
 125
 9
 70
 21,5
 270
 6,Э
 220
 60
 21,5
 27а
 135
 10
 70
 23.5
 270
 6.0
 220
 60
 21 5
 30
 135
 10
 70
 23,5
 300
 6,5
 248
 65
 23 5
 30а
 145
 10
 80
 23,5
 300
 6,5
 248
 65
 23 5
 33
 140
 11
 80
 23,5
 330
 7,0
 272
 65
 23,5
 36
 145
 12
 80
 23,5
 360
 7,5
 2°8
 70
 23.5
 40
 155
 13
 80
 23,5
 400
 8.0
 334
 70
 23,5
 45
 160
 14
 100
 23,5
 450
 8.6
 380
 70
 23,5
 50
 170
 15
 100
 26,5
 500
 9,3
 426
 80
 26 5
 55
 180
 16
 100
 26,5
 550
 10,0
 470
 80
 26,5 j
 60
 190
 17
 120
 26 5
 600
 10.8
 512
 90
 26,5
 65
 200
 19
 120
 26,5
 650
 11,7
 556
 90
 26.51
 70
 210
 20
 120
 26 5
 700
 12,7
 5 8
 90
 26 М
 70а
 210
 24
 120
 26,5
 700
 15,0
 592
 100
 26 51
 706
 210
 28
 12 J
 26,5
 700
 17,5
 582 j
 100
 26,51
 ■ 'У
 В уголках с полкой до 120 мм заклепки размещают в один
ряд, с полкой 120—150 мм — в два ряда в шахматном поряд
ке, с полкой более 150 мм — в два ряда. Минимальное рас-
 68


стояние от обушка до первой -риски определяется возмож
ностью постановки заклепки на полки уголка (рис. 19).
 В стальных конструкциях применяются симметричные и не
си м метр иноше заклепочные соединения с накладками, а так
же соединения внахлестку.
 Наиболее приемлемым заклепочным
соединением следует считать симметрич
ное соединение стыка листов с двумя на
кладками, потому что оно обеспечивает
более равномерную осевую передачу уси
лий.
 Несимметричное соединение стыка с
применением одной накладки менее удоб
но, так как вследствие эксцентричной пе
редачи усилия может произойти отгиб
листов под нагрузкой, что требует увели
чения количества заклепок на 10% при
передаче больших усилий.
 Соединения внахлестку обычно нахо
дят применение в листовых конструкциях.
 В болтовых соединениях, исходя из условия работы гаеч
ным ключом, наименьшее 'расстояние между болтами прини
мается 3,5 диаметра болта.
 Рис. 19. Минимальное
расстояние от обушка
до оси заклепки.
 § 18. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ СОЕДИНЯЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
 Проверка прочности соединяемых элементов производится
по первому наиболее напряженному ряду заклепок соедине
ния или стыка по формуле
 N (11.111)
 FHT = F6p—ni d J, (12.1 II)
 где пх—число заклепок в первом ряду при рядовом разме
щении их.
 При шахматном расположении заклепок, малом полушаге
и широкой дорожке может оказаться, что площадь сечения
элемента по зигзагу меньше площади сечения по первому ря
ду (рис. 20). Это бывает при полушаге заклепок, меньшем
полушага равных площадей, указанного в табл. 26.
 Таблица 26
 Полушаги а равных площадей, мм
 I Дорожка, л м
 Диаметр за¬
 клепки, мм
 30
 40
 50
 60
 70
 80
 i0
 100
 ПО
 20
 27
 30
 23
 36
 39
 41
 44
 46
 48
 23
 29
 33
 36
 39
 i
 42
 44
 47
 49
 52
 69


Площадь нетто по зигзагу определяется по формуле
 Fm=\2el + (n-\)\f~a* + # — ■nd\\ (13. Hl|
 где п—число заклепок по зигзагу;
 а—полушаг;
 е\ и е—длина крайней и средней дорожек.
 Рис. 20. Ослабление листа заклепками:
а—при рядовом размещении заклепок; б—при шахматном разме
щении заклепок.
 § 19. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА ЗАКЛЕПОЧНЫХ И БОЛТОВЫХ
СОЕДИНЕНИЙ
 Пример 1. Рассчитать стык двух листов сечением 300X14 мм, перекры
тый двумя накладками толщиной 8 мм.
 Материал Ст. 3. Отверстия продавлены. Диаметр заклепки 23 мм.
Постоянное продольное растягивающее усилие NjJ=30 г, коэффициент пе
регрузки по = 1,1. Временное продольное растягивающее усилие W)J=15 г,
коэффициент перегрузки 1,2 (рис. 21).
 Расчетное усилие определяется по формуле
 N = МрПр+ N*qnq =30• 1,1 + 15 • 1,2=51 г.
 Ввиду того, что
 4-=161 > об,
 а
 заклепки работают на срез и их расчет производится по формуле
 Отсюда
 п =
 т= 1; тс
 п = —
 Ы 1400-2'
 рзакл
 с^ср ппс
 7zd2
 1 “Г*
 N
 р"*акл
'Чр "ср
 7zd2
 ~ 4~
 Лср =2<
'0
 пЗ*КЛ
 ^ ср
 = 4,39
 Д14 • 2 Зг
 г 4
 70


Принимаем 6 заклепок.
 Поперек листа разместятся 3 заклепки с крайней дорожкой 50 мм ш
средними 100 мм.
 Рис. 21. К примеру 1.
 Шаг заклепок принимаем 80 мм.
 Расстояние от края листа до первого ряда заклепок вдоль действия
сцлы — 45 мм.
 После расстановки заклепок необходимо произвести проверку ослаб
ленного сечения листа по формуле
 N < mRFHT ;
 FHТ=30- 1,4—3 • 2.3 • 1,4=32,34 см\
 N=\•2100*32,34=67 914 кг>51 000 кг.
 Пример 2. Определить количество заклепок по данным примера I при
толщине листов 12 мм.
 В этом случае 6<C0fid и расчет производится на смятие по формуле
 Отсюда
 п
 N< ттс RllKJlnd2S.
 N
 тт с
 см
 ■аъъ
 5ИЮ0
 ГГГ3400 • 2,3 • 1,2
 = 5,55 шт.
 Принимаем б заклепок.
 Проверка несущей способности ослабленного сечения производится по
той же формуле, что и в примере 1,
 F нт = 30 • 1,2—3 • 2,3 - 1,2 = 27,72 см2.
 N=\ *2100-27,72 = 58,21 т>51 т.
 71


Пример 3. Рассчитать прикрепление двутавра № 30 к нижнему поясу
фермы при расчетной нагрузке N=6,5 т. Материал О. 2. Диаметр заклепки
 Рис. 22. К примеру 3.
 Пример 4. Определить по данным примера 3 необходимое количеств#
черных болтов из стали Ст.О диаметром 18 мм, т=1; тс= ОД
 /?р=1700 кг/см2-, </0=1,5 см.
 ~ ттН* ~ о os ~ ш
 ттс Нзлкл ™ 1*0,8-1700 *3,14* —-Ч——
 с р 4 4
 Принимаем 4 болта.
 СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
 § 20. ПРИОРИТЕТ ОТЕЧЕСТВЕННЫХ УЧЕНЫХ В РАЗВИТИИ СВАРКИ
 Наша страна — родина многих открытий в области науки
и техники.
 Сварка металлов — одно из выдающихся русских изобре-
тений — впервые была освоена в нашей стране.
 72


Крупнейший русский физик йкад. В. В. Петров в 1802 г.
первым б мире открыл и исследовал явление электрической
дуги и первый установил возможность использования тепловой
энергии электрической дуги для плавления металлов.
 Талантливый русский изобретатель Н. Н. Бенардос в
1882 г. применил электрическую дугу для плавления и сварки
металлов угольным электродом с введением в дугу извне при
садочного металла в виде металлического прутка (рис. 23).
 В 1888—1891 гг. горный инж. Н. Г. Славянов разработал
и запатентовал свое изобретение, названное «Способы и аппа
раты для электрической отливки металлов». По способу
Н. Г. Славянова электрическая дуга образуется между ме
таллическим электродом, присоединенным к одному полюсу
электрической цепи, и свариваемой деталью, к которой при
соединен второй полюс цепи (рис. 24).
 Отсталая промышленность России слабо использовала изо
бретения Н. Н. Бенардоса и Н. Г. Славянова, и после их смер
ти эти выдающиеся изобретения не получили дальнейшего раз
вития.
 После Великой Октябрьской социалистической революции
электросварка в СССР нашла повсеместное распространение.
 Сварку при изготовлении конструкций начали применять в
двадцатых годах XX в. во Владивостоке, в Дальневосточном
политехническом институте, в Московском Центральном науч
но-исследовательском институте железнодорожного транспор
та, на заводе в г. Николаеве. С начала тридцатых годов — в
Киеве под руководством акад. Е. ,0. Патона.
 В 1931 —1932 гг. электросварка, выполняемая электрода
ми с тонкой обмазкой, применялась при изготовлении и мон
таже промышленных зданий и резервуаров на Кузнецкстрое,
воздухопроводов и газопроводов на строительстве металлур
гических заводов в Магнитогорске и Мариуполе.
 В 1935 г. советские инженеры разработали и внедрили в
производство качественные электроды с толстой обмазкой.
 Рис. 23. Схема
сварки по методу
Н. Н. Бенардоса.
 Рис. 24. Сварка металлических кон
струкций по способу Н. Г. Славянова:
/—сварочная дуга; 2—металлический
электрод; 3—электродержатель; 4—
гибкий провод; 5—источник электри¬
 ческого тока.
 73


В 1929 г. советский инж. Д. А. Дульчевский изобрел элек
тросварку под слоем горючих порошкообразных веществ, за
щищающих дугу и место сварки от воздействия воздуха.
 Рис. 25. Автоматическая сварка стальной проволокой под
слоем флюса:
 1—слой флюса, покрывающий место сварки; 2—трубка, че
рез которую подается флюс; 3—бункер для флюса; 4—кас
сета с бухтой проволоки; 5—голая электродная проволока;
 5—автоматическая сварочная головка; 7—шланг для отсоса
остатков несплавившегося флюса; 8—сплавившийся флюс;
 9—сварной шов.
 В 1940 г. Киевский научно-исследовательский институт
сварки им. ака(д. Е. О. Патона закончил разработку автомати
ческой сварки закрытой дугой под слоем флюса (рис. 25).
 Рис. 26. Схема газовой (кислородно-ацети
леновой) сварки;
 1—выдвижной ящик для карбида; 2—ре
зервуар для воды; 3—химический очисти
тель; 4—водяной затвор; 5—редукционный
вентиль; 6—кислородный баллон; 7—сва
рочная горелка.
 Этот способ широко применялся в промышленности в годы
Великой Отечественной войны-
 В строительстве автоматическая сварка получила распро
странение при изготовлении всех видов конструкций.
 74


За последние годы сварку начали применять в среде угле
кислого и ин-ертного газов, а также под слоем расплавленного
шлака — электрошлаковая сварка (цельносварной мост в
Киеве им. Е. О. Патона). Советские специалисты продолжают
работать над созданием новых высокопроизводительных и ка
чественных марок электродов и над дальнейшим усовершен
ствованием сварочного оборудования.
 Существует также газовая сварка цветных металлов и тон
ких стальных элементов.
 В строительстве применяется кислородно-ацетиленовая
сварка (рис. 26). Ацетилен, сгорая в кислороде, дает темпе
ратуру около 3200°. Присадочным материалом является сталь
ная проволока, расплавляющаяся в пламени горелки, которая
смешивается с расплавленным металлом изделия и образует
сварной шов.
 § 21. ТИПЫ СВАРНЫХ ШВОВ
 Сварные швы классифицируют по конструктивному призна
ку, назначению, протяженности, характеру работы и положе
нию в пространстве.
 По конструктивному признаку швы разделяют на стыковые,
угловые (валиковые), прорезные и проплавные.
 а—при ручной сварке; б—при автоматической сварке.
 Стыковые швы осуществляются при соединении элементов,
обычно расположенных в одной плоскости, путем заполнения
присадочным материалом пространства между ними. В зави
симости от толщины свариваемых деталей применяют различ
ные виды стыковых швов.
 При ручной сварке (рис. 27, а) элементов толщиной до
8 мм достаточно оставить между кромками зазор, равный 0,ЗсУ,
 75


что составляет примерно 2 мм. При большей толщине необхо
дима разделка кромок, чтобы был хороший провар по всей
толщине. При 6=10 —25 мм применяется V-образный шов, по
лучающийся снятием фаски под углом 35°. Если толщина сва
риваемых элементов большая, фаски снимают с двух сторон
и получается Х-образный шов. При затруднительности сварки
с двух сторон применяется U-образный шов с небольшим на
клоном граней.
 При разделке кромок зазор между элементами принимает
ся равным 2 мм. Для предотвращения пережога соединяемых
элементов во время наложения шва при разделке кромки
оставляют притупление высотой 2 мм. Для V-образных и U-об-
разных швов обязательна подварка корня с другой стороны
перед наложением основного шва. i
 При автоматической сварке (рис. 27,6) можно не разде
лывать кромки при толщине элементов до 10 мм.
 Стыковые швы должны иметь с двух сторон наплывы, ком
пенсирующие неровности поверхности шва и возможные ослаб
ления внутренней его части (поры, шлаковые включения).
 Стыковые швы наиболее экономичны, так как передают
усилие по всему сечению равномерно с наименьшими местны
ми напряжениями. Однако трудно осуществить равномерный
зазор, раздел кромок, точную резку элементов.
 Угловые (валиковые) швы (рис. 28) накладывают в пря
мой угол, образованный соединяемыми элементами, располо
женными в разных плоскостях. Нормальный угловой шов име
ет вид равнобедренного треугольника, усиленного наплывом,
со стрелкой, равной 0,1 рабочей высоты шва. Для воспринятия
динамических усилий устраивают пологие угловые швы. Что
бы уменьшить влияние возможных непроваров, минимальная
толщина угловых швов hm принимается равной 4 мм.
 Прорезные швы применяются в соединениях внахлестку,
когда необходимо сократить длину соединения, однако ввиду
трудоемкости изготовления применяются редко.
 а
 б
 Рис. 28. Типы угловых швов при ручной дуговой сварке:
а—нормальный; б—усиленный; в—пологий.
 П


При автоматической сварке можно вместо прорезных швов
делать швы проплавные, при которых соединение осуществля
ется в плоскости касания элементов.
 По назначению швы разделяют на рабочие и конструктив-
ные. Размеры рабочих швов определяются расчетом. Конструк
тивные швы принимаются минимальных размеров.
 По протяженности швы делят на сплошные и прерыви
стые — шпоночные (рис. 29).
 Рис. 29. Рис. 30. Типы швов по положению в пространстве:
 Прерывистый /—нижний угловой шов; 2—вертикальный угловой шов;
 шов. 3—горизонтальный стыковой шов; 4—нижний угловой шов;
 5—нижний стыковой шов; 6—потолочный угловой шов.
 Нормы допускают принимать расстояние между участками
прерывистого шва (шпонками): при растяжении — не более
30с5, а при сжатии — не более 15(5, где 6—толщина листа.
 Шпоночные швы являются очагами концентрации напря
жения, поэтому их применять нежелательно.
 По характеру работы швы разделяют на прочные и прочно
плотные.
 Прочные швы предназначены для передачи усилия, а проч
но-плотные, помимо этого, должны быть непроницаемыми для
жидкостей и газов.
 По положению в пространстве швы делят на нижние (па
лубные), горизонтальные, вертикальные и потолочные (рис. 30).
Потолочных швов следует избегать из-за неудобства производ
ства сварочных работ.
 § 22. ЭЛЕКТРОДЫ ДЛЯ ДУГОВОЙ СВАРКИ
 Для дуговой электросварки применяют металлические,
угольные и графитные электроды.
 Металлические электроды разделяют на голые, с тонкой об
мазкой и качественные (с толстой обмазкой).
 Голые электроды применяют очень редко при сварке на по
стоянном токе.
 77


Электроды с тонкой обмазкой типа Э-34 применяют для
сварки неответственных конструкций в условиях ’строительной
площадки. При сварке этими электродами в зоне дуги созда
ется защитная газовая завеса, способствующая устойчивому
горению дуги.
 Материалами'для покрытия электродов с тонкой обмазкой
могут быть разведенные в жидком стекле мел, поташ, калие
вая селитра, углекислый барий, хромовокислый калий и др.
Наиболее дешевым и распространенным покрытием являет
ся мел.
 Металл, наплавленный электродом с тонкой обмазкой по
лучается невысокого качества за счет недостаточной пластич
ности, прочности и засоренности посторонними включениями
(предел прочности металла шва составляет 34—40 кг/мм2).
 Повышение механических свойств металла шва достигает
ся применением электродов с толстой, качественной обмазкойг
которая может состоять из: шлакообразующих — марганце
вая руда, титановый концентрат, полевой шпат и др.; газооб
разующих—крахмал, торф и другие органические вещества;
кислящих и связующих, например жидкое стекло; раскислите-
лей, например ферромарганец; легирующих, например ферро
сплавы; стабилизирующих, например мел; стальных порошков.
 Первые четыре компонента входят почти во все качествен
ные толстые обмазки.
 Качественные электроды в зависимости от прочности де
лят на типы. Э-42; Э-42А; Э-50А и Э-55А. Цифра каждого
типа электрода показывает предел прочности металла шва в
кг/мм2.
 Электроды типа Э-42 применяют при сварке конструкций
из обычных строительных сталей, улучшенные электроды ти
пов Э-42А, Э-50А и Э-55А — при сварке низколегированных и
малоуглеродистых сталей в ответственных сооружениях.
 Угольные и графитные электроды при сварке стальных кон
струкций не применяются вследствие низких механических ха
рактеристик и неудовлетворительной структуры шва, который
получается слишком хрупким из-за большого процентного со
держания углерода.
 § 23. ТИПЫ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ И ИХ РАСЧЕТ
 Соединения элементов стальных конструкций при помощи
сварки могут быть выполнены встык или внахлестку.
 Соединение встык является основным и самым простым ви
дом сварного соединения. Оно осуществляется прямыми и ко
сыми стыковыми швами.
 Прямой стыковой шов (рис. 31) получается при его перпен
дикулярном расположении к действию продольной растяги
вающей или сжимающей силы.
 78


Расчет прямого стыкового шва на растяжение производит¬
 ся по формуле
 N < mR™lm
 (14.Ш>
 где N —продольная растягиваю-1
щая сила;
 т —коэффициент условий
работы конструкции
(см. стр. 34);
 /?с® —расчетное сопротивле
ние растяжению стыко
вого шва, принимаемое
по табл. 27;
 / ш —расчетная длина шва,
 N
 Подбарка
 N
 г
 1 L
 =Г
 N
 Рис. 31. Прямой стыковой шов.
 равная полной конструктивной длине за вычетом 10 мм
на непровар и кратер, то есть /ш = 6—10 мм;
dm—наименьшая толщина соединяемых элементов.
 Таблица 27
 Расчетные сопротивления RCB для сварных швов, кг/см2
 Тип электрода
 <D
 X
 Э-34
 | Э-42
 Э-42 и
Э-42А
 Э-50А и
Э-55А
 Вид сварки
 «О
 m
 Вид напряженного
 а
 сг
 СО
 X
 к
 СО
 Ручная, а также полуав¬
 а
 состояния
 СО
 ег
 томатическая и автомати-
 о
 U
 о
 Ю
 О
 а
 ческая под слоем
 флюса
 X
 Q.
 <и
 о
 Марки сталей свариваемых
 СО
 - м
 X
 м
 конструкции
 ч
 X
 о
 ч
 £ 1
 Ст.О
- Ст.4
 Ст. 0 j
 Гт 9 1 Ст.
 | Ст. 4 |
 14ХГС;
 15ХСНД
 Встык
 .Сжатие
 Растяжение при повы¬
 Rc*
 1
 ; 1зоо
 i
 1
 1700
 2000
 2100
 2900
 шенных способах кон¬
 троля качества . . .
 *рв
 —
 1700
 2000
 2100
 2900.
 Растяжение при обычных
 !
 способах контроля ка¬
 1
 |
 чества
 rc;
 1200
 1450
 : 1800
 1800
 2500
 1
 Угловой
 Срез
 рСВ
 ^ср
 800
 1000
 1200
 1300
 1750
 Сжатие, растяжение,
 (лобо- j
вой, 1
фланго- !
вый,
втавр)
 срез
 i
 RT !
 i
 900
 1200
 i
 i
 1400
 1400
 2000


Расчет прямого стыкового шва на сжатие производится по
 формуле
 ЛГ</я/£»/ш*ш, ' (15.III)
 где RV —расчетное сопротивление сжатию стыкового шва,
принимаемое по табл. 27.
 Косой стыковой шов (рис. 32) образуется при расположе
нии его под углом к действию продольной силы для получения
равнопрочного соединения.
 Косой стыковой шов может работать на растяжение, сжа
тие и срез.
 Расчет косого стыкового шва производится по следующим
формулам:
 на растяжение
 N < т£сръ
 швом;
на сжатие
 на срез
 N < mR™
 N < mV*
 , Andrii
 *
 (16. III)
 sina
 1ением действующей силы
 и косым
 э
 (17. III)
 sina
 I »
 (18. III)
 80
 cosa


где Rll—расчетное сопротивление срезу стыкового шва, при
нимаемое по табл. 27.
 В соединениях со стыковыми швами при различной тол
щине листов у более толстого листа необходимо снимать фас
ку на расстоянии, равном пятикратной разности толщин ли
стов для уменьшения концентрации напряжений (рис. 33).
 -5(Ьг-Ь)
 1- У/////////////У////У
 1
 4L
 Рис. 33. Стык листов различной толщины.
 При различной ширине листов применяют косой стыковой
шов. При этом более широкий лист обязательно обрабатыва
ют так, как показано на рис. 34, для уменьшения концентра
ции напряжений, вызываемой переменой ширины поперечного
сечения.
 Из указанных на рис. 34 видов обработки стыкуемых эле
ментов наиболее проста схема, указанная на рис. 34, a, a наи
более удобна по характеру передачи силового потока схема,
указанная на рис. 34,6.
 ^ Место теоретического обрыба
 Рис. 34. Стык листов различной ширины:
а—упрощенный; б—с плавным переходом.
 Косой стыковой шов, расположенный под углом а = 45° к
действующей силе, не рассчитывают, так как считают его рав
нопрочным с металлом соединяемых листов (напряжения в
косом шве гораздо ниже, чем в прямом при прочих равных
условиях).
 Чтобы доказать это, рассмотрим прямой и косой стыки
двух листов сечением Ьхд при условии одинаковой величины
растягивающей силы N.
 6-253
 81


Нормальные напряжения в прямом стыковом шве
 Ош =
 N
 ш1ш
 а нормальные напряжения в косом стыковом шве при а = 45е
, Asina /zsin2a 0.5W
 М'т*
 mluiK
 где Г = —— —длина косого стыкового шва, то есть нор-
sina
 мальные напряжения в косом стыковом шве вдвое меньше нормаль
ных напряжений в прямом шве.
 Касательные напряжения в косом шве при а=45°
 , A'cosasina __ 0,5Asin2a _0,5Af
 ftllm^ui ffl l ц$ш tnl
 Касательные напряжения в косом шве также вдвое меньше
напряжений в прямом стыковом шве.
 По аналогии с предыдущим можно доказать, что и при
а>30° косой стыковой шов можно считать равнопрочным с
 металлом. Следователь
но, косой стыковой шов
при 30° < a с 60° может
быть принят без расче
та как равнопрочный.
 Нормальные и каса
тельные напряжения в
шве не должны превы
шать расчетного сопро
тивления сварки, кото
рое меньше или равно
расчетному сопротивле
нию основного металла.
 Кроме соединения
встык стыковыми шва
ми (без накладок),
применяются сварные соединения встык с накладками. В этом
случае соединение осуществляется при помощи угловых швов.
 В зависимости от расположения шва по отношению к дей
ствующей продольной силе эти соединения разделяются на
соединения с лобовым швом (рис. 35) и соединения с фланго
вым швом (рис. 36).
 Рис. 35. Соединение с лобовым швом.
 82


При сочетании лобового шва с фланговым получается об
варка по контуру.
 Расчет этих соединений производят по формуле
 NKmk'fOJhuiZL , (19. Ill)
 Рис. 36. Соединение с фланговым швом.
 где RyB —расчетное сопротивление углового шва, принимае
мое по табл. 27;
 0,7—приближенное значение cos 45° — угла наклона
между высотой шва по катету и линией разруше
ния шва в его поперечном сечении;
 Ли,—высота углового шва по катету, принимаемая в ли
стовой стали, а также у обушков углового проката
не более 1,5 толщины листа в конструкциях, под
верженных действию статических нагрузок, и не
более 1,2 толщины листа в конструкциях, подвер
женных действию динамических нагрузок; в про
фильном прокате толщина шва принимается в соот
ветствии с табл. 28.
 Таблица 28
 Толщина швов, мм, у кромок прокатных профилей
 Уголок
 Двутавр
 Швеллер
 Толщина
 полки
 Толщина
 шва
 № профиля
 Толщина
 шва
 № профиля
 Толщина
 шва
 6
 5Ч
 10—12
 4
 5-8
 4
 6—16
 5—14
 14—16
 5
 10—14
 5
 16
 14—12
 18—27
 6
 16—27
 6
 —
 —
 30—40
 8
 30—36
 8
 —
 —
 45
 10
 —
 —
 —
 —
 50—60
 12
 —
 —
 6*
 83


Соединения внахлестку осуществляют при помощи угловых
(лобовых или фланговых) швов и рассчитывают по той же
формуле, что и соединения с накладками.
 Лобовые швы находятся в сложном напряженном состоя
нии и при действии нормальных растягивающих или сжимаю
щих усилий испытывают в одно время срез, растяжение (сжа
тие) и изгиб вследствие эксцентричности приложения ко шву
нагрузки. Поэтому расчет угловых лобовых швов на срез яв
ляется условным, отвечающим, однако, результатам опытных
исследований. Это позволяет с достаточной для практической
цели точностыЪ рассчитывать лобовые швы только на срез по
формуле (19.III).
 Рис. 37. Соединение точечной сваркой:
а—точечное соединение; б—разрушение точки от среза; в—разру
шение точки от отрыва.
 Соединения внахлестку можно выполнять точечной сваркой
(рис. 37), что целесообразно в конструкциях с длинными шва
ми, при массовом изготовлении деталей, так как при этом
успешно используется высокая производительность машин для
точечной сварки.
 § 24. УСАДКА И КОРОБЛЕНИЕ МЕТАЛЛА ПРИ СВАРКЕ
 Высокие температуры, возникающие при сварке, вызывают
значительный односторонний разогрев основного металла сты
ка. Под влиянием разогрева и последующего остывания изме
няются структура и механические свойства стали. В результа
те этого в структуре и свойствах стали в направлении, пер
пендикулярном ко шву, обнаруживаются резкие различия.
 Под влиянием разогрева и остывания изменяется объем на
плавленного металла и частично основного; при этом в обоих
возникают напряжения. Сокращение объема при остывании
носит название усадки, происходящие при этом деформации
называются усадочными, а - возникающие напряжения — уса
дочными напряжениями.
 Различают продольную (вдоль шва) и поперечную усад
ки. Под влиянием обеих усадок происходит пространственное
изменение формы свариваемых элементов, называемое короб
лением.
 84


При сварке двух свободных полос под влиянием продольной
усадки полосы окажутся внецентренно сжатыми и будут де
формироваться. Этому станет препятствовать наплавленный
металл, и в стыке появятся поперечные напряжения, растяги
вающие в средней части и сжимающие по концам. Все эти
напряжения являются следствием продольной усадки.
 Под влиянием поперечной усадки листы стремятся повер
нуться. Во избежание искривления формы листы перед свар
кой следует располагать под незначительным углом (рис. 38).
 а f —i
 Рис. 38. Деформация элементов при сварке:
а, в—поперечная; б—продольная.
 Чтобы свести к минимуму влияние усадки и связанных с
нею напряжений, необходимо соблюдать следующие мероприя
тия при сварке конструкций: производить многослойную
 укладку наплавленного металла при толщине шва более 10 мм\
при длинных швах производить сварку участками в 200—
400 мм обратно ступенчатым способом; при многослойной
сварке длинных швов каждый последующий слой варить в на
правлении, противоположном предыдущему; увеличивать ско
рость сварки; уменьшать площадь поперечного сечения шва и
сообщать ему по возможности симметричное сечение.
 § 25. КОНТРОЛЬ КАЧЕСТВА СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
 При производстве сварочных работ могут быть наложены
недоброкачественные дефектные швы. Дефекты сварных швов
разделяются на наружные и внутренние.
 К наружным дефектам относятся: неравномерность шири
ны и высоты шва, наплывы; несоответствие действительных
размеров швов проектным; незаплавленные кратеры на поверх
ности шва, нечистая и неровная его поверхность; подрезы ос
новного металла у границ шва; пористость наружного слоя
шва, наружные трещины в шве и рядом с ним.
 85


К внутренним дефектам относятся: неудовлетворительный
провар; внутренняя пористость и трещины в наплавленном
металле; включения шлака и других неметаллических приме
сей; несплавление многослойного шва.
 Для устранения наружных и внутренних дефектов приме
няют определенные методы контроля качества сварных швов
в зависимости от типа конструкции.
 Качество прочных швов контролируют наружным осмот
ром, устанавливающим соответствие фактических размеров
шва требованиям проекта и отсутствие в швах наружных де
фектов; контрольным засверливанием и последующим трав
лением с целью установления провара корня шва и отсутст
вия внутренних дефектов; механическим испытанием образцов
из сварного соединения и наплавленного металла.
 Качество плотно-прочных швов контролируют наружным
осмотром; засверливанием с последующим травлением вскры
той поверхности металла; проверкой швов на плотность (про
бой керосином, гидравлическим или вакуумным испытанием,
а также химической пробой — реакцией фенолфталеина на
аммиак); рентгеноконтролем ампулой радия-мезатория, изото
пами кобальта и другими радиоактивными веществами; элек
тромагнитным и звуковым методом (устанавливают внутрен
ние дефекты шва).
 Методы испытания сварных швов должны быть указаны на
рабочих чертежах в примечаниях.
 § 26. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА
 Пример 1. Рассчитать соединение встык двух листов стали сечением
400x12 мм, работающее на растяжение при расчетной продольной силе
А=80 т. Материал Ст. 3; электроды типа Э-42.
 Несущая способность шва
 N < mR™ /ш»ш.
 Данные для расчета: JV=80 000 кг\ т=1; #рВ=1800 кг/см2\
 /ш=400—10=390 мм; <?Ц| = 12 мм.
 А= 1 • 1800 • 39 • 1,2 = 84 240 кг>80 000 кг.
 Пример 2. Проверить по данным предыдущего примера прочность ко
сого стыкового шва при <z=45° и длине шва 55 см.
 Проверяем на растяжение
 55.1 о
 А= 1 • 1800 -Q-7^7 = 167 340 кг>80 000 кг.
 Проверяем на сжатие
 55.1 о
 R ссв = 2100 кг/см2] А = 1 • 2100 = 195214 кг>80000 кг.
 Проверяем на срез
 R™ = 1300 кг/см2-,
 55*1 2
 N= 1 - 1300- -0~ =120 845 /сг>80 000 кг.
 86


Для сравнения рассчитаем прочность основного металла
 N= 1 • 2100 • 40 • 1,2= 100 800 кг.
 Пример 3. Рассчитать по данным примера 1 стык двух специальных
листов при помощи четырех накладок (рис. 39).
 Определяем площадь накладок по формуле
 F = Д-.
 80 000
 mR 1*2100
Ширина накладки при ее толщине 6 мм
, 38
 =38 см2.
 4,06
 = 15,8 см.
 f
 Принимаем 6Н=180 мм.
 Необходимая длина шва определится по формуле
 у / _ N 80000
 — ш = т/?св.о,7Лш ~ 1 . 1400 • 0,7 • 0,6 =136 см'
 Эта длина распределяется между четырьмя накладками, следователь
но, на одну накладку приходится шов длиной
 / 136
 1ш =“4~ =34 см.
 Принимаем 36 см.
 В соответствии с расчетом принимается ромбическая накладка шириной
180 мм с острым углом 22°, что соответствует необходимой длине шва.
Соединение примет вид, показанный на рис. 39.
 87


НОВЫЕ ВИДЫ СОЕДИНЕНИЙ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
§ 27. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
 В последние годы ведутся научно-исследовательские рабо
ты по склеиванию металлов между собой и с другими мате
риалами при помощи клеев, изготовляемых из синтетических
смол. Применение клея в строительных конструкциях — шаг
вперед в развитии строительной техники.
 Основными компонентами клея являются: связующие ма
териалы, растворители, наполнители и катализаторы.
 По своему назначению и характеру работы клеи разделя
ются на конструкционные и неконструкционные.
 К конструкционным относятся клеи, применяемые в тех
случаях, когда требуется прочное соединение.
 К неконструкционным относятся клеи, предназначенные лишь
для удержания ненагруженных деталей.
 Связующие компоненты клеев разделяются на:
 1) термореактивные смолы — полимеры высокого молеку
лярного веса. Модуль их упругости в твердом состоянии
70 0Q0 кг/см2;
 2) термопластические смолы — менее жесткие и менее
прочные;
 3) эластомеры — вещества, сходные с синтетическим кау
чуком.
 Самыми распространенными термореактивными смолами
являются фенолформальдегидные и эпоксидные смолы.
 Синтетические эпоксидные смолы получают из эпихлоргид-
рина (С2Н30 • СН2С1) и дифенола.
 При нормальной температуре ( + 20°) клей твердеет 48 ча
сов. С повышением температуры время твердения может быть
значительно сокращено (при температуре 100° время тверде
ния составляет один час).
 § 28. ПРОЧНОСТЬ КЛЕЕВЫХ СОЕДИНЕНИЙ
 Прочность клеевых соединений металла, характеризуемая
пределом прочности при сдвиге, зависит в основном от кон
струкции соединения, а именно от отношения ширины наклад
ки к ее толщине
 Например, при двойных накладках и при отношении
5
 - = — получены средние значения предела прочности клее¬
 вого шва при сдвиге для стали 490—540 кг/см2у а для алюми
ния — 570 kqIcm2. v


С увеличением отношения —прочность клеевого шва_хни-
жаеггся.
 При действии динамических нагрузок прочность клеевого
шва снижается примерно втрое по сравнению с прочностью
шва при действии статических нагрузок.
 При быстром увеличении температуры прочность шва зна
чительно падает; при изменении температуры от +20° до
+ 140° предел прочности шва снижается с 570 кг/см2 до
40 кг/см2.
 Прочность клеевых швов снижается также и во времени.
Значительно уменьшается прочность клеевых швов при высокой
температуре и наличии
 Рис. 40. Узел клееной стальной фермы:
—предохранительные болты; 2—фасонка;
3—клеевой шов.
 сернистых газов.
 Прочность и стойкость
шва при высокой темпера
туре можно повысить, уве
личив время твердения.
 Примером практиче
ского применения клеевых
соединений в строительст
ве может служить постро
енный в ГДР цельнокле
еный мост пролетом
55,8 м. Соединения этого
моста склеены клеем хо
лодной полимеризации.
 Прочность такого клеевого шва при температурах от—30 до +80°
существенно не изменяется.
 Пояса и решетка моста состоят из .обычных элементов, при
меняемых в стальных конструкциях. Принципиальная схема
узлового соединения показана на рис. 40. Этот мост является
опытным, поэтому в узлах мостовых ферм поставлены болты,
рассчитанные на воспринятие всей нагрузки в случае рас
стройства клеевых соединений. При нормальной работе болты
не воспринимают нагрузки, так как они поставлены с боль
шими зазорами и слабо затянуты.
 Площадь фасонок подобрана таким образом, что при мак
симальной расчетной нагрузке сдвигающие напряжения в
клеевых соединениях не превышают 60 кг/см2.
 Металлические конструкции, соединенные при помощи клея,
обладают следующими преимуществами: можно соединять раз
нородные материалы; значительно снижается температурный
режим; отсутствуют отверстия в скрепляемых материалах;
можно соединять детали в очень тонких металлических кон
струкциях; хорошая плотность соединения; равномерное рас
пределение напряжений; повышенный срок службы; уменьша
ется вес изделия; создается гладкая поверхность; снижается
 89


стоимость производства; хорошие теплоизоляционные и звуко
изоляционные свойства; способность к поглощению колебаний;
стойкость против коррозии.
 Клеевые соединения не лишены и недостатков, таких как
низкая теплостойкость, трудность контроля качества и «ста
рение» клея со временем, что снижает прочность соединений.
 В настоящее время ведутся работы по дальнейшему внед
рению клеевых соединений металлических конструкций.


ГЛАВА IV
 БАЛКИ
 Сплошной конструктивный элемент, работающий в основном
на поперечный изгиб, принято называть балкой. Балки чаще
всего бывают двутаврового поперечного сечения, так как оно
наиболее экономично по расходу материала и соответствует
характеру распределения нормальных напряжений в попереч
ном сечении балки при ее изгибе.
 По конструкции балки бывают прокатными и составными
(сварными или клепаными). Если позволяют пролеты и на
грузки, следует применять прокатные балки, так как они ме
нее трудоемки по сравнению с балками составной конструк
ции. Составные балки применяют в тех случаях, когда из-за
большой величины изгибающих моментов в сортаменте не
возможно подобрать необходимый по расчету профиль.
 По статической схеме балки разделяют на разрезные, не
разрезные и консольные. Разрезные балки более удобны для
изготовления и монтажа, а также более просты в расчете. По
этому их чаще применяют в стальных конструкциях, хотя это
приводит к некоторому перерасходу металла.
 § 29. ТИПЫ ПЕРЕКРЫТИЙ ПО БАЛОЧНОЙ КЛЕТКЕ
 Балочной клеткой называют систему несущих балок в пе
рекрытиях, площадках в проезжей части стальных мостов и т. п.
Обычно балочная клетка состоит из перекрестных взаимно
перпендикулярных балок.
 По назначению в балочной клетке различают главные бал
ки, передающие нагрузку на опоры (стены, колонны); второ
степенные, передающие нагрузку, на главные балки; вспомо
гательные, передающие нагрузку на второстепенные балки.
 В зависимости от сочетания балок между собой существу
ют: упрощенная балочная клетка, состоящая из главных балок
и настила (рис. 41, а); нормальная балочная клетка, состоя-
 91


По И
 ТТ
 JftL
 /i- -J/
 О
 /
 По И
 щая из главных и второстепенных балок и настила (рис. 41,6);
усложненная балочная клетка, состоящая из главных, второ
степенных и вспомогательных балок и настила (рис. 41, в).
 Тип балочной клет
ки выбирают технико
экономическим сравне
нием вариантов. При
этом исходят из прос
тейших решений; если
они нецелесообразны
или невыгодны, перехо
дят к более сложным
конструктивным реше
ниям.
 Основными факто
рами, определяющими
выбор типа балочной
клетки, являются рас
ход металла, трудоем
кость изготовления и
монтажа, строительная
высота. Тип балочной
' клетки зависит также
от размеров перекры
ваемого помещения и
от нагрузки. Основные
размеры балочной клет
ки зависят от величины
пролета главных балок,
нагрузки, типа настила
и строительной высоты.
 Пролет главной бал
ки определяется раз
мерами перекрываемо
го помещения и рас
стояния между колон
нами.
 По ВНП
 ж.
 6•
 Рис. 41. Типы балочных клеток:
а упрощенная; б—нормальная; в—усложнен
ная; 1 главные балки; 2—вспомогательные
балки; 3—балки настила.
 Высоту главной балки определяют:
 а) из условия ее наименьшего веса по формуле
 h = k
 W
 О* IV)
 ист
 где h—высота балки, см;
 ) ^ числовой коэффициент, принимаемый для сварных ба-
лок равным 1,3, а для клепаных — 1,4;
 W момент сопротивления сечения балки, смг\
ост—толпшна стенки балки, см, принимаемая для легких
балок равной 6—10 мм, для тяжелых—12—18 мм;


б) из условия наименьшего прогиба. Чтобы получить об
щие расчетные формулы, рассмотрим частный случай загруже-
ния балки равномерно распределенной нагрузкой. В данном
случае прогиб балки
 5 ди1*
384 ' EI
 (2. IV)
 где qH—интенсивность нормативной нагрузки, кг/пог. см;
 I—пролет балки, см\
 EI—жесткость балки, кг/см2.
 Путем преобразования формулы (2.1 V) получена общая
приближенная формула для определения прогиба балки
 .5 ?н/4 _ 5 • q" /2/2 _ 5М"12 _AW2 g }
 1 384 ’ ~El ~ 48 • ЬЕ! 4$ • EI \0Е1 ’
 где Мн—максимальный изгибающий момент от нормативной
нагрузки, кг•см.
 Дальнейшие преобразования приводят к расчетной форму
ле для определения наименьшей высоты балки
 откуда
 5
 _ М» I1
 _ 5
 М« /2 _
 5 о" /2
 48
 Е1
 24
 ' EWh
 24 Eh ’
 Лмин ■
 _ 5
 о"/2
 _ 3" /2
 24
 F\f\
 ~Й>7[/]’
 (4. IV)
 где ои—максимальное напряжение от нормативной нагрузки,
кг/см2, состоящее из нормального напряжения от по
стоянной нагрузки Ор и нормального напряжения от
временной нагрузки оид и отличающееся от расчетно
го сопротивления на величину коэффициента нагруз
ки п:
 °"рЧр 4- <фя = Я •
 Пользуясь пропорциональной зависимостью между нагруз
кой и напряжением, проведем некоторые преобразования и по
лучим достаточную для практических целей приближенную рас
четную формулу для определения минимальной высоты балки
 Лмин
 А/2
 &ср
 (5. IV)
 где лСр—усредненный коэффициент перегрузки, определяемый
по формуле
 пс - Р"пр + Я"пд
Ср рн + д”
 93'


По формуле (5. IV) видно, что наименьшая высота балкщ
определяемая по жесткости, зависит от пролета, допустимого-
прогиба и нагрузки.
 В этом случае полностью используется несущая способ
ность балки из условий ее прочности и прогиба.
 При назначении высоты балки следует исходить из условия
наименьшего расхода материала как основного критерия эко
номичности конструктивного решения.
 Расстояние между главными балками обычно определяется
шагом колонн. Если колонн нет, это расстояние диктуется не
обходимостью полного использования несущей способности
второстепенных балок.
 § 30. РАСЧЕТ СТАЛЬНОГО НАСТИЛА
 Стальной настил (рис. 42) является составным элементом
балочной клетки рабочих площадок производственных зданий.
Его приваривают к полкам балок. Толщину листового сталь
ного настила определяют расчетом в зависимости от норма
тивных нагрузок и допускаемого прогиба.
 Рис. 42. Стальной настил:
а—общий вид; б—расчетные схемы.
 На работу стального настила в значительной мере влияет
продольное растягивающее усилие (распор), возникающее
вследствие закрепления листов по краям (их приварки к бал
кам). Деформации настила зависят от отношения длины ли
ста к пролету. Если это отношение более 2, применяют балоч
ный настил, а при отношении менее 2 — пластину, опертую по
контуру. При расчете балочного настила возможны расчеты
на изгиб с распором и на изгиб без распора.
 При расчете на изгиб с распором в зависимости от величи
ны заданного прогиба толщина плиты настила при единичной
ширине определится по формуле
 q" /4
 16£|/j ’
 (6. IV)
 94


где 6—толщина листа настила, см;
qH—нормативная нагрузка, кг/см;
 Е—модуль упругости стали, кг/сж2;
 [Л—допустимый прогиб, см;
 I—пролет, см.
 При расчете на изгиб без распора толщина настила единич
ной ширины определяется по формуле
 1,93 \ E\f\
 (7. IV)
 Границей применения формул (6.IV) и (7.IV) служит нагруз
ка, определяемая по формуле
 Г
 23,8£(/]4
I*
 (8. IV)
 Если qu получается меньше значения, определенного по
формуле (8.IV), толщину настила необходимо определять из
условия работы на изгиб с распором, если больше — на изгиб
без распора.
 При обычных значениях относительного прогиба, равных
(Viso—У200К расчет настила можно производить по формулам,
приведенным в табл. 29.
 Таблица 59
 Формулы для определения толщины настила
 Отношение про
гиба / к длине
настила /
 Вид деформации
при равновесии
 Погонная нагруз
ка qH » кг/см, на
настил шириной
100 см
 Толщина насти
ла 5, см
 1/150
 Изгиб с распором
 <10
 1000
 з
 Изгиб
 >10
 iV Ян
 216
 Изгиб с распором
 <3
 я* 1
420
 3
 1/200
 Изгиб
 >3
 lV ч*
 197
 Пролет настила I принимают в сантиметрах. Настил толщи
ной менее 6 мм применять не рекомендуется.
 95


§ 31 РАСЧЕТ ПРОКАТНЫХ И СВАРНЫХ БАЛОК
 Прокатные балки применяются в качестве второстепенных
и вспомогательных балок балочных клеток, подкрановых ба
лок под краны малой грузоподъехмности, прогонов покрытий и
при малых пролетах в качестве главных балок балочной
клетки.
 Прокатные балки рассчитывают по двум предельным со
стояниям: по первому предельному состоянию — на прочность
и общую устойчивость; по второму — на жесткость (прогиб).
 Расчет балки можно разделить на статическую часть, за
ключающуюся в выборе расчетной схемы, определении расчет
ной нагрузки, расчетного изгибающего момента и поперечной
силы, а также конструктивную, заключающуюся в подборе
потребного сечения с последующей проверкой несущей спо
собности, расчете опорных частей, стыков и т. п.
 Расчет прокатных балок по первому предельному состоянию
производят в следующем порядке:
 1. Определяют расчетную нагрузку на балку.
 2. Определяют расчетный изгибающий момент.
 3. Определяют требуемый момент сопротивления по фор
муле
 Wm > ~ . (9. IV)
 mR
 где WHT -момент оопротивлек-ия сечения за вычетом возмож
ных ослаблений, смъ.
 Если прокатная балка закреплена от потери общей устой
чивости и работает под статической нагрузкой, нормы разре
шают учитывать пластические деформации, вводя коэффици
ент 1,15. Тогда
 WHT>
 _М
 1,15/72/? ’
 (10. IV)
 Касательные напряжения в этом случае не должны быть
больше, чем 0,4/?.
 В наиболее распространенном для балок двутавровом про
филе момент инерции в плоскости, перпендикулярной к плос
кости изгиба, значительно меньше, поэтому балка может по
терять общую устойчивость, то есть при определенной крити
ческой нагрузке будет выкручиваться из плоскости изгиба
(рис. 43).
 у Общая устойчивость балки зависит от многих причин. Ос
новными являются ширина полки b сжатого пояса и его свобод
ная длина /0—расстояние между м.естами закрепления верхне
го пояса из плоскости изгиба.
 В тех случаях, корда у прокатной балки двутаврового се
чения отношение свободной длины /0 сжатого пояса к его ши-
 96


рине Ь больше указанных в табл. 30, необходима проверка
балки на общую устойчивость по формуле
 M<mRW6p<?6 , (11. IV)
 где фь—коэффициент уменьшения несущей способности при
проверке балок на общую устойчивость, принимае
мый по табл. 13.
 Таблица 30
 Величина отношения 1п/Ь в зависимости от марки стали
 Марка стали
 Наибольшие отношения h\b
при нагрузке по канту
 верхнему ! нижнему
 Ст 0, Ст. 2, Ст. 3 и Ст. 4. .
 16
 25
 Ст. 5, НЛ1 .
 ф
 14
 22
 нл2 , ;
 г
 *
 12
 18
 4. 	По найденному моменту сопротивления необходимо в
таблицах сортамента найти номер двутавра или швеллера.
 Рис. 43. Потеря общей устойчивости кон
сольной балки.
 5. 	Проверяется подобранное сечение, то есть проверяется
прочность балки, ее общая устойчивость и прогиб.
 Неразрезные балки до настоящего времени в проектирова
нии применяются реже, чем разрезные, вследствие определен
ных трудностей в их изготовлении, монтаже и расчете. В даль
нейшем они найдут, очевидно, более широкое применение в
конструкциях, так как при этом будет достигаться экономи.ч
 7—253
 97


металла, а методика расчета конструкций по предельным со
стояниям при определенных условиях значительно упростит
статический расчет многопролетных неразрезных балок.
 Упрощение статического расчета неразрезных балок за счет
развития в них пластических деформаций возможно, если про
леты не отличаются
друг от друга более,
чем на 20%» а также
если балка несет стати-
ческую нагрузку и за
креплена от потери об
щей устойчивости.
 При таких услови
ях работы неразрезных
балок нормы разре
шают определять рас
четный изгибающий
момент, равным 2/3 М0г
где М0 — наибольший
изгибающий момент от
расчетной нагрузки в
разрезной балке соот
ветствующего пролета г
Это легко доказать,
рассмотрев работу
двухпролетной балки,
загруженной равномер
но распределенной на
грузкой (рис. 44).
 В пределах упру
гих деформаций мо
мент на опоре значи
тельно больше величины пролетного момента. Опорный мо
мент в балке будет увеличиваться до тех пор, пока на опоре
не образуется пластический шарнир
 Afon-«rirM. (12.IV)
 С этого времени неразрезная балка начнет работать как
разрезная до тех пор, пока момент в пролетном сечении не
достигнет величины, соответствующей состоянию пластического
шарнира, при котором балка исчерпывает свою несущую спо
собность полностью.
 Величина предельного момента в данном случае опреде
лится
 Рис. 44. Эпюры моментов двухпролетной
 церазрезной балки:
 а—расчетная схема и эпюра моментов при
нормальных условиях работы; б—пласти
ческий шарнир на опоре; в—пластический
шарнир в пролете.
 МПр -f -- мпр = м0,
 (13.IVJ
 98


или М,
 (14.IV)
 Af,
 В большинстве случаев расстояние от опоры до места обра
зования пластического шарнира а —0,51. Тогда
 Ж„Р = -^Ж0. (15.1V)
 В прокатных балках, как правило, расчет по первому пре
дельному состоянию ограничивается подбором или проверкой
принятого по конструктивным соображениям сечения балки по
расчетному изгибающему моменту. Проверять касательные на
пряжения в прокатных балках нет необходимости, так как по
условиям проката они имеют стенку по величине заведомо
большую, чем необходимо по расчету.
 Расчет прокатных балок по второму предельному состоянию
заключается в определении наибольшего возможного относи
тельного прогиба при действии нормативных нагрузок и срав
нении его с допустимой величиной относительного прогиба по
нормам.
 Значения допустимых относительных прогибов в долях от
пролета таковы:
 Подкрановые балки:
 при ручных кранах 1/500
 при электрических кранах грузоподъемностью
 до 50 т 1/600
 при электрических кранах грузоподъемностью
 50 т и более 1/150
 Балки рабочих площадок промышленных зданий:
 при отсутствии рельсовых путей . 1/250
 при наличии узкоколейных путей 1/400-
 при наличии ширококолейных путей 1/600
 Балки междуэтажных перекрытий:
 главные 1/400
 прочие 1/250
 Балки покрытий и чердачных перекрытий
 главные 1/250
 прогоны ... 1/200
 Если подбор сечения производится с учетом пластических
деформаций, проверка прогиба обязательна, так как нередко
профиль, подобранный с учетом пластических деформаций, не
удовлетворяет проверке сечения по второму предельному со
стоянию.
 Сварные составные балки двутаврового сечения состоят
из стенки и двух поясов, приваренных к стенке. Область при
менения составных балок чрезвычайно широка (главные бал
ки балочных клеток, подкрановые, мостовые балки, ригели
и т. п.).
 7*
 99


Расчет сварных балок сложнее расчета прокатных балок и
заключается в подборе сечения балки с последующей провер
кой его по несущей способности и жест
кости (рис. 45).
 Сечение сварной составной балки под
бирают в следующем порядке:
 1. Определяют расчетную нагрузку.
 2. Определяют расчетный изгибающий
момент.
 3. Определяют требуемый момент со
противления
 И?тр= М
 Рис. 45. Сечение
сварной составной
балки.
 mR
 [16. IV)
 4. 	Определяют высоту балки из усло
вия ее наименьшего веса по формуле
(1.IV).
 Высоту балки можно также определить при помощи эмпи
рической формулы, которая дает результаты, близкие к резуль
татам, получаемым по формуле (1 .IV)
 h = Y 220 W - 15.
 (17. IV)
 Минимальную высоту балки, исходя из условия одновре
менного достижения ею предельного состояния по несущей
способности и деформациям, определяют по формуле (5.IV).
 Минимальную толщину стенки из условия среза на опоре
определяют, исходя из того, что в опорном сечении разрезной
балки работает только стенка, по формуле
 8
 СТ
 1.5Q
 ttlP срЛсТ
 (18. IV)
 где Q—поперечная сила на опоре, кг.
 Практически толщина стенки в мм принимается по эмпи
рической формуле
 б ст — 7+3 Л,
 (I9.IV)
 где h—высота балки, м.
 Толщина стенки, полученная по формуле (18.IV), несколь
ко занижена, так как при подсчете не учитывается возможная
потеря местной устойчивости стенки.
 5. 	Определяют момент инерции сечения балки
 I = W Л . (20. IV)
 2
 100


6. Определяют момент инерции стенки балки, причем высо
ту стенки h ст принимают равной 0,95Л, а также кратной 50 мм
при высоте до 1 м и 100 мм при высоте более 1 м. Тогда
 /ст== “31^- ‘ (21 1уг
 7. Определяют момент инерции поясов балки как разность
 моментов инерции сечения балки и сечения стенки
 /„=/_/„. (22. IV)
 8. Определяют потребную площадь сечения полки из сле¬
 дующего выражения:
 /n =2(/:-bf„a!). (28. IV)
 Пренебрегая собственным моментом инерции /п, так как он
очень мал, и половиной толщины полки, получают
 F h2
 /„ = . (24. IV)
 2
 откуда площадь сечения одной полки равна
 Fa = (25 IV)
 /*ст
 Площадь сечения полки балки можно определить также,
используя несущую способность стенки и полки, а именно:
 а) 	определить часть момента, воспринимаемого стенкой,
М„ —mRWCT ; б) определить часть момента, воспринимаемого
полками, Ма =М—Мст ; в) определить площадь сечения полки
 F М»
 ” hmR *
 С достаточной для практических целей точностью можно
пользоваться приближенным способом определения площади
поясов балки, исходя из того, что примерно 85% всех нор
мальных напряжений воспринимается полками балки, а именно:
 0.85М
 hmR
 i26. IV)
 Затем определяют размеры полок, которые назначают в
соответствии со следующими условиями:
 а) 	ширина пояса Ьп из условия его местной устойчивости
должна быть не более 308л. Обычно она назначается равной
10—20 толщинам пояса, но не менее 170 мм. По отношению
 к высоте сечения Ьа
 h;
 io*


б) 	толщину пояса не следует назначать более 50 мм.
Обычно 50><УП>25 мм.
 В результате произведенного расчета компонуют сечение
(рис. 45).
 9. 	Проверяют несущую способность сечения, жесткость и
устойчивость.
 При проверке несущей способности по формуле (18.11) оп
ределяем фактический момент сопротивления, исходя из гео
метрических размеров подобранного сечения:
а) при расчете по упругой стадии работы
 W = ; (27. IV)
 б) 	при расчете с учетом пластических деформаций — по
формуле (17.11) или (16.11).
 Если несущая способность балки недостаточна, в расчет
вносят коррективы, после чего повторяют проверку. Кроме
этого, необходимо произвести проверку стенки балки в опор
ном сечении на срез по формуле
 т = -77— < tnRcf. (28. IV)
 /ост
 Проверка жесткости сечения балки заключается в опреде
лении прогиба по формуле (3.IV) и сравнении его с допусти
мым по нормам.
 Проверку устойчивости балки разделяют на проверку об
щей устойчивости по формуле (11.IV) в тех случаях, когда она
необходима (см. табл. 30), и на проверку местной устойчи
вости стенки балки.
 При проверке сварных составных балок на общую устой
чивость коэффициент фб определяется по формуле
 Тб
 103.
 (29. IV)
 Значения коэффициента гр даны в приложении 3.
 Важным фактором, определяющим несущую способность
составной балки, является местная устойчивость стенки бал
ки, потеря которой нередко приводит к выходу из строя всей
конструкции в целом.
 Под потерей местной устойчивости подразумевается выпу
чивание части стенки балки в сжатой зоне под действием нор
мальных и касательных напряжений в отдельности или нор
мальных и касательных напряжений, вместе взятых.
 ПЪтеря местной устойчивости стенки балки от нормальных
напряжений может произойти в зоне наибольшего изгибаю
щего момента, где влияние касательных напряжений в стенке
балки незначительно. При этом критические напряжения силь
но зависят от закона распределения нормальных напряжений
 102


в пластинке, закрепленной по двум горизонтальным кантам
(табл. 31).
 Распределение напряжений характеризуется коэффициен
том
 ^ °мякс Змин
 а = — ,
 Змакс
 где Омакс и а мин—нормальные напряжения, взятые со свои
ми знаками и приложенные к верхней и
нижней границам пластинки. Например,
при равномерном распределении напряже
ний, что имеет место при центральном
сжатии, а=0, а при изгибе а=2.
 Нормальные критические напряжения в пределах упругой
работы стенки определяют по формуле
 6104
 °кР= — й- г/см2, (30. IV)
 где
 8
 —гибкость стенки между ребрами;
 Р—коэффициент, зависящий от а. Значение
коэффициента принимают по табл. 31.
 этого
 Таблица 31
 Значения коэффициента 0 при продольном изгибе пластинки
 Схема эпю
ра напря
жений
 Пластинка упруго закреплена по двум
длинным сторонам
 Пластинка за
креплена по од
ной длинной
стороне
 ЛйШИ
 Сжатие
 Сжатие и изгиб
 Изгиб
 Сжатие
 а
 0
 1
 2
 —
 Р
 1,00
 2,10
 6,30
 0.Q8
 В случае изгиба величину критических напряжений опре
деляют по формуле
 °кр = 6,3
 (31. IV)
 где Act—высота стенки, см.
 103


Из формулы (31.IV) следует, что стенка балки под дейст-'
вием нормальных напряжений потеряет устойчивость при
 > 160 для стали марки Ст. 3.
о
 Потеря местной устойчивости стенки балки при совместном
действии нормальных и касательных напряжений может про
изойти на участке балки, где величина нормальных и каса
тельных напряжений велика (примерно в четверти пролета от
опоры балки или в месте изменения сечения пояса балки).
При таких условиях работы стенка балки может потерять
 устойчивость при — >80 для стали марки Ст. 3.
 8
 Проверять местную устойчивость при преобладающем дей-
 ствии касательных напряжений не нужно при— < 80. При
 8
 этом ребра жесткости ставят конструктивно.
 в
 Рис. 46. Виды ребер жесткости балки:
а—поперечные; б—поперечные и промежуточные; б—поперечные,
промежуточные и продольные.
 Чтобы обеспечить нормальную работу стенки балки против
потери местной устойчивости, ее укрепляют при помощи ребер
жесткости, которые бывают трех видов:
 а) поперечные основные ребра жесткости, поставленные на
 вс^о высоту стенки балки (рис. 46, а), при 80< -II <160;
 б) поперечные основные, поставленные на всю высоту
стенки, и промежуточные (короткие) ребра (рис. 46,6);
 ИМ


в) 	поперечные и продольные ребра, проходящие в сжатой
 зоне стенки (рис- 46, в), при — > 160.
 8
 При этом расстояния между ребрами жесткости принимают
равными: вблизи опоры а= (1,0-г 1,2) h, в середине пролета
 а= (1,2-М ,5) Л, но не менее чем а = 2,0Л.
 При наличии в сварных балках сосредоточенных грузов
ребра жесткости -ставят под ними.
 Ширина ребер жесткости Ьр принимается равной
 ьр
 =— -j- 40 мм.
30
 Толщина ребра жесткости 6Р принимается равной Vis&p-
 При подвижной нагрузке, когда постановка поперечных ре
бер жесткости недостаточна, ставят дополнительные короткие
ребра жесткости в сжатой зоне балки между основными и попе
речными ребрами жесткости. Высота дополнительных ребер
должна быть не менее 0,34Лст и не менее 0,4а (рис. 46,6).
 Устойчивость стенки балки проверяют по отдельным отсе
кам, границами которых являются полки балки и поперечные
ребра жесткости.
 Устойчивость стенки балки при — < 0,95, если есть сосре-
 hcT
 доточенные грузы, вызывающие напряжения местного смя
тия (Ты, и при любом отношении—, если аи=0, проверяют по
 Лот
 формуле
 (32. IV>
 (33.IV)
 d—меньшая из сторон пластинки, см;
 /i—отношение большей стороны к меньшей;
 К i—коэффициент, принимаемый по табл. 32;
а—расстояние между поперечными ребрами
сти, см;
 (34. IV)
 жестко-
 105


о—краевое сжимающее напряжение на расчетной грани
це отсека, т/см2. Если длина отсека не больше его
высоты, то а определяют по среднему значению из
гибающего момента в пределах отсека; если длина
участка больше его высоты, то о вычисляют по сред
нему значению момента для наиболее напряженного
участка длиной, равной высоте отсека;
т—среднее касательное напряжение, т/см2, вычисляемое
по формуле
 т
 Q .
 Act» ’
 (35. IV)
 Q—среднее значение поперечной силы в пределах отсе
ка, г;
 Лет—полная высота стенки, см;
 ом—напряжение смятия стенки под сосредоточенным гру
зом, т/см2, определяемое по формуле
 о
 М
 пАР
 8Z
 < mR ;
 (36. IV)
 Р—величина расчетной сосредоточенной нагрузки, г;
 П\—коэффициент, принимаемый для подкрановых балок
в зданиях и сооружениях металлургических заводов
с тяжелым режимом работы, равным 1,5; для прочих
подкрановых балок — 1,1, в остальных случаях — 1;
 6—толщина стенки, см\
 2=
 с
 —условная длина распределения сосредоточенного
 грува, см\
 с—коэффициент, принимаемый для сварных балок рав
ным 3,25, для клепаных — 3J5;
 /л —сумма моментов инерции пояса балки и подкраново
го рельса, смА\ в случае приварки рельса швами,
обеспечивающими совместную работу рельса и бал
ки, 1П — общий момент инерции рельса и пояса;
m—коэффициент условий работы, принимаемый для под
крановых балок равным 0,9, для прочих балок — 1.
 Таблица 32
 Значение коэффициентов К\
 а
 1 0,5
 0,8
 1,0
 1,2
 1,4'
 1,6
 1,8
 2,0
 Лст
 /С,
 2,02
 3,01
 3,61
 4,02
 4,56
 5,20
 5,С2
 6,75
 406


Потеря устойчивости стенки балки вблизи опоры может
произойти от действия касательных напряжений, так как влия
ние нормальных напряжений на этом участке незначительно.
По закону парности действия касательных напряжений стенка
выпучится, образуя волны, наклоненные к оси балки под уг
лом примерно 45°.
 Величина критических касательных напряжений в этом
случае определится по формуле (33.IV).
 При наличии ребер жесткости только на опорах балки кри
тические касательные напряжения определят по формуле
 1.25 . 10«
" /С3
 т1см2.
 (37. IV)
 Участок балки над опорой, передающий давление балки на
опору, при незначительном распределении этого давления, чис
ленно равного величине
опорной реакции балки,
может потерять устойчи
вость из плоскости балки.
 Для предотвращения это
го участок стенки балки
над опорой укрепляют
ребрами жесткости и ус
ловно рассчитывают на
продольный изгиб, как
стойку, нагруженную
опорной реакцией. В рас
четное сечение этой стой
ки /бр включают опорное
ребро жесткости (рис. 47)
и полосу стенки шириной до 15 <5 с каждой стороны ребра. Ра
счетная длина стойки принимается равной высоте стенки.
 Расчет опорного ребра балки производится по формуле
 N<mRF6Рср. (38. IV)
 Площадь опорного ребра жесткости определяется из усло
вия смятия торца ребра
 Рис. 47. Опорные ребра жесткости.
 N ^ ttiRсм.т 7*см * (39. IV)
 Полная расчетная площадь Т'бр определяется из формулы
 или
 Fбр — FcM + 158*
 Т’бр = Fcm + 308®.
 (40. IV)
 Следующим этапом расчета сварной составной балки яв
ляется определение размеров поясных швов, соединяющих пояс
и стенку балки.
 107


Поясные швы рассчитывают на действие сдвигающей си
лы Т, приходящейся на 1 пог. ал длины шва
 Г=тйст = -^^=^-, (41. IV)
 lb СТ I
 где Q—максимальная поперечная сила на опоре, /сг;
 Sn—статический момент полки относительно нейтральной
оси, см°\
 I—момент инерции сечения балки, см4.
 Из расчетной формулы углового шва определяют необхо
димую высоту поясного шва
 к = 7
 1,4/яЯ- •
 При этом km должна быть не менее б мм.
 § 32. КЛЕПАНЫЕ БАЛКИ
 Клепаные балки в настоящее время применяются реже
сварных в конструкциях, подверженных действию значитель
ных по величине нагрузок. Решающим фактором применения
 —X
 Рис. 48. Типы сечений клепаных балок.
 клепаных балок являются недостаточные теоретические и экс
периментальные данные о работе сварных соединений при
больших динамических нагрузках, что обычно имеет место в
мостовых конструкциях и в подкрановых балках под краны
грузоподъемностью более 100 т при тяжелом режиме работы.
 Типы сечений клепаных балок показаны на рис. 48.
 Подбор сечения клепаных балок вплоть до определения
момента инерции поясов производится так же, как и свар
ных, с той лишь разницей, что высота стенки принимается
равной 0,85/i балки.
 108


В связи с тем, что момент инерции пояса состоит из момен
тов инерции четырех уголков /уг и поясных листов /*,
 /„ = /уг + /л, (42. IV)
 необходимо установить размеры сечения уголков, принимал
 и • h
 ширину полки уголка оп = —, и размеры сечения поясных
 листов, принимая ширину листа Ьл = —. Затем определяют
 4
 момент инерции уголков по формуле
 /Уг = 4/;г4/^ (43.1V)
 где ^уг и Ру,—момент инерции, см4, и площадь сечения угол
ка, см2;
 hyr —расстояние между центрами тяжести уголков
по высоте сечения балки, см.
 Момент инерции листов исчисляют по формуле (42.IV).
 После этого определяют площадь сечения поясных листов по
формуле
 2/л
 Ч
 (44. IV)
 где h„ = ЛуГ+ 20.
 Затем исчисляют суммарную толщину листов пояса, которая
не должна превышать 5—7 диаметров заклепки и не должна
быть меньше 10 мм.
 При проверке сечения клепаной балки необходимо учиты
вать ослабление сечения отверстиями для заклепок, принимая
его равным 15—20% от общего момента инерции балки.
 Изменения сечения балки производят так же, как и в свар
ных балках.
 Для расчета заклепочных соединений, соединяющих стенку
балки с поясными уголками, на опоре определяют погонную
сдвигающую силу Т, приходящуюся на 1 см длины балки, по
формуле (41.IV). Затем по заданному диаметру исчисляют
усилие N3 , воспринимаемое одной заклепкой, исходя из ее
работы на срез или смятие по формуле (1 .III) или (2.III).
После этого определяют шаг заклепок по формуле
 ~ , (45. IV)
 где а—шаг заклепки, постоянный по всей длине балки.
 Заводские стыки клепаных балок выполняют с применени
ем накладок. Конструкция стыка показана на рис. 49.
 109


При расчете стыков клепаных балок определяют отдельно
количество заклепок для стыка пояса по площади сечения поя
са из условия его растяжения или сжатия и количество закле
пок для стыка стенки балки из условия равенства внешнего
 момента, воспринимаемого стенкой,
сумме внутренних пар, образующихся
из усилий, действующих по горизон
тальным рядам заклепок с симметрич
ными плечами относительно нейтраль
ной оси.
 При расчете стенки клепаной бал
ки на местную устойчивость за рас
четную высоту принимают не высоту,
стенки, а расстояние между осями за
клепок поясных уголков при одноряд
ном их размещении: при двухрядном
размещении заклепок — соответственно расстояние между цент
рами тяжести заклепочных швов.
 § 33. СТЫКИ БАЛОК
 Составные балки из универсальной стали можно изготовлять
без стыков пролетом до 12 м, если высота стенки таких балок
(1050 мм) удовлетворяет условиям несущей способности и
жесткости балки.
 Рис. 49. Стык клепаной
балки.
 Рис. 50. Типы стыков сварных балок:
а—стык стенки прямым швом; б—стык полок.
 Если высота стенки, соответствующая максимальной ширине,
универсальной стали, не удовлетворяет требованиям нормаль
ной эксплуатации, необходимо стыковать стенку и пояса балки.
 По конструкции стыки бывают заводскими и монтажными.
 Заводские стыки размещают в зависимости от заказной
длины толстолистовой стали, равной 4, 5, 6 и 9 ж. Их выпол
няют с применением стыковых накладок и -без них (рис. 50)*
 по


Стык поясов балки обычно осуществляют при помощи косого-
стыкового шва. Стык стенки балки может быть выполнен без
применения накладок прямым стыковым швом автоматиче
ской сваркой под флюсами или ручной сваркой качественными
электродами при повышенном контроле качества сварных сое
динений. При таких условиях несущая способность шва равна
несущей способности основного металла и стык может быть
выполнен в любом месте по длине балки.
 Если стык выполняют без накладок ручной сваркой при
обычном контроле качества, он может быть расположен в том
сечении по длине балки, где изгибающий момент не больше
величины, определяемой по формуле
 М = Мы
 (46. IV)
 Стык с накладками менее рационален, так как более сло
жен и способствует концентрации напряжений.
 Если балка представляет собой не одну отправочную мар
ку, ее приходится стыковать непосредственно на строительной
площадке. Такие стыки ба
лок называют монтажными
(рис. 51). Монтажные сты
ки отличаются от заводских
тем, что выполняются со
вмещенными, то есть пояса
и стенка балки стыкуются
в одном сечении.
 Несущую способность
стыкуемых элементов балок
проверяют расчетом. При
этом величина изгибающего
момента распределяется
между стенкой и поясами
балки пропорционально их
 жесткостям. Следовательно, момент, приходящийся на стенку
балки, определится по формуле
 ~, (47. IV).
 * П
 а момент, приходящийся на пояса балки, — по формуле
 ма = М . (48.1V)
 *СТ
 Стыки поясов балки проверяются на продольное растяги
вающее или сжимающее усилие, определяемое в результате за
мены момента полки парой сил, а именно:
 N = ~, (49. IV/
 Л0
 Рис. 51. Монтажный стык балки.
 AfCT = М
 Мп = Nh0
 lit


где Мп—момент полок, кг •см-,
 А0—расстояние между осями полок, см.
 Поясные стыки рассчитывают по формулам для стыковых
швов в случае решения стыка без накладок и по формуле для
угловых швов, если стык пояса решен с применением на
кладок.
 Стыковые швы стенки рассчитывают по величине изгибаю
щего момента, приходящегося на стенку, так же, как и сам из
гибаемый элемент, с той лишь разницей, что вместо расчетно
го сопротивления металла в расчетную формулу подставляют
значение расчетного сопротивления шва.
 При этом расчетная формула примет вид
 м< , (50. IV)
 момент сопротивления шва, см*.
 гае №ш =
 8/2
 Рис. 52. Типы стыков стенки сварной балки:
а—встык; б—с накладками.
 Если стенка стыка решена при помощи накладок (рис. 52),
расчет стыкового шва производят по формуле
 ош = < mRcpB, (51. IV)
 t Ш
 где у—расстояние от нейтральной оси до наиболее удален-
ной точки стыкового шва, см\
 I ш—момент инерции поперечного сечения стенки с наклад
ками в стыке, см*, определяемый по формуле
 /ш =
 8СТЛ3
 с i сТ
 “ 12
 [ 12
 + К
 (52 IV)
 3 12


где дет —толщина стенки балки, см;
 Нет—высота стенки балки, см;
 да —толщина накладки, см;
 Н„—высота накладки, см;
 аи—расстояние между центрами тяжести накладок, см.
 В формуле (52.IV) моментом инерции накладки относитель
но собственной оси часто пренебрегают, что идет в запас проч
ности для компенсации перенапряжений, возникающих в шве
из-за неравномерности работы жесткого сварного шва и более
пластичного материала накладок.
 Для расчета угловых швов накладок определяют усилие,
приходящееся на одну накладку
 Na = Fa За, (53- IV)
 а затем по формуле (19.III) определяют длину углового шва.
 Если стык стенки решен при помощи сплошных накладок
по высоте балки (что может иметь место в стыках прокатных
балок), угловые швы на изгиб рассчитывают по формуле
 М < mRfWm,
 (54. IV)
 где Wm
 о,7Лш/2;
 6
 момент сопротивления углового шва, смь.
 При расчете и особенно конструировании сварных состав
ных балок необходимо стремиться к наибольшей экономии
металла. Как известно, около 85% нормальных напряжений
воспринимают пояса балок, но изгибающие моменты значи
тельно меньше вблизи опор, чем в середине пролета. Следова
тельно, в поясах балки вблизи опор материал работает со зна
чительным недонапряжением, поэтому в этом месте целесооб
разно уменьшить ширину полки балки.
 Теоретическое место изменения сечения балки может быть
определено аналитически и графически. При аналитическом ме
тоде определения места изменения сечения решается уравне
ние изгибающего момента при заданной его величине
 2 2
 ;(55. IV)
 где М—изгибающий момент, кг • см, соответствующий месту
изменения сечения пояса балки, определяемый по
формуле (46.IV);
q—интенсивность нагрузки, кг/см;
 I—пролет балки, см;
 х—расстояние от опоры до теоретического места изме
нения сечения, см.
 Графически место изменения сечения определяется путем
 8—263
 из


йостроения эпюры изгибающих моментов и на ней — огиба
ющей эпюры моментов внутренних сил, например
 Mi = tn R Wi7;
 M2=mRWHr;
 где Mi и М2—моменты внутренних сил сопротивления, кг • см;
и 1?'т —моменты сопротивления, кг • см, соответствую
щие месту теоретического изменения сечения.
 Для нормального включения в работу уменьшенного пояса
балки и снижения влияния концентрации напряжений действи
тельное место поясного обрыва будет ближе к опоре на неко
торое расстояние 1\, которое зависит от конструкции балки и
стыка. В клепаных балках h зависит от размещения необхо
димого количества заклепок, а в сварных — от способа обра
ботки торцового участка более широкого места полки балки
(см. рис. 34).
 Практически место изменения сечения полки диктуется дли
ной листов, находящихся в распоряжении завода металлокон
струкций.
 § 34. СОПРЯЖЕНИЯ БАЛОК И ИХ ОПОРНЫЕ УЗЛЫ
 Настилы по балочной клетке могут быть из железобетон
ных плит, пустотелой керамики, гипсобетона и других мате
риалов, по которым укладывают защитный слой (или чистый
пол) из асфальта, паркета, керамики и т. п. в зависимости от
назначения помещения.
 При непосредственном опирании стальных балок на камен
ные стены или на железобетонные колонны большое значение
приобретает прочность материала непосредственно под бал
кой. Размеры опорных элементов конструкций определяются
исходя из этих условий.
 В балочной клетке наиболее распространена плоская опора
(рис. 53, а), применяемая при пролетах балок до 20 м. При
пролетах 20—40 м может быть применена тангенциальная
опора (рис. 53,6). При больших пролетах применяется катко-
вая опора (рис. 53,в).
 В балочных клетках применяются следующие типы сопря
жений балок: этажное, повышенное, сопряжение в одном
уровне, пониженное (рис. 54).
 Наиболее простым по конструкции является этажное сопря
жение, которое можно применять в тех случаях, когда сопря
жение балок вписывается в строительную высоту.
 При ограниченной строительной высоте применяют сопря
жения в одном уровне или пониженное. Повышенное сопряже
ние применяется реже.
 По конструкции повышенное, пониженное сопряжения и со
пряжение в одном уровне могут быть решены при помощи опор
ных столиков или непосредственным креплением к ребрам жест
кости главной балки. i
 m


Если второстепенные балки примыкают к ребрам жесткости
главных, количество болтов определяется расчетом по вели
чине опорной реакции, увеличенной на 20% для учета незначи
тельного защемления второстепенной балки.
 Рис. 53. Опорные части балок:
а—плоская; б—тангенциальная; в—катковая.
 6 6
 Рис. 54. Сопряжения главных и второстепенных балок.
а—этажное; б—в одном уровне; в—пониженное.
 Если второстепенные балки опираются на опорные столики,
швы крепления их к главной балке рассчитывают на вели
чину давления, передаваемого балкой на опорный столик по
формуле углового шва.
 *8
 115


В опорных узлах балок при опирании их на каменные сте
ны (рис. 55) или железобетонные колонны расчетными явля
ются площадь опорной плиты и ее толщина.
 Площадь опорной плиты определяют по формуле
 N<mJRcuFcM, (56. IV)
 где N—давление балки, численно равное величине опорной
реакции, кг;
 Rси—расчетное сопротивление смятию каменной кладки
или бетона, кг/см2;
 FCHz=bc—площадь опорной плиты (см. рис. 55), см2.
 Г
 ®1
 ъ-
 L
 Ж] 1
 -г j
 Рис. 55. Опираяие балки на каменную
стену.
 Толщину опорной плиты определяют из условия работы
ее на изгиб от реактивного давления стены или железобетон
ной колонны по формуле
 (57. IV)
 где <?пл —толщина опорной плиты, см;
 М—момент от реактивного давления камня или бето
на, кг • см;
 с—длина опорной плиты, см, принимаемая равной
150—250 мм;
 R—'расчетное сопротивление материала опорной пли
ты, кг1см2.


§ 35. ПРЕИМУЩЕСТВА СВАРНЫХ КОНСТРУКЦИИ ПО СРАВНЕНИЮ
 С КЛЕПАНЫМИ
 Сварные несущие конструкции при современном уровне
техники сварочных работ обладают значительными преиму
ществами перед клепаными конструкциями, что привело к
широкому применению сварки в строительстве.
 Основные преимущества сварных конструкций: экономия
металла благодаря тому, что сечения элементов конструкций
в работе используются полностью; более рациональная фор
ма сечения; элементы конструкций в большинстве случаев
соединяют прямым соединением; вес наплавленного металла
в сварных конструкциях редко превышает 2%, а вес заклепок
достигает 4%.
 Применение сварных конструкций вместо клепаных в за
висимости от типа конструкции дает экономию металла, проц.:
 Крановые конструкции 15—20
 Подкрановые балки 20
 Конструкции доменных печей 13
 Стропильные фермы 10—20
 Другое преимущество сварных конструкций перед клепаны
ми—снижение стоимости конструкций, достигаемое за счет
уменьшения трудоемкости изготовления конструкций, широкого
внедрения в производство автоматической и полуавтоматической
сварки. Оборудование сварочных цехов проще и дешевле, чем
клепальных.
 Большое практическое значение при эксплуатации сварных
конструкций имеет плотность и герметичность сварных швов.
 Однако сварка имеет и свои недостатки: способность наплав
ленного металла шва образовывать горячие, скрытые трещины
(при сварке малоуглеродистых кипящих сталей); отсутствие
простого и надежного способа контроля качества швов; нали
чие остаточных сварочных напряжений и деформаций.
 Перечисленные недостатки в большинстве случаев легко уст
ранимы и не снижают ведущего значения сварки при изготовле
нии и монтаже стальных конструкций.
 § 36. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА
 Пример 1. Подобрать сечение прокатной двутавровой балки (рис. 56) по
следующим данным: пролет /= 6 м; нормативная постоянная нагрузка рн=
=875 кг/пог. м\ нормативная временная нагрузка <7Н=3500 кг/пог. м\ коэф
фициенты перегрузки: для постоянной нагрузки л^=1,1, для временной на
грузки пд—1,4; коэффициент условий работы m= 1; материал Ст. 3; расчет
ное сопротивление #=2100 кг/см2; сжатый пояс балки не имеет креплений
 от потери общей устойчивости; допустимый прогиб [/]* ~4б(Г
 Расчетная погснная нагрузка на балку
 д-ри пр -+ qH пу -875-1,1+3500-1,4 = 963 + 4900= 5963 кг/пог. м.
 117


Расчетный изгибающий момент
 М =
 ч*
 5863 • 36
 « 26384 кем .
 8 ~ 8
 Потребный момент сопротивления определяется по формуле (И.IV)
 _ М 2638400 .
 W “ mR<f6 " 1 • 2100 • 0,59 “ 2,38 см ’
 где <рб -0,59.
 По сортаменту (ГОСТ 8239-56) принят двутавр № 60: Wx »2500 см3;
1Х-75010 см*.
 Для проверки прогиба балки определим усредненный коэффициент пере
грузки
 lllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllllltl
 L
 -Г=Ш0 ■
 Рис. 56. К примеру 1.
 p”^p+qH nq 875- 1,1 + 3500 • 1,4 5863
 лер“ рн +?н - 875 + 3500 “ 4375 ~ 1,34 ’
 Прогиб балки по формуле (3. IV)
 Л1Н Ml* 2638400 • 600 600
 * ~~ 10£/ “ ncpEI ~ 1,34 • 10 • 2100000 • 75010 33 0,45 см '
 что<[/]= -^Q I =1,5 см.
 Пример 2. По данным примера 1 подобрать профиль прокатной балки в
случае закрепления ее от потери общей устойчивости без учета пластических
деформаций.
 Потребный момент сопротивления
 М
 mR
 2638400
1 • 2100
 = 1256 см? .
 По сортаменту (ГОСТ 8239-56) принят двутавр № 50: W1560 см3;
=39120 см*.
 Определяем
 Ml1 2638400 • 600 -600
 f ~ лср10£/ * 1,34-10* 2100000 • 39120 ~0’8* см’  11
 что<[/] = "400“ I* 1,5 см.
 118


Пример 3. По данным примера 1 подобрать профиль двутавра в случае
учета пластических деформаций.
 Потребный момент сопротивления
 М 2 638 400 . ..
 • 1,15 “ 1-2100-1,15 * 1093 ем '
 По сортаменту принят двутавр № 45: Wx°»1220 сл*3; 1Х =27450 ел*4.
Определяем прогиб
 2638400 • 600 • 600
1,34-10- 2100000 • 27450“1,21 СМ'
 что <[f]»/-4oo" 1 -"1.5 см.
 Пример 4. Подобрать сечение разрезной сварной составной балки (рис.
57) по следующим данным: пролет 14 м\ постоянная нормативная нагрузка
 с учетом собственного веса рн=300 кг]пог. м; временная нормативная нагруз
ка рн =15,5 т; коэффициенты перегрузки: для постоянной нагрузки п />*=1,1,
для временной нагрузки пд =1,3; коэффициент условий работы т=1; наиболь
шая возможная высота балки 1,5 м; материал Ст. 3; допустимый прогиб
 [/]~ "40(Г~ Балка закреплена от потери общей устойчивости.
 пилит
 Р
 niuiiiniii
 р,
 nillllllllll
 р
 тппттт
 Р
 Р
 Р
 шттптттг
 Р
 ТМШ1ш1
 я
 1730 ■
 1750
 1750 ■
 1730
 1750
 1750
 . 1750
 1730 .
 -1ЛОГЮ-
 Рис. 57. К примеру 4,
 Статический расчет балки
 Расчетная постоянная нагрузка
 р=300-1,1 = 330 кг/пог. м.
 Наибольший расчетный момент от постоянной нагрузки
 w pi* 330 • 142
 Mp = —g— = g =8085 кгм»8,1 тм.
 Рл I* 300 • 14»
 Нормативный момент Af”=—g— — g = 7350 кем.
 Временная расчетная нагрузка
 р= 15,5-1,3=20,15 г.
 119


Опорные реакции от временной нагрузки
 ЯА = ДВ 2~ = 4/> « 80,6Jt.
 Наибольший расчетный изгибающий момент от временной нагрузки
 У “ТТ~р[(т~л3)+ (т~2'в^+(т — 8в )]
 =80,6 • 7—10,075 • 7—20,15(5,25+3,50+1,75) =292,1 гм.
 Нормативный момент от временной нагрузки Мн =223,1 тм.
Суммарный расчетный момент
 М=Мр +Мвр=8,1+292,1 =300,2 тм.
 Поперечная сила на опоре от постоянной нагрузки
 Р1 0,33 • 14
2 — 2 —2,31 т.
 Поперечная сила на опоре от временной нагрузки
Р
 QBp~/? А — ~2~ =80,6—10,075 = 70,525 г«70,53 т.
 Суммарная поперечная сила на опоре равна
 2,31+70,53=72,84 т«73 т.
 Подбор сечения балки
Потребный момент сопротивления
 М
 30 020 000
 * 14290
 иг” mR “ 12100
 Высота балки из условия наименьшего веса при <?ст
 см*.
 = 10 мм
 , л Г W e 14290
h k у у- = 1,2 у —j =143,5 см.
 Оптимальная высота по эмпирической формуле
 3 з
 h =Y22QW- 15 “ У220 • 14290J- 15 = 142 см.
 Высота балки из условия наименьшего прогиба по формуле (2. IV)
 / 1400
 t “ 400 " 400 =3’5 см;
 0,300 • М + -^- 1,3
 ПСР — -1,26;
 0,300 + -f-
 Rt* 2100 • 196 • 10*
 h “ ncp 10’[/J “ 1,26 • 10’ • 3,5 “93 см
 120


Принята высота балки Л= 135 см.
 Минимальная толщина стенки балки пс поперечной силе
 1,5 Q 1,5.73000 л
 *ст = mRcph ~ 1 • 1300 . 135 ~0’625 СЛ*
 Минимальная толщина стенки по эмпирической формуле
<?СТ=7+ЗЛ=7+3.1,35=11,05 мм.
 Принимаем толщину стенки <?от=10 мм.
 Высота стенки h ст=0,95 h= 135* 0,95=128 см.
Принимаем Лст = 130 см.
 Площадь пояса по приближенной формуле
 0,85М 0,85 • 300200001
 Fn ” mRh - 1 • 2100 • 135 =9° СЛ**
 Площадь пояса, определяемая при помощи моментов инерции:
момент инерции сечения балки
 13952.67,5 * 941760 см*;
 момент инерции стенки
 I
 ст
 12
 Ь 130^
12
 183200 см*;
 момент инерции поясов
 /п = /—/„=941760—183200 = 758560 см*.
Площадь пояса
 А?т
 2 	• 758560
130*
 Принимаем площадь пояса Fn =90 см2.
 Размеры пояса:
ширина
 90,0 см2.
 b
 п
 h 135
 -0- *= -g- =45 см; принимаем Ьп =45 см;
 толщина
 »о
 2,0 см; принимаем <УП =20 мм.
 Отношение =
 450
 20
 = 22,5, что меньше 30, следовательно, условия мест¬
 ной устойчивости пояса выдержаны.
 Подобранное сечение балки изображено на рис. 58
 121


Проверка подобранного сечения в том случае,
когда учет пластических деформаций не разрешается
Проверка по несущей способности:
момент инерции стенки
 /„-183200 см*\
 момент инерции поясов
 I
 н
 2
 (J44’
 2 ‘90 • бб2—784100 слИ;
 момент инерции сечения
 /='ст+'п-967300 см*;
момент сопротивления сечения
 2.967300
135:
 14320
 см*.
 Несущая способность сечения балки
 M-mRW=\-2100-14320=30 1б0000 кг-сл»301 тж>300,2 тм.
Следовательно, несущая способность сечения балки обеспечена.
 Т
 'iiiniiirrriiiimiiimiinimim
 Т
 Рис. 58. К примеру 4.
 Рис. 59. К примеру 4.
 Проверка несущей способности балки в том случае,
когда нормы разрешают учет пластических деформаций
Статический момент половины сечения
 5 - + Ъа Ьп (^ст + 6" j = 1'1~ + 90 • 66=8053сл.*.
 Пластический момент сопротивления сечения
 1Рпл=25=2- 8053-16106 сл!8.
 Несущая способность сечения балки
 Мш=\- 2100- 16106 - 33 823 000 кг-см=338,23 ™>300,2 тм.
 122
 ш


Проверка прогиба балки
Нормативный изгибающий момент
 NP =Л/р+Л/”р *7,35+223,1-230,45 тм.
 Прогиб балки
 М” 12 23045000 • 1960000
 10£/ _ 10 - 2100000.967300 “2>34 см-
 что<[Л= 4^- /-3,5 см.
 Проверка прогиба балки по формуле (5. IV)
 /?/* 2100-1960000
 f ~ пср - 10’ “ 1,26 • 10000 000 • 135 ”2>42 см'
 1
 что<И= -Щ-1=3,5 см.
 Проверка местной устойчивости стенки балки при
шаге ребер жесткости а= 1,75 м
 Отношение высоты к стенке балкитг-
 130, что более 80, но менее 160.
 Следовательно, проверку стенки балки на местную устойчивость необходимо
производить на совместное действие нормальных и касательных напряжений
по формуле (32. IV) в третьем от опоры отсеке:
а) статический расчет.
 Величина изгибающего момента на расстоянии 5,25 м от опоры
 М = ЯА • 5,25 - ■
 5 252 Р
 -у у • 5,25;-'Р(3,5 + 1,75) =-80,6 • 5,25 -
 0.33 • 5,252 21,15
 2 2—-5,25—21,15 • 5,25=259,92 г;и«260 тм.
 Величина поперечной силы на расстоянии 5,25 м от опоры
Р
 — ~у~ ~-2Р—р • 5,25=80,6—10,075—42,3—1,733=26,49 т«26,5 т;
б) определение величин, входящих в формулу (32. IV).
 ЮО-1 в
 = 3,72 т/см2)
 100 - 1
130
 мо
 =37 т1см2\ [i-1,345; d=130;
 „ / 1005 V ,„/100 - 1\2
 к* у—r~J = 4>55 у~Т75 J “ {№ т/см '
 123


М 26000000 (oftA , , ,ол , ,
mW = 1-14320 = 1820жг/cJK =. 1,82 т/см;
 Q 26 • 50
 т = ~м~ - J357T -0,192 т/смг;
 л,Я 1-20,15
 ъг
 з Г I V 1832
 '■у т 1 -3*251/ —г
 в) проверка местной устойчивости стенки балки
 1-20,15 20.15
 183200 ~ 1 • 3,25 - 56,7“0,109 т1см ’
 У(
 ••+ +
 т у от
 то + ®°ото
 л/[Ж
 V у 3,72
 1,109
 1,55
 0,192 \ 1,82 • 0,192
 1,345 J+6 • 3,72-1,345
 0,58 < тп = 1,
 Следовательно, местная устойчивость стенки балки в отсеке длиной
1,75 м обеспечена. Ребра жесткости приняты
 6р = -gQ-+40=80 мм; tfp =*8 мм.
 Проверка устойчивости опорной части балки (рис. 59)
Площадь опорного ребра жесткости при N=#A=80,6 г.
 N
 80600
 F*»“mR,UT~ 1-3200 =25,2 °“2'
 Принимаем
 60 р = 180 мм;
 <*о.р =16 ЛЛ.
 Здесь b 0>р —ширина опорного ребра;
д0'р —толщина опорного ребра.
 *см в ^о.р = ^o.pVp ** ^8,8 СЛ1*’
 Площадь условного сечения опорной стройки балки
^бр^см*^ =28,8+15=43,8 см\
 Момент инерции сечения опорной стойки, если пренебречь моментом
инерции балки,
 / =
 К п^3
°- Р о- Р .
 1,6 • 18*
 12 12
Радиус инерции сечения опорной части балки
 '-V+-VW-'-
 = 775 см*.
 12 см.
 124


Гибкость опорной части балки rtjiri
 X
 io
 г
 125
 4,12
 = 30,4.
 Коэффициент продольного изгиба <р=0,95.
 Проверка устойчивости опорной части балки
 N <mRcu 1 * 2100 • 45,8 • °,95=91,5 г>80,6 г.
 Определение высоты поясного шва
Погонное усилие
 Т
 80600 • 2640
257440
 827 кг/пог, см.
 Здесь Q—поперечная сила на опоре;
 Sn—статический момент полки у опоры при 6П =200 лл«з
 1—момент инерции сечения у опоры при Ьп =200 мм.
 Высота поясного шва
 Т 827
 К ~ 1,4mR™ " 1.4 • 1 • Н00 "°-42 СЛ1'
 Принимаем конструктивно Лш= 6 мм.
 Расчет стыка стенки балки
 В соответствии с заказными длинами стенка балки состоит из двух ли
стов длиной 5 и 9 м.
 Изгибающий момент в месте стыка стенки
 Р р • 5*
 М = Ra - 5 - -у 5—Р • 3,25 -Р . 1,5 — р- 2 =
 =80,6• 5—10,075• 5—20,15(3,25+1,5)—0,33• 12,5=252,8 ™«253 тм.
Нормальные напряжения в месте примыкания стенки к поясу балки
 Му 25300000-65
 3 	” ml 1-967300 =1720 кг1см?-
 Здесь «/—расстояние от центра тяжести до низа полки.
 Расчетное сопротивление стыкового шва растяжению при электродах ти
па Э-42 составляет 1800 кг!см2, следовательно, стыковой шов обеспечивает
несущую способность стыка стенки (рис. 60).
 Изменение сечения поясных листов
 Стык поясных листов проектируется на расстоянии 2,5 м от опоры. Место
стыка и его конструкция указаны на рис. 61.
 Изгибающий момент
 Л/ = ЯА. 2,5-J- 2.5 — Р • 0,75 - =
 6,25
 =80,6 • 2,5—10,075 • 2,5—20,15 • 0,75—0,33 ~2 =159,70 тм
 125


Потребный момент сопротивления
 M' 15970000
W “ mR 1 • 2100
 7630 см*.
 Момент инерции сечения балки
 д
 h = w ~2~ =7630 • 67,5-515000 см4.
 Момент инерции стенки балки /ст =183200 см4.
Момент инерции поясов балки
 /п =/,—/ст =515000—183200=331800 см*.
Площадь пояса
 Ширина пояса
 2/„ 2 • 331800
 Fп “ Л2 *“ 130* “39,4 см'
 п ст
 п 5.,
 JL-
 39,4
 5ЯГ —19.7 сл.
 Принимаем =20 слг


ГЛАВА V
 КОЛОННЫ
 § 37. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ КОЛОННЫ
 Колонны представляют собой вертикально расположенные
стержни, предназначенные для воспринятая нагрузки от опираю
щихся на них конструкций и передачи ее на фундамент. Бели ко
лонна загружена симметричной нагрузкой или нагрузка прило
жена по ее оси, то она работает на центральное сжатие. Колонна
(рис. 62) состоит из оголовка, стержня и башмака (базы).
 Оголовок служит для опирания -на колонну вььшерасполо-
женных конструкций, нагрузку от кото
рых она воспринимает. Стержень колонны
передает нагрузку от оголовка к башма
ку, который в свою очередь передает ее
на фундамент. База колонны «служит для
передачи нагрузки от колонны на фунда
мент и крепления колонны к фундаменту.
 Стержень колонны является основным
ее элементом и может быть выполнен
сплошным (состоит из одного или несколь
ких элементов, непосредственно соединен
ных друг с другом при помощи сварки
или клепки) и сквозным (состоит из не
скольких элементов, называемых ветвя
ми, соединенных между собой решеткой).
 Решетка сквозных колонн обеспечивает совместную работу
ветвей и может быть безраскооной и раскосной.
 Безраскосную решетку (планки) применяют при расстоянии
между ветвями до 800 мм; раскосную решетку — при большем
расстоянии между ветвями. Тип колонны при ее проектировании
выбирают в зависимости от расхода материала и трудоемкости
изготовления. Составные колонны сплошного сечения менее тру
доемки, чем «сквозные. Это способствует их применению при вы
соте сечения до 1 м, хотя при этом расходуется больше металла.
 Рис. 62. Элементы колон
ны:
 /—оголовок; 2—стер¬
 жень; 3—база, или баш
мак.
 127


Сквозные колонны по расходу металла экономичнее сплош
ных, но более трудоемки в изготовлении из-за затруднений при
применении автоматической сварки. Экономически целесообраз
но применять сквозные колонны при высоте сечения 1—1,5 м.
Применение планок или решетки без фасонок дает некоторое
снижение стоимости сквозных колонн за счет меньшей стоимос
ти двутавров и швеллеров по сравнению с листовой сталью.
 3 и
 Рис. 63. Типы сечений центрально сжатых сплош-
ных колонн:
 а—прокатный двутавр; б—прокатный двутавр,
усиленный листом; в—широкополочный двутавр;
е—двутавр из трех листов; д, ж, з—двутавр,
усиленный швеллерами; е—двутавр, усиленный
двутаврами; и—трубчатое сечение.
 Обычно сечение сплошной колонны проектируют в виде про
катного или сварного двутавра. Различные типы сечений сплош
ных колонн показаны на рис. 63.
 Прокатный двутавр (рис. 63, а) вследствие значительной раз
ницы главных моментов инерции почти не находит применения в
качестве стержня сплошной колонны.
 Двутавр, усиленный местами швеллерами или двутаврами
(рис. 63, д, е, ж, з), дает возможность конструировать сечения
колонн с меньшей разницей в моментах инерции относительно
главных осей. Однако на такие колонны расходуется больше ме
талла, чем на составные двутавровые сечения из трех листов
(рис. 63, г). Достаточно жесткое сечение получается при при
менении широкополочных двутавров (рис. 63, в).
 Наиболее удобным сечением, обеспечивающим равноустойчи-
вость стержня колонны, является трубчатое сечение (рис. 63, и),
получившее поэтому широкое распространение при проектирова
нии и строительстве мачт и башен.
 Наиболее рациональным сечением для нормальной работы
стержня колонны будет такое, которое обеспечит одинаковую его
устойчивость относительно главных центральных осей инерции.
 128


В сплошных колоннах равноустойчивое сечение получают при
сильно развитых полках (b=2h). Но это сечение колонны не
удобно и потому не применяется на
практике (рис. 64).
 В сквозных колоннах оси, пере
секающие ветви (например, X—X),
называют материальными, а оси,
параллельные ветвям, (например,
 У—У), называют свободными (рис.
 65). Исключение составляет сече
ние из четырех уголков, у которых
обе оси свободные.
 Сечения сквозных колонн удо
влетворяют условиям равноустой-
чивости. Наиболее приемлемыми
показанные на рис. 65, а, б, в. Сечение из четырех уголков невы
годно в связи с большим расходованием металла на решетку.
 Ю77Р7ЖЛ У77УР77Р77А Т
 Рис. 64. Равноустойчивое
сечение двутавровой ко
лонны.
 можно считать сечения,
 ||~ 1 1
 £J \ _!*
 • I I
 'L i -j
 Рис. 65. Типы сечений сквозных колонн:
а, б—из двух швеллеров; в—из двух двутавров; г—нз четы
рех уголков.
 Расчет сплошной колонны заключается в определении ее по
перечного сечения и последующей его проверке. Размеры попе
речного сечения колонны по сравнению с ее длиной малы, поэ
тому колонны всегда рассчитывают с учетом продольного изгиба.
Вследствие этого сечение колонн подбирают методом последова
тельного приближения.
 Расчет начинают с определения расчетной нагрузки, дейст
вующей Hi колонну, а затем площади поперечного сечения ко
лонны по формуле
 ^"бр —
 N
 mR<?
 (1.V)
 Чтобы определить Fпр , необходимо задаться гибкостью Я, ко
торую для первого ориентировочного подсчета площади следует
принимать: при высоте колонны 5—7 м и нагрузке до 150 т рав
ной 80—100; при высоте колонны 5—7 м и нагрузке 250—300 т
равной 60—70.
 Задавшись таким образом гибкостью, можно в табл. 10 найти
соответствующий коэффициент продольного изгиба д>.
 9-253
 129


Определив площадь сечения, находим радиус инерции сече
ния, при котором гибкость стержня колонны будет соответство
вать заданной
 (2- V)
 Имея требуемый радиус инерции и задавшись типом сечения,
можно определить его основные размеры с помощью приложения
4 по формулам
 л- Гг .
 (3. V и 4. V)
 «*
 «i
 где b—ширина сечения, см-, h—высота сечения, см;
 а\ и о,2—коэффициенты, принимаемые по приложению 4.
 Затем назначают толщину стенки и поя
сов сплошной колонны из условия обеспече
ния их местной устойчивости (рис. бб).
 Обычно с первого раза подобрать сече
ние не удается, поэтому первым этапом явля
ется беглая его проверка, при которой опре
деляют фактические радиусы инерции при по
мощи приложения 4 по формулам (3. V) и
(4.V). Затем исчисляют наибольшую гиб
кость и соответственно наименьшее значение
коэффициента продольного изгиба
 ^макс — — — (5. V)
 Г мш
 и проверяют несущую способность сечения колонны по формуле
 (11.11).
 В случае необходимости вносят в сечение изменения, после
чего производят окончательную проверку сечения, при которой
радиус инерции определяют более точно по формуле
 Из формулы (6-V) видно, что при корректировке не рекомен
дуется увеличивать толщину стенки, ибо это ведет к уменьшению
устойчивости сечения колонны.
 При малых нагрузках сечение стержня колонны подбирают по
предельной гибкости, которую следует принимать не более еле-
дующих значений:
 Пояса, опорные раскосы н стойки ферм, передающие
 опорные реакции 120
 Прочие элементы ферм 150
 Основные колонны 120
 Второстепенные колонны (фахверк, фонари и т. п.),
 элементы решетки колонн, связи по колоннам . 150
 Связи, за исключением связей по колоннам 200
 Рис. 66. К расче
ту сплошной ко
лонны.
 130


Определяют минимальный радиус инерции по формуле (2. V),
а затем основные размеры сечения стержня колонны по форму-.
лам (3. V) и (4.V). Толщину стенки и поя
сов назначают минимальными из условия их
местной устойчивости.
 Затем проверяют несущую способность
колонны по формуле (11. II).
 Подсные швы колонны рассчитывают на
условную поперечную силу, однако их сече
ние в большинстве случаев получается незна
чительным, поэтому поясные швы в колон
нах не рассчитывают, а принимают конст
руктивно высотой 4—6 мм.
 При отношении высоты стенки к ее тол-
 ю 4
vc\f ’
 щине , равном 60—70, ребра жесткости
 Огт
 "I
 J
 ПоН
 Рис. 67. Ребра жест
кости в колонне:
 /—продольное; 2—
поперечное.
 не нужны, но их ставят по конструктивным
соображениям через (2,5-^-3) /г, но не менее
двух на одну отправочную марку.
 При более тонкой стенке, кроме попереч
ных ребер жесткости, необходимы продоль
ные ребра (рис. 67).
 Расчет сквозных колонн принципиально не
отличается от расчета сплошных колонн, но
имеет свои особенности, заключающиеся в том, что производят
расчет отдельно относительно материальной и свободной осей.
 Расчет решетчатой колонны отно
сительно материальной оси заключа
ется в определении расчетной нагруз
ки; определении по формуле (11. II)
площади поперечного сечения (для
первого приближения в расчете гиб
костью следует задаваться при высо
те колонны 5—7 м и нагрузке 150 т
равной 70—90, при той же высоте и
нагрузке 250—300 т—равной 50—70),
а также в определении требуемого ра
диуса инерции по формуле (2. V).
 По найденным площади сечения
ветви и радиусу инерции в таблицах
 сортамента подбирают необходимый профиль и проверяют не
сущую способность сечения.
 Расчет относительно свободной оси заключается в определе
нии расстояния между ветвями сечения b (рис. 68) для обеспе
чения равноустойчивости стержня колонны относительно осей
X—X и У—У.
 Рис. 68. К расчету сквоз*
ной колонны.
 9*
 131


Рассмотрим гибкость сквозной колонны относительно мате
риальной и свободной осей.
 Гибкость относительно материальной оси равна гибкости од
ной ее ветви, так как
 Гибкость относительно свободной оси не может быть опре
делена как отношение расчетной длины к радиусу инерции, так
как в этом случае не будет учтена деформативность решетки,
влияющая на устойчивость стержня колонны. Для учета фак
тора упругих деформаций планок или решетки вводится поня
тие приведенной гибкости.
 Следовательно, условие равноустойчивости колонны выразит
ся равенством
 ^=хприв, (7. V)
 где А*—гибкость относительно материальной оси, определен
ная при расчете относительно материальной оси;
 Априв—приведенная гибкость, принимаемая по табл. 33.
 Таблица 33
 Формулы для вычисления приведенной гибкости
 Тип сечения
 Соедини¬
 тельный
 элемент
 Значение приведенной гибкости
 i ±у
 1 У
 Планка
 Хприв = У ^ + Ч
 X
 Решетка
 *прн.= ]/ Ч + 27
 Планка
 Решетка
 Хприв = V X2 + Х^+ Х\
 V.- V/"x’+27(ri+T2)
 f \ гр, гр8'
 Обозначения, принятые в табл. 33:
 Ау —гибкость всего стержня относительно оси У—У;
 А —наибольшая гибкость всего стержня;
 Ai и Аг—гибкости отдельных ветвей относительно осей I—I и
II—II на участках между планками в свету;
 132


FBl и FBi —площадь сечения пары ветвей с общей осью I—I и
II—II;
 F?i и Fp2—площади сечения раскосов решеток, лежащих в пло
скостях, соответственно перпендикулярных к осям
I—I и II—II.
 Гибкость отдельных ветвей на участке между планками долж
на быть не более 40.
 Например, для безраскосной решетки (с планками)
 ^прив = V т '-I ,
 НО
 К
 X
 прив •
 Тогда
 Х*=КХ2 + Х2 ,
 откуда
 (8. V)
 Зная гибкость стержня относительно оси У—У, можно опре
делить радиус инерции
 тогда
 то есть расстояние между ветвями найдено и, следовательно, рас
чет относительно свободной оси закончен.
 Если тип сечения отсутствует в приложении 4, расстояние
между ветвями может быть найдено следующим образом:
 Из условия равноустойчивости моменты инерции сечения от
носительно центральных осей должны быть равны
1Х=19 .
 Момент инерции относительно свободной оси
 I,=l,+F* (4)’
 Расстояние между ветвями в осях
 Полное расстояние между ветвями
 Ь = c-\-Z0.
 133


Расчет соединительных элементов сквозных колонн. В сквоз
ных колоннах конструктивные элементы соединяют ветви для
обеспечения совместной их работы. Есть два типа соединитель
ных элементов: решетка и планки (рис. 69).
 Планки проще в изготовлении, и им следует отдавать предпоч
тение при нагрузках, не превышающих 200—250 т. В связи с
этим ниже приведен расчет планок в сквозной колонне
(рис. 69,6), который заключается в определении расстояния
между планками, в расчете самой планки и в расчете швов, ко
торыми планку крепят к колонне.
 Расстояние между планками определяется гибкостью ветви
относительно собственной оси I—1
 /в = V» , (9. V)
 где /в —радиус инерции ветви относительно оси /—/, см\
 Х\—гибкость ветви относительно оси /—/, принимаемая рав
ной 30—40.
 г -Ч
 -
 20-ЗОмм
 Jp
 \4
 J
 Ч——с ^
 ь
 ♦
 L -
 б
 Рис. 69. Соединение ветвей сквозной
колонны:
 а—решеткой; б—планками.
 Рис. 70. Схема сил, дей
ствующих на планку.
 В результате влияния продольного изгиба, случайных эксцен
триситетов приложения нагрузки и начальных искривлений ко
лонны в ней появляются поперечные силы Q (рис. 70), которые в
соответствии с нормами и техническими условиями принимаются
 134


постоянными по ее длине в зависимости от марки стали и пло
щади поперечного сечения колонны /г«Рв см2, а именно:
 Для сталей марок Ст. О, Ст. 2, Ст. 3 и Ст. 4 . 20 Fep
 Для сталей марки Ст. 5 и низколегированных 40 F ор
 Соединительные планки рассчитываются на срез и изгиб.
Сила, срезающая планку,
 Т„п = -^-, (10.
 V)
 где /—расстояние между центрами пладок, см;
с—расстояние между осями ветвей, см.
Момент, изгибающий планку в ее плоскости,
 М
 пл —
 QI
 2
 (И. V)
 В случае размещения планок в двух плоскостях в расчетных
формулах (10. V)' и (11- V) принимают условную поперечную си
лу
 Момент сопротивления планки
 Размеры планки можно определить по
следующим зависимостям:
 d„n = (0,5-г0,75) Ь-
 ИЛИ 6ПЛ = (6-М0 мм).
 Рис. 71. Напряжения в
швах планки.
 Планки крепятся к ветвям швами (рис. 71), которые, воспри
нимая срезающую силу планки Тпл и ее изгибающий момент
Мал, работают на срез и изгиб. Поэтому максимальные напряже
ния в шве проверяются по формуле
 где Зщ =
 М п
 0,7 Мал
 Тал
 Змакс — V ,ПЯ?> (12. V)
 - —нормальные -напряжения в шве, кг/см2\
 0JbttJlda
 —касательные напряжения в шве, кг/см2.


§ 38. СОПРЯЖЕНИЕ БАЛОК С КОЛОННАМИ, ОГОЛОВКИ КОЛОНН
 При креплении балок к колоннам возможны три вида сопря
жений: свободное опирание, гибкое (полужесткое) и жесткое. Ви
ды сопряжений балок с колоннами показаны на рис. 72.
 При свободном опирании балки .на колонну можно передавать
только вертикальную нагрузку. Балки, как правило, опираются
 Рис. 72. Сопряжения балок с колонной:
а—свободное опирание балок на колонну; б—свободное опн-
рание балок на центрирующие плитки; в—полужесткое при
мыкание к полкам колонны; г—полужесткое примыкание к
стенке колонны.
 на колонну сверху, при этом они могут опираться своими опорны
ми ребрами на центрирующую плитку, способствующую более
определенной передаче нагрузки (рис. 72, а). Иногда каждая
 136


балка опирается нижним поясом на свою центрирующую плитку"
(72, б).
 По характеру работы эти сопряжения отличаются друг от"
друга: в случае опирания балок на колонну давление от них вна
чале передается на стенку колонны, а при опиран.ии на центри
рующие плитки—«на пояса или ветви ее (при этом необходима
дополнительная проверка колонны на внецентренное сжатие в
случае ее одностороннего загружения временной нагрузкой в од
ном из двух примыкающих пролетов).
 При свободном опирании балок конструкция оголовка в
сплошных колоннах (рис. 73, а) состоит из стальной плиты тол
щиной 20—30 мм, которая может быть усилена ребрами жестко
сти. Высоту ребер жесткости оголовка определяют из условия пе
редачи давления от балок на колонну при помощи швов, необхо
димых для крепления ребра к стенке колонны. Для крепления-
балок в плите оголовка есть отверстия для болтов.
 Оголовки сквозных колонн (рис. 73, б) усиливают диафраг
мой, расположенной между ветвями колонн в плоскости стенок
балок. Высоту диафрагмы определяют из тех же условий, что'
и ребро жесткости в оголовке сплошных колонн.
 При полужестком сопряжении балки к колоннам обычно при
мыкают сбоку. Возможны два варианта примыкания балок: ю
полкам (рис. 72, в) и к стенке колонны (рис. 72, г).
 При гибком (полужестком) примыкании балок к колонне^
кроме нормальных усилий, возможна также передача незначи
тельных по величине изгибающих моментов. Из указанных на
рис. 72, в, г вариантов примыкания балок к колоннам наиболее
целесообразно примыкание к полкам колонны, так как этим
обеспечивается независимость монтажа отдельных балок, что
упрощает монтаж. Однако при этом возможен случай внецент-
ренного загружения колонны, что необходимо учесть в расчете.
 Примыкание к стенке колонны, хотя и обеспечивает централь
ную передачу нагрузки, затрудняет монтажные работы по под
водке балок к месту их установки.
 Балки к колоннам крепят при помощи болтов. Давление бал
ки на колонну передается при помощи опорных столиков, выпол
няемых из уголковой или листовой стали, высота которых опре
деляется длиной швов, необходимых для передачи на колонну
давления балки.
 Жесткое сопряжение балок с колоннами (рис. 74), осущест
вляемое при помощи сварки, нашло широкое применение при
строительстве высотных зданий в Москве, а также Дворца нау
ки и культуры в Варшаве.
 Жесткость сопряжения балки с колонной обеспечивается, кро
ме сварки, специальными конструктивными элементами, назы
ваемыми «рыбками».
 13 Г


-'Л
 '/-J
 [*71J
 я- эпатп !
г \'
 UJb.ll
 о
 Г>ОН
 Г1
 I :
t :
 1 1
 ) t
 : 1
: i
 i
 l
 j
 1
 1
 l-l
 Гг~~
 V 4
 t t «I
 У и Ш Ш
 и 4- + \t
»t-7 TcJf
 6
 Рис. 73. Оголовки колони:
а—сплошных; б—сквозных.
 По н
 п
 Рис. 74. Жесткое сопряжение балок с колонной:
1—ригель; 2—рыбка; 3—колонна.


§39. БАШМАКИ КОЛОНН И ИХ РАСЧЕТ
 Башмаки колонн разделяются в основном на два вида: бес-
шарнирные (рис. 75, а, б) и шарнирные (рис. 75, в).
 Наиболее часто встречаются бесшарнирные башмаки. Шар
нирные башмаки применяют только в особо ответственных слу
чаях при передаче очень больших нагрузок, так как их изготов
ление сложное и трудоемкое.
 Расчет башмака центрально сжатых колони заключается в
определении размеров опорной плиты башмака и ее толщины.
 Типы башмаков колонн:
 а—бесшарнирный с траверсой; б—бесшарнирный без траверсы;
в—шарнирный; /—траверса; 2—плита; 3—балансиры; 4—цапфа.
 Размеры опорной плиты башмака определяются несущей спо
собностью материала фундамента.
 Площадь плиты
 FЛЛ
 N
 /7£/?фунд
 Ширина плиты
 Впл = 2£ -f* 28тр -|- Ь9
 где b—ширина колонны, см\
 6Тр —толщина траверсы, см\
 с—свободный выступ шириной 7—10 см.
Длина плиты
 L =
 139


При этом отношение <2. Если это неравенство не со-
 В„ л
 блюдается, надо переходить к конструкции уширенного башмака
(рис. 76).
 Г
 Рис. 76. Уширен- Рис. 77. К расчету баш-
 ный башмак. мака.
 Плиту рассчитывают, как пластину, опертую на ветви травер
сы и на торец колонны, нагруженную реактивным давлением фун
дамента, которая может иметь участки У, опертые по четырем
сторонам, участки 2, опертые по трем сторонам, и консольные
участки 3 (рис. 77). На каждом участке определяют толщину
плиты и принимают наибольшую ее толщину. При этом толщина
плиты не должна превышать 40 мм. В противном случае баш
мак необходимо переконструировать с добавлением диафрагм
(см. рис. 78).
 Участок, опертый по четырем сторонам (/). Чтобы упростить
расчет толщины опорной плиты, вырезывают полоску шириной
1 см, как показано на рис 77, и определяют изгибающие момен
ты по формулам
 A4j=a, Оф а2, (13. V)
 М2 = а2 0фС12; (14. V)
 где «i и «2—коэффициенты, зависящие от отношения — и опре¬
 деляемые по табл. 34;
 140


<7ф —давление на 1 см2 плиты (напряжение в фундамен
те), кг/см2, определяемое по формуле
 N —
 °ф — _ ^ /<фунд*
 Таблица 34
 Коэффициенты а\ и а2 для расчета плит, опертых по четырем сторонам
 1 /
/ а
 1
 1 л
 1,2
 1,3
 1 4
 1,5
 1,6
 1,7
 1,8
 1,9
 2,0
 оо
 «1
 0 048
 0.055
 0,063
 0,06э|о,075
 0,081
 0,086
 0,091
 0,094
 1
 0 098
 1
 0,1
 1
 0,125
 аа
 0,048 0.049
 1
 0,05
 0 05 0.05
 . 1
 0,05
 0 049
 0,048
 0.048
 0.047
 0,046
 0,037
 Момент
 откуда
 сопротивления
 ™ &
JJ7 = П£
 М_
 rttRnn '
 (15. V)
(16. V)
 При отношении
 мулам :
 при свободном
 1- >2 моменты в плите определяют по фор-
 опирании
 М = ^-; (17. V)
 О
 при упругом защемлении (в клепаном башмаке)
 Л*=-фа-. (18. V;
 10
 Участок, опертый по трем сторонам (2). В нем наиболее опас
ной точкой является середина свободного края плиты. Момент
в вырезанной полоске шириной 1 см можно определить по фор
муле
 М = рафа; , (19. V)
 где а\—длина свободного края плиты, см;
 fi—коэффициент, принимаемый по табл. 35 в зависимости
 Ьг
 от отношения —- .
 а,
 141


Таблица 35
 Значения коэффициента р
 ь%
 0,5
 0,6
 0,7
 0,8
 0,9
 1
 1,2
 1.4
 2,0
 >2
 й\
 р
 0,06
 0,07
 0,08
 0,097
 0,107
 |
 0,112
 0,12о|
 0,126
 0,132
 0,133
 а—траверсы; б—башмака при фрезеровании торца
колонны.
 Консольный участок (3). Изгибающий момент определяют по
формуле
 М = . (20. V)
 2
 Толщина плиты для каждого участка исчисляется по форму
ле (15. V).
 Высота траверсы (рис. 78) определяется из условия ее при
варки к колонне
 N (21. V)  2Е/ш =
 Откуда высота траверсы
 АтР —
 2 /щ
 пг
 где п\—количество швов, необходимых для крепления траверсы
к колонне.
 142


При большой высоте траверсы часть усилия на плиту переда
ется непосредственно через торец колонны, приваренной к плите.
 Если опорная плита сильно вытянута при небольшой высоте
траверсы, производится ее проверка на изгиб от отпора фунда
мента по формуле
 М< mRWx, (22. V>
 где М =
 —расчетный изгибающий момент траверсы;
 6
 —наименьший момент сопротивления траверсы.
 Плиту башмака в расчете не учитывают, что приводит И бо
лее облегченным швам, соединяющим траверсу с опорной плитой.
 Высота диафрагм определяется длиной вертикальных швов,-
необходимых для соединения их с траверсами. Нагрузка на диа
фрагму определяется с площади, заштрихованной на рис- 78.
 В случае проектирования башмака колонны без траверсы с
фрезерованием торца колонны (см. рис. 75, б) опорная плита в
плане принимается квадратной. Размер стороны квадрата опре
деляется по формуле
 В
 (23. V>
 Изгибающий момент в плите
 М = оф Fc,
 где Оф—напряжения в фундаменте, кг/см2;
 F—грузовая площадь, см2, показанная на рис. 78, б;
с—расстояние от кромки колонны до центра тяжести гру
зовой площади, см.
 Толщина плиты определяется по формуле
 8
 ПЛ
 т
 тИплЬ
 (24. V>
 где Ь—ширина сечения колонны.
 §40. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ КОЛОННЫ
 В практике строительства и проектирования наиболее часто3
встречаются внецентренно сжатые колонны, нашедшие широкое
применение в качестве основных несущих конструкций промыш
ленных зданий.
 Колонны промышленных зданий (рис. 79) в зависимости от
грузоподъемности кранов могут быть постоянного сечения, сту
пенчатые (переменного сечения) и раздельного типа.
 14$


Колонны постоянного сечения (рис. 79, а) в настоящее время
-применяют редко. Они проектировались ранее для цехов, обору
дованных мостовыми кранами грузоподъемностью до 20 г. В по
следние годы колонны такого типа с успехом заменены сборны
ми железобетонными.
 Колонны переменного сечения—ступенчатые ('рис. 79, б, в) —
применяют в горячих цехах, оборудованных кранами грузоподъ
емностью более 30 т (при тяжелом режиме работы кранов),
 Рис. 79. Типы колонн промышленных зданий:
i—постоянного сечения; б—сплошная переменного сечения; в—сквозная
переменного сечения; г—раздельного типа.
 ■мостовыми кранами грузоподъемностью более 50 т (при сред
нем и легком режимах работы) и в пролетах цехов, оборудо
ванных консольно-катучими кранами, а также кранами с жест
ким подвесом. При этом высота цеха от пола до низа несущих
конструкций покрытия должна быть более 15 м.
 Ступенчатые колонны применяют сплошные (рис. 79, б) и
сквозные (рис. 79, в).
 Сплошные колонны более жесткие, чем сквозные, и проще в
изготовлении, но при ширине колонны свыше 1200 мм—ме.нее
экономичны, чем сквозные, так как изготовляются из толстоли
стовой стали, которая стоит дороже прокатных профилей, иду
щих на изготовление сквозных колонн.
 В|нецентренно сжатые колонны ступенчатого типа состоят из
таких основных конструктивных элементов: надкрановой части—
надколонника, подкрановой части—колонны и башмака.
 Д44


В колоннах в зависимости от вида нагрузки различают две
ветви—шатровую и подкрановую.
 Шатровая ветвь предназначается для воспринятая нагрузки
от шатра здания и ограждающих конструкций стен, а подкрано
вая—для воспринятая крановой нагрузки. Такое деление услов
ное, ибо в действительности колонна 'работает как одно целое,
так как совместной работе ветвей способствует стенка в сплош
ных колоннах и решетка в сквозных.
 х i Решетка
 I г~Нч
Г
 I
§
 ^.г
 -4-
 х ^решетка
 х Решетка


 решетка
 4Г л
и Ч
 п
 У ? i
 4
 а
 h'
 “V
 У
 ЛЬ
 в
 6
 Рис. 80. Типы поперечных сечений внецентренно сжатых
колонн:
 а—сплошных; б—сквозных.
 Колонны раздельного типа (рис. 79, г) применяют при кранах
грузоподъемностью более 150 т и высоте колонны до 20 м. В ко
лоннах этого типа шатровая и подкрановая ветви работают не
зависимо друг от друга и соединены между собой горизонталь
ными планками (диафрагмами), не способными передавать кра
новую нагрузку на шатровую ветвь.
 Типы поперечных сечений внецентренно сжатых колонн пока
заны на ;рие. 80. Подкрановые ветви колонн проектируются, как
правило, из прокатных двутавров, а шатровые—из швеллеров,
листовой стали и уголков.
 Надколонники бывают обычно двутаврового поперечного се
чения и выполняются сварными, составными из трех листов.
 10 —253
 145


Кон|Стру{стйЬй.ые размеры колонн в большой степени забйсят
от грузоподъемности кранов и высоты колонны (рис. 81).
 Назначать размеры колонн следует, начиная с надколонника,
высоту сечения которого Лв принимают равной 500 мм в проле
тах, оборудованных кранами грузоподъемностью до 75 т, при
 среднем и легком режимах работы и
1000 мм при кранах большей грузоподъем
ности. Она обуславливается также усло
виями прохода мостового крана при увяз
ке его пролета с пролетом цеха.
 В цехах, оборудованных кранами с тя
желым режимом работы, высоту сечения
надколонника hB принимают равной
1000 мм при грузоподъемности крана бо
лее 30 Та
 Размеры надколонника 500 и 1000 мм
соответствуют унифицированным конст
рукциям промышленных зданий.
 Высота сечения подкрановой части ко
лонны зависит от привязки разбивочных
осей, от расстояния Я между разбивочной
осью колонны и осью подкрановой балки,
которое зависит от грузоподъемности кра
на и принимается при кранах легкого и
среднего режима работы грузоподъем
ностью до 75 т равным 750 мм, а при кра
нах с тяжелым режимом работы грузо
подъемностью более 30 т равным 1000 мм.
 Высота надколонника от головки под
кранового рельса до нижнего пояса фер
мы Нв зависит от высоты крана с тележкой на опоре, которая в
свою очередь зависит от его грузоподъемности, а также от рассто
яния в 100—250 мм между нижним поясом фермы и верхним га
баритом крана, необходимого для беспрепятственного движения
крана. Во всех случаях высота надколонника должна быть крат
на 400 мм.
 Высота подкрановой части Нн зависит от отметки головки
рельса подкрановой балки, высоты подкрановой балки и отметки
верхнего обреза фундамента.
 Ширину сечения колонны b назначают из условия обеспече
ния общей устойчивости ее из плоскости рамы цеха
 Рис. 81. Конструктивные
размеры колонн под
краны:
 1—кран; 2—ось крано
вого пути; 3—ось под
крановой части колонны;
4—ось надкрановой час
ти колонны.
 Толщину стенки дСт сплошных колонн назначают, исходя из
 hCT
 условия местной устойчивости, д Ст> . Однако, как правило,
 стенку принимают меньшей толщины
146


8CT=/-i i-UCT,
 l100 120 }
 так как можно не учитывать несущую способность стенки, вклю
чая в работу по 15 ее толщин (рис. 82).
 Решетку в сквозных колоннах нужно располагать в двух па
раллельных плоскостях (рис. 83). Угол наклона решетки должен
быть близким к 45°. Решетку, как правило, выполняют из равно
бедренных уголков с размерами сторон 50—100 мм.
 Рис. 82. Расчетное сече
ние колонны с неустой
чивой стенкой.
 Рис. 83. Размещение ре
шетки в сквозных колон
нах производственных
зданий.
 Подобранное на основании перечисленных конструктивных
требований сечение проверяют расчетом. Расчет сечения внецент-
ренно сжатых колонн обычно начинают с определения нагрузок,
действующих на колонну. Эти нагрузки можно разделить на вер
тикальные и горизонтальные.
 К вертикальным нагрузкам относят собственный вес покры
тия, собственный вес колонн, вес снега, вертикальное давление
крана, вес подкрановых балок и вес стенового ограждения, если
стены опираются на фахверк.
 К горизонтальным нагрузкам относят горизонтальное давле
ние крана и ветровую нагрузку.
 Действующие на колонну нормальные силы и изгибающие мо
менты определяют методами строительной механики путем ре
шения поперечных рам. Рамы, представляющие собой основную
конструктивную схему промышленного здания, являются систе
мами, статически неопределенными, поэтому необходимо -предва
рительно назначить размеры колонны по указанным конструк
тивным признакам. Конструктивный расчет обычно сводится к
проверке принятого по конструктивным соображениям сечения
по формулам внецентренного сжатия (см. § 11).
 После конструктивного расчета сечение обычно отличается от
первоначально принятого. Однако расчет считается удовлетвори
тельным, если момент инерции окончательно принятого сечения
отличается от момента инерции первоначально принятого сече
ния не больше чем на 30%.
 10*
 147


Конструктивный расчёт сквозной колонны отличается от ра
счета сплошной колонны тем, что каждую ветвь (шатровую и
подкрановую) рассчитывают раздельно на центральное сжатие,
причем усилие, приходящееся на одну ветвь, определяют по фор-,
муле
 М
 NZ М
 h “ h
 (25. Vjf.
 где NB—усилие, приходящееся на одну ветвь, кг;
 Z—расстояние до центра тяжести сечения колонны до
оси ветви, противоположной рассматриваемой, см\
N и М—расчетная нормальная сила, кг, и изгибающий мо
мент, кг-сж, соответствующие рассматриваемому
сечению;
 h—высота сечения колонны, см.
 а
 По и
 Рис. 84. Стыки надколонника с подкрановой
частью колонны:
 а крайней колонны; б—средней колонны.
 Колонны ступенчатого типа как наиболее распространенные
в промышленных зданиях при общей длине колонны свыше 18 м
разделяются на две отправочные марки: надколонник и подкра
новую часть. В одно целое их соединяют обычно на монтажной
площадке при помощи стыков.
 Стыки колонн должны быть достаточно надежными и способ
ными передавать усилия от одного элемента колонны к другому.
Конструкции монтажных стыков колонн показаны на рис. 84.
 148


,И1'^
 1
 ~ t
 Рис. 85. Башмаки колонн промышленных зданий:
а—сплошной; б—сквозной.


Конструкция базы внецентренно сжатой колонны отлича
ется от конструкции базы центрально сжатой колонны в основ
ном тем, что она сильно развита в плоскости рамы, так как на
фундамент передается, кроме нормальных сил, изгибающий мо
мент.
 В сквозных колоннах часто применяются раздельные баш
маки для шатровой и подкрановой ветвей (рис. 85).
 Размеры опорной плиты и анкерных болтов башмака вне-
центренно сжатой колонны определяют расчетом. Размеры пли
ты определяются несущей способностью материала фундамента.
Диаметр анкерных болтов находят из условия их работы на ра-
 дамент.
 стяжение от действия в нижнем сечении колонны момента, по-
лученного при расчетной комбинации нагрузок, соответствующей
•Ммакс- Наиболее распространенные способы закрепления анкер
ных болтов в теле фундамента показаны на рис. 86.
 Длину заделки анкетных болтов можно принимать по
табл. 36.
 Таблица 36
 Нормальные размеры анкерных болтов
 Наруж
ный диа
метр
болта d,
мм
 Площадь
сечения
нетто (по
нарезке),
см2
 Длина заделки ан
 без опорной шай
бы (рис. 87, а, б)
 кера, мм
 с опор
ной шай
бой (рис.
87, в) /8
 Размер
шайбы
с, мм
 Максималь
ное расчет
ное усилие,
допускае
мое на болт,
кг (при
Яр = 2100
кг/см2)
 h
 /а
 20
 2,2
 700
 _
 3000
 22
 2,76
 750
 —
 ,

 . 3770
 24
 3,15
 850
 —


 4300
 27
 4,15
 950
 —


 5660
 30
 5,08
 1050
 —

 —
 6930
 36
 7,42
 1250
 —
 700
 160X16
 10100
 42
 10
 1450
 —
 800
 200X20
 13600
 48
 13,4
 —
 1450
 850
 240X25
 18300
 56
 18,35
 —
 1650
 1000
 240x25
 25600
 64
 24,65
 —
 1850
 1100
 280X30
 33700
 72
 31,6

 2000
 1250
 280X30
 43100
 76
 35,8
 —
 2100
 1350
 320X30
 48900
 150


Высоту траверсы башмака определяют из условий, аналогич
ных условиям для определения высоты траверсы в центрально
сжатых колоннах.
 в
 Рис. 87. Типы анкерных закреплений:
а, б—без опорной шайбы; в—с опорной шайбой.
 § 41. ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА
 Пример 1. Подобрать сечение сплошной центрально сжатой колонны вы
сотой Я=7,0 м, жестко заделанной внизу и шарнирно опертой вверху; мате
риал Ст. 3; постоянная нагрузка Р=150 т\п р =1,1; полезная нагрузка Q=
= 300 т; п д =1,4 (рис. 88).
 Нагрузка на колонну
 N=P • пр +Qnq =150-1,1+300*1,4 = 585 т.
Расчетная длина
 /о=0,7Я=0,7 • 7,0=4,9 м.
 Заданная гибкость Я3 = 60.
 Коэффициент продольного изгиба (р=0,86.
 Коэффициент условий работы т=0,9.
 Площадь поперечного сечения
 N 585000
 F6p - mR<? ~ 0,9 • 2100 • 0,86 ~360 см*'
 Требуемый радиус инерции
/0 490
 гтр — — 0Q ~8,2 см.
 Ширина пояса колонны
 ь= -2И- - "о^Г-34 см.
 А/ ■5851
 05
 С5
 С5
 ►ч
 Рис. 88.
 К примеру L
 151


Высота сечения колонны принята равной ширине сечения—34 см.
Толщина листов принята: для полки с?п =1,6 см; для стенки <?ст =0,6 см.
Высота стенки Лст = 32 см.
 Площадь поперечного сечения
 F6p=2 - 34 -1,6 + 32 - 0,6= 128 см*.
 Сечение не удовлетворяет условиям прочности и устойчивости.
Принимаются размеры сечения для пояса 500X25 мм; для стенки 500X
ХЮ мм.
 Площадь поперечного сечения
 F6p=2 *50 -2,5 + 50- 1=300 см*.
 Беглая проверка поперечного сечения:
 /i=/zCT4-2dn =50+5=55 см;
rx =ai/i = 0,43 • 55 = 23,6 см;
гу =а2^ = 0,24 • 50= 12 см;
 I
 9
 490
 12
 = 40,7
 41; р=0,917.
 Несущая способность
 jV=0,9 • 2100 • 0,917 • 300=520 т<585 т.
 Окончательно принимаются следующие размеры сечения (рис. 89): для
пояса 500X30 мм, для стенки 500X12 мм.
 Площадь поперечного сечения
 F6р =2 • 50 • 3 + 50 • 1,2=360 см2.
Минимальный момент инерции сечения
 12
 12
 12
 12
 ^31257,1^31257 см4.
Минимальный радиус инерции
31257
 гя ~ 360
 = 8,4 см.
 Гибкость колонны
490
 8,4
 = 58; ^=0,866.
 Несущая способность сечения
Лг=0,9 • 2100.360 • 0,866=589 т,
 что соответствует расчетной нагрузке.
 152


Пример 2. Подобрать сечение решетчатой колонны по следующим данным:
высота колонны 7 м\ условия закрепления соответствуют примеру 1; мате
риал Ст. 3; постоянная нагрузка Р=50 т; пр =1,1; полезная нагрузка Q = 50 т;
пд = 1,2 (рис. 90).
 x-i
 S-ZSz-»
 ■541

 ; V, а
 eZZZZg
 / , (
 Рис. 90. К примеру 2.
 Расчет относительно материальной оси
Нагрузка на колонну
 <V=#np +Qn9 = 50-1,1+50-1,2=115 т.
Заданная гибкость >-3 =70; <р=0,81; т=0,9; #=2100 кг/см2.
Площадь поперечного сечения
 N 115000
 F " mRy " 0,9.2100.0,81 = 75’! см2-
 Площадь сечения одного швеллера
 F
 4 Ь i = —=37,7 сл!2.
 Радиус инерции относительно материальной оси
 490
 YQ =7,0 с,и.
 По таблицам сортамента ГОСТ 8240-56 находим:
 [Ко 27 /*1 = 35,2; г, =10,9 слг, Г=70,4.
 Фактическая гибкость
 X ==
 490
 10,9
 -45;
 (р = 0,906.
 Несущая способность
 W=0,9 • 2100 • 0,906 * 70,40= 120,5 т>115 т.
 153


Расчет относительно свободной оси при
безраскосной решетке (с планками)
 Приведенная гибкость
 *пр = + .
 Гибкость относительно свободной оси при Ai = 40
\ = |А5«^Т0Т =20,6. .
 Радиус инерции
 490
 20,6 =23-8 см-
 Расстояние между ветвями
 Ь
 а2
 23,80
 0,44
 = 54,1 см.
 Пример 3. Подобрать сечение сплошной шарнирно опертой колонны по
гибкости (рис. 91) длиной 7 м; постоянная нагрузка Р—25 т; пр= 1,1; полез
ная нагрузка Q=24 г; пд = 1,2; материал Ст. 3; m=0,9; R=2\00 кг/см2; рас
четная нагрузка N=56,3 т.
 Требуемый радиус инерции
 700
 гтр 120 см.
 Основные размеры сечения колонны;
 Ь =
 5,83
 0,24 =24 см;
 h*=b=24 см.
 Толщина стенки и поясов:
t h 24
 5СТ = -^- = -70-=0,34 см, принято дст=6 мм;
 Ъ 24
 = “25" = ~25~ =0»96 сж, принято <?п =10 мм.
 Высота стенки принята hcl, =20 еле.
 Проверка сечения
Радиусы инерции =а1Л=0,43.22 = 9,46 см;
гд =«2^=0,24*24=5,76 см.
 Г ибкость
 700
 Ху и 5 76 ^ 121,5« 122; ^>=0,45.
 154


Площадь поперечного сечения
F—2 • 24 • 1 + 20 • 0,6=60 см?.
 Несущая способность
 N= 1 • 2100 • 0,45 • 60«57 т>56,3 т.
 Пример 4. По данным примера 2 рассчитать
планки, соединяющие ветви колонны (рис. 92).
Электроды типа Э-42.
 Расстояние между планками в свету
 /0=40 гв =40 • 2,73= 109 см,
 где гв =2,73—радиус инерции швеллера № 27
относительно оси I—I.
 Принимаем /о = 110 см.
 Ширина планки ^Плпринята равной 20 см.
Условная поперечная сила
 Q=20 • 70,4=1408 кг,
 р
 U 499,4
 541
 Рис. 92. К примеру 4.
 на одну планку
 1408
 ~2— = 704 кг.
 Расстояние между планками в осях /=130 см, тогда
 704,0 • 130
 —г
 = 35760 кг-см.
 Момент сопротивления планки
 Ъпя&
 пл -
 ПЛ _ М 35760
mR 1 • 2100
 = 17,0 см3,
 откуда
 б^пл 6 - 17
 — дпгГ —0,255 см.
 & — 400
 пл
 Принимаем <5пл=8 ММ.
 155
 -200—4—— 1100- -4—200-4


Проверка швов, которыми крепится планка
к ветвям колонны
 Площадь шва
 Fm=0,7 dnndпл=0,7.0,8• 20= 11,2 см2.
Момент сопротивления шва
 W = —
 w ш
 WnMd
 0,7 • 0,8 • 400
 "б 6
 Нормальные напряжения в шве
 ==37,3 см3.
 М
 G
 ui-W
 ш
 Сдвигающая сила
 35760
 37,3
 = 960
 кг/см2.
 Qii
 с
 704 • 130
49,94
 = 1835 кг.
 Здесь с=49,94 см—расстояние между осями ветвей колонны.
Касательные напряжения в шве
 1
 пл
 ■0^дл йп
 1835
 Jl2~~ =164 кг/см2.
 Максимальные напряжения в шве
 = 1/ Т2 + 2 = лГ 9602 1642 =912 кг/см2<С№в =1400 кг/см2.
 ¥ ш ш ¥ у
 Пример 5. По данным примера 1 рассчитать башмак колонны, если марка
бетона 150 кг/см2\ материал плиты Ст. 3; расчетное сопротивление фундамен
та /?ф=75 кг/см2; электроды типа Э-42.
 Площадь плиты
 N
 тРф
 585000
 Y t yg = 7800 см2.
 Ширина плиты Впл при ширине консольных участков 100 мм, толщине
траверсы 10 мм и ширине сечения колонны 500 мм равна
 £пл =2 • 10+2 • 1 +50 = 72 см.
 Принимаем Зпл = 72 см.
 Длина плиты
 r рп* 7800
 L= -g— = ~72_ =108,3 см. Принято L= 110 см.
 Действительная площадь плиты .Рпл=7920 см2.
 Напряжения в фундаменте
 N 585000 f о
 °ф — ^ — 7920 кг/см .
 156


Участок, опертый по четырем сторона^
а=24,5 см; bi = 50 см;
 Ъх 50
 а ~ 24,5 =2.°3>2-
 М ■
 Толщина плиты
 73,5 . 24,52
 8
 = 5510 кг • см
 1 Г 6 М i Г 6 • 5510
 8пл = к Ы?стали = V 'ГГ2Ю6' =3-84 см-
 Участок, опертый по трем сторонам
110-56 54
 Ъг = 2 — ~2— =27 см;
 ai = 50 см;
 Ьг
 *1
 27
 50 =°>54-
 /3=0,0656 (по интерполяции).
М=0,0656 • 73,5 • 502= 12000 кг • см.
 12000
 2100
 = 5,85 см
 Толщина плиты и на этом участке опорной плиты получилась более 40 мм,
следовательно, и в этом случае необходимо для улучшения условия работы
плиты поставить дополнительную диафрагму между траверсами на расстоя
нии 63=250 мм от полки колонны (рис. 93).
 Тогда
 ал
 50
 = -25-=2’°;
 афа*
 8
 М = — =
 73,5 • 400
8
 = 3680 кг-см.
 157


Толщина плЙ^У
 5
 пл
 _т
 ^^стали
 6_. 3680
2100
 = 3,24
 см.
 Консольный участок
 М
 °ФС‘
 73,5 • 100
2
 = 3680
 кг • см.
 Ь
 ал
 /_6М_
 у ^^стали
 6 • 3680
2100
 = 3,24 см.
 Окончательно принята толщина опорной плиты дпл=40 мм.
 Общая длина швов, которыми траверса крепится к колонне при h^ — ю мм,
 ^, 585000
 2/ш - 0,7 . 1400 • 1 =596 см'
 Высота траверсы
 596
 Лтр ~ ~4— = 149 см-
 Принимаем Атр =150 см.
 Для уменьшения высоты траверсы торец колонны фрезеруют и привари
вают у опорной плиты угловыми швами высотой 10 мм с общей длиной
 21 ш =246 см\ hm— 1 см.
 N'=0,7mR™ Ьш21ш = °,7- 1 * 1400 • 1 • 246^ 240000 кг=240 т.
 При помощи траверсы передается усилие
 N \—N—N*=585—240=345 т.
 Тогда общая длина швов, крепящих
траверсу к колонне,
 345000
 2 ш =0,7. 1400 • 1 -3°2 см-
 Высота траверсы
352
 йтр = —4— =88 см.
 Рис. 94. К примеру 5.
 Принимаем /гтр= 90 см.
 158


Проверка траверсы на изгиб (рис. §4)
 В данном случае нагрузкой будут служить также напряжения в фунда
менте.
 Изгибающий момент
 73,5-72-27’
 М = ___2 = 2 = 1910000 кг *см-
 Момент сопротивления траверсы при /iTp=90 см
 Ь ь?
 ТРЛр _ .
 6
 Несущая способность траверсы
 Г =2
 2 • 1 • 8100
 = 2700 см3.
 M=mRWx п= 1.2100 • 2700=5675000 кг • сж> 1910000 кг* см.
 Проверка траверсы на срез (рис. 95)
Срезывающая сила
 4=°ФВпла* =73,5* 72.27= 142500 кг.
Статический момент половины сечения траверсы
 25 и2 о
 С 9 С тр Лтр ___ ±_
 5тр-2^ g
 1 • 8100
8
 =2030 см3.
 Здесь Si—статический момент полусечения одной траверсы.
 Момент инерции траверсы
 /„ . 2/, - . ms»
 Здесь /i—момент инерции одной траверсы.
 Несущая способность
 q = ”^ср 5,р /тр — 1 • 1300^2 -1 • 121500 = 155500 кг>142500 кг.
 StP 2030
 159


Принятая высота траверсы удовлетворяет условиям ее среза и Изгиба.
Определяем толщину швов, крепящих траверсы к опорной плите,
 N 345000
 ЛШ = 0,71шт$™ - 0,7 • 1 • 1400 • 2(100 + 50 + 44) =0’94 см
 Принимаем km =10 мм.
 Определяем высоту диафрагмы:
грузовая площадь
 50 + 48
 1 +
 50 + 25
 12,5=518 см*
 усилие
 ^диафр == °ф ^рр = 73,5 • 518=38000 кв\
общая длина швов при hm =10 мм
 N
 диафр
 38000
 ~ 0,7йп mDCB - 0.7 • 1 • 1400 • 1 -38’8 см:
 высота диафрагмы
 . 38,8
 ^диафр — 4 ~^»7 см.
 Принимаем конструктивно высоту диафрагмы равную 100 мм.


ГЛАВА VI
 ФЕРМЫ
 § 42. ТИПЫ ФЕРМ
 Фермы представляют собой сквозную (решетчатую) конструк
цию, обладающую высокой жесткостью и экономичностью по
расходу материала.
 В настоящей главе будут рассмотрены легкие фермы, кон
струирование узлов которых осуществляется при помощи одной
фасонки.
 Стержни легких ферм обычно состоят из двух спаренных
уголков или других профилей (швеллеров, двутавров со срезан
ной одной полкой, тавров, труб и гнутых профилей).
 Фермы проектируют в виде балочных, арочных, висячих и
рамных систем (рис. 96).
 11—253 161
 Рис. 96. Типы ферм:
 а—балочная; б—арочная; в—висячая; г—рамная.


Наиболее распространены балочные фермы, как самые удоб
ные в изготовлении и монтаже, простые в расчете, самые неслож
ные по конструкции и наименьшие по размерам опоры.
 Системы балочных ферм могут быть: разрезные, неразрезные
и консольные.
 Наиболее просты в изготовлении и монтаже разрезные балоч
ные фермы, получившие наиболее широкое рспространение.
 § 43. ОЧЕРТАНИЕ ФЕРМ. СИСТЕМА РЕШЕТОК
 Одним из основных вопросов проектирования ферм является
выбор их очертания, которое зависит от многих факторов. На
пример, очертание стропильных ферм промышленного здания за
висит от назначения здания, типа кровли, типа и размера фона
рей, способа соединения ферм с колоннами, схемы расположения
прогонов и т. д. Очертание фермы должно отвечать также ее ста
тической схеме и виду нагрузок.
 а
 |^ККЙ717Р1
 б
 нн
 ИУ1У1УЫ
 Рис. 97. Типы очертаний ферм:
а—треугольного; б—полигонального; в—с параллель
ными поясами.
 В практике проектирования стальных конструкций применя
ют фермы треугольного очертания, полигонального очертания, с
параллельными поясами и специального очертания.
 Фермы треугольного очертания (рис. 97, а) применяют в ка
честве стропильных ферм при значительных уклонах кровли, ко
гда фермы устанавливают на каменных стенах и железобетон
ных колоннах. Однако они менее экономичны по сравнению с
фермами полигонального очертания и фермами с параллельными
 162


поясами вследствие значительной длины раскосов в средней ча
сти фермы. Кроме того, в треугольных фермах получается кон
структивно неудобный опорный узел, в котором сходятся под не
большим углом верхний и нижний пояса фермы, работающие с
наибольшими усилиями.
 Наиболее распространены в настоящее время фермы полиго
нального очертания (рис. 97, б). Конструктивными преимущест
вами легких трапецеидальных ферм являются: возможность об
разования с металлическими колоннами жестких поперечных
рам; уменьшение длины элементов решетки по сравнению с тре
угольными фермами; более равномерное распределение усилий в
поясах фермы по сравнению с фермами, имеющими параллель
ные пояса.
 Фермы с параллельными поясами (рис. 97, в) применяют в
конструкциях подстропильных ферм, мостов, эстакад, мостовых
кранов, радиомачт и т- д. Подстропильные фермы с параллель
ными поясами служат для поддержания стропильных ферм при
шаге колонн более 6 м, а также применяются в виде легких
сквозных прогонов, поддерживающих кровлю (рис. 98).
 Фермы с параллельными поясами применяются также в про
мышленных зданиях с поперечным расположением фонарей1
 Фермы специального очертания проектируют в зависимой™ &т
компоновки и назначения здания. Примером могут служить ше-
довые покрытия, устраиваемые в зданиях, в которых требуется
большая и равномерная освещенность (рис. 100).
 Решетки стальных ферм весьма разнообразны. Подробно си
стемы решеток ферм рассматриваются в курсе статики сооруже
ний; здесь приводятся наиболее рациональные системы решеток:
в треугольных, трапецеидальных фермах и фермах с параллель-,
пыми поясами.
 11*
 163


Для треугольных ферм наиболее рациональны раскосная и
треугольная решетка. В фермах трапецеидальных и с параллель
ными поясами чаще всего применяют треугольную решетку с до
полнительными стойками — более легкую, чем раскосная.
 i
 —60000
 По И
 Рис. 99. Большепролетное покрытие промышленного здания с
поперечным расположением фонарей.
 За последнее время в иностранной литературе появилось мно
го работ по предварительному напряжению стальных конструк
ций. Применение их может привести к существенной экономии
стали в результате употребления высокопрочных сталей для
 предварительного обжатия рас
тянутых элементов, способст
вующего снижению их рабочих
сечений, а также регулирования
распределения усилий в растя
нутых элементах, позволяющего
добиваться наибольшей эконо
мии металла.
 Предварительное напряжение может быть осуществлено на
пряжением отдельных стержней (рис. 101, а) или всей конструк
ции в целом (рис. 101,6).
 Предварительное напряжение металлических конструкции
впервые было предложено проф. Дишингером для мостовых ба
лок, объединенных с железобетонной плитой. За рубежом над
этим вопросом работали проф. Моньель, Самуэль, Фритц и др
 Рис. 100. Ферма шедового покрытия.
 164


На основе их работ в настоящее время за границей построено не
сколько сооружений из предварительно напряженных несущих
конструкций.
 " Трос для
напряжения
стержня
 6
 Рис. 101. Схемы предварительного напряжения:
а—отдельных стержней фермы; б—всей фермы*
 PV
 V
 /У
 1 \
 уу
 уу
 о
 Трос для напряжения фермы
 § 44. КРАТКИЕ СВЕДЕНИЯ О ПОКРЫТИЯХ ЗДАНИЙ
ПО МЕТАЛЛИЧЕСКИМ СТРОПИЛЬНЫМ ФЕРМАМ
 Покрытия зданий защищают помещения от атмосферных
осадков и резких колебаний температуры. При больших пролетах
покрытия приспосабливают для освещения помещений верхним
светом и для их аэрации с помощью фонарей.
 Выбор конструкции покрытия зависит от требований, выте
кающих из технологических условий производства.
 Кровля промышленных зданий состоит из водоизоляционного
слоя, выполняемого из рулонных материалов или волнистой асбо
фанеры, из теплоизоляционных и пароизоляционных материалов,
и настилов, опирающихся на прогоны или непосредственно на не
сущие конструкции покрытия (фермы, арки, балки, ригели рам
и т. п.).
 Наиболее распространенным типом водоизоляционного слоя
является рулонный ковер двухслойный или трехслойный, состоя
щий соответственно из одного слоя рубероида по одному слою
пергамина или одного слоя руберойда по двум слоям пергамина
на мастике. Волнистая асбофанера применяется при уклонах
кровли более Vs и выполняется из листов шириной до 1000 мм,
длиной до 2800 мм и толщиной до 8 мм.
 Применение листовой стали в покрытиях производственных
зданий запрещено с 1 января 1958 г.
 В качестве настилов применяют железобетонные плиты дли
ной 1500, 1750 и 2250 мм, шириной 495 мм и армопенобетонные
толщиной 100—160 мм с градацией через 20 мм, длиной 1250—
3000 мм с градацией через 250 мм.
 Перечисленные виды настилов требуют постановки прогонов.
 165


e
 J
 4
 В настоящее время стали применять беспрогонные покрытия
с использованием крупных железобетонных или армопенобетон
ных панелей размерами 1,5X6 м\ 3X6 м и 1,5X12 м9 а также
армоцементных волнистых плит.
 Однако применение крупных панелей покрытия до некоторой
степени утяжеляет конструкцию ферм. Следовательно, эконо
мичность прогонного и беспрогонного покрытий в большой сте
пени зависит от веса ограждающих конструкций покрытия.
Применение определенного вида покрытия нужно решать в каж
дом конкретном случае путем вариантного сравнения.
 Прогоны кровли обычно конструируют из швеллеров, допу
скающих наиболее про
стое непосредственное
крепление к поясам
ферм (рис. 102).
 Широко применяют
ся также прогоны из
прокатных двутавров,
однако для удобства
их крепления требуются
дополнительные про
кладки или операции по
срезке части полки над
опорой.
 Верхние пояса ферм
в большинстве случаев
имеют уклон, поэтому прогоны находятся в сложном напряжен
ном состоянии косого изгиба, состоящего из изгиба в плоскости,
перпендикулярной к плоскости верхних поясов фермы, и из
изгиба в плоскости ската кровли (рис. 103).
 Пи ' i
 я
 рпп 2
 С
 'rj:
 Рис. 102. Типы креплений прогонов к ферме.
 Несущая способность прокатных швеллеров относительно оси
X—X значительно больше несущей способности относительно оси
У—У, поэтому даже при малых уклонах кровли прогоны следует
рассчитывать на косой изгиб в тех случаях, когда прогон не рас
положен вдоль ската кровли.
 166


Подбор сечения прогонов производится ио формуле
_ Mx + kMy
 " X »
 тк
 (1. VI)
 где Мх—расчетный изгибающий момент в плоскости, нормаль
ной к плоскости ската кровли, кг»см;
 М9—расчетный изгибающий момент в плоскости ската кров
ли, кг • см;
 Wx—максимальный осевой момент сопротивления сечения
прогона, см3;
 k—коэффициент, учитывающий различие максимального
и минимального моментов сопротивления, принимае
мый при первом приближенном расчете равным 6—8
для швеллеров и 7—10 для двутавров.
 В случае учета пластических деформаций, которые разреша
ется учитывать для конструкций, работающих на косой изгиб,
только при нагрузке, действующей в плоскости наибольшей жест
кости прогона (в данном случае при нормальной составляющей
нагрузке), формула (I.VI) принимает вид
 Wx
 1,15
 Ши
 (2. VI)
 mR
 Проверку несущей способности прогонов на косой изгиб удоб
но производить по расчетному приведенному изгибающему мо
менту
 Мпр = ЛМ1 +Tl)<ntkWx, (3. VI)
 где т] =
 М, •Wx
 — —коэффициент приведения;
 Мх и Мд —расчетные изгибающие моменты, действую
щие в, плоскостях главных осей сечения про
гонов, кг • см;
 Wx и Wy —моменты сопротивления, соответствующие
расчетным изгибающим моментам, см3.
 Прогиб прогонов от нормальной составляющей нагрузки про
веряют с достаточной точностью по формуле (3. VI).
 Влияние нагрузки, действующей в плоскости ската кровли,
значительно, что может привести к утяжелению прогонов. Поэто
му для уменьшения момента Му расчетный пролет прогона в
плоскости ската уменьшают при помощи тяжей. При малых уг
лах наклона кровли достаточно уменьшить пролет прогона в два
раза (рис. 104,а). При больших углах наклона целесообразно
деление пролета прогона в плоскости на три части (рис. 104,6).
 167


При постановке одного тяжа величина изгибающего момента
от скатной составляющей нагрузки в месте максимального мо
мента от нормальной составляющей определится по формуле
 М3 = -д^~ , (4. VI)
 где qy—скатная составляющая нагрузки, кг1м;
 I—свободная длина прогона, м.
 Рис. 104. Уменьшение свободной длины прогона в плоскости
ската:
 2—при малых уклонах кровли; б—при больших уклонах
кровли.
 При постановке двух тяжей величина наибольшего момента
от скатной составляющей нагрузки будет в местах крепления тя
жей к прогонам и определится по формуле
 М8 = . (5. VI)
 90
 При применении формулы (5. VI) значения наибольших мо
ментов от нормальной и скатной составляющих нагрузок на
ходятся в разных сечениях прогона, однако с достаточной для
практических расчетов точностью в запас прочности можно при
нимать момент, расположенный в середине пролета прогона,
определяемый по формуле (3VI).
 Тяжи также являются расчетными конструктивными элемен
тами. Их рассчитывают на растяжение, как болты, по внутренне
му диаметру нарезки. Расчетное усилие в тяже представляет со
бой величину опорной реакции прогона в месте крепления тяжа
к нему.
 168


При постановке одного тяжа величину усилия, приходящего
ся на тяж, определяют по формуле
 Nr = 0.625?, L (6. VI)
 При постановке двух тяжей—по формуле
 WT= 0,367qyl. (7. VI)
 Расчету подлежат наиболее нагруженные диагональные тяжи
коньковой панели или соседний с ними прямой тяж.
 При пролетах прогонор более 6 м целесообразно переходить к
сквозным прутковым прогонам (рис. 105), которые экономич
нее сплошных прокатных прогонов по расходу материала на 40%
и по стоимости — на 30%.
 Прутковый прогон сконструирован из верхнего пояса, выпол
няемого из прокатных профилей (тавров, спаренных уголков или
швеллеров), нижнего пояса, выполняемого из круглой стали или
из одного уголка, поставленного обушком вверх, и решетки, со
стоящей из отдельных V-образных элементов круглой стали.
 Длина панели пруткового прогона обычно равна 1 м. Высота
может быть равна Чю—Vis пролета, но не меньше высоты, полу
чаемой из условий допускаемого прогиба.
 Усилия в прутковых прогонах определяют графическим или
аналитическим методом, как в обычных фермах.
 При расчете верхнего пояса, кроме учета нормальной силыу
следует учитывать его работу на изгиб в своей плоскости. Вели
чина изгибающего момента в средней панели прогона склады
вается из величины момента в одной панели прогона, как балки-
с защемленными опорами, и из величины момента посредине про
лета прогона, как балки, свободно лежащей на двух опорах, ум-
 163


неженного на отношение моментов инерции верхнего пояса к мо
менту инерции всего прогона.
 Величину изгибающих моментов в панели верхнего пояса при
ближенно определяют по формулам:
в узлах панели
 М'=М'=- ;
 12
 (8. VI)
 в пролете панели
 M' - qa%
 2 4 -
 (9. VI)
 где q—расчетная погонная нагрузка, кг/м;
а—длина панели верхнего пояса, м.
 Величину изгибающих моментов в верхнем поясе прогона, как
в балке, определяют по формулам:
в узлах панели
 м:= 1х м?.
 ' /„рог ' ’
 (10.V1)
 ^прог
 (11. VI)
 в пролете панели
 M' -1-АГ
М9 = 1 ^/К1з
 2 2
 (12. VI)
 где 1Х —момент инерции верхнего пояса в плоскости
 прогона, ел4;
 /прог —момент инерции прогона, см4',
 М\ и Mi —моменты на концах расчетной панели прогона,
кг*м, определенные, как для балки на двух
опорах с пролетом, равным пролету прогона, за
груженной сосредоточенными грузами в узлах
прогона.
 Конструктивный расчет сводится к подбору сечений нижнего
пояса и решетки и проверке сечения верхнего пояса, площадью
которого ориентировочно можно задаться, удвоив площадь сече
ния нижнего пояса.
 При конструктивном решении покрытия с прутковыми прого
нами необходима постановка связей, обеспечивающих жесткость
прогонов из своей плоскости. Это достигается постановкой тяжей
обычно через 3 ж по длине прогона. Прогоны такого типа нашли
применение при решении покрытий машинного зала Иркутской
ГЭС.
 170


Фонари. Чтобы обеспечить достаточную естественную осве
щенность внутренних помещений промышленных зданий, а также
естественную вентиляцию (аэрацию), по фермам устраивают
фонари.
 По геометрической форме различают фонари (рис. 106): пря
моугольные, трапецеидальные, М-образные, а также специальные.
 I
 Т\Т7г
 1Ж1
 в
 Рис. 106. Виды фонарей:
 в, б, в—прямоугольные; г—трапецеидальный; д—М-образный.
 Прямоугольные фонари служат для освещения и аэрации зда
ний с малым выделением тепла и вредных газов. Они наиболее
распространены, так как просты по конструкции и удобны в экс
плуатации.
 Ширину фонаря обычно принимают равной 7з—‘/г от пролета
фермы. Высота' фонаря зависит от необходимого количества стан
дартных переплетов с номинальными размерами 1250, 1500 и
1750 мм.
 В зданиях с внутренним отводом воды отвод воды с фона
рей шириной более 9 м делают внутренним (рис. 106,6).
 Конструкция фонаря по схеме на рис. 106, а проще в изготов
лении, но неудобна при монтаже отдельно от фермы. Поэтому
фонари такой схемы применяют шириной до 12 м.
 Конструкция по схеме на рис. 106, бив сложнее в производ
стве, но более удобна при перевозке и монтаже отдельно от ферм.
 Трапецеидальные фонари (рис. 106, г) имеют ряд конструк
тивных и эксплуатационных недостатоков, поэтому их применя
ют только в цехах с повышенной освещенностью.
 171


М-образные фонари (рис. 106, д) применяют для аэрации и
освещения. Только для аэрации применяют специальные аэра
ционные фонари или вытяжные шахты.
 В настоящее время разработаны проекты производственных
зданий с бесфонарным решением покрытия при искусственном
освещении и кондиционировании воздуха.
 Связи по фермам. В покрытиях промышленных зданий систе
му связей, обеспечивающих пространственную жесткость шатра,
разделяют на горизонтальные и вертикальные связи.
 Горизонтальные связи, располагающиеся в плоскостях верхне
го и нижнего поясов ферм, разделяют на продольные и попереч
ные.
 Рис. 107. Продольные и поперечные горизонтальные связи по нижним
 поясам ферм:
 /—поперечные связи; 2—тяжи; 3—продольные связи; 4—фермы.
 Продольные горизонтальные связи, располагаемые в крайних
панелях нижнего пояса стропильных ферм (рис. 107), рекоменду
ется предусматривать в зданиях с цельностальным каркасом: при
наличии мостовых кранов грузоподъемностью Юти более, а так
же в зданиях с подстропильными фермами. В зданиях со сме
шанным каркасом устанавливать продольные связи в плоскости
нижних поясов стропильных ферм не требуется.
 Продольные горизонтальные связи предназначаются для
уменьшения поперечных и продольных деформаций от крановой
нагрузки, для воспринятия ветровой нагрузки с продольных стен
здания, для воспринятия тормозных усилий, возникающих при ра
боте подвесного подъемно-транспортного оборудования, а также
для закрепления нижнего пояса фермы, если он получит сжимаю
щие усилия от момента защемления, возникающего при жест
ком соединении фермы с колонной.
 172


Поперечные горизонтальлые связи (рис. 108) образуются поя
сами двух смежных стропильных ферм и расположенной между
ними решеткой связей.
 Поперечные горизонтальные связи предназначены для обеспе
чения пространственной жесткости шатра зданий и для восприя
тия и передачи на колонны или стены цеха ветровой торцовой на
грузки.
 В зданиях со смешанным каркасом, в которых длина темпе
ратурного блока не должна превышать 60 м, поперечные связе-
 Рис. 108. Поперечные горизонтальные связи по верхним поясам ферм:
I—фермы; 2—прогоны-распорки.
 вые фермы следует предусматривать в конце каждого темпера
турного блока, то есть в торцах здания и с обеих сторон темпера
турных швов.
 В зданиях с цельностальным каркасом, в которых длина тем
пературного блока может достигать 120—150 му следует назна
чать, кроме поперечных связей по торцам температурных блоков,
промежуточные связевые фермы на расстояниях, не превышаю
щих 60 м по длине здания.
 Поперечные связи по верхним и нижним поясам стропильных
ферм рекомендуется совмещать в плане, однако, когда фонарь
не доводят до торцов здания, поперечные связи по верхним поя
сам разрешается располагать у торца фонаря (под ним), в то
время как поперечные связи по нижним поясам остаются у тор
ца здания.
 Если отсутствует стропильная ферма у торца здания и прого
ны опираются на торцовую стену, поперечные связи располагают
между первыми двумя фермами; при этом давление ветра на тор
цовую стенку передается на связи через специальные распорки.
 Поперечные связи по верхним поясам стропильных ферм, обе
спечивающие боковую устойчивость их, как правило, следует пре
дусматривать в покрытиях любого одноэтажного промышленного
здания.


Устойчивость верхних поясов из своей плоскости в стропиль
ных фермах, расположенных в промежутках между двумя попе
речными связевыми фермами, обеспечивается прогонами, закре
пленными за узлы связевых ферм, а на участках под фонарями—
специальными распорками из двух уголков.
 В зданиях с беспрогонным решением покрытия устойчивость
промежуточных ферм из своей плоскости обеспечивают привар
кой панелей покрытия к верхним поясам ферм с постановкой под
фонарями распорок. При монтаже стальных ферм, предназначен
ных для беспрогонной кровли, устанавливают временные мон
тажные распорки, снимаемые после приварки плит покрытия.
 Рис. 109. Вертикальные связи.
 В бескрановых зданиях и в зданиях с кранами грузоподъем
ностью до 5 г поперечные связи по нижним поясам рекомендует
ся предусматривать только в торцах здания.
 Вертикальные связи (рис. 109) предназначены служить опо
рами поперечных связевых ферм, располагаемых в плоскости
верхних поясов (в зданиях со смешанным каркасом); гарантиро
вать правильность взаимного расположения плоскостей стропиль
ных ферм при монтаже; при отсутствии поперечных связей по
нижним поясам стропильных ферм служить опорами для закре
пления растяжек, уменьшающих гибкость нижних поясов из пло
скости ферм.
 Рис. ПО. Схемы решеток связевых ферм при высоте фермы:
а—до 3 м\ б—3 м и более.
 Вертикальные связи рекомендуется располагать в нескольких
вертикальных плоскостях между двумя фермами под каждой по
перечной связевой фермой верхнего пояса. Обычно вертикальные
связи располагают в плоскостях опорных стоек стропильных
ферм, а также в плоскостях коньковых стоек для ферм пролетом
 174


до 24 м и в плоскостях стоек, расположенных под узлами кре
пления наружных ног фонаря,—для ферм пролетом более 24 м.
 Вертикальные связи рекомендуется выполнять в виде ферм с
параллельными поясами и схемой решетки, показанной на рис*
ПО. Конструктивно связи выполняются из уголковых профилей,
которые крепятся к поясам (горизонтальные связи) или к стой
кам ферм (вертикальные связи) при помощи черных болтов.
 § 45. ГЕНЕРАЛЬНЫЕ РАЗМЕРЫ ФЕРМ
 К генеральным размерам ферм относятся пролет, высота в
коньке, высота на опоре и длина панели. ♦
 Пролет ферм определяется расстоянием м^жду опорами,
типом опорных устройств и задается технологической или ар
хитектурной схемой здания. Фермы устанавливают сверху на
опоры при опирании на железобетонные или каменные кон
струкции или примыкают сбоку к металлическим колоннам.
 При опирании на стальные или железобетонные колонны
пролет стропильной стальной фермы I принимают равным
расстоянию между осями колонн (рис. Ill, a), a при примы
кании сбоку — расстоянию между колоннами в свету на от
метке опирания фермы (рис. 111, б).
 Г
 г
 J L
 i
 L
 1
 — « J
 Рис, 111. Схемы установки ферм:
а—сверху на опору; б—примыкание сбоку к колоннам.
 Высота ферм. В треугольных фермах высота в коньке зави
сит от пролета и уклона кровли. Обычно треугольные фермы про
ектируют под кровли, требующие уклон 25—45°, что дает высоту
фермы
 Высота трапецеидальных ферм в коньке из условия равен
ства веса решетки весу поясов принимается
 175


Высота ферм с параллельными поясами из условия равенства
веса поясов весу решетки принимается
 Высота трапецеидальных ферм на опоре при уклоне кровли
Vio принимается равной
 В связи с широким внедрением в строительство унифициро
ванных конструкций для стальных ферм высота на опоре прини
мается равной 2200 мм, что несколько не совпадает с указанным
выше соотношением.
 Наиболее широко распространены в промышленном строи
тельстве фермы трапецеидального очертания под рулонную кров
лю с уклоном VI0~*_1/l2*
 Панели ферм. Длина панели стропильных ферм определяет
ся расстоянием между прогонами и видом кровельного настила
при беспрогонном решении и может быть назначена равной 1,5—
3 м. Размеры панелей должны соответствовать такому углу на
клона раскосов, при котором суммарный вес решетки получается
наименьшим. Этот угол для треугольной решетки равен пример
но 45°, а для раскосной—примерно 35°.
 В связи с широким распространением в настоящее время бес-
прогонных решений можно уменьшить длину панели переходом
на шпренгельную решетку, конструировать верхний пояс жест
ким, превращая его в балку, в соответствии с чем увеличивать
длину панели, полностью используя жесткость пояса. В этом слу
чае ферма превращена в балку с подпружной сквозной фермой.
 § 46. НАГРУЗКА НА ФЕРМУ
 Действующие на стропильную ферму промышленного здания
нагрузки разделяют на постоянные и временные. ’
 К постоянным нагрузкам относятся: собственный вес кровли,
включающий в себя вес водоизоляционного ковра, выравниваю
щего слоя; утеплителя, плит покрытия и пароизоляции; собствен
ный вес конструкций фонаря и фонарного остекления; собствен
ный вес фермы; собственный вес прогонов; собственный вес под
весного перекрытия, подвесного оборудования.
 К временным нагрузкам относятся снеговая нагрузка, времен
ная нагрузка на подвесное перекрытие, а также нагрузка на под
весное оборудование.
 Собственный вес кровли принимают по нормам в зависимости
ют ее конструкции в кг на 1 м2 плана кровли. Собственный зес
фонаря с фонарным остеклением и вес фермы принимают по нор¬
 1176


мам в кг на 1 м2 плана цеха. Собственный вес прогонов прини
мают после расчета по сортаменту в кг на 1 м длины прогона.
Собственный вес подвесного перекрытия принимают в кг на 1 м2
площади перекрытия.
 Временную (снеговую) нагрузку принимают в зависимости от
района строительства
в кг на 1 м2 плана
кровли.
 Всю нагрузку счи
тают приложенной в
узлах фермы. Для
удобства расчета ре
комендуется опреде
лять отдельно постоян
ную узловую нагрузку
и временную.
 Нагрузку на узел
фермы определяют ум
ножением нормативной
нагрузки в кг/м2 на
грузовую площадь (рис. 112) и коэффициент перегрузки.
 Тогда постоянную нагрузку ,в узле фермы определяют по фор
муле
 (13. VI)
 Здесь £ф—собственный вес фермы, кг1м2, определяемый по фор
муле
 gif—\,2kl, где &= (0,64-1,0); /—пролет фермы, м;
 gKр—вес кровли, кг!см2\
 а—угол наклона верхнего пояса фермы к горизонту,
град.;
 b—расстояние между фермами, м;
а—ширина грузовой площади (панели фермы), м\
п—коэффициент перегрузки (для постоянной нагрузки
п=1,1);
 #Фон—собственный вес фонаря, кг/см2, определяемый по
формуле
 £фон =0,5 /фон;
 gup —собственный вес прогонов, кг!м, принимаемый ори
ентировочно 10—18 кг1м.
 Узловую нагрузку от временной снеговой нагрузки опцеделя-
ют по формуле
 Рс —р.с abn. (14.VI)
 Здесь р с—нормативная снеговая нагрузка с учетом уклона кро-
 Р = п
 ( £ф + goo» ) ab + gnpb 1
\ cosa / J
 Рис. 112. Грузовая площадь.
 12—253
 177


вли, /сг/ж2, определяемая по формуле
рс =рсУ
 где р—нормативная снеговая нагрузка в зависимости от ра
йона строительства, кг1м2;
 с—коэффициент, зависящий от уклона кровли и прини
маемый при а< 25° равным 1 и при а>60° равным 0.
 Промежуточные значения принимают по интерполяции.
 Ветровую нагрузку на ферму при а < 30° не учитывают, так
как при малых углах наклона ветер создает отрицательное, а не
положительное давление на ферму.
 Если к нижнему поясу фермы крепят подвесное перекрытие,
узловую нагрузку на ферму определяют аналогичным образом,
отдельно постоянную и временную, и прикладывают в виде сосре
доточенных грузов в тех узлах фермы, где подвешивается пере
крытие.
 Расчетная узловая нагрузка в фермах пролетом до 30 м пред
ставляет собой сумму постоянной и временной нагрузок. При
больших пролетах невыгодной комбинацией нагрузок является
загружение временной нагрузкой половины пролета фермы.
 § 47. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СТЕРЖНЯХ ФЕРМЫ
 Существует несколько способов определения усилий в стерж
нях фермы. Графический метод наиболее простой и дает доста
точную точность.
 Удобнее всего определять усилия в стержнях фермы от прило
женной в узле нагрузки Р = 1 для симметричных ферм с симмет
ричной нагрузкой и равными панелями без фонарей, в остальных
случаях диаграмма строится в соответствующих масштабах от
расчетной узловой нагрузки.
 Расчетные усилия рекомендуется сводить в табл. 37.
 Таблица 37
 Определение усилий в стержнях фермы
 Наименование стержня|
 Усилия в стерж
нях фермы от
Р=1
 Усилия от постоянной
нагрузки
 Усилия от времен
ной нагрузки
 Усилия от снего
вой нагрузки
 Расчетное усилие в |
стержнях |
 слева
 справа j
 | по всей ферме
 слева
 i
 справа
 по всей
ферме
 слева
 справа
 по всей ферме
 V
 178


При проектировании предварительно напряженных ферм раз*
личают три стадии расчета.
 В первой стадии (до натяжения тросов) на ферму может дей
ствовать некоторая незначительная нагрузка (например, собст
венный вес), и расчет производят обычными методами строитель
ной механики.
 Во второй стадии, в процессе натяжения троса, расчетом
определяют внутренние усилия натяжения тросов.
 В третьей стадии, при действии расчетных нагрузок после
натяжения, определяют внутренние усилия в полностью закон
ченной предварительно напряженной конструкции.
 § 48. ТИПЫ СЕЧЕНИЙ СТЕРЖНЕЙ ЛЕГКИХ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ
 В легких стропильных фермах стержни поясов и решетку
обычно выполняют из двух спаренных уголков, равнобоких
или неравнобоких.
 Обычно применя
ются следующие ти
пы поперечных сече
ний стержней фермы:
 а) верхний и ниж
ний пояса выполня
ются из двух нерав
нобоких уголков
длинными полками
из плоскости фермы
(рис. ИЗ, а).
 При беспрогонном
решении вследствие
равенства расчетной
длины панели верх
него пояса фермы в
плоскости фермы и
из плоскости ее, а
также при . внеузло-
вой передаче нагруз
ки могут применять
ся неравнобокие угол
ки с большими пол
ками в плоскости
фермы, а также рав
нобокие уголки, обеспечивающие равноустойчивость элементов
верхнего пояса и увеличение сопротивления изгибу;
 б) опорные раскосы выполняются из двух неравнобоких
уголков короткими полками из плоскости фермы (рис. 113,6);
 в) элементы решетки фермы, за исключением средней ее
стойки при пролете до 24 м и стоек под стойками фонаря при
 г
 Рис. 113. Типы сечений стержней фермы:
а—из двух неравнобоких уголков длинны
ми полками из плоскости фермы; б—из
двух неравнобоких уголков короткими пол
ками из плоскости фермы; в—из двух рав
нобоких уголков; г— из двух равнобоких
уголков в виде крестообразного сечения.
 12*
 179


Пролетах фермы более 24 м, выполнены из двух равнобоких
уголков (рис. 113, в);
 г) 	сечения средней стойки при пролетах менее 24 м и стоек
под стойками фонаря в фермах пролетом более 24 м для удоб
ства крепления вертикальных связей выполняются из двух рав
нобоких уголков в виде крестообразного сечения (рис. 113, г).
 Указанные на рис. 113 типы поперечных сечений стержней
фермы обеспечивают почти одинаковую устойчивость их в плос
кости фермы (относительно оси X—X) и из плоскости фермы
(относительно оси У—У).
 У
 Рис. 114. Типы гнутых профилей.
 В последнее время для облегчения веса ферм были предло
жены гнутые профили (рис. 114) для легких стропильных ферм.
При этом конструктивные решения узлов фермы упрощаются
тем, что не нужны фасонки.
 § 49. РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ СТЕРЖНЕЙ ФЕРМЫ
 Сжатые элементы ферм вследствие малости поперечных се
чений по сравнению с их длиной испытывают влияние продоль
ного изгиба, поэтому важное значение приобретает правильное
назначение расчетных длин сжатых стержней фермы.
 Поскольку трудно определить, потеряет ли сжатый элемент
фермы устойчивость в плоскости фермы или из ее плоскости, ра
счетные длины назначают относительно оси X—X (в плоскости
фермы) и оси У—У (из плоскости ее).
 За расчетную длину стержня фермы принимают расстояние
между его неподвижными точками в плоскости фермы и из плос
кости фермы. Нормы и технические условия проектирования
стальных конструкций (НиТУ 121-55) рекомендуют принимать
расчетные длины согласно с табл. 38.
 Для обеспечения устойчивости одной ветви сжатых элемен
тов фермы (одного уголка) необходимо в панели между уголка
ми стержня ставить прокладки, придерживаясь следующего пра
вила: в сжатых стержнях через 40 г в и не менее двух; в растяну
тых стержнях через 80 гв и не менее двух. Здесь гв —радиус
инерции одного уголка относительно собственной оси, параллель
ной оси У—У сечения стержня фермы. ,
 180


Таблица 38
 Расчетные длины элементов ферм с простой решеткой
 Решетка
 Направление продольного изгиба
 Пояса
 Опорные
раскосы и
опорные
стойки
 Прочие
 элементы
 В плоскости фермы
 i
 /
 0,8 /
 Из плоскости"фермы . .
 к
 1
 /
 Примечание. В таблице принято: I—геометрическая длина элемента
(расстояние между центрами тяжести узлов); U—расстояние между узлами,
закрепленными от смещения из плоскости фермы связями (в большинстве слу
чаев для верхнего пояса фермы 1\=21).
 § 50. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ СТЕРЖНЕЙ СТРОПИЛЬНЫХ ФЕРМ
 Сечения сжатых стержней фермы подбирают по* формуле
 F =
 N
 mR<f
 (15. VI)
 Для определения коэффициента продольного изгиба <р необ
ходимо предварительно задаться гибкостью А, которую для пер
вого приближенного расчета можно принимать для поясов рав
ной 80—100, для решетки — равной 100—120.
 Кроме площади, определяют требуемый радиус инерции се
чения
 гтр=—(16. VI)
 По площади сечения и радиусу инерции в таблицах сортамен
та выбирают сечение, несущую способность которого проверяют
по формуле (11. II). При этом в необходимых случаях, как на
пример при проверке несущей способности сжатого опорного
раскоса, несущую способность проверяют дважды: в плоскости
фермы и из плоскости ее. Геометрические характеристики, мо
мент инерции и радиус инерции сечения определяют по соответ
ствующим формулам сопротивления материалов.
 В фермах часто бывают сжатые стержни с малыми усилиями;
их сечения подбирают по предельной гибкости. В этом случае
определяют радиус инерции, по которому в сортаменте принима
ют сечение стержня, и проверяют его несущую способность.
 Подбор сечения растянутых стержней заключается в опреде
лении площади поперечного сечения по формуле (5. II) и подбо
ре необходимых профилей в таблицах сортамента.
 181


Подобранные сечения стержней фермы рекомендуется сводить
в табл. 39.
 Таблица 39
 Сечения элементов фермы
 Наиме¬
 нование
 стержня
 Расчетное |
усилие |
 Эскиз
 сечения
 Площадь
сечения F
 Расчет
ная дли
на
 Радиус
 инер¬
 ции
 Гиб¬
 кость
 9
 т
 Несущая
 способность
 А
 С*
 6
 А
 S А
 К
 йУ
 г,
 гв
 к
 Верхний
 пояс
 —
 i
 Нижний
 пояс
 —
 —
 Раскосы
 Стойки
 При подборе сечения следует придерживаться следующего
правила: число калибров сортамента нс должно быть более 4—
6 типов.
 В большом количестве стержней фермы возникают незначи
тельные усилия, что требует минимальных сечений. В стропиль
ных сварных фермах не применяют уголки со сторонами меньше
чем 50X5 мм. В клепаных фермах не применяют уголки со сто
ронами меньше чем 65x6 мм.
 Такое ограничение сечений стержней фермы диктуется необ
ходимостью обеспечения достаточной устойчивости в работе кон
струкции и при ее транспортировании. Минимальные размеры се
чения клепаных ферм объясняются также необходимостью поста
новки заклепок.
 § 51. КОНСТРУИРОВАНИЕ ФЕРМ И СОСТАВЛЕНИЕ РАБОЧИХ
 ЧЕРТЕЖЕЙ
 При конструировании ферм во избежание появления момен
тов в их узлах небходимо центрировать стержни, то есть доби
ваться, чтобы оси сходящихся стержней пересекались в одной
точке. В сварных фермах стержни центрируют по центральным
осям, а в клепаных—по осям, совпадающим с рисками заклепок.
 При конструировании узлов-ферм следует стремиться к про
стейшему очертанию фасонок и получению их наименьшим ко
личеством резов; как правило, фаоонки должны иметь прямо¬
 182


угольное очертание и, во всяком случае, две параллельные сто*
раны.
 Толщину фаоонок следует назначать в соответствии с наи
большей величиной передаваемых усилий. Обычно для всех уз
лов фермы принимают одну толщину фаоонок. В фермах боль
ших пролетов со значительными опорными реакциями разреша
ется толщину опорных фасонок принимать н.а 2 мм больше, чем
в остальных.
 Рекомендуемые толщины фасонок ферм, мм, такие:
 При максимальных усилиях в элементах решетки:
 до 20 г 6— 8
 25—35 т 8—10
 более 35 т 12
 Размеры фасонок определяются швами, которыми крепятся
к ним уголки раскосов.
 Рис. 115. Конструктивные решения промежуточных
 фермы.
 узлов стропильной
 В -сварных фермах для удобства наложения на фасонку шво-в,
крепящих к ней пояса ферм, ее кромки следует выпускать на
10—15 мм за обушки поясных уголков, причем в узлах верхнего
пояса фермы при опирании на них прогонов разрешается не до
водить кромки фасонки до обушков поясных уголков на 5—
10 мм для наложения втопленного шва (рис. 115). В клепаных
фермах кромки фасонки не доводят до обушков поясных швов
на 5 мм.
 Уголки решетки фермы при конструировании узлов обрезают
с допуском на каждый конец стержня ±5 мм.
 В сварных фермах стержни решетки приваривают к фасо-н-
кам фланговыми сплошными швами, так как они определяют
размеры фасонки. Поясные швы, если они определяют размер
фасонки (например, в стыке пояса), выполняют сплошными. В
других узлах они могут быть сплошными или прерывистыми в за
висимости от величины усилия. Швы, которыми крепят фасонки
к поясам, почти всегда являются конструктивными, за исключе
нием опорных узлов и узлов, в которых стыкуются пояса фермы.
 183


Общую длину шва, приходящуюся по уголок, определяют по
формуле
 2 /ш
 N
 \AmRcyBhm
 Этот шов распределяется между обушком и пером уголка об-
 Рис. 116. Распределение
шва между пером и
обушком при приварке
уголка.
 ратно пропорционально расстоянию
от них до центра тяжести уголка
(рис. 116):
 к = —~~— *>
 е1 + ег
 (17. VI),
 1 - 61
 ,._L* '
 (18. VI)
 Ь. ^2
 где U—длина шва у обушка;
 /г—длина шва у пера;
е\—расстояние от центра тяжести
до обушка;
 ег—расстояние от центра тяжести
до пера.
 В практике проектирования швы на обушки и перья уголков
распределяют в соответствии с табл. 40.
 Таблица 40
 - Распределение шва на обушок и перо при приварке уголков
 Тип уголка
 Схема крепления
 Доли от S/щ ,
приходящиеся
 уголка
 на обушок
 на перо
 Равнобокий
 ir
 0.7 1/ш
 0.3 2/ш
 Неравнобокий
 |г-
 0,752/ш
 0,252/ш
 ЗГ
 0.652/ш
 0,352/ш
 В фермах не рекомендуется применять швы толщиной менее
5 мм и длиной менее 60 мм.
 *
 184


При сопряжении фермы со стальной колонной (рис. 117)
опорный раскос и нижний пояс центрируют на грань колонны.
Толщину опорной планки в этом случае определяют по формуле
 8
 (19. VI)
 где д—толщина опорной планки, см;
 Ь—расстояние между вертикальными рядами болтов, см;
Н—горизонтальное усилие, действующее на узел, кг;
 /пл —длина опорной планки, см.
 Рис. 117. Крепление опорного узла стропильной фермы
к стальной колонне.
 Толщину планки принимают по расчету в том случае, если
она получается не менее 20 мм, в противном случае ее принима
ют равной 20 мм.
 Усилия в болтах, крепящих опорную планку к колонне, опре
деляют по формуле
 Л = А +
{п
 Hehj
ЕЛ* ’
 (20 VI)
 где п—количество пар болтов;
 е—расстояние по вертикали между точкой приложения
силы Н и центром болтового соединения, см;
hi—расстояние между осями крайних болтов, см;
 2h?—сумма квадратов расстояний между осями болтов и
осью поворота узла, расположенной на уровне болтов,
наиболее удаленных от оси нижнего пояса фермы, см2.
 185


Швы, крепящие фасонку к опорной плите, рассчитываются на
равнодействующую вертикального усилия, равного опорной реак
ции горизонтальной силы Я по формуле
 т = 1/( — )*+ ( —- 1 —1 — ) < mR\\ (21. VI)
 V \ 1,4Мш / и,4Аш/шт \МШ11 ) У
 l@S.j
 ©S'
 где е\—расстояние по вертикали от о»си нижнего пояса до сере
дины длины шва, см.
 При опирании стальной фермы на каменные или железобетон
ные конструкции (рис. 118) толщину опорной плиты принимают
 равной 20 мм, а ее
размеры в плане
определяются диа
метром анкерных
болтов, которые
обычно принимают
равными 25—28 мм.
Расстояние от верха
колонны до обушков
нижнего пояса фер
мы следует прини
мать равным 150 мм.
 При конструиро
вании промежуточ
ных узлов сварной
фермы необходимо
учитывать, что швы
решетки рассчитыва
ют на усилия в стерж
нях решетки, а шов,
 крепящий пояс к фасонке, рассчитывают на равнодействующую
усилий элементов решетки, сходящихся в данном узле. Если в
узле отсутствует внешняя сила и перелом пояса, поясной шов
рассчитывают на разность усилий в примыкающих к узлу па
нелях верхнего пояса.
 Конструирование клепаных ферм отличается от конструиро
вания сварных тем, что соединения элементов ферм в углах осу
ществляют на заклепках, количество которых определяют из ус
ловия их работы на срез по тем же силовым воздействиям, что
и расчет швов в сварных фермах.
 Стыки поясов сварных ферм (рис. 119) трапецеидального
очертания выполняют обычно в середине пролета фермы и пере
крывают парными уголковыми накладками. Эти стыки могут
быть заводскими и монтажными. В случае монтажных стыков
стыковые уголковые накладки и узловая фасон к а крепятся к од
ной отправочной марке. При расчете сварных швов, крепящих
 Рис. 118. Крепление опорного узла стро
пильной фермы к каменным или железо
бетонным конструкциям.
 186


уголковую стыковую накладку, принимается, что все усилие й
поясе передается на накладку.
 Швы, крепящие фасонку к поясу, рассчитывают условно на
передачу 15% от усилия в поясе.
 Конструктивное решение стыка фонаря с верхним поясом
ферм показано на рис. 120.
 При проектировании фермы из гнутых профилей методика
расчета принципиально не отличается от обычной, и необходи
мые размеры сечения принимаются по соответствующим табли
цам геометрических характеристик.
 Узлы таких ферм показаны на рис. 121.
 На рабочем чертеже обычно изображают фасад отправочной
марки фермы (обычно половина фермы), планы верхнего и ниж
него поясов и вид сбоку. Ферму целиком изображают в виде схе
мы, на которой жирными линиями показывают положение изо^
браженной на рабочем чертеже половины ее.
 Узлы со всеми деталями вычерчивают «а фасаде, причем ча
сто для ясности чертежа узлы и сечения стержней вычерчивают
 Сборочные болты
 Сборочные болты
 Сборочные болты
 Рис. 119. Стыки поясов сварных стропильных ферм.
 187


в масштабе 1 : 10—1 : 15 на -схеме осей фермы, вычерченной в
масштабе 1 :20—1 : 30. На чертеже должны быть указаны основ
ные геометрические размеры фермы и длина стержней, необхо
димых для сборки конструкции, а также тангенсы углов на плане
 Рис. 120. Крепление фонаря к верхнему поясу
стропильной фермы.
 стержней. Геометрические длины выносят на стороны треуголь
ников, прочерчиваемых внутри панели и образуемых прямыми,
параллельными осям соответствующих стержней.
 Рис. 121. Решения узлов фермы в гнутых профилях:
а—опорный узел; б—промежуточный узел.
 § 52. УНИФИЦИРОВАННЫЕ ФЕРМЫ
 Для уменьшения количества типоразмеров ферм и для даль
нейшей их типизации, способствующей росту индустриализации
строительства, разработаны унифицированные фермы для покры
тий производственных зданий, которые дают наибольшее количе
ство повторяющихся элементов в фермах различных пролетов.
 188


В результате Модулирования основных канструктивнб-компб-
■новочных решений для унифицированных стропильных ферм
(рис- 122) была принята за основу треугольная система решетки
с дополнительными стойками, а также следующие размеры:
 Уклон кровли .... , 1 : 12
 Высота фермы на опоре . . . , 2,2 м
 Длина панели верхнего пояса . . 3 »
 Длина панели нижнего пояса . . 6 »
 о § 8 § £ §
 Я ". £
 7\1 ^1Т4/417\7417^1
 п
 :,SM щ у —
 * 1:12
 §
 1=)«МСЧ,
 м ^
 17К1Ж17^1 l-”“ [Z3Z3Z3
 I I о
 Рис. 122. Схемы унифицированных стропильных ферм промышленных
 зданий.
 Для подстропильных ферм за основу принята типовая схе
ма решетки длиной 6 м, применяя которую можно проектиро
вать подстропильные фермы пролетом 12, 18 и 24 м.
 - 12000
 Рис. 123. Унифицированные подстропильные и подкра
новые фермы.
 Типовые схемы подкрановых и подстропильных унифициро
ванных ферм показаны на рис. 123.
 Применение унифицированных ферм значительно упрощает
их изготовление при помощи универсальных сборочных кондукто¬
 Т89


ров, подготовленных для единых геометрических схем стропиль
ных, подстропильных и подкрановых ферм.
 Унифицированные стропильные железобетонные предвари
тельно напряженные фермы пролетом 18—36 м имеют решетку,
длины панелей, уклон и высоту на опоре такие же, что и сталь
ные. Это позволяет комплексно решить покрытие цеха, часть
пролетов которого может быть перекрыта металлом, а часть—
железобетоном без перепадов покрытия по высоте, что значи
тельно упрощает кровельные работы.
 § 53. ПРИМЕР РАСЧЕТА СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
 Пример 1. Рассчитать и подобрать сечения элементов стропильной фермы
промышленного здания и сконструировать ее основные узлы при следующих
данных: пролет фермы 30 м: расстояние между фермами 6 м\ горизонталь
ная проекция панели верхнего пояса 3 м\ конструктивное решение покрытия
по фермам—прогонное; кровля теплая по ребристым железобетонным плитам
(утеплитель—минеральная пробка); нормативная снеговая нагрузка 100 кг/м2;
материал фермы—сталь марки Ст. 3; уклон кровли *=1 : 12; а«5°; sina=
=0,084; cos а=0,995.
 I. Определение расчетной нагрузки
 Нормативная постоянная нагрузка, кг/м?
 Водоизоляционный ковер (слой руберойда по
 двум слоям пергамина на битумной мастике) . 10
 Асфальтовая стяжка (>=1800 кг/м3, 6=20 мм) . 36
 Минеральная пробка (>>=.500 кг/м3, <?=80 мм) . 40
 Железобетонная плита покрытия размером 0,5Х
 Х3,0 м .131
 Итого
 217 кг/м2
 Нормативная временная нагрузка
 Снеговая нагрузка 100 кг/м2.
 Расчетная нагрузка (коэффициенты перегрузки): от постоянной нагрузки
1,1; утеплителя 1,2; снеговой нагрузки 1,4.
 Я
 ?пР
 COSa
 + q*nq
 (10 + 36 + 131)1,1 + 40 • 1,2
0,995
 100 • 1,4 —
 177 • 1,1 + 40 • 1,2
0,995
 + 100-1,4^400 кг/м2.
 Расчет прогона
 1. Прокатный прогон.
 Полная расчетная погонная нагрузка на прогон
qa = A00 • 3= 1200 кг/пог. м.
Здесь д—расстояние между узлами фермы.
 190


Нормальная составляющая нагрузки
 qx =qa cos а= 1200 * 0,995 = 1194 кг/пог. м.
 Скатная составляющая нагрузки с учетом жесткости настила определи
ется только от веса плит. Расчетная погонная нагрузка от веса плит
 <7=131 . 1,1.3 = 433 кг/пог. м.
 Скатная составляющая
 qy =433*0,084=36,4 кг/пог. м.
 Расчетный изгибающий момент от нормальной составляющей нагрузки
Чх1г 1194-36
 Мх = —g-” == g =5373 кг • Л( = 537300 кг • см.
 Расчетный изгибающий момент от скатной составляющей нагрузки
яж 36,4 * 36
 Му = 22 «41 кг-м = 4100 кг-см.
 Потребный момент сопротивления прогона с учетом пластических дефор
маций от нормальной составляющей нагрузки
 +kMy
 mR
 537300
 1,15
 +
 8 * 4100
 0,9 * 2100
 = 264
 см3.
 Принят по сортаменту (ГОСТ 8240-56) [№ 27: Wx =308 см3\ Wу =37,3 см3\
1Х =4160 смК
 Вес 1 пог. м 25,8 кг.
 Напряжения в прогоне по приведенному моменту (МПрив ) ПРИ
 /и
 4100 • 308
537300 • 37,3
 0,063;
 Л4ПрНВ= Мх (1+)7) =537300 (1+0,063)«572000 кг-сн;
 ^прив 572000
 mW 1,15 O^-308 - lTl 5
 П790 кг/см2<Н=2100 кг/см2.
 Прогиб прогона от нормальной составляющей нагрузки определяют по
формуле (3. IV).
 Нормативная погонная нагрузка
 <7« =(217+100) *3=951 кг/пог. м.
Нормальная составляющая нормативной нагрузки
 qx—qH cos а=951 • 0,995=946 кг/пог. м.
Нормативный момент от нормальной составляющей нагрузки
 Мц =» «4250 кг * jh = 425000 кг * см.
 шх 8 8
 191


Прогиб прогона
ЛЛР
 Вес прогона
 425000 • 360000 _ .
 10.2100000 • 4160
 бпр=6'25,8=155 кг.
 см<[П=3
 см.
 Вес прогона, отнесенный к 1 м2 покрытия, при грузовой площади 18 м2
 150
 ?пр = —18— =8>6 кг1м -
 а—геометрическая схема стропильной фермы; б—поперечное сечение по
ясов.
 2. Прутковый прогон (рис. 124, а).
 Пролет прогона 6 м. Шаг прогонов по ферме 3 м.
 Расчетная нагрузка 1194 кг/пог-м (скатную составляющую ввиду малого
уклона жесткого настила кровли не учитывают).
 Нормальные усилия в элементах прогона определены графически и све
дены в табл. 41.
 192
 ■326,5-


Таблица 41
 Нормальные усилия в элементах прогона
 Рбозначения стержней
 Усилия от единичной
 Расчетные усилия при
 фермы
 нагрузки, кг
 узловой нагрузке 1195 кг
 Верхний пояс
 О,
 —7,653
 — 9200
 Ог
 —6,333
 — 7600
 О,
 —8,674
 —10400
 о4
 —8,674
 —10400
 Os
 —6,333
 — 7600
 Os
 -7,653
 — 9200
 Нижний пояс
 Ut
 +8,051
 + 9675
 Ut
 +8,163
 + 9800
 Ut
 +9,184
 + 11000
 u4
 +8,163
 + 9800
 Us
 +8,051
 + 9675
 Решетка
 Di
 —1,429
 — 1715
 Dt
 —2,144
 — 2580
 D»
 +0,715
 + 860
 d4
 —0,715
 — 860
 Ds
 —0,715
 — 860
 Dt
 +0,715
 + 860
 d7
 —2,144
 — 2680
 D8
 —1,429
 — 1715
 Подбор и проверка поперечных сечений элементов пруткового прогона:
 а) 	Элементы решетки
 В связи с тем, что элементы решетки имеют одинаковую длину, подбор
сечения производят по наиболее нагруженному стержню, а остальные прини
мают такими же.
 Характеристика решетки: расчетное усилие #=2580 кг; длина раскоса
/=700 мм*= 70 см; расчетная длина /о=/=70 см; материал Ст. 3; /?=
=2100 кг/см2; т=0,9; задаемся гибкостью А=130; р=0,4.
 N . 2580
 F~ mRif -0,9.2100.0,4 =3>41 CM*•
 Принимаем 1 0 22; F=3,801 см2.
 13—253
 193


Радиус инерции
 г
 Г ибкость
 l/7-Y:
 7CdH . 4
 "64^“
 d 2,2
 4" = "4“ =0,55 см.
 Х'=
 А)
 70
 0755“ = 127; *=°-415-
 N 2580
 e " ~mFy = ОХ 3,801-0,415 = 1815 кг/сл»г<Л=2100 кг/см2.
 б) 	Нижний пояс
 Л’макс = 11000 кг; материал Ст. 3; Я=2100 кг/см*; т— 1.
 F =
 ^макс
 rtiR
 11000
 1 • 2100 =5'24
 СМ*.
 Принят по сортаменту (ГОСТ 8509-57) L56X5; Г=5,41 см%.
 в) 	Верхний пояс
 Принимаем верхний пояс прогона состоящим из двух уголков 56X5.
 Геометрическая характеристика сечения: длина панели /=100 см; расчет
ная длина в плоскости прогонаUx = /= 100 см; F= 10,82 см2; /*=32 см*; рас
четная длина из плоскости прогона /= 2/=200 см (при двух тяжах); момент
инерции одного уголка /* =16 см*.
 W — ^х
 W X —
 макс
 32
 2 57 =20,35 см2;
 32
 'b-Z0~ 5,6— 1,57 -7,95 СЛ,!1-
 Здесь b—ширина полки уголка;
 20—расстояние от грани до центра тяжести.
 /, = 2(7^ “Ъ FZq)—2(16+5,41 • 1,572)=58,6 с*<;
 г х = 1,72 см;
 100
 1,72
 = 58,2;
 ГУ — ~р~ ~ 10,82 _2,22 см;
 10„ 200
 = — 2,22 _9°-
 и rv
 Изгибающий момент в панели, как в защемленной балке, равен:
 , ai2 1194- 1*
 Д43 “— \2 = — 12 =—99,5 кг • м = —9950 кг • см;
 М.
 194


в пролете
 = 49,75 кг • м=4975 кг* см.
 q2 1194- I2
 ^2 + 24 “ 24
 Момент инерции прогона в своей плоскости без учета моментов инерции
поясов относительно своих осей (рис. 124,6)
 'прог = F В. П • а\ + 10,82■ 16,352+5,41 • 32,652=8640
 Моменты в панели прогона определяют, как для балки, свободно лежащей
на двух опорах пролетом 6 м (М° )•
 Опорные реакции =*ЗР=3 • 1194=3585 кг.
 M\=Rh-2--^-.2-P ■ 1 =
 = 3586-2—597,5-2—1195-1*4770 кг. jh=477 000 кг. см;
 Л1з=3585 - 3—597,5 - 3—1195 - 2—1195.1=5377,5 кг. л=537750 кг. см-,
 < - «ПОДО + И7750 „
 Изгибающие моменты, уменьшенные и а соотношение жесткостей верхнего
пояса прогона и всего прогона, равны
 м[ = -Д- . М\ = ~~ ■ 4770t»0= 1765 кг-сж;
 Aipor 8640
 Ml = , * ■ м\ = _J?_ • 507375= 1880 кг - сж;
 2 «прог 2 8640
 Afg Т~ ' • 537750= 1990 кг-сж.. ..
 упрог 8640
 Расчетные изгибающие моменты в панели прогона равны:
 Л4Х= М\ + М\ =—9950+1765=—8185 кг-см
 Mt = At' + М" =4975+1880=6855 кг • см;
 М» = Mg + Alg 9950+1990=—7960 кг • см.
 Проверяем напряжения в панели верхнего пояса пруткового прогона по
формуле (30. II).
 В узле EN= 10400 кг\ F= 10,82 см2\ Лх=58,2; Afi=8185 кг*см\ WXuvm ^
=7,95 см9.
 Относительный эксцентрисистет
 M^F 8185 • 10 82
N -W~ 10400 • 7,95 = 1>07-
 <рвн—0уЪ7\ т = 0,9.
 Напряжения в верхнем поясе в плоскости прогона
 N 10400 „ Л
 * = ^>Тви = 0,9 • 10,82 - 0,57 = 1885 кг!см < R = ?100 кг,см -
 195
 13*


Напряжения в верхнем поясе из плоскости прогона при Ху =
*“90; Ру =»0,69 составляют
 N 10400
 0 “ Ы^ = 0(9'. 10,82.0,69' “1550 >«/си«2<Я=2100 кг/см*.
 Расчет сварных соединений в узлах пруткового прогона
при электродах типа Э-42
 а) Опорный узел (рис. 124, узел А)
 Для крепления опорной фасонки к верхнему поясу принимаем двусторон
ний фланговый и двусторонний лобовой швы высотой 6 мм при общей дли
не шва
 N 9200
 = МтЯ'-Ап, “ 1.4 • 1 • 1400 • 0,6 =8 см'
 Принимаем длину лобового шва 56 мм и флангового—конструктивно
220 мм«
 Для крепления опорной фасонки к нижнему поясу прогона принимаем,
два фланговых шва высотой 6 мм при общей длине
 N 9675
 ш= М/иЯ^Лш “ 1,4.1.1400-0,6 =8’2 см-
Принимаем шов длиной 100 мм.
 б) Узел верхнего пояса (рис. 124, узел Е)
 Максимальное растягивающее усилие в решетке
 #=+860 кг.
 Шов находится в сложном напряженном состоянии, работая на срез, рас
тяжение и изгиб.
 Сдвигающее усилие в шве
 50
 Т = —7Q - 860=615 кг.
 Усилие, отрывающее шов от пояса,
 Л 49
 R = -уо“ 860=600 кг.
 При принятой высоте шва б м и длине 40 мм момент сопротивления
двойного шва
 а*
 Площадь шва
 Fm—2 • 0,7ЛШ /ш =2.0,7* 0,6(4—1)=2,46 см2.
 196


Эксцентриситет приложения отрывающей силы R относительно центра
 шва
 2,46 • 50
 е = — —(0,5+0,5)—1,5=0,11 см.
 Нормальные напряжения в шве от растяжения и изгиба
 R Re 600 600-0,11
 °Ш - + Ц7щ - 2,46 + 1,23 =297,5 кг/см2.
 Касательные напряжения в шве
 Т 615
 тш = р = о 46 кг/см .
 ш 1
 Полное напряжение в шве
 «макс ~У с2 + ^ =у297,5* + 2502 =389 кг1см2<тЩ =1400 кг/см2.
 Максимальное сжимающее усилие в решетке
 N=—2580 кг.
 Сдвигающее усилие
 t = -Jq 2580=1845 кг
 Касательные напряжения в шве при Fm =2,46 см2 равно
Т 1845
 ТШ ~ — 2,46 =750 кг cM?<CmRyB = 1400 кг/см2.
 Проверка нормальных напряжений при креплении сжатого раскоса к
поясу по данным А. А. Подлипского не нужна, так как в этом случае шов
работает на срез.
 3. Связи по прокатным прогонам (тяжи).
 Усилие в тяже крайнего прогона
 Nr =0,625 qy =/=0,625 • 1200 • 0,084 -6=382 кг.
 Усилие в наиболее нагруженном прямом тяже
 NtuaKC =5NT =382 • 5= 1910
 Усилие в диагональном коньковом тяже
 f/ = JVT cos 45°= 1910 - 0,707= 1360 кг.
 тм«кс T“iltc
 Сечение тяжа подбирают по усилию ^тмакс = 1910 кг по формуле (5. II);
материал Ст. 3; Я=2100 кг/см2; т —0,8.
 N
 р __ тмакс
 ^ИТ — mR
 1910
 0,8 • 2100 = 1,140 см -
 197


. Внутренний диаметр нарезки тяжа по расчету ^0=12 мм.
 Принимаем тяж диаметром 16 мм, что соответствует внутреннему диа
метру нарезки d0= 13,4 мм и плошади FHT = 1,408 см2.
 Проверяем напряжения
 о =
 тмакс
 mFaT
 1910
 0,8 • 1,408
 = 1700 kb/cm2<R = 2100 кг)см2.
 Собственный вес фермы
Яф =1,2kl= 1,2 • 1 • 30=36 кг/м2.
 Вся нагрузка на ферму, отнесенная к 1 м2 покрытия, может быть сведе
на в табл. 42.
 Т аблица 42
 Нагрузки на ферму, кг/м2
 Характер
 нагрузки
 Наименование нагрузки
 Норматив
ная нагруз
ка
 Коэффици
ент пере
грузки
 Расчетная
 нагрузка
 Собственный вес кровли
без утеплителя
 177
 1,1
 195
 Постоянная
 Собственный вес утепли
теля .....
 40
 1,2
 48
 Собственный вес прого
нов
 8,6
 1,1
 9,5
 Собственный вес фермы .
 36
 1,1
 39,5
 Итого
 261,6
 —
 292
 Временная
 Снеговая нагрузка
 100
 1,4
 140
 Всего
 361,6
 —
 432
 Узловая нагрузка на ферму при грузовой площади 18 м2:
постоянная
 292 • 18
 РП0СТ ОМЬ кг\
 временная
 Р =140- 18=2500 кг.
 up
 Полная узловая нагрузка
 Р=5300+ 2500 = 7800 кг=7,8 г.
 198


II. Определение усилий в стержнях фермы
 Усилия в стержнях фермы определены графическим методом и сведены
в табл. 43. При этом ввиду симметричности фермы и симметричности нагруз
ки в ее узлах диаграмма усилий построена от единичной узловой нагрузки
для половины фермы (рис. 125).
 Я
 2
 -
 № О
 й*
 E V
2 я
* *
о о*
 хо О
О о
 Рис. 125. К примеру 1:
а—схема фермы; б—диаграмма усилий.
 Т аблица 43
 Усилия в стержнях фермы
 ' Усилия от единичной
нагрузки, расположенной
 Грузовые усилия от рас
четной нагрузки
 Расчет
ное уси
лие, т
 слева
 справа
 на всем
пролете
 постоян
ной на
всем
пролете,
Р= 5,3 г
 снеговой на по
ловине пролета
 слева,
Р=2,5 т
 справа,
/>=2,5 т
 0\
Оi
 О*
 о4
 9?
 9?
 От
 8
 О,
 Верхний пояс
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 —6,15
 —2,90
 — 9,05
 —48,00
 —15,40
 — 7,22
 —70,62
 —6,15
 —2,90
 — 9,05
 —48,00
 —15,40
 — 7,22
 —70,62
 —6,40
 —4,80
 —11,20
 —59,50
 —16,00
 —12,00
 —87,50
 —6.40
 —4,80
 —11,20
 —59,50
 —16,00
 —12,00
 —87,50
 —4,80
 —6,40
 —11,20
 —59,50
 —12,00
 —16,00
 —87,50
 —4,80
 —6,40
 —11,20
 —59,50
 —12,00
 —16,00
 —87,50
 —2,90
 —6,15
 — 9,05
 —48,00
 — 7,22
 —15,40
 —70,62
 —2,90
 —6,15
 — 9,05
 —48,00
 — 7,22
 —15,40
 —70,62
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 199


Я
 s
 Си
 <v
 к л
 5 sS
 tr <D
ei S
 §1
 о 5
 Усилия от единичной
нагрузки расположенной
 слева
 справа
 на всем
пролете
 Грузовые усилия от рас
четной нагрузки
 постоян
ной на
всем
пролете,
Р=5,3 г
 снеговой на по
ловине пролета *
 слева,
 Р=2,5т
 справа,
Р—2,5 г
 Расчет
ное уси
лие,], т
 Uy
 Ut
 Ua
 и*
 иь
 и6
 Dy
 D.
D,
 Ре
 D6
 De
 D7
 De
 De
 Die
 V,
 V,
 V>
 Ve
 Нижний пояс
 +4,00
 + 1,60
 + 5,60
 +29,70
 +10,00
 + 4,00
 +6,90
 +3,90
 + 10,80
 +57,30
 + 17,24
 + 9,75
 +5,50
 +5,50
 +11,00
 +58,20
 + 13,75
 +13,75
 +5,50
 +5,50
 + 11,00
 +58,20
 +13,75
 +13,75
 +3,90
 +6,90
 +10,80
 +57,30
 + 9,75
 +17,24
 +1,60
 +4,00
 + 5,60
 +20,70
 + 4,00
 + 10,00
 Раскосы
 —5,65
 —2,05
 —7,70
 —40,80
 —14,10

 5,12
 +2,75
 +1 »60
 +4,35
 +23,00
 + 6,88
 +
 4,00
 —1,10
 —1,45
 —2,25
 —11,90
 —-2,74
 3,62
 —0,45
 +1,20
 + 0,75
 + 3,97
 -4-1,12
 +
 2,80
 +0,75
 —1,10
 +0,65
 + 3,44
 + 4,38
 —
 2,74
 —1,10
 +1,75
 +0,65
 + 3,44
 — 2,74
 +
 4,38
 +1,20
 —0,45
 +0,75
 + 3,97
 +12,80
 1,12
 -1,75
 —1,10
 —2,55
 —11,90
 — 3,62
 —
 2,74
 + 1,60
 +2,75
 +4,35
 +23,00
 +[4,00
 +.
 6,88
 —2,05
 —5,65
 —7,70
 —40,80
 + 5,12
 14,10
 Стойки
 —0,50
 0,00
 —0,50 ]
 -2,65
 —1,25
 0,00
 —1,00
 0,00
 —1,00
 —5,30
 —2,50
 0,00
 —1,00
 0,00
 —1,00
 —5,30
 —2,50
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 0,00
 —0,00
 —1,00
 —5,30
 0,00
 —2,50
 0,00
 —0,00
 —1,00
 —5,30
 0,00
 —2,50
 0,00
 —0,50
 —0,50
 —2,65
 0,00
 -1,25
 +43,70
+84,29
+ 85,70
+85,70
+84,29
+43,70
 —60,02
+33,88
—18,26
+ 6,77
+ 7,82
+ 7,82
+ 6,77
—18,26
+33,88
-60,02
 —3,90
 —7,80
 —7,80
 0,00
 —7,80
 —7,80
 —3,90
 III. Подбор сечения стержней фермы
Верхний пояс О$
 Расчетное усилие N—%7,5 г.
 Длина панели ^=3,01 м\ /0jc =301 см\ /0у =602 см.
 Потребная площадь поперечного сечения при заданной гибкости Дз=90;
р=0,69 равна
 - N 87500
 Р — — =ПЙ 01ПЛ.ЛЙ0 =67,2
 mRy “ 0,9 • 2100.0,69
 Площадь одного уголка Л=33,5 см2.
Потребный радиус инерции при расчетной
= 301 см составляет
 Ш
90
 см*.
 длине в" плоскости фермы
 =3,35 см.
 По сортаменту (ГОСТ 8510-57) принято 21_ 200X125X11; Л-34,9 см2
F=69,8 см2 гх =3,58 см.
 200


Действительная гибкость
 К = 3,58 =84; 95=0»726-
 Несущая способность подобранного сечения в плоскости фермы
N=mRF р=0,9 • 2100 • 69,8 • 0,726= 95500 кг>87500 кг.
 Проверку подобранного сечения на устойчивость из плоскости фермы не*
производим, так как оно имеет большую несущую способность, чем в плос
кости фермы.
 Нижний пояс
 Расчетное усилие N= +85700 кг.
Потребная площадь поперечного сечения
 F
 N 85700
 mR - 1 • 2100 е=40’7 см2*
 Площадь одного уголка F\=20,35 см2.
 По сортаменту (ГОСТ 8510-57) принято 2 L 140X90x10; Fi = 22,2 смг.
F—44,4 см2.
 Несущая способность
 N—mRF— 1 - 2100 - 44,4=93200 кг>85700 кг.
 Опорный раскос D\
 Расчетное усилие N=60,02 т.
 Длина раскоса /п=3,88 м.
 Потребная площадь поперечного сечения при заданной гибкости Л* =100;
Ф=0,60 составляет
 N 60020
 F “ mR? “0,9 • 2100 • 0,60 = 53’° CM'
 Площадь одного уголка
Fi=26,5 см2.
 Потребный радиус инерции при
/о* =388 см
 388
 гх — 100 —3.88 см.
 По сортаменту (ГОСТ 8510-57)
принято 2 L 160X100X10; 25,3 см2\
 F=50,6 см2\ гх —5,13.
 Действительная гибкость
 388
 ^х — 5 13 =76; 9?=0,/8.
 Несущая способность подобранного сечения
 =0,9 • 2100 • 50,6 • 0,78=74500 кг>60020 кг.
 Проверяем подобранное сечение на устойчивость из плоскости фермы:
Момент инерции сечения относительно оси Y—Y (рис. 126).
 /=2/у] -f Fa2—408+390=798 см*.
 шшшъ
 556
 278,
 щг
 -90-
 Щ
 4*2 At
 шшм
 -90-
 -2Ю—
 -юо-
 Рис. 126. К примеру 1.
 m


Радиус инерции
 V-
 798
 50,6
 = 3,98 см.
 Г ибкость
 X
 у
 388
 3,98
 =97; (ру =0,627.
 Несущая способность сечения
 N < mRF(p=0,9 -2100* 50,6 • 0,627 = 60020 кг « 60000 кг
 Второй от опоры сжатый раскос D$
 Расчетное усилие N = 18,26 т.
 Длина раскоса /р =4,31 м.
 Расчетная длина kx= 0,8 /р =4,31 • 0,8=3,45 м.
 Потребная площадь поперечного сечения при заданной гибкости Х3 =120,
^>=0,45 равна
 N 18260 7
 F = mR<f = 0,9 • 2100 • 0,45 =21>4 см *
 Площадь одного уголка Л = 10,7 см2.
 Потребный радиус инерции
 1ох 345
 г* = ~Т3 120~ =i2’88 СЛ-
 По сортаменту принято 2 L 90x7; Л = 12,3 см2; F—24,6 см2; гх =2,77 см.
Действительная гибкость
 336
 Хж = = 121; 9? = 0,445.
 Несущая способность сечения
 ;V=0,9-2100-24,6-0,445=20700 кг>18260 кг.
 Первый от опоры растянутый раскос D2
 Расчетное усилие W=33880 кг.
 Потребная площадь сечения
 N 33880
 F = ^Г= Т • 2100 =16'15 "**•
 Площадь одного уголка Л=8,075 см2.
 По сортаменту (ГОСТ 8509-57) принято 2 L 70X6; Л=8,15 cjk2; F=
= 16,3 см2.
 202


Несущая способность сечения
 N< mRF— 1 • 2100 • 16,3=34200 кг>33880 кг.
 Остальные растянутые раскосы приняты конструктивно сечением из
2 L 70X6.
 Третья от опоры стойка V%
 Расчетное усилие N=1800 кг.
 Длина стойки /=3,2 м.
 Расчетная длина 1ох =0,8/=0,8 • 3,2=2,56 м.
 Потребная площадь поперечного сечения при заданной гибкости Л3 в 150ч
<р=* 0,32 составляет
 _ 1800
 t = 0,9 • 2100 • 0,32 -12,9 с**-
 Площадь одного уголка Л = 6,45 см2.
 По сортаменту (ГОСТ 8509-57) принято 2 L 70X6; fi = 8,15 см2; Г=
= 16,30 см2; г* =2,15 см.
 Действительная гибкость
 , 1ох 256
 кх Т~~ = ~2Д5~ =119; 9 =0,457.
 Несущая способность
 N< m/?/7 р=0,9 • 2100 • 16,3 • 0,457=14100 /сг>1800 кг.
 Остальные стойки фермы приняты конструктивно из 2 L 70X6.
 Средний (коньковый) раскос Ds
 Расчетное сжимающее усилие в нем при одностороннем загружении
фермы составит: от постоянной нагрузки 5,83 г; от снеговой нагрузки 2,74 г;
итого 8,57 т=8570 кг.
 Длина раскоса /=4,58 м.
 Расчетная длина /о* =0,8• 4,58=3,66 я.
 Усилие в стержне незначительно, поэтому подбор сечения производят по
гибкости Я = 150.
 Потребный радиус инерции
 366
 rx~ ""[go- =2,44 см.
 По сортаменту (ГОСТ 8509-57) принято 2 L 80X6; гх =2,47 см; Fi =
=9,38 см2; F= 18,76 см2.
 Действительная гибкость
 366
 Х* = 2 47" =148; Р^0’328-
Несущая способность сечения
 N < mRF 9? = 0,9 • 2100 • 18,76 • 0,328= 11640 кг>8570 кг.
Подобранные сечения стержней фермы сведены в табл. 44.
 203


I
 Таблица 44
 i
 Поперечные сечения и геометрические характеристики стержней фермы
 Наименова
ние стер
жня
 Расчет
ное уси
лие, т
 Сечение
 Площадь
 попереч-
 Расчетная длина,
см
 Гибкость
 тп
 Несущая способ
ность, т
 ного
 сечения,
 см*
 *о
 X
 'о
 к
 ¥
 mRF
 mRFy
 Верхний
пояс 05
 87,5
 2 L 200Х125ХП
 69,8
 301
 602
 84
 —
 0,726
 0,9
 —
 95,5
 Нижний
пояс иг
 85,7
 2LH0X 90ХЮ
 44,4
 —
 —
 —
 —
 —
 1,0
 93,2
 —
 Dr
 60,02
 2 L160Х100ХЮ
 50,6
 388
 388
 —
 97
 0,627
 0,9
 —
 60,0
 2
 и
 О
 Da
 33,88
 2 L 70Х 6
 16,3
 —
 —
 —
 —
 —
 1,0
 34,2
 —
 ы
 и
 се
 а
 D,
 18,26
 2 L 90Х 7
 24,6
 336
 431
 121
 —
 0,445
 0,9
 —
 20,4
 D*
 8,57
 2[_80Х 6
 18,76
 366
 458
 148
 —
 0,328
 0,9
 —
 11,64
 Стойка VB
 7,80
 2< 70X 6
 16,3
 256
 320
 119
 —
 0,457
 0,9
 —
 14,1


IV. Конструирование узлов фермы
Опорный узел (рис. 127)
 Расчет шва нижнего пояса при hm=6—2= 10—2=8 мм:
 11
 ш
 N
 lAmR™ Лш
 43700
 1,4 • 1 • 1400 • 0,8 =27>8 ем-
 По Н И
 f1
 fl
 iШерстив 11
mmemoll
гоЧкМЁ
 ж-ф- Ip
 02мм Ip
 О
 :>
 r>
 &
 i_
 A
 r
 '6*811 145-8
 i
 1
 §
 1-
 0 ft*
 1,
 -75-
 -300 -J
 Рис. 127. К примеру 1.
 Шов между обушком и пером уголка распределен в соответствии с табл.
 /ш=0,75 27щ=0,75 • 27,8=20,8 см.
 Принимаем /щ =22 см\
 /щ=0,25 Sim =0,25 • 27,8=6,95 см.
 205


Принимаем конструктивный шов на всю длину фасонки.
Расчет шва опорного раскоса при hm— 8 мм:
 60020
 И. = 1,4 . 1 1400 • 0,8 =38>2 см;
 /ш=0,65 .27 ш= 0,65 • 38,2=24,8 см.
 Принимаем 4 =26,0 ел;
 4=0,35 2/ш =0,35 x 38,2= 13,4 см.
 Принимаем 4 = см.
 Расчет шва ребра жесткости при Лш=8 мм и величине опорной реак~
ции 39 »
 N 39000
 ш _ 4 • 0,7««« Аш “ 2,8 • 1 • 1400 • 0,8 =12*4 см•
 Принят конструктивный шов Лш =8 лш на всю высоту ребра жесткости.
 Второй от опоры узел верхнего пояса (рис. 128)
 Расчет шва верхнего пояса при Лш=8 мм.
 Разность усилий в панелях верхнего пояса, подходящих к узлу,
N = о2—О, = 70,62—0=70,62 т.
 N 70620
 2'ш “ 1,4««« АШ " 1-4-1. 1400 • 0,8 =45 см'
 0,75 21Ш =0,75 • 45=33,8 сл;
 С =0,25 2 /ш =0,25-45=11,2 ся.
 206


Принимаем конструктивно 1Ш и /ш на всю длину фасонки.
Расчет шва нисходящего раскоса при йш=5 мм и N=33880 кг:
 У1 N 33880
 ш 1,4/и/?уВйш ~ 1,4 • 1 • 1400 • 0,5 =34-4 см’
 4=0,7 2/„=0,7 - 34,4=24 см.
 Принимаем 25 см.
 /щ = 0,3 2 /ш= 0,3- 34,4= 10,4 ся.
 Принимаем 10,5 см.
 iконьковый узел (рис. 129)
 S/ N 87500
 ш 1,4тг/?уВ Или 1,4 • 1 • 1400 • 0,8 =56-° см'<
 /ш=0,75 - 56,0=42,0 см.
 207


Принимаем /ш = 43,0 см.
 /*=0,25-56,0= 14,0 см.
 Принимаем /ш = 15 см.
 Расчет швов, прикрепляющих угловые накладки:
 Ы 87500
 ш " 4 OJmR^hm “ 2,8 • 1 • 1400 • 0,8 =28-° СЛ-
Принята длина шва /ш = 29,0 см.
 Конструктивный расчет швов среднего нижнего узла аналогичен расчету
швов конькового узла, так как он является также стыковым узлом фермы.
 В промежуточных узлах, где усилия в решетке и разность усилий в по
ясах не превышает 9 г, швы приняты конструктивно: у обушка 100x5 мм;
у пера—60X5 мм.


ПРИЛОЖЕНИЯ


Приложение 1
 ВЕТРОВЫЕ НАГРУЗКИ
 Нормативную ветровую нагрузку принимают нормальной к
поверхности сооружения или его части и определяют по формуле
 <7в =K'Q,
 где Q—скоростной напор ветра, кг/м2 (см. таблицу);
 К—аэродинамический коэффициент.
 Величина скоростного напора ветра, кг/м2
 Географический район
 I район—вся территория СССР, за
 исключением II, III и IV районов
 II район — береговая полоса океанов
 и морей, за исключением III и IV
районов .......
 III район — береговая полоса Черно¬
 го моря протяженностью от Анапы
до Туапсе
 IV район—береговая полоса Баренцо-
ва, Карского, Лаптевых, Восточ
но-Сибирского, Чукотского, Берин
гова морей и их заливов, острова
на указанных морях, береговая по
лоса залива Шелехова, полуостров
Камчатка, остров Сахалин, Ку
рильские и Командорские острова
 Величина скоростного напора вет
ра на высоте над поверхностью
земли, м
 ДО 10
 20
 100
 30
 40
 100
 55
 70
 150
 100
 100
 200
 По особым нормам
 Примечания: 1. Ширину береговой полосы принимают равной 100 км,
«о не далее, чем до ближайшего хребта.
 2. Для высот, промежуточных между указанными в таблице, величину
скоростного напора ветра определяют линейной интерполяцией.
 3. В пределах отдельных зон зданий и сооружений при высоте каждой зо
ны не более 10 м величину скоростного напора допускается принимать посто
янной и определять ее для средней точки'зоны.
 211


Основные аэродинамические коэффициенты К принимают
в зависимости от элементов поверхности сооружений равными;
Вертикальные поверхности с наветренной стороны, по
ложительное давление +0,8
 Вертикальные поверхности с подветренной стороны,
 отрицательное давление —0,6
 Вертикальные или отклоняющиеся от вертикали не
более чем на 50° поверхности в зданиях с много
рядным расположением фонарей и различными
сложными профилями:
 для наветренных крайних и всех возвы-
4 шающихся поверхностей, положитель¬
 ное давление +0,8
 для подветренных крайних и всех возвы
шающихся поверхностей, отрицатель
ное давление —0,6
 для наветренных промежуточных поверх
ностей, положительное давление . +0,4
 для подветренных промежуточных по
верхностей, отрицательное давление . —0,4
 Наклонные поверхности в зданиях без фонарей или
с однорядным расположением фонарей, а также
 горизонтальные поверхности в зданиях с много- Согласно'
рядным расположением фонарей .... рисунку
 . Тит
направление
ветра
 Направление Тип 2 Направление
ветра _ ветра_
 Приа=0’к=о,
 приа=зо°к**о,2;
 Приа=бО'к=*о>8
 При0°<о&15° к=-оп;
при ос-309 к=о;
При а^50° К =*0,8
 аэродинамические коэф
фициенты не зависят от
величины углов ос и fi
 аэродинамические коэффициенты
даны для случая /
 для случая H^f-см. muni
 212
 Рис. Аэродинамические коэффициенты.


Примечания: 1. Ветровые нагрузки для специальных сооружений (вы
сотные сооружения, мачты, трубы, линии электропередачи, башни, купола, ре
зервуары и т. п.), а также динамические коэффициенты, учитывающие поры
вистость ветра, принимают в соответствии с указаниями специальных техни
ческих условий.
 2. Величину скоростного напора ветра для зданий и сооружений, распо
ложенных в местах с резко выраженным рельефом земной поверхности (зна
чительная холмистость и т. п.) и в поймах больших рек принимают равной
 X)2
 -J0- кг/м2, но не менее величины, указанной для соответствующей местности
 в таблице, где о—-наибольшая скорость ветра, м/сек, принимаемая по данным
метеорологических наблюдений.
 3. При расчете стен и колонн направленную против ветра составляющую
ветровой нагрузки, действующей на покрытие, не учитывают.
 Приложение 2
 СНЕГОВЫЕ НАГРУЗКИ
 Нормативную снеговую нагрузку на 1 м2 горизонтальной про
екции покрытия определяют по формуле
 Яс = РС,
 где Р—вес снегового покрова, кг/м2, принимаемый в зависимости
от снегового района СССР (см. рис. 1):
 Для I района . 50
 Для II района 70
 Для III района . 100
 Для IV района 150
 Для V района 200
 Примечание. В гористых местностях, а также в районах Крайнего
Севера и Дальнего Востока вес снегового покрова принимают численно раз
ным 2h, где h—высота снегового покрова в см, определяемая по данным метео
рологических наблюдений как средняя из максимальных ежегодных на защи
щенном месте за 10 лет. В гористых местностях вес снегового покрова нуж
но принимать не менее 60 кг/м2.
 С—коэффициент, принимаемый в зависимости от профиля
покрытия по таблице.
 213


ВЕРИН ГОВО\мОРЕ\


Значение коэффициента С
 Профиль покрытия
 С
 Примечания
 Покрытия простые односкатные и двускатные при
угле наклона кровли:
 < 25°
 >60° ...
 1
 0
 При промежу
точных значениях
угла наклона по
крытия к горизон
ту коэффициент С
принимается по
интерполяции
 Покрытия сводчатые простые
 /
 /—пролет свода
 /—подъем сво
да
 10/
 Коэффициент С
должен быть не
более 1,0 и не
менее 0,3
 Покрытия сложные с поперечными или продоль
ными фонарями, с неодинаковой высотой от
дельных частей и т. п
 Сог
ласно
рис. 2
 Разность в вы
сотах исчисляют
в м
 Рис. 2. Значение коэффициента С для сложных покрытий.
 215


Приложение 3
 УКАЗАНИЯ ПО ОПРЕДЕЛЕНИЮ КОЭФФИЦИЕНТА ПОНИЖЕНИЯ
НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ БАЛОК ПРИ ПРОВЕРКЕ ОБЩЕЙ
УСТОЙЧИВОСТИ
 I. Балки с сечениями, имеющими две оси
симметрии (симметричные двутавры)
 Коэффициент (рб определяют по формуле
 где -ф—принимают по табл. 1 в зависимости от величины а,
определяемой выражением
 /* и 1у—‘наибольший и наименьший моменты инерции сечения
балки, см*;
 h—полная высота балки, см;
 I—расчетная длина балки, см, которая равна при отсут
ствии связей пролету балки, при наличии связей в пло-
. скости сжатого пояса—расстоянию между узлами свя
зей, при наличии поперечных связей, препятствующих
повороту сечений балки,—расстоянию между попереч
ными связями;
 Ь—ширина пояса балки, см;
 6—толщина стенки балки, включая вертикальные полки
уголков, см;
 di—толщина полки балки, включая полки уголков, см;
 d—высота вертикальной полки уголков плюс толщина па
кета горизонтальных листов, см. Для сварных и прокат
ных балок d= .
 2
 2i6


Таблица I
 Значения коэффициента ф для балок из стали Ст. О—Ст. 4
 а
 Балки без закрепления в пролете
 Наличие
связей в
пролете не
зависимо от
места при
ложения на
грузки
 Сосредоточенная
нагрузка по канту
 Равномерно распреде
ленная нагрузку по канту
 верхнему
 нижнему
 верхнему
 нижнему
 0,1
 1,73
 5,00
 1,57
 3,81
 2,17
 0,4
 1,77
 5,03
 1,60
 3,85
 2,20
 1,0
 1,85
 5,11
 1,67
 3,90
 2,27
 4
 2,21
 5,47
 1,98
 4,23
 2,56
 8
 2,63
 5,91
 2,35
 4,59
 2,90
 16
 3,37
 6,65
 2,99
 5,24
 3,50
 24
 4,03
 7,31
 3,55
 5,79
 4,00
 32
 4,59
 7,92
 4,04
 6,25
 4,45
 48
 5,60
 8,88
 4,90
 7,13
 5,23
 64
 6,52
 9,80
 5,65
 7,92
 5,91
 80
 7,31
 10,59
 6,30
 8,58
 6,51
 96
 8,05
 11,29
 6,93
 9,21
 7,07
 128
 9,40
 12,67
 8,05
 10,29
 - 8,07
 ч 160
 10,59
 13,83
 9,04
 11,30
 8,05
 240
 13,21
 16,36
 11,21
 13,48
 10,86
 320
 15,31
 18,55
 13,04
 15,29
 12,48
 400
 17,24
 20’,48
 14,57
 16,80
 13,91
 Примечания: 1. При одном закреплении в пролете и нагрузке по ниж-
неМу канту следует пользоваться графой 3.
 2. Для стали марки Ст. 5 табличные значения нужно умножать на 0,83,
для низколегированной стали марки 15ХСНД—на 0,71.
 3. Еёли >0,85, то вместо <р<5 в формулу (22. II) подставляют величи
ну ф б , определяемую по табл. 2.
 217


Значение коэффициента 9^
 Таблица 2
 ¥б
 ¥б
 п
 Ч>6
 9 б
 t
 б
 0,85
 0,850
 1,05
 0,916
 1,250
 0,957
 1,450
 0,987
 0,90
 0,871
 1,10
 ; 0,927
 1,300
 0,964
 1,500
 0,994
 0,95
 0,890
 1,15
 0,938
 1,350
 0,973
 1,550
 1,00
 1,00
 0,904
 1,20
 0,948
 1,400
 | 0,980
 i
 i
 —
 —
 II. Балки с усиленным сжатым поясом,
симметрично расположенным относительно
 оси стенки
 Коэффициент <рб определяют по формуле
 Тб
 и*
 • 10s,
 где Z—расстояние по оси Y наиболее удаленного волокна сжа
того пояса от центра тяжести поперечного сечения, см.
 Значения коэффициента тр определяют: для балок без закре
плений в пролете при п<0,8—по табл. 1; для балок, имеющих
связи в пролете, при л>0,8 и для балок без закреплений в про
лете—по формуле
 Ф = S'j/’a •+■ 40/l(l — fi).
 Значения £ принимают для балок:
 Из стали марок Ст. 0, Ст. 2, Ст. 3 и Ст. 4
 0,68
 Из стали марки Ст. 5
 0,56
 Из стали марки 15ХСНД
 0,48
 А
 п Л + А
 где 1\ и h—моменты инерции сжатого и растянутого поясов от
носительно оси симметрии сечения, см*.
 При вычислении /1 л А стенка балки и вертикальные полки
поясных уголков не включаются.
 Коэффициент a вычисляется, как в случае 1, причем Ь и
<?i—ширина и толщина сжатого пояса-
 Если ?>б>0,85, то в формулу (22.11) вместо <рв подставляют
величину ?>б , определяемую по табл. 2.
 218


Приложение 4
 ПРИБЛИЖЕННЫЕ ЗНАЧЕНИЯ РАДИУСОВ ИНЕРЦИИ СЕЧЕНИИ
 у ф Гх = 0,30 А
г =■ 0,30 6
 ЛЩ
 ® г,= 0,195 Л
 ^=0,40 А
 - 'С
 -rfo r»-0•;!,',
 Afri
 J £ tf ry = 0>6° b
 —1_£н /-* = 0,41 A
 *jju5 /--, = 0,22 6
7*1 y
 zyj гх — 0,32 А
ХН? -с /-£=0,28 6
 -ТО — 0,18~—
 t rx = 0,45 А
^ ry = 0,235 A
 |U /-* = 0,38 A
r'~aMb
 >Y ' 7 rx = 0,32h
 xUtk ^=o>49&
 Xl^r-d /•* = 0,29 A
*JFl ЧГ c
 -4^tf /-y- 0,50 6
 , ЬЬ_1 ^ = °*30л
 Т=1 /-,, = 0,215 6
 У
 r*,F=rl r_ = 0,44 A
У ^
 tfd-* '■’-°’28*
 A+fi л-0'324
 d А И /y = 0,586
 CjHi ^ = 0,32 Л
уГ~i гу = 0,20 6
 rJ-TT r'-°*43A
 "tiiP ^=0>436
 1
 *fc£fc 0,32"
 Ua-ITI = 0,40 b
 1
 |Xjij rx ~ 0,29 A
 -4" i t[ /> = 0,45 6


rx = 0,28A
ry =0,24 6,,
 rx= 0,30 А
r„ = 0,176
 Л*
 Д
 гж = 0,42 Л
/•, = 0,226
 г, -0.20Л
 г, = 0,21 6
 г, = 0,43 Н
гу = 0,24 6
 Продолжение
 ~ 0 П гх-0,38»
 ^=о,21 & •
 у\ 1
 Гдг = °-29Л
4TR г, = 0,29 6
 jiV-i ^ = 0.44 А
^-°>32 6
 V 1У Acp-6i-»t
 ,рк1
 UH№ ^ = 0.24А£р
 Т •! ф М г, - 0,41 6СР
 гх = 0,44 Л
Гу = 0,38 6
 /• = 0,25 d


15—253
 Продолжение
 rx — 0,21 h
 Гу = 0,21 b
 rz =0,185 h
 rx -- 0.365Л
ry = 0,275 b
 да
 rx = 0,37 h
ry = 0,54»)
 dcp=D-d
r = 0,36rfcp
rf + D
 rfcp= 2
 rx — 0,21 h
fy = 0,21 b
 аё
 ^ = 0,35 Л
ry = 0,56 6
 'f Й 'i
 = 0,37 Л
= 0,456
 Ж
 = 0,39 Л
г, = 0,53 6
 ■у—1
 * -4- «
 rx =- 0,45 h
ry = Q,2Ab
 x-£j
 -Ш
 rx = 0,39 Л
ry = 0,29 b
 T f 9
 = 0,40 h
= 0,24 b


to
 8
 Приложение 5
 СОРТАМЕНТ ПРОКАТНОЙ СТАЛИ
Сталь прокатная угловая неравнобокая
 (Выборка из ГОСТ 8510-57)
 Условные обозначения:
 В ширина большей полки; R—радиус внутреннего закругления;
 b—ширина меньшей полки; г—радиус закругления полки;
 а—толщина полки; I—момент инерции;
 гх гу —радиусы инерции;
 *о, Ко—расстояния от центра тяжести.
 № профиля
 Размеры, мм
 Площадь
 профиля,
 см2
 Вес 1 пог. м,
кг
 Справочные величины для
 осей
 В
 Ь
 d
 R
 г
 X-
 -X
 У-
 - У
 *1
 -Хг
 У1
 -у,
 и-и
 с м*
 г* >
см
 1 у 9
см4
 ГУ
 см
 V
 см*
 Расстояние
от центра
тяжести
Уц, см
 1
 V
 см
 Расстояние
от центра
тяжести
Xq, СМ
 !и>
 СМ4
 ги•
см
 Угол
наклона
оси tg а
 5
 4,98
 3,91
 19,9
 2,00
 6,26
 1,12
 41,3
 2,08
 10,8
 0,95
 3,73
 0,86
 0,396
 6,3/4
 63
 40
 6
 7,0
 2,3
 5,90
 4,63
 23,3
 1,99
 7,28
 1,11
 49,9
 2,12
 13,1
 0,99
 4,36
 0,86
 0,393
 8
 7,68
 6,03
 29,6
 1,96
 9,15
 1,09
 66,9
 2,20
 17,9
 1,07
 5,58
 0,85
 0,386
 7/4,5
 70
 45
 5
 7,5
 2.5
 5,59
 4,39
 27,8
 2,23
 9,05
 1,27
 56,7
 2,28
 15,2
 1,05
 5,34
 0.98
 0,406
 5
 6,11
 4,79
 34,8
 2,39
 12,5
 1,43
 69,7
 239
 20,8
 1.17
 7,24
 1,09
 0,436
 7,5/5
 75
 50
 6
 8
 2,7
 7,25
 5,69
 40,9
 2,38
 14,6
 1,42
 83,9
 2,44
 25.2
 1.21
 8,48
 1,08
 0,435
 8
 9,47
 7,43 .
 52,4
 2,35
 18,5
 1,40
 112
 2,52
 34,2
 1,29
 10,9
 1,07
 0,430
 8/5
 ' 80
 50
 5
 8
 2,7
 6,36
 4,99
 41,6
 2,56
 12,7
 1.41
 84,6
 2,60
 20,8
 1,13
 7,58
 1
 1,09 |
 1
 S 0,387
 6
 7,55
 5,92
 49,0
 2,55
 14,8
 1,40
 102
 2,65
 25,2
 1,17
 8.88
 1,08
 i
 | 0,386


СЛ
 * 9/5,6
 90
 56
 5,5
 6
 8
 9
 3
 7,86
 8,54
 11,18
 6,17
 "6,70
 8,77
 65,3
 70,6
 90,9
 2,88
 2,88
 2,85
 19,7
 21,2
 27,1
 1.58
 1.58
1,56
 132
 145
 194
 2,92
. 2,95
3,04
 32.2
 35.2
47,8
 1,26
 1,28
 1,36
 11,8
 12,7
 16,3
 1,22
 1,22
 1,21
 0,384
 0,384
 0,380
 6
 9*58
 7,53
 98,3
 3,20
 30,6
 1,79
 198
 3,23
 49,9
 1,42
 18,2
 1,38
 0,393
 10/6,3
 100 63
 7
 10
 3,3
 иЖ
 8,70
 113
 3,19
 35,0
 1,78
 232
 3,28
 58,7
 1,46
 20,8
 1,37
 0,392
 8
 12,60
 9,87
 127
 3,18
 39,2
 1,77
 ' 266
 3,32
 67,6
 1,50
 23,4
 1,36
 0.391
 10
 15,50
 12,1
 154
 3,15
 47,1
 1,75
 зЗз
 3,40
 85,8
 1,58
 28,3
 1,35
 0,387
 6,5
 11,40
 8,98
 142
 3,53
 45,6
 2,00
 286
 3,55
 74,3
 1,58
 26,9
 ЦЗ
 0,402
 11/7
 ПО 70
 7
 10,0
 3,3
 12,30
 9,64
 152
 3,52
 48,7
 1,99
 309
 3,57
 80,3
 1,60
 28,8
 1.R3
 0,402
 8
 13,90
 10,9
 172
 3,51
 54,6
 1,98
 353
 3.61
 92,3
 1,64
 32,3
 1,52
 0,400
 7
 14,10
 11,0
 227
 4,01
 73,7
 2,29
 452
 4,01
 119
 1,80
 43,4
 1,76
 0,407
 12,5/8
 125
 80
 8
 11
 3,7
 16,0
 12,5
 256
 4,00
 83,0
 2,28
 518
 4,05
 137
 1,84
 48,8
 1,75
 0,406
 10
 19,7
 15,5
 312
 3,98
 100
 2,26
 649
 4,14
 173
 1,92
 59,3
 1,74
 0,404
 12
 23,4
 18,3
 365
 3,95
 117
 2,24
 781
 4,22
 210
 2,00
 69,5
 1,72
 0,400
 8
 18
 14,1
 364
 4,49
 120
 2,58
 727
 4,49
 194
 2,03
 70,3
 1,98
 0,411
 14/9
 140
 90
 10
 12
 4
 22,2
 17,5
 444
 4,47
 146
 2,56
 911
 4,58
 245
 2,12
 85,5
 1,96
 0,409“
 I
 i i
 i
 9
 22,9
 18
 606
 5,15
 186
 2,85
 1221
 5,19
 300
 2,23
 по
 2,2
 0,391
 16/10 160 100
 10
 13
 4,3
 25,3
 19,8
 667
 5,13
 204
 2,84
 1359
 5,23
 335
 2 28
 121
 2,19
 0,390
 12
 30
 23,6
 784
 5,11
 239
 2,82
 1634’
 5,32
 305
 2,36
 142
 2,18
 0,388
 14
 34,7
 27,3
 897
 5,08
 272
 2,8
 1910
 5,40
 477
 2,43
 162
 2,16
 0,385
 10
 28,3
 22,2
 952
 5,8
 276
 3,12
 1933
 5,88
 444
 2,44
 165
 2,42
 0,375
 18/11
 180
 по
 12
 14
 4,7
 33,7
 26,4
 1123
 5,77
 324
 3,1
 2324
 5,97
 537
 2,52
 194
 2,40
 0,374
 I
 1 И
 34,9
 27,4 I
 I 1449 i
 | 6*45 I
 | 446
 3,58,
 2920
 6,5
 718 I
 2,79
 264
 2,75 I
 I 0,392
 20/12,5,200 125
 1 12
 1 4,7
 37,9
 29,7 1
 1 1568 |
 6,43 1
 | 382
 3,57
 3187
 6,54
 786 |
 2,83
 285
 2,74 |
 1 0,392
 14
 i! 14
 43,9
 34,4
 I 1801 I
 1 6,41 I
 551
 3,54
 3726 I
 6.62
 S22 1
 2,91
 327
 2,73 I
 0,390
 1 16
 44,8
 39,1
 1 2026 |
 1 6,38 |
 1 617
 3,52
 4264 |
 6,71
 1061 1
 2,99
 367
 2,72 1
 0,388
 1
 i
 12
 48,3
 37,9
 3147
 8,07
 1032
 4,62
 6212
 7,97
 1634
 3,53
 604
 3,54
 0,410
 25/16 250
 160
 16
 18
 6
 63,6
 49,9
 4091
 8,02
 1333
 4,58
 8308
 8,14
 2200
 3,69
 781
 3,50
 0,408
 18
 71,1
 55,8
 4545
 7,99
 1475
 4,56
 9358
 8,23
 2487
 3,77
 866
 3,49
 0,407
 N3
 to
 со
 20
 78,5
 61,7
 4987
 7,97
 1613
 4.53
 10410
 8,31
 2776
 3,85
 949
 3,48
 0,405


Таблица '2'
 Сталь прокатная угловая равнобокая
 (Выборка из ГОСТ 8509-57)
 Условные обозначения:
 b—ширина полки;
d—толщина полки;
 R—радиус внутреннего закругления;
г—радиус закругления полок;
 I—момент инерции;
гх ’» г у —радиусы инерции;
 Zo—расстояние от центра тяжести.
 № профиля
 Размеры, мм
 Площадь
 профиля,
 CM2
 Вес
 1 пог. м,
кг
 Справочные величины для осей
 Z0,
 см
 b
 d
 R
 r
 X-
 -X
 ЛЬ-
 -*о
 Уо-
 -у0
 Л,-*1
 ix *см*
 г*. ™
 / , сж4
*0
 V сж
 Vе*4
 |vс*
 1л, сж4
 5
 50
 5
 5,5
 1,8
 4,80
 3,77
 11,2
 1,53
 17,8
 1,92
 4,63
 0,98
 20,9
 1,42
 5,6
 56
 5
 6
 2
 5,41
 4,25
 16,0
 1,72
 25,4
 2,16
 6,59
 1,10
 29,2
 1,57
 5
 6,13
 4,81
 23,1
 1,94
 36,6
 2,44
 9,52
 1,25
 41,5
 1,74
 6,3
 63
 6
 7
 2,3
 7,28
 5,72
 27,1
 1,93
 42,9
 2,43
 11,2
 1,24
 50
 1,78
 5
 6,86
 5,38
 31,9
 2,16
 50,7
 2,72
 13,2
 1,39
 56,7
 1,90
 7
 70
 6
 8
 2,7
 8,15
 6,39
 37,6
 2,15
 59,6
 2,71
 15,5
 1,38
 68,4
 1,94
 7
 9,42
 7,39
 43,0
 2,14
 68,2
 2,69
 17,8
 1,37
 80,1
 1,99
 8
 i
 10,70
 8,37
 48,2
 2,13
 76,4
 2,68
 20,0
 1,37
 91,9
 2,02!


225
 5
 7,39
 5,80
 £9,5
 2,31
 62,6
 2,91
 16,4
 1,49
 69,6
 2,02
 6
 8,78
 6,89
 46,6
 2,30
 73,9
 2,90
 19,3
 1,48
 83,9
 2,06
 7,5
 75
 7
 9
 3
 10,1
 7,96
 53,3
 2,29
 84,6
 2,98
 22,1
 1,48
 98,3
 2,10
 8
 11,5
 9,02
 59,8
 2,28
 94,9
 2,87
 24,8
 1,47
 113,0
 2,15
 9
 , 12,8
 10,10
 66,1
 2,27
 105,0
 2,86
 27,5
 1,46
 127,0
 2,18
 5,5
 8,63
 6,78
 Is,7
 2,47
 83,6
 3,11
 21,8
 1,59
 93,2
 2,17
 8
 80
 6
 9
 3
 9,38
 7,36
 57,0
 2,47
 90,4
 3,11
 23,5
 1,58
 102,0
 2,19
 7
 10,8
 8,51
 -65,3
 2,45
 104,0
 3,09
 27,0
 1,58
 119,0
 2,23
 8
 ч
 12,3“
 9,65
 73,4
 2,44
 116,0
 3,08
 30,3
 1,57
 137,0
 2,27
 6
 10,6
 8,33
 82,1
 2,78
 130,0
 3,50
 34,0
 1,79
 145,0
 2,43
 9
 90
 7
 10
 3,3
 12,3
 9,64
 94,3
 2,77
 150,0
 3,49
 38,9
 1,78
 169,0
 2,47
 8
 13,9
 10,9
 106,0
 2,76
 168,0
 3,48
 43,8
 1,77
 194,0
 2,51
 9
 15,6
 12,2
 118,0
 2,75
 186,0
 3,46
 48,6
 1,77
 219,0
 2,55
 6,5
 12,8
 10,1
 122,0
 3,09
 193,0
 3,88
 50,7
 1,99
 214,0
 2,68
 7
 13,8
 10,8
 131,0
 3,08
 207,0
 3,88
 54,2
 1,98
 231,0
 2,71
 10
 100
 8
 12
 4
 15,6
 12,2
 147,0
 3,07
 233,0
 3,87
 60,9
 1,98
 265,0
 2,75
 10
 19,2
 15,1
 179,0
 3,05
 284,0
 3,84
 74,1
 1,96
 333,0
 2,83
 12
 22,8
 17,9
 209,0
 3,03
 331,0
 3,81
 89,9
 1,95
 402,0
 2,91
 14
 26,3
 20,6
 237,0
 3,00
 375,0
 3,78
 99,3
 1,94
 472,0
 2,99
 16
 29,7
 23,3
 264,0
 3,98
 416,0
 3,74
 112,0
 1,94
 542,0
 3,06


to* „ Продолжение табл. 2
 № профиля
 Размеры, мм
 Площадь
профиля,
см2
 Вес
 1 пог. м,
кг
 Справочные
 величины для осей
 ?0.
 см
 Ь
 d
 R
 г
 X-
 -X
 *0-
 -*о
 Уо-
 -Уо
 1х , см4
 гх, см
 / . СМ*
 *0
 г , см
*0
 VСЛ*
 V СЛ
 ix,
 11
 Т 1 Л
 7
 19
 А
 15,2
 11,9
 176,0
 3,40
 279,0
 4,29
 72,7
 2,19
 308,0
 2,96
 11
 11U
 8
 1Z
 17,2
 13,5
 198,0
 3,39
 315,0
 4,28
 81*8
 2,18
 353,0
 3,00
 8
 19,7
 15,5
 294,0
 3,87
 467,0
 4,87
 122,0
 2,49
 516,0
 3,36
 9
 22,0
 17,3
 327,0
 3,86
 520,0
 4,86
 135,0
 2,48
 582,0
 3,40
 12,5
 125
 10
 14
 4,6
 24,3
 19,1
 360,0
 3,85
 571,0
 4,84
 149,0
 2,47
 649,0
 3,45
 12
 28,9
 22,7
 422,0
 3,82
 670,0
 4,82
 174,0
 2,46
 782,0
 3,53
 14
 33,4
 26,2
 482,0
 3,80
 764,0 '
 4,78
 200,0
 2,45
 916,0
 3,61
 16
 37,8
 29,6
 539,0
 3,78
 853,0
 4,75
 224,0
 2,44
 1051
 3,68
 9
 24,7
 19,4
 466,0
 4,34
 739,0
 5,47
 1 £ 2,0
 2,79
 818
 3,78
 14
 140
 10
 14
 4,6
 27,3
 - 21,5
 512,0
 4,33
 814,0
 5,46
 211,0
 2,78
 911
 3,82
 12
 32,5
 25,5
 602,0
 4,31
 £57
 5,43
 248,0
 2,76
 1097
 3,90
 10
 31,4
 24,7
 774,0
 4,96
 1229,0
 6,25
 319,0
 3,19
 1356
 4,30
 11
 34,4
 27,0
 844,0
 4,95
 1341
 6,24
 . 348,0
 3,18
 1494
 4,35
 12
 37,4
 29,4
 913,0
 4,94
 1450
 6,23
 376,0
 3,17
 1633
 4,39
 16
 160
 14
 16
 5,3
 43,3
 34,0
 1046
 4,92
 1662
 6,20
 431,0
 3,16
 1911
 4,47
 16
 49,1
 38,5
 1175
 4,89
 1866
 6,17
 485,0
 3,14
 2191
 4,55
 18
 54,8
 43,0
 1299
 4,87
 2061
 6,13
 537,0
 3,13
 2472
 4,63
 20
 60,4
 i
 47,4
 1419
 4,85
 2248
 6,10
 589,0
 3,12
 2756
 4,70


18
 180
 11
 12
 16
 5,3
 38,8
 42,2
 30,5
 33,1
 1216
 1317
 5,60
 5,59
 1933
 2093
 7,06
 7,04
 500.0
 540.0
 3,59
 3,58
 2128
 2324
 4,85
 4,89
 12
 47.1
 37,0
 1823
 6,22
 2896
 7,84
 '749,0
 • 3,99
 3182
 5,37
 13
 50,9
 39,9
 1961
 6,21
 3116
 7,83
 805.0
 3,98
 3452
 5,42
 20
 200
 14
 18
 6
 54,6
 42,8
 2098
 6,20
 3333
 7,81
 861,0
 3,97 v
 3722
 5,46
 16
 62,0
 48,7
 2363
 6,17
 3755
 7,78
 970,0
 3,96
 4264
 5,54
 20
 76,5
 60,1
 2871
 6,12
 4560
 7,72
 1182,0
 3,93
 5355
 5,70
 25
 94,3
 74,0
 3466
 6,06
 5494
 7,63
 1438,0
 3,91
 6733
 5,89
 30
 111,5
 87,6
 4020
 6,00
 6351
 7,55
 1688,0
 3,89
 8130
 6,07
 14
 60,4
 47,4
 2814
 6,83
 4470
 8,60
 1159
 4,38
 4941
 5,93
 22
 220
 ,
 21
 7
 16
 68,6
 53,8
 3175
 6,81
 5045
 8,58
 1306
 4,36
 5661
 6,02
 16
 78,4
 61,5
 1
 4717 1
 1 7,66
 7492
 9,78
 1942
 4,98
 8286
 6,75
 18
 87,7
 68,9
 5247
 7.73
 8337
 9,75
 2158
 4,96
 9342
 6,83
 25
 250
 20
 24
 8
 97,0
 76,1
 5765
 7,73
 9160
 9,72
 2370
 4,94
 10401
 6,91
 22
 106,1
 83,3
 6270
 7,69
 9961
 9,69
 2579
 4,93
 11464
 7,00
 25
 119,7
 94 Д
 7006
 7.65
 11125
 9,64
 2887
 4,91
 13064
 7,11
 28
 133,1
 104,5
 7717
 7.6U
 12244
 9,59
 3190
 4,89
 14674
 7,23
 30
 142,0
 111,4
 8177
 7,59
 12965
 9,56
 3389
 4,89
 15753
 7,31


228
 Балки двутавровые
 Таблица 3
 Л—высота балки;
Ь—ширина полки;
d—толщина стенки;
 (ГОСТ 8239-56)
 Условные обозначения:
 t—средняя толщина полки;
 R—радиус внутреннего закругления;
г\—радиус закругления полки;
 /—момент инерции;
 W—момент сопротивления;
 S—статический момент полусечения;
г—радиус инерции.
 №
 профиля
 Вес
 1 пог. м,
кг
 Размеры, мм
 Площадь
 сечения,
 см9
 Справочные величины для осей
 X-
 -X
 У—У
 h
 Ь
 d
 t
 R
 ri
 см4
 wx,
 см9
 Гх, см
 5,.
 СМ9
 Jy’
 см*
 Wу, см9
 Гу, см
 10
 Iu
 100
 70
 4,5
 7,2
 7,0
 3,0
 14,2
 244,
 1
 48,8
 4,15
 28,0
 35,3
 10,1
 1,58
 12
 13,0
 120
 75
 5,0
 7,3
 7,fr
 3,0
 16,5
 403
 67,2
 4,94
 38,5
 43,8
 11,7
 1,63
 14
 14,8
 140
 82
 5,0
 7,5
 8,0
 3,0
 18,9
 632
 90,3
 5,78
 51,5
 58,2
 14,2
 1,75
 16
 16,9
 160
 90
 5,0
 7,7
 8,5 .
 3,5
 21,5
 945
 118
 6,63'
 67,0
 77,6
 17,2
 1,90
 18
 18,7
 180
 95
 5,0
 8,0
 9,0
 3,5
 23,8
 1330
 I
 148
 7,47
 83,7
 94,6
 19,9
 1,99
 18а
 19,9
 180
 102
 5,0
 8,2
 9,0
 3,5
 25,4
 1
 1440
 i
 160
 7,53
 90,1
 119
 1
 23,3
 I
 2,17


229
 20
 20,7
 200
 100
 5,2
 8,2
 9,5
 4,0
 20a
 22,2
 200
 110
 5,2
 8,3
 9,5
 4,0
 22,
 23,7
 220
 110
 5,3
 8,6
 10,0
 4,0
 22a
 25,4
 220
 120
 5,3
 8,8
 10,0
 4,0
 24
 27,3
 240
 115
 5,6
 9,5
 10,5
 4,0
 24a
 29,4
 240
 125
 5,6
 9,8
 10,5
 4,0
 27
 31,5
 270
 125
 6,0
 9,8
 11,0
 4,5
 27a
 33,9
 270
 135
 6,0
 10,2
 11,0
 4,5
 30
 36,5
 300
 135
 6,5
 10,2
 12,0
 5,0
 30a
 39,2
 300
 145
 . 6,5
 10,7
 12,0
 5,0
 33
 42,2
 330
 140
 7,0
 11,2
 13,0
 5,0
 36
 48,6
 360
 145
 7,5
 12,3
 14,0
 6,0
 40
 56,1
 400
 155
 8,0
 13,0
 15,0
 6,0
 45
 65,2
 450
 160
 8,6
 14,2
 16,0
 7,0
 50
 76,1
 500
 170
 9,3
 15,2
 17,0
 7,0
 55
 88,6
 550
 180
 10,0
 16,5
 18,0
 7,0
 60
 103
 600
 no
 10,8
 17,8
 20,0
 8,0
 65
 119
 650
 200
 11,7
 19,2
 22,0
 9,0
 70
 137
 700
 210
 12,7
 20,8
 24,0
 10,0
 70a
 158
 700
 210
 15,0
 24,0
 24,0
 10,0
 706
 184
 700
 210
 17,5
 28,2
 24,0
 10,0
 26,4
 1810
 181
 &27
 28,3
 1970
 197
 8,36
 30,2
 2530
 230
 9,14
 32,4
 2760
 251
 9,23
 34,8
 3460
 289
 9,97
 37,5
 3800
 317
 10,1
 40,2
 5010
 371
 11,2
 43,2
 5500
 407
 11,3
 46,5
 7080
 ^ 472
 12,3
 49,9
 7780
 518
 12,5
 53,8
 9840
 597
 13,5
 61,9
 13380
 743
 14,7
 71,4
 18930
 947
 16,3
 83,0
 27450
 1220
 18,2
 96,9
 39120
 1560
 20,1
 113
 54810
 1990
 22,0
 131
 75010
 2500
 23,9
 151
 100840
 3100
 25,8
 174
 133890
 3830
 27,7
 202
 152700
 4360
 27,5
 234
 175370
 5010
 27,4
 112
 22,4
 2,06
 148
 27,0
 2,29
 155
 28,2
 2,26
 203
 33,8
 2,50
 198
 34,5
 2,37
 260
 41,6
 2,63
 260
 41,5
 2,54
 337
 50,0
 2,80
 337
 49,9
 2,69
 436
 60,1
 2,95
 419
 59,9
 2,79
 516
 71,1
 2,89
 666
 85,9
 3,05
 807
 101
 3,12
 1040
 122
 3,28
 1350
 150
 3,46
 1720
 181
 3,62
 2170
 217
 3,79
 2730
 260
 3,96
 3240
 309
 4,01
 3910
 373
 4,09
 102
 111
 130
 141
 163
 178
 210
 229
 268
 292
 339
 423
 540
 699
 899
 1150
 1440
 1790
 2220
 2550
 2940


IS
 со
 о
 Швеллеры
 (ГОСТ 8240-56)
Условные обозначения:
 Л—высота швеллера;
b—ширина полки;
d—толщина стенки;
t—средняя толщина полки;
 R—радиус внутреннего закругления;
г i—радиус закругления полки;
 /—момент инерции;
 W—момент сопротивления;
 Таблица 4
 г—радиус инерции;
 S—статический момент полусечения;
Z0—расстояние от оси Y—У
до наружной грани стенки.
 № профиля
 Вес
 1 пог. м,
кг
 Размеры, мм
 Площадь
 сечения,
 см2
 Справочные
X—X
 величи
 ны для осей
У—У
 Z0, см
 h
 Ь
 d
 t
 R
 ri
 см*
 W
 jo
 см3
 Гх’
 СМ
 s,.
 СМ3
 Jy '
 см4
 «V
 см3
 V
 см
 5
 5,42
 50
 37
 4,5
 7,0
 6,0
 2,5
 6,90
 26,1 !
 1 10,4
 1,94
 6,36
 8,41
 3,59
 1,10
 1,36
 6,5
 6,50
 65
 40
 4,5
 7,4
 6,0
 2,5
 8,28
 54,5'
 16,8
 2,57
 10,0
 11,9
 4,58
 1,20
 1,40
 8
 7,78
 80
 45
 4,8
 7,4
 6,5
 2,5
 9,91
 99,9
 25,0
 3,17
 14,8
 17,8
 5,89
 1,34
 1,48
 10
 9,20
 100
 50
 4,8
 7,5
 7,0
 3,0
 11,7
 187
 37,3
 3,99
 21,9
 25,6
 7,42
 1,48
 1,55
 12
 10,8
 120
 54
 5,0
 7,7
 7,5
 3,0
 13,7
 313
 52,2
 4,78
 30,5
 34,4
 9,01
 1,58
 1,59
 14
 12,3
 140
 58
 5,0
 8,0
 8,0
 3,0
 15,7
 489
 69,8
 5,59
 40,7
 45,1
 10,9
 1,70
 1,66
 14а
 13,2
 140
 62
 5,0
 8,5
 8,0
 3,0
 16,9
 538
 76,8
 5,65
 44,6
 56,6
 13,0
 1,83
 1,84
 16
 14,1
 160
 64
 5,0
 8,3
 8,5
 3,5
 18,0
 741
 92,6
 6,42
 53,7
 62,6
 13,6
 1,87
 1,79
 16а
 15,1
 160
 68
 5,0
 8,8
 8,5
 3,5
 19,3
 811
 101
 6,48
 58,5
 77,3
 16,0
 2,00
 1,98
 18
 16,1
 180
 70
 5,0
 8,7
 9,0
 3,5
 :о,5
 1080
 120
 7,26
 69,4
 85,6
 16,9
 2,04
 1,95
 18а
 17,2
 180
 74
 5,0
 9,2
 9,0
 3,5
 21,9
 1180
 131
 7,33
 75,2
 104
 19,7
 2,18
 2,13
 20
 18,4
 200
 76
 5,2
 9,0
 9,5 >
 4,0
 23,4
 1520
 152
 8,07
 87,8
 ИЗ
 20,5
 2,20
 2,07
 20а
 19,6
 200
 80
 5,2
 9,6
 9,5
 4,0
 25,0
 1660
 166
 8,15
 95,2
 137
 24,0
 2,34
 2,27
 22
 20,9
 220
 82
 5,3
 9,6
 10,0
 4,0
 26,7
 2120
 193
 8,91
 111
 151
 25,4
 2,38
 2,24
 22а
 22,5
 220
 87
 5,3
 10,2
 10,0
 4,0
 28,6
 2320
 211
 9,01
 121
 186
 29,9
 2,55
 2,47
 24
 24,0
 240
 90
 5,6
 10,0
 10,5
 4,0
 30,6
 2900
 242
 9,73
 139
 208
 31,6
 2,60
 2,42
 24а
 25,8
 240
 95 .
 5,6
 10,7
 10,5
 4,0
 32,9
 3180
 265
 9,84
 151
 254
 37,2
 2,78
 2,67
 27 ,
 27,7
 270
 95
 6,0
 10,5
 11
 4,5
 35,2
 4160
 308
 10,9
 178
 262
 37,3
 2,73
 2,47
 30
 31,8
 300
 100
 6,5
 11,0
 12
 5
 40,5
 5810
 387
 12,0
 224
 327
 43,6
 2,84
 2,52
 33
 36,5
 330
 105
 7,0
 11,7
 13
 5
 46,5
 7980
 484
 13,1
 281
 410
 51,8
 2,97
 2,59
 36
 41,9
 360
 110
 7,5
 12,6
 14
 6
 53,4
 10820
 601
 14,2
 350
 513
 61,7
 3,10
 2,68
 40
 48,3
 400
 115
 8,0
 13,5
 15
 6
 61,5
 15220
 761
 15,7
 444
 642
 73,4
 3,23
 2,75


ЛИТЕРАТУРА
 Б а л д и н В. А. Расчет стальных конструкций по расчетным предельным
состояниям. Госстройиздат, М, 1956.
 Буталов В. А. Технология металлов. Металлургиздат, М., 1952.
 Глизман е'нко Д. Л. Сварка и резка металлов. Трудрезервиздат, М.,
1955.
 Гольденблат И. И. Основные положения метода расчета строитель
ных конструкций по расчетным предельным состояниям и нагрузкам. Гос
стройиздат, М., 1955.
 ГПИ Промстройпроект. Примеры расчета стальных конструкций по нор
мам и техническим условиям проектирования, стальных конструкций (НиТУ
121-55). Промстройпроект, М., 1956.
 Жудин Н. Д. Стальные конструкции. Госстройиздат, М., 1957.
 Кириллов В. С. Предварительно напряженные металлические конструк
ции за рубежом. Автотрансиздат, М., 1956.
 КТИС. Стальные конструкции одноэтажных промышленных зданий. Гос
стройиздат, М., 1952.
 Л е с с и г Е. И., Л и л e е в А. Ф., Соколов А. Г. Стальные листовые
конструкции. Госстройиздат, М., 1956.
 Линович E. Е. Расчет и конструирование частей гражданских зданий.
Гостехиздат УССР, К-, 1955.
 Материалы внеочередного XXI съезда КПСС. Госполитиздат, М., 1959.
 Митропольский Н. М., Овечкин А. М., Алеминский Ю. Н.,
Богданович А. Ф. Строительные конструкции. Трансжелдориздат, М., 1958.
 М V х а н о в К. К. Проектирование стальных конструкций. Госстройиздат,
М., 1936.
 Николаев Г. А. Сварные конструкции. Машгиз, М., 1955.
 Нормы и технические условия проектирования конструкций из алюминие
вых сплавов. ЦНИИСК, М., 1957.
 ; Нормы и технические условия проектирования стальных конструкций
(НиТУ 121-55). Госстройиздат, М., 1955.
 Осипов Л. Г. Строительное дело. Госстройиздат, М., 1955.
 ОтрежкоА. И. Строительные конструкции. Трансжелдориздат, М., 194б.
 Подлипский А. А. Стальные прутковые конструкции покрь^ий. Гос
стройиздат, М., 1954.
 Протасов'К. Г., Теплицкий А. В., Крамарев С. Я-, Ники
тин М. К- Металлические мосты. Трансжелдориздат, М., 1957.
 Рябов А. Ф. Сборка стальных конструкций. Трудрезервиздат, М., 1955.
 Сб. «Экономия металла при применении стальных конструкций*. Госстрой
издат, М., 1956.
 231


Стрелецкий Н. С., Г е и и е в А. И., Б а л д и н В. А., Б е л е н я Е. И.,
Лесс и г Е. И. Стальные конструкции. Госстройиздат, М., 1952.
 Стрелецкий Н. С. Материалы к курсу стальных конструкций. Вып. И.
Работа стали в строительных конструкциях. Госстройиздат, М., 1956.
 Строительные нормы и правила. Ч. II. Госстройиздат, М., 1954.
 Тахтамышев А. Г. Стальные конструкции. Госстройиздат, М., 1955.
 Технические правила по экономному расходованию металла, леса и це
мента в строительстве (ТП 101-57). Госстройиздат, М., 1957.
 Центральный институт научной информации по строительству и архитек
туре. Алюминий в строительстве за рубежом. Госстройиздат, М., 1958.
 Шиловцев Д. Т. Изготовление сварных и клепаных стальных кон
струкций. Госстройиздат, М., 1955.


ОГЛАВЛЕНИЕ
 Введение .... . . 3
 Глава I. Сталь в строительных конструкциях
 § 1. Физико-механическая характеристика строительных сталей . 11
 § 2. Упругая и пластическая деформация стали .... 13
 § 3. Начальные напряжения. Влияние температуры и термической
 обработки на свойства стали 15
 § 4. Наклеп, усталость, ползучесть и старение стали ... 18
 § 5. Коррозия стали 20
 § 6. Марки сталей —
 § 7. Сортамент строительной стали 23
 § 8. Типизация стальных конструкций промышленных зданий и пре
имущества модульной системы .... 27
 § 9. Металлы, заменяющие сталь в конструкциях .... —
 Глава II. Основные положения расчета элементов стальных конструкций
 § 10. Принципы расчета стальных конструкций по предельным сос
тояниям 30
 § 11. Расчет элементов стальных конструкций .... 35
 Глава III. Соединения стальных конструкций
 Заклепочные и болтовые соединения
 § 12. Типы стальных заклепок
 § 13. Контроль качества заклепочных соединений
§ 14. Работа заклепочного соединения
 § 15. Современные типы болтов для стальных конструкций
§ 16. Расчет заклепочных и болтовых соединений
§ 17. Размещение заклепок и болтов .
 § 18. Проверка прочности соединяемых элементов
§ 19. Примеры расчета заклепочных и болтовых соединений
 Сварные соединения
 § 20. Приоритет отечественных ученых в развитии сварки
 § 21. Типы сварных швов
 § 22. Электроды для дуговой сварки . . . .
 § 23. Типы сварных соединений и их расчет
§ 24. Усадка и коробление металла при сварке
§ 25. Контроль качества сварных соединений
§ 26. Примеры расчета .......
 54
 56
 57
 58
60
64
 69
 70
 72
 75
 77
 78
 84
 85
 86
 233


Новые виды соединений стальных конструкций
 § 27. Общие сведения
 § 28. Прочность клеевых соединений ,
 Глава IV. Балки
 § 29. Типы перекрытий по балочной клетке
§ 30. Расчет стального настила ...
 § 31. Расчет прокатных и сварных балок
§ 32. Клепаные балки ....
 § 33. Стыки балок
 § 34. Сопряжения балок и их опорные узлы . . . .
 § 35. Преимущества сварных конструкций по сравнению с клепа
 ными ,
 § 36. Примеры расчета
 Глава V. Колонны
 § 37. Центрально сжатые колонны ....
 § 38. Сопряжение балок с колоннами. Оголовки колонн
§ 39. Башмаки колонн и их расчет ....
 § 40. Внецентренно сжатые колонны .....
 § 41. Примеры расчета
 Глава VI. Фермы
 § 42. Типы ферм
 § 43. Очертание ферм. Система решеток
 § 44. Краткие сведения о покрытиях зданий по металлическим стро
пильным фермам
 § 45. Генеральные размеры ферм
 § 46. Нагрузка на ферму
 § 47. Определение усилий в стержнях фермы .
 § 48. Типы сечений стержней легких стропильных ферм
 § 49. Расчетные длины стержней фермы
 § 50. Подбор сечения стержней стропильных ферм
§ 51. Конструирование ферм и составление, рабочих чертежей
 § 52. Унифицированные фермы
 § 53. Пример расчета стропильной фермы . . . .
 Приложения ..
 Литература г
 88
 91
 94
 96
 108
 ПО
 114
 117
 127
 136
 139
 143
 151
 161
 162
 165
 175
 176
 178
 179
 180
 181
 182
 188
 190
 209
 231


Борис Яковлевич Антюков
 СТАЛЬНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
 Редактор Э. Полторацкая
Худ.-технический редактор А. Нар инская
Корректор Л. Головко


БФ 24131. Сдано в набор 17.V-1960 г. Подписано к печати 25.Х-1960 г.
Бумага 60X92/i6=7,375 бумажных, 14,75 печатных, 14,16 уч. изд. л.
Тираж 12 000 Цена 6 руб. С 1 января 1961 г. — 60 коп. Зак. 253
Государственное издательство литературы по строительству и архитектуре УССР
 Киев, Владимирская, 24.
 Типография Госстройиэдата УССР, Киев, Выборгская, 84.