Металлические конструкции производственных сельскохозяйственных зданий - Мурашко Н.Н., Соболев Ю.В.

Автор: Мурашко Н.Н. Соболев Ю.В.

Теги: сооружения и части сооружений по виду строительных материалов и методам возведения строительство металлические конструкции сельское хозяйство

Год: 1987

Похожие

Металлические конструкции. Конструкции зданий 2

Металлические конструкции. В 3 томах. Том 2. Конструкции зданий

Металлические конструкции. Стальные конструкции зданий и сооружений. Том 2

Металлические конструкции

Текст

Н.Н.Мурошю,
Ю.В. Ссюлев
металлические
конструкции
производственный
сельсконозяйственнын
зданий
Допущено Министерством высшего и
среднего специального образования
БССР в качестве учебного пособия
для студентов вузов, обучающихся
по специальности «Сельскохозяйст-
венное строительство»
МИНСК
«ВЫШЭЙШАЯ ШКОЛА»
1987
ББК 38.54я73
И 91
УДК 624.014.04.(075.-8)
Рецензенты: кафедра инженерных конструкций Пензенского
инженерно-строительного института; Ю. С. Мартынов, зав. кафедрой ме-
таллических и деревянных конструкций Белорусского политехнического
института, кандидат технических наук
3202000000—069
М----------------62—87
М304(03)—87
© Издательство «Вышэйшая школа», 1987.
Минск
ПРЕДИСЛОВИЕ
Продовольственной программой СССР на период до 1990 г.
предусматривается направить капитальные вложения в первую
очередь на развитие мощностей, позволяющих в кратчайшие сроки
увеличить производство продовольствия, на техническое перево-
оружение, расширение и реконструкцию действующих предприя-
тий и производств, интенсификацию ввода строящихся объектов.
Дальнейшее развитие получит сельское строительство на осно-
ве создания мощностей по выпуску комплектов строительных кон-
струкций повышенной заводской готовности, в частности легких
металлических конструкций для сборных зданий [1]. Здесь сле-
дует исходить из технико-экономической целесообразности проект-
ных решений для специфических условий сельскохозяйственного
строительства, имеющихся производственных баз и материальных
ресурсов [2).
Аграрная политика партии предусматривает комплексное, взаи-
моувязанное развитие сельского хозяйства и обслуживающих его
отраслей промышленности, связанных с хранением, транспорти-
ровкой и переработкой сельскохозяйственной продукции, т. е. агро-
промышленного комплекса (АПК) страны.
В Советском Союзе и за рубежом накоплен определенный опыт
проектирования и строительства сельскохозяйственных производ-
ственных зданий и сооружений с использованием металлических
конструкций.
По данным Госагропрома СССР, объем применяемых строи-
тельных металлоконструкций для агропромышленного комплекса
достигает 1 млн т в год. В последнее время наметилась устойчивая
тенденция к его расширению. Возникает задача рационального
проектирования строительных металлоконструкций для производ-
ственных сельскохозяйственных зданий и сооружений с учетом
новейших достижений строительной науки и специфики сельско-
хозяйственного производства.
В связи с вышеизложенным в учебном пособии акцентировано
внимание на вопросах проектирования легких металлических кон-
струкций с учетом специфических особенностей сельскохозяйст-
венного строительства. Особая роль отводится новым конструк-
тивным формам облегченных балочных и рамных металлических
конструкций сельскохозяйственных производственных зданий. При-
водятся примеры их расчета и конструирования.
Учебное пособие состоит из трех глав и приложений.
3
В первой главе рассмотрены специфика проектирования, воз-
ведения и эксплуатации сельскохозяйственных объектов, а также
материалы, номенклатура, особенности применения и защиты от
коррозии несущих и ограждающих металлических конструкций в
зданиях и сооружениях сельскохозяйственного назначения. Приве-
дены основные положения методики расчета по предельным состоя-
ниям.
Вопросы проектирования облегченных балочных конструкций
покрытий производственных сельскохозяйственных зданий изла-
гаются во второй главе. Уделяется внимание расчету и конструи-
рованию эффективных двутавровых балок и прогрессивных конст-
рукций ферм с использованием круглых профилей, одиночных
уголков, труб, широкополочных тавров и двутавров.
Третья глава посвящена проектированию каркасов одноэтаж-
ных производственных сельскохозяйственных зданий, оборудован-
ных легкими мостовыми и подвесными кранами.
В приложениях приведены марки стали, номенклатура несущих
и основных ограждающих конструкций, применяемых в сельско-
хозяйственном строительстве, а также характеристики мостовых и
подвесных электрических кранов и креплений крановых путей.
Содержание учебного пособия соответствует программе курса
«Металлические конструкции», читаемого в строительных вузах по
специальности 1205.
При изложении материала учтены требования действующих
строительных норм и правил: СТ СЭВ 384—76. Строительные кон-
струкции и основания. Основные положения по расчету; СНиП
П-23—81. Стальные конструкции; СНиП П-24—74. Алюминиевые
конструкции; СНиП П-6—74. Нагрузки и воздействия. Буквенные
обозначения соответствуют СТ СЭВ 1565^79.
Глава 1, параграф 2.1 главы 2, параграфы 3.1, 3.2, 3.3, 3.4
(3.4.1), 3.5 (3.5.6), 3.6 (3.6.4, 3.6.5), 3.7, 3.11 главы 3 и приложения
написаны канд. техн, наук, доц. Н. Н. Мурашко; параграфы 3.5
(3.5.1—3.5.5), 3.8, 3.9 главы 3 — канд. техн, наук, доц. Ю. В. Собо-
левым; предисловие, параграфы 2.2—2.4 главы 2, 3.4 (3.4.2, 3.4.3),
3.6 (3.6.1—3.6.3), 3.10 главы 3 написаны совместно.
Авторы выражают благодарность рецензентам — кафедре инже-
нерных конструкций Пензенского инженерно-строительного инсти-
тута (зав. кафедрой, канд. техн, наук, доц. Н. Я. Кузин) и зав. ка-
федрой металлических и деревянных конструкций Белорусского
политехнического института, канд. техн, наук, доц. Ю. С. Марты-
нову,— сделавшим ценные замечания по улучшению содержания
книги.
Авторы.
1. ОБЩАЯ ЧАСТЬ
1.1. СПЕЦИФИКА ПРОЕКТИРОВАНИЯ, ВОЗВЕДЕНИЯ
И ЭКСПЛУАТАЦИИ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ
ОБЪЕКТОВ
Требование качественно нового подхода к проектированию ме-
таллических конструкций для сельскохозяйственных объектов
предопределяется специфическими условиями их изготовления,
транспортировки, монтажа и эксплуатации, а также технологиче-
скими особенностями сельскохозяйственного производства. Данные
условия не позволяют в полной мере использовать конструктивные
решения, отработанные многолетней практикой промышленного
строительства, и требуют разработки новых конструктивных форм.
В первую очередь это относится к проектированию животновод-
ческих и птицеводческих производственных зданий со специфиче-
ской производственной средой.
Внедрение комплексной механизации трудоемких процессов и
стремление создания такого универсального здания, которое позво-
лило бы вести производственный процесс с изменением технологи-
ческой схемы, предъявляют ряд специфических требований к архи-
тектурно-планировочным решениям и конструкциям сельскохозяй-
ственных зданий.
Должны учитываться назначение и специфика сельского строи-
тельства, рассредоточенность и удаленность объектов строитель-
ства от производственной базы. В большинстве случаев строитель-
ство ведется вдали от крупных населенных пунктов силами пере-
движных механизированных колонн. Поэтому большое значение
приобретает снижение трудовых затрат на строительной площад-
ке, в частности за счет применения сборных элементов зданий по-
вышенной заводской готовности. Конструкции сборных элементов
и узлы их сопряжений должны быть простыми, унифицированны-
ми и обеспечивать быстрый и надежный монтаж. Все элементы
заводского изготовления должны иметь повышенную транспорта-
бельность. К их габаритам следует также предъявлять жесткие
требования с учетом сохранности конструкций при многократных
перегрузках, доставке на большие расстояния, как правило, по
дорогам с грунтовым покрытием.
Характерны условия и для ряда специальных инженерных со-
оружений сельскохозяйственного назначения: силосов, элеваторов,
теплиц, складов минеральных удобрений, аэротенков и др. Так, к
проектированию силосов предъявляются особые требования по
5
соблюдению специальной технологии силосования, в основе кото-
рой лежат сложные химикобактериологические процессы.
Таким образом, строительство и эксплуатация сельскохозяйст-
венных зданий и сооружений характеризуются рядом специфиче-
ских особенностей, которые влияют на выбор объемно-планиро-
вочных и конструктивных схем, а также проектирование строитель-
ных объектов и конструкций.
Основные из них:
Б Малые расчетные нагрузки на несущие конструкции, срав-
нительно небольшие пролеты и размеры конструкций по высоте.
Применение вместо тяжелых конструкций из железобетона облег-
ченных конструкций из стали и алюминиевых сплавов позволяет
существенно (на порядок) снизить их собственную массу, а также
массу всего здания благодаря высоким прочностным характерис-
тикам этих материалов (масса стальных конструкций составляет
в среднем около 10% массы соответствующих железобетонных, что
позволяет уменьшить массу здания в 5—7 раз).
Ввиду применения небольших пролетов и длин несущих метал-
локонструкций проблема устойчивости сжатых элементов, явля-
ющаяся основной при использовании металла, решается без суще-
ственного увеличения строительного коэффициента.
2. Небольшая высота сельскохозяйственных производственных
зданий, необходимость устройства вентилируемых покрытий и ши-
рокое применение кровель из асбестоцементных волнистых листов,
оказывающих существенное влияние на конфигурацию конструк-
ций. Выбор несущих конструкций каркасов сельскохозяйственных
зданий также определяется малым влиянием неравномерных оса-
док фундаментов, относительно небольшими габаритами и объем-
ной массой монтажных элементов, отвечающих реальной произ-
водственной базе, грузоподъемности механизмов и транспортных
средств.
3. Эксплуатационная среда зданий и сооружений, характери-
зующаяся переменным температурно-влажностным режимом и на-
личием агрессивной атмосферы, вызывающих коррозию металлов.
Относительная влажность воздуха большинства сельскохозяйст-
венных производственных зданий составляет более 60%, а в неко-
торых животноводческих зданиях — 85% (в определенные перио-
ды она достигает 95—100%). В течение года в помещениях на-
блюдаются существенные сезонные колебания температуры и
влажности воздуха, образование конденсата и оседающей кормо-
вой пыли на поверхности конструкций. В составе атмосферы жи-
вотноводческих помещений, кормоцехов, очистных и силосных
сооружений, складов минеральных удобрений, квасильно-засолоч-
ных пунктов, зданий санитарных боен, мясокомбинатов, холодиль-
ников наблюдается также присутствие агрессивных газов: аммиа-
ка, углекислоты и сероводорода [3].
4. Большое разнообразие объектов со специфическими техноло-
гическими процессами и относительно небольшими удельными
капвложениями, а также мелкосерийность производства и недо-
6
статочное развитие производственных мощностей. Это приводит к
появлению большого количества объемно-планировочных и конст-
руктивных схем, что затрудняет унификацию и типизацию конст-
рукций и снижает степень их индустриальности.
5. Комплексность конструктивных решений и применение раз-
личных материалов в несущих и ограждающих конструкциях од-
ного объекта, а также широкое использование местных строитель-
ных материалов, позволяющих учесть особенности региона, его ма-
териально-техническую и производственную базы.
6. Технологическая связь между процессами комплексного из-
готовления конструкций и деталей, индустриальными методами
сборки сельскохозяйственных зданий и сооружений на строитель-
ных площадках и монтажом инженерного оборудования с исполь-
зованием поточных методов, осуществляемая одной специализиро-
ванной организацией. Применение облегченных несущих металли-
ческих конструкций позволяет использовать при их монтаже
механизмы небольшой грузоподъемности и высокой мобильности.
7. Многообразие экономико-географических факторов, и преж-
де всего большие расстояния и неудовлетворительное состояние
дорог, обусловливающие значительные транспортные расходы при
перевозке конструкций автотранспортом. Применение несущих ме-
таллических конструкций в условиях рассредоточенности строи-
тельства сельскохозяйственных объектов имеет большие преиму-
щества вследствие их относительной легкости, транспортабельнос-
ти и высокой степени индустриальности.
8. Использование несущих металлоконструкций в качестве
элементов технологического оборудования, т. е. совмещение их
функций. Это достигается благодаря плотности, свариваемости й
хорошей обрабатываемости металла. Так, при строительстве куль-
тивационных сооружений элементы несущих конструкций из сталь-
ных труб одновременно применяются в качестве сети центрального
отопления, водоснабжения для полива растений, пароснабжения,
стерилизации почвы и т. п. Совмещение функций несущих конст-
рукций с функциями отопительной системы приводит к сокраще-
нию расхода металла на строительство теплицы, а расположение
труб с теплоносителем под остеклением препятствует заносу кров-
ли снегом, замерзанию стекол и образованию наледи.
9. Использование сборно-разборных инвентарных временных
зданий для укрытия кочующих животных на отгонных пастбищах
(кошары, загоны для лошадей и т. п.), под крытые механизирован-
ные тока, полевые станы во время посевной и уборочной страды
и т. п. Заметим, что металлические конструкции наилучшим обра-
зом отвечают требованиям сборно-разборности зданий и сооруже-
ний.
Указанная специфика производственных сельскохозяйственных
зданий и сооружений обусловливает необходимость создания но-
вых металлоконструкций, отличающихся от применяемых в про-
мышленном и гражданском строительстве.
7
1.2. НОМЕНКЛАТУРА И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИИ В ЗДАНИЯХ
И СООРУЖЕНИЯХ СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННОГО
НАЗНАЧЕНИЯ
По виду конструктивной формы и назначению можно выделить
пять областей применения металлоконструкций.
Производственные одноэтажные сельскохозяйственные здания.
Эта область включает бескаркасные здания, здания со смешанным
каркасом, здания с цельнометаллическим каркасом.
Бескаркасные здания. Несущими конструкциями по-
крытия являются металлические балки, прутковые фермы-прогоны,
стропильные фермы и арки с затяжкой треугольного очертания.
Несущие стены выполняются из местных строительных материалов.
Здания со смешанным каркасом. Несущими конст-
рукциями покрытия, помимо указанных выше, могут служить ме-
таллические фермы с параллельными поясами (рис. 1.1) и решет-
чатые арки кругового очертания (рис. 1.2). Конструкции покрытия
опираются на железобетонные колонны.
Бескаркасные здания и здания со смешанным каркасом нахо-
дят применение в животноводческих комплексах, птичниках, склад-
ских помещениях, хранилищах, предприятиях первичной обработ-
ки сельхозпродукции, зданиях для ремонта, техобслуживания и
хранения сельскохозяйственной техники, автотранспорта и т. п.
Согласно ТП 101-81 [2], стальные несущие конструкции покрытий
одноэтажных сельскохозяйственных отапливаемых зданий могут
применяться только при легких ограждающих конструкциях по-
крытия массой не более 100 кг/м2 и относительной влажности воз-
духа внутренних помещений не выше 75%.
Здания с цельнометаллическим каркасом в
виде плоских систем-рам со сплошным (рис. 1.3) и сквозным ри-
гелем и пространственных систем типа структур и складок. Эти
здания должны возводиться при условии комплектной поставки
легких металлических конструкций. Однако на практике находят
применение легкие металлические конструкции и некомплектной
поставки. Цельнометаллические каркасы в основном применяются
для зданий по ремонту и техническому обслуживанию сельскохо-
зяйственных машин, птичников, зерноочистительно-сушильных
Рис. 1.1. Разрез производственного здания корпуса откорма свиней:
I—стальная ферма; 2—облегченные железобетонные плиты СПР; 3—железобетонная свая-
колонна
8
комплексов, хранилищ, цехов сборки и предпродажной подготов-
ки сельхозтехники и т. д. Такие здания получили название уни-
версальных сельскохозяйственных зданий комплектной поставки.
Типовые легкие несущие конструкции комплектной поставки
(включая ограждающие) допускается также применять на строи-
тельстве объектов по производству пищевой и плодоовощной про-
дукции и товаров народного потребления в колхозах, совхозах [2].
Под легкими металлическими конструкциями одноэтажных зда-
ний понимают серийно изготовляемые на специализированных за-
Рис. 1.2. Склад предпродажной подготовки сельхозтехники во время возведения:
арки стальные, кругового очертания; сваи-колонны — железобетонные
Рис. 1.3. Фрагмент покрытия сельскохозяйственного производственного здания:
фермы с затяжкой и колонны — стальные
9
водах стальные конструкции каркасов зданий пролетами 18 и
24 м при расчетных распределенных нагрузках на покрытие не бо-
лее 4 кПа, обслуживаемых подвесным крановым оборудованием
грузоподъемностью до 3,2 т или легкими опорными (мостовыми)
кранами грузоподъемностью до 20 т. Обязательным элементом
являются легкие ограждающие конструкции покрытия и стен [4].
К несущим и ограждающим легким металлическим конструкци-
ям комплектной поставки относятся конструкции зданий, номенк-
латура и габаритные схемы которых рекомендованы Госстроем
СССР к первоочередному применению. Они изготавливаются на
поточных линиях специализированных предприятий и комплектно
поставляются на строительство. Здания из легких металлических
конструкций некомплектной поставки имеют различные пролеты
Рис. 1.5. Стальные силосы склада фосфоритной
муки и известковых материалов емкостью 2000 м3
(слева). Металлические силосы фирмы «Ырр»
из стальных лент, возводимых методом навивки
10
с применением легких кровель из асбестоцементных и стальных
профилированных листов с эффективным утеплителем и слоистыми
стеновыми панелями. Изготовление этих конструкций выполняется
на универсальных заводах в традиционном и частично «легком»
исполнении.
В последнее время при строительстве сельскохозяйственных
производственных зданий получили распространение несущие осо-
Рис. 1.6. Жесткие бункеры склада минеральных удобрений
Рис. 1.7. Сферические резервуары для хранения пищевых продуктов емкостью
400 м3
11
бо легкие стальные конструкции (ОЛСК) [5]. Расход металла
на такие конструкции должен находиться на уровне (или даже
ниже) расхода арматуры железобетонных конструкций, приведен-
ного к расходу СтЗ, и быть значительно меньше, чем на традицион-
ные стальные конструкции.
Номенклатура несущих металлических конструкций производ-
ственных зданий представлена в прил. I.
Рис. 1.9. Цельностальные
водонапорные башни
ВНИПКИлегпродмонтаж со
сферическими рулонируемы-
ми резервуарами емкостью
15, 25 и 50 м3 (животновод-
ческий комплекс в Ростов-
ской области)
Рис. 1.8. Башенные хранилища со сталь-
ными куполами
Для несущих конструкций производственных зданий, исполь-
зуемых в сельскохозяйственном строительстве, расход металла со-
ставляет порядка 65% от общего объема.
Культивационные сооружения. Это — здания теплиц и оранже-
рей со светопрозрачными ограждениями из стекла, предназначен-
ные для круглогодичного выращивания овощей, плодов, цветов и
рассады. Системы и конструктивные формы культивационных со-
оружений проектируются в виде блочных и ангарных рамных кон-
струкций сплошного и решетчатого типов из облегченных откры-
тых гнутых профилей специального назначения, выполненных из
стали и алюминиевых сплавов. Основным типом несущих конст-
рукций теплиц является металлический каркас из тонкостенных
гнутых профилей.
На строительство культивационных сооружений расходуется
около 15% применяемых металлоконструкций.
12
Листовые конструкции. Разновидности данных конструкций:
элеваторы (рис. 1.4), силосы (рис. 1.5, а, б), бункеры (рис. 1.6),
сенажные башни, резервуары (рис. 1.7), газгольдеры, баки водона-
порных башен. Особую группу составляют листовые конструкции
куполов (рис. 1.8) в покрытиях различных вариантов башенных
хранилищ для фуражного зерна, гранулированных, брикетирован-
ных кормов, минеральных удобрений и др.
Объем применения листовых конструкций для сельского хозяй-
ства составляет более 10%.
Башни и мачты. Сюда можно отнести водонапорные башни
(рис. 1.9), дымовые, вытяжные и вентиляционные трубы, освети-
тельные вышки, молниеотводы, норийные вышки элеваторов, опоры
ЛЭП и распределительных устройств электрических подстанций,
навигационные знаки. На возведение высотных сооружений в сель-
ской местности расходуется около 6% металлоконструкций.
Специальные конструкции. К ним относятся конструкции пле-
ночных, капельных и брызгальных градирен, конструкции с при-
менением растянутых поверхностей из тонколистовой стали, вант,
арматуры и струн в сочетании с жесткими конструктивными эле-
ментами, пешеходные мосты и мосты для автогужевого транспор-
та небольшой грузоподъемности в виде висячих и вантовых систем,
затворы мелиоративных сооружений и трудовых хозяйств рыбхо-
зов, конструкции поливочных устройств и т. д. На специальные
конструкции идет до 5% общего расхода металла в сельскохозяй-
ственном строительстве.
1.3. ОСОБЕННОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ И СООРУЖЕНИЙ
И ПРЕДЪЯВЛЯЕМЫЕ К НИМ ТРЕБОВАНИЯ
Разнообразие конструктивных форм и статических схем пред-
ставленных конструкций (см. п. 1.2) обусловлено функциональным
назначением, особенностями эксплуатации зданий и сооружений,
а также характером технологических процессов и действующих на-
грузок. Однако для всех указанных конструкций исходным мате-
риалом является металл, выпускаемый по единому сортаменту в
соответствии с действующими ГОСТами: лист, уголок, швеллер,
двутавр (обычный и широкополочный), тавр, труба и т. п. В ре-
зультате гибки и вальцовки образуются тонколистовые профили
открытого и замкнутого сечений (уголки и швеллеры с отгибами,
трубы квадратного и прямоугольного сечения) и профилированный
настил. Из сортамента компонуется все разнообразие конструктив-
ных форм, указанное в номенклатуре. Кроме того, металлоконст-
рукции объединяются общим технологическим процессом изготов-
ления, в основе которого лежат холодная обработка металла и
соединение деталей в конструктивные элементы. Соединения эле-
ментов металлоконструкций выполняются сварными либо болто-
13
выми (в том числе на высокопрочных болтах). На монтаже пред-
почтение отдается последним.
Преимущество металлических конструкций заключается преж-
де всего в их относительной легкости, обусловливаемой удельной
прочностью (отношением расчетного сопротивления материала к
его плотности: c = R[p м. Чем больше удельная прочность, тем от-
носительно легче конструкция).
Металлические конструкции из алюминиевых сплавов, несмот-
ря на их высокую стоимость и дефицитность, также применяются
в сельскохозяйственном строительстве благодаря малой массе,
высокой стойкости против коррозии, долговечности и высоким
прочностным характеристикам. Более низкий модуль упругости
алюминиевых сплавов по сравнению со сталью не является пре-
пятствием для их применения, так как соответствующим выбором
формы можно обеспечить достаточную жесткость конструкции.
Применение алюминиевых сплавов в сжатых элементах конструк-
ций не менее рационально, чем из стали повышенной прочности.
Это подтверждается их удельной жесткостью е = £/р и удельной
податливостью d=R.jE.
Следует отметить, что в специфических условиях строительства
в северной строительно-климатической зоне и труднодоступных
районах первостепенное значение отводится применению металли-
ческих конструкций, и в особенности из алюминиевых сплавов,
которые наилучшим образом удовлетворяют условиям транспорти-
ровки, технологии возведения и его темпам (ТП 101—81 [2]).
Использование металлических конструкций дает возможность
обеспечить высокую сборность сооружений, что устраняет длитель-
ные и трудоемкие операции на строительной площадке, позволяет
механизировать монтаж и тем самым высвободить трудовые ре-
сурсы, а также повысить эффективность за счет сокращения сро-
ков строительства и ввода объектов в эксплуатацию.
К недостаткам металлических конструкций следует отнести
подверженность стали коррозии и ее ограниченную огнестойкость
(сталь переходит в термопластическое состояние при ^= + 600°С,
алюминиевые сплавы — уже при t = +300 °C).
К металлическим конструкциям предъявляют следующие тре-
бования: соответствие конструктивной формы условиям эксплуа-
тации, экономия металла, технологичность, транспортабельность,
скоростной монтаж, долговечность и эстетичность.
Экономия материала в металлических конструкциях сельско-
хозяйственных зданий и сооружений, как и в промышленных, до-
стигается за счет использования наиболее экономичных прокатных
и гнутых профилей, снижения веса ограждающих конструкций,
применения облегченных конструкций комплектной поставки, со-
вершенствования методов расчета и конструктивных решений.
В отличие от металлоконструкций промышленного назначения в
конструкциях сельскохозяйственного строительства применение
низколегированных и высокопрочных сталей нерационально ввиду
малой нагруженное™ элементов. Исключение могут составить
14
системы с растянутыми элементами и поверхностями, и только при
условии, что их сечение не лимитируется конструктивными сообра-
жениями.
Для сельского строительства разработаны типовые решения
унифицированных габаритных схем одноэтажных производствен-
ных и складских зданий с прямоугольной модульной системой ко-
ординат (ГОСТ 23840—79). Стандарт устанавливает основные раз-
меры: пролет, шаг колонн и высоту зданий.
В результате унификации сельские строительные комбинаты
(ССК) увеличили выпуск годовой продукции в 2,5 раза, произво-
дительность труда при этом возросла в 1,5 раза [6]. На основе
унификации в СССР разработаны рекомендации по сооружению
блочных теплиц с созданием специализированной производствен-
ной базы, что позволило снизить затраты труда в строительстве
более чем в 2 раза и сократить расход металла в 3—5 раз [7].
1.4. МАТЕРИАЛЫ НЕСУЩИХ И ОГРАЖДАЮЩИХ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ.
ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО ИХ ПРОЕКТИРОВАНИЮ
Материалы металлических конструкций сельскохозяйственного
строительства — сталь и алюминиевые сплавы. Металлические
конструкции зданий и сооружений сельскохозяйственного назна-
чения выполняются из отдельных элементов в виде прокатных или
холодногнутых профилей или составного сечения. Прокатная сталь
принимается по сортаменту листов и профилей, прокатываемых
металлургическими заводами.
Промышленность выпускает следующие изделия: обычные дву-'
тавры (ГОСТ 8238—72 *) и швеллеры (ГОСТ 8240—72); уголковые
профили равнополочные (ГОСТ 8509—72); толстолистовую (ГОСТ
19903—74) и широкополосную универсальную сталь (ГОСТ 82—
70*); трубы бесшовные (ГОСТ 8732—78) и электросварные (ГОСТ
10704—76); сталь сортовую; рифленую листовую сталь, а также
двутавры с параллельными гранями полок по ТУ 14-2-24-72 (широ-
кополочные двутавры Б, Ш и К) высотой от 200 до 1000 мм и произ-
водимые из них тавры (БТ, ШТ и КТ), получаемые продольной
разрезкой двутавра пополам.
Для легких балочных конструкций рекомендуются тонкостенные
двутавровые балки (ТУ 14-2-205-76) и тонкостенные швеллеры
(ТУ 14-2-204-76). Применяются различные холодногнутые профили
общего назначения из листовой и полосовой стали толщиной
2—16 мм, получаемые путем гибки на специальных машинах.
Выпуск таких профилей производится по ГОСТ и ведомственным
техническим условиям. В конструкциях профили сортамента могут
применяться в различных сочетаниях.
Кроме указанных массовых типов профилей, в строительных
конструкциях сельскохозяйственных зданий и сооружений исполь-
зуются и другие профили специального назначения: двутавры
15
горячекатаные для путей подвесного транспорта с уклоном внут-
ренних граней полок (ГОСТ 19425—74); холодногнутые гофриро-
ванные профили — профнастил (ГОСТ 19918—69); крановые рель-
сы (ГОСТ 4121—76); профили для переплетов (ГОСТ 7511—73);
сталь круглая (ГОСТ 2590—71 *); сталь квадратная (ГОСТ 2591 —
71 *); сталь полосовая (ГОСТ 103—76); стальные канаты спираль-
ной (ГОСТ 3065—66) и двойной (ГОСТ 3068—74) свивки.
Стержневую горячекатаную гладкую арматуру круглого про-
филя, используемую в несущих металлических конструкциях в ка-
честве стержней, затяжек, прогонов, связей, тяжей и других эле-
ментов легких покрытий, а также анкерных болтов зданий и соору-
жений, рекомендуется применять, как правило, класса A-I марки
СтЗ диаметром 6—40 мм (ГОСТ 5781—75). Полосовая круглая и
квадратная сталь используется для площадок, легких лестниц и
ограждений.
При выборе стальных канатов для висячих, вантовых и пред-
варительно напряженных конструкций следует руководствоваться
указаниями [8]. Обычно применяются канаты без органического
сердечника и с увеличенным шагом свивки, а в ряде случаев и не-
витые канаты (пучки параллельных проволок). В условиях повы-
шенной агрессивности среды применяются канаты из оцинкованной
стали. Заметим, что стержни круглого сечения — арматура и ка-
наты — в металлических конструкциях сельского строительства
имеют ограниченное применение.
Металлические конструкции сельскохозяйственных зданий и со-
оружений в зависимости от назначения и условий эксплуатации
подразделяются на четыре группы [9]:
Группа 1. Сварные конструкции подкрановых балок и балок
рабочих площадок, элементы конструкций бункерных и разгрузоч-
ных эстакад, непосредственно воспринимающие динамические воз-
действия, а также фасонки ферм, пролетные строения и опоры
транспортерных галерей, элементы оттяжек и оттяжечных узлов
мачт и труб, балки подвесных путей из двутавров по ГОСТ 19425—
74 и ТУ 14-2-427-80 при наличии монтажных сварных соединений.
К группе 1 предъявляются повышенные требования относительно
качества стали и ее склонности к хрупкому разрушению, особенно
для конструкций, работающих при низких температурах наружного
воздуха (ниже—40°C).
Группа 2. Сварные конструкции ферм, балок, ригелей рам, лис-
товых конструкций и других растянутых, растянуто-изгибаемых и
изгибаемых элементов, работающих при статической нагрузке, а
также конструкции и их элементы группы 1 при отсутствии сварных
соединений.
Группа 3. Сварные конструкции колонн, опорных плит, прого-
нов и других сжатых и сжато-изгибаемых элементов, работающих
при статической нагрузке, а также конструкции и их элементы
группы 2 при отсутствии сварных соединений.
Группа 4. Конструкции теплиц, связи, элементы фахверка и
другие вспомогательные конструкции зданий и сооружений, а так-
16
же конструкции и их элементы группы 3 при отсутствии сварных
соединений.
Рекомендуемые марки стали и их расчетные сопротивления по
пределу текучести для стальных конструкций сельскохозяйствен-
ных зданий и сооружений приводятся в прил. II. Наиболее распро-
страненную сталь марки ВСтЗ следует применять в климатических
районах строительства с расчетной температурой t>—40 °C, а для
отапливаемых зданий—и при t<—40 °C. В остальных случаях
—40 °C) для конструкций группы 1 применяются только низ-
колегированные стали. Для конструкций групп 2—4 рекомендуется
также марка ВСтЗсп5-1 по ТУ 14-1-3023-80. Чтобы повысить кор-
розионную стойкость несущих конструкций, следует применять
марки 10ХСНД, 15ХСНД, 10ХНДП. Последняя используется и
для ограждающих конструкций.
Для несущих конструкций применяются алюминиевые сплавы
марок АВ-Т, АД-1М, АД-31Т, АД-31Т1, 1915-Т, 1925-Т и другие [10]
в виде прокатных прессованных или гнутых профилей самой разно-
образной конфигурации: уголков, швеллеров, тавров, труб, зетов
(в том числе с бульбами или отгибами на концах) и т. д.
Заводские соединения элементов металлических конструкций
следует выполнять, как правило, сварными, а монтажные — свар-
ными и болтовыми. Отметим, что при ручной сварке стали марки
ВСтЗ и низколегированных сталей (15ХСНД, 09Г2, 14Г2 и др.)
соответственно электродами Э42, Э42А, Э46, Э46А и Э50, Э50А,
Э60 расчет сварных швов можно вести только по сечению металла
шва [11].
В общем случае проверка прочности соединения только по сечению
металла шва выполняется при
Rwf< где Rwz = 0,45 Run^ (0,65- 0,75) -Ry~ 0,lRy.
PfVwf
В частности, при ручной сварке pz = 1, = 0,7. Тогда Rwf^
<7~- — -0,7/?в« При /> —40°С Vw/=l,0; Vltz = 1,0;
Уш/
Rwf<Rv-
Расчет несущих металлических конструкций выполняется в
соответствии с нормами проектирования по двум группам предель-
ных состояний: по первой — исчерпанию несущей способности и
(или) непригодности к эксплуатации; по второй — непригодности
к нормальной эксплуатации.
В первом случае учитываются расчетные нагрузки (с
коэффициента ми надежности по нагрузке у/>1), во
втором — нормативные, определяемые по СНиП П-6-74 [12].
Расчетные нагрузки определяются умножением нормативных на-
грузок на соответствующие значения у/: F=Fnyf; q — qnyf. Они
представляют собой наибольшие возможные нагрузки и воздейст-
вия за время эксплуатации сооружения.
При воздействии на конструкцию нескольких временных нагру-
зок принимается наиболее неблагоприятное их сочетание, опреде-
ляемое с учетом коэффициента сочетания 1.
2. Зак. 1295
17
Основными характеристиками сопротивления материалов си-
ловым воздействиям являются нормативные сопротивле-
ния Rn, устанавливаемые с учетом условий контроля и статисти-
ческой изменчивости сопротивлений.
В зависимости от условий работы конструкций и свойств стали
принимаются два вида нормативных сопротивлений — по преде-
лу текучести Ryn — oT и по временному сопротивле-
нию RUn = OB-
Возможные неблагоприятные отклонения сопротивлений мате-
риалов от нормативных значений, а также минусовые допуски при
прокатке учитываются коэффициентами надежности
по материалам у™> 1, принимаемыми по табл. 2 СНиП II-
23-81 [9].
Для основных видов напряженного состояния растяжения,
сжатия и изгиба вводятся наряду с нормативными два расчет-
ных сопротивления R, установленных по пределу те-
кучести Ry=RVn/ym и по временному сопротивлению
Ru — Run/ym, уровень которых определяется в зависимости от мар-
ки стали, вида проката (для листового проката — от толщины
листа, фасонного — от толщины полки), толщин проката и усло-
вий поставки (ГОСТ или ТУ).
Расчетные сопротивления стали на растяжение, сжатие и изгиб
определяются по табл. 51 [9]. Расчетные сопротивления для дру-
гих видов напряженного состояния являются их производными и
определяются по табл. 1 СНиП 11-23-81.
Особенности действительной работы материалов, элементов и
соединений, а также конструкций зданий и сооружений в целом, не
отражающиеся в расчетах прямым путем, учитываются коэффи-
циентами условий работы ус. Они вводятся в качестве
множителя к значению расчетного сопротивления и принимаются
по табл. 6 [9].
Согласно нормам, при расчете конструкций необходимо преду-
сматривать коэффициенты надежности по назначе-
нию уп^1, учитывающие степень ответственности и капиталь-
ности зданий и сооружений, а также недостаточную изученность
действительной работы и предельных состояний конструкций [13],
уп принимается равным 0,95 для объектов II класса (производст-
венные здания и сооружения сельскохозяйственного назначения,
не вошедшие в класс III) и 0,9—для объектов III класса, имеющих
чисто экономическое значение (склады без процессов сортировки
и упаковки для хранения сельскохозяйственных продуктов, удоб-
рений, химикатов, угля, торфа, теплицы, парники, опоры провод-
ной связи и освещения, ограды, временные здания и сооружения
и т. п.). Коэффициент уи необходимо обязательно учитывать при
выполнении конкретных расчетов несущих конструкций и их эле-
ментов для исключения перерасхода стали.
На уп можно делить предельные значения несущей способнос-
ти, деформаций, расчетные значения сопротивлений либо умно-
жать расчетные значения нагрузок, усилий или иных воздействий.
18
Наконец, при расчете элементов конструкций на растяжение или
на растяжение с изгибом с использованием расчетных сопротивле-
ний Ru, установленных по временному сопротивлению, вводится
дополнительный коэффициент надежности ум = 1,3,
учитывающий в этом случае повышенную опасность наступления
предельного состояния.
Аналогичные расчетные сопротивления и коэффициенты у„, ус
принимаются для соединений элементов металлических конструк-
ций с помощью сварных швов и болтов. Следует отметить, что,
согласно нормам, при расчетах на прочность стержневых элемен-
тов конструкций покрытий и перекрытий с болтовыми соединения-
ми, несущих статическую нагрузку, коэффициент ус увеличен до
1,05, а для сплошных составных балок и колонн с болтовыми соеди-
нениями—до 1,1, чем учитывается более благоприятная работа
элементов при отсутствии сварных соединений.
Предельное состояние для первой группы выражается нера-
венством
Ащах Фт1п> (1-1)
где Л^тах—расчетное усилие в рассматриваемом элементе конст-
рукции (функция нагрузок и других воздействий); Фтт— предель-
ное усилие, которое может воспринять рассчитываемый элемент
(функция физико-механических свойств материала, условий рабо-
ты и размеров элементов). Усилие Атах представим в виде
^тах = = 2фГ{аг, (1-2)
где Fin, Fi—соответственно нормативная и расчетная нагрузки;
ссг-— усилие при Fi= 1.
Предельная сила ®min определяется по пределу текучести
ФпНп ~ ^ВупУс/УтУп ~ ®ВцЧе/Упг (1.3а)
по временному сопротивлению
Фт1п = вКипУс/ЪиУпЧи. = • (1-36)
Здесь Q—геометрическая характеристика (площадь сечения
нетто Ап для растянутых элементов и площадь сечения брутто
А—для сжатых; момент сопротивления W—для изгибаемых эле-
ментов).
Соответственно формула (1.1) для первой группы предельных
состояний по прочности может быть записана:
2фГгаг < QRyVe/Vn (1-4а)
или
2фГгаг<И/?иус/упуи. 'Г.46)
Для второй группы предельных состояний предельное условие:
6<6П, (1.5)
2*
19
где 6—упругая деформация или перемещение конструкции от
нормативных нагрузок (функция нагрузок, материала и системы
конструкции); 8п—предельные деформации или перемещения, ог-
раничивающие нормальную эксплуатацию (функция назначения
конструкции).
Ограждающие конструкции. Для кровельных покрытий и стено-
вых ограждений применяются панели с листовыми обшивками,
которые выполняются из асбестоцемента, водостойкой фанеры,
алюминиевых сплавов, плакированной стали, стеклопластика,
древесноволокнистых и древесностружечных плит и других мате-
риалов. Металлические обшивки из алюминиевых сплавов могут
быть плоскими или мелкогофрированными, стальные—в виде
оцинкованного профилированного настила.
Основным типом ограждающих конструкций являются трех-
слойные панели с асбестоцементными и фанерными обшивками и
деревянным каркасом. Несущий каркас ребристых панелей также
может выполняться из металлических, асбестоцементных и клее-
фанерных профилей. В конструктивном отношении следует раз-
личать ребристые панели и панели типа «сэндвич» со сплошным
средним слоем из пенопласта [4]. В последнее время получили
распространение более экономичные, по сравнению с каркасными,
бескаркасные панели поточного изготовления, состоящие из ме-
таллических обшивок и вспененного между ними пенопласта.
Для покрытий рекомендуются утепленные панели следующих
типов: 1) под жесткую кровлю из волнистых асбестоцементных
листов с уклоном 25—33%, укладываемых на объекте:
асбестоцементные панели марки АКД с нижней обшивкой из
плоских асбестоцементных листов на шурупах по деревянному
каркасу;
клеедеревянные панели марки ФКД с нижней обшивкой из
водостойкой фанеры по деревянному каркасу;
2) под рулонную трехслойную кровлю (один слой рулонного
ковра наклеивается на заводе):
асбестоцементные панели марки АКП с двусторонними об-
шивками из плоских асбестоцементных листов на шурупах по
деревянному каркасу;
клеефанерные панели марки ФКП с двусторонними обшивками
из водостойкой фанеры по деревянному каркасу;
с внешней обшивкой из плоских асбестоцементных листов и
внутренней обшивкой из водостойкой фанеры.
Номенклатура основных унифицированных облегченных ог-
раждающих конструкций приведена в прил. III.
1.5. ЗАЩИТА МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
ОТ КОРРОЗИИ
Атмосфера животноводческих помещений характеризуется оп-
ределенной специфичностью [14]: повышенной агрессивностью
среды, связанной с присутствием в ней наряду с сернистым ангид-
20
ридом значительных количеств сероводорода, аммиака, углекис-
лого газа и окиси водорода, переменным температурно-влажност-
ным режимом, запыленностью и повышенной относительной
влажностью воздуха в сочетании с испарениями в зоне пребывания
животных. Коррозионная агрессивность атмосферы зависит не
только от вида, количества и способа содержания животных, но
и от системы откорма, вида кормов, исполнения канализации, вен-
тиляции, средств и периодичности дезинфекции.
Таким образом, при относительной влажности воздуха ~75%
в помещениях для содержания животных концентрация агрессив-
ных газов соответствует группам А и Б [3], т. е. воздушная среда
является с л а б о а г р е сс и в н о й по отношению к металлам.
Слабоагрессивными являются также воздушные среды теплиц, це-
хов по переработке овощей и фруктов, птичников и других произ-
водственных зданий.
В очистных сооружениях зданий аэротенков имеет место
общая и биохимическая коррозия металла. Последняя вызывается
агрессивными компонентами, содержащимися в жидкой среде —
активном иле (аэробные бактерии) и минеральных солях. Биоло-
гическая коррозия вызывает язвенное поражение малоуглеродис-
той стали и алюминиевых сплавов. Степень агрессивности воздуха
помещений аэротенков из-за наличия биологически активной сре-
ды в ваннах перемешивания следует считать среднеагрес-
сивной. Относительная влажность воздуха составляет 100%.
Среды складов минеральных удобрений также относятся к
среднеагрессивным. Характерной особенностью их воздушной
среды (в условиях неотапливаемых помещений) при хранении
удобрений является наличие в ней солей. Здесь коррозия углеро-
дистой стали протекает весьма активно. Органические удобрения
являются менее агрессивными.
Следует отметить, что условия внутрицеховой среды неодина-
ковы не только для различных зданий, но и для одного и того же
помещения. Причем на долговечность металлических конструкций,
эксплуатируемых в среде с относительной влажностью выше 75%,
существенное влияние оказывает переменность тепловлажностно-
го режима.
Исходя из сказанного, при проектировании несущих и ограж-
дающих металлических конструкций зданий сельскохозяйствен-
ного назначения необходимо учитывать коррозионную стойкость
материалов в средах с различной степенью агрессивного воздейст-
вия и стремиться к применению в первую очередь материалов, не
требующих защиты от коррозии. Этому условию отвечают корро-
зионностойкая сталь типа «Кортен» марки 10ХНДП, некоторые
низколегированные стали по ГОСТ 19282—73 (например, марки
10ХСНД и 15ХСНД), оцинкованная листовая сталь по ГОСТ
14918—69, алюминированная листовая сталь и алюминиевые спла-
вы, в частности анодированные.
Важнейшим мероприятием по борьбе с коррозией является
совершенствование конструктивной формы металлоконструкций,
21
которая исключала бы условия для скопления на поверхности
элементов конструкций влаги, конденсата, кормовой пыли и жид-
ких агрессивных сред. Для этого применяются профили замкнуто-
го сечения, хорошо обдуваемые конструкции без пазух, карманов,
узких щелей, задерживающих продукты коррозии и открытые для
осмотра и возобновления защитного покрытия.
Долговечность строительных металлоконструкций, эксплуати-
рующихся в условиях производств с агрессивными средами, зави-
сит от вида антикоррозионных покрытий. Чаще используются
лакокрасочные покрытия как наиболее экономичные. Защита ме-
таллических конструкций от коррозии может осуществляться нане-
сением лакокрасочных и цинколакокрасочных покрытий, а также
горячим цинкованием и металлизацией.
В металлических конструкциях сельскохозяйственных зданий и
сооружений большую часть антикоррозионных покрытий состав-
ляют традиционные лакокрасочные органические покрытия (на
органических растворителях), и чаще всего на основе органосили-
катного материала ВН-30 (в два слоя). Однако срок его службы
примерно два года, а в некоторых зданиях (аэротенках) — один.
Толщина лакокрасочного покрытия групп I, II составляет 40—
60 мкм. Если среда не агрессивна, то конструкции должны быть
огрунтованы или окрашены материалами группы I без ограниче-
ния толщины слоя покрытия.
Для надежной и долговечной защиты металлоконструкций
сельскохозяйственных производственных зданий и животноводче-
ских комплексов, птицефабрик и теплиц следует применять горя-
чее цинковое покрытие. Его толщина для несущих конструкций
при горячем способе нанесения составляет 80—120 мкм, при ме-
таллизации — 150 мкм. На коррозионное поведение цинкового по-
крытия существенное влияние оказывает состав дезинфициру-
ющего раствора.
Ограждающие конструкции в этих зданиях следует выполнять
из алюминиево-магниевых сплавов с анодно-окисным покрытием
толщиной 15—20 мкм.
Для грунтовки и окраски металлических конструкций, эксплуа-
тирующихся в слабоагрессивных средах, целесообразно применять
толстослойные покрытия, в частности эпоксидные композиции без
растворителей. Применение эпоксидных пленкообразователей в
рецептурах толстослойных лакокрасочных материалов обеспечи-
вает более высокие адгезию, водостойкость и защитные свойства
покрытий. В настоящее время наметилась тенденция к сокраще-
нию потребления традиционных лакокрасочных материалов на
органических растворителях и замене их эффективными толсто-
слойными.
Для антикоррозионной защиты металлоконструкций производ-
ственных зданий рекомендуется применять системы лакокрасочных
покрытий горячей сушки, в частности систему на основе эпоксид-
ной шпаклевки ЭП-0010 и эпоксидной эмали ЭП-773, отвержден-
ной при /=120°C в течение 2 ч. Хорошую защиту также обеспечи-
22
вает протекторная краска КО-42 на этилсиликатном связующем,
применяемая в качестве грунтовки, на которую наносится эпоксид-
нокаменноугольная эмаль ЭП-5116 с пониженным содержанием
растворителя. Систему следует наносить по поверхности, очищен-
ной пескоструйным аппаратом.
Для стальных конструкций с повышенными агрессивными усло-
виями эксплуатации (аэротенки, склады минеральных удобре-
ний), кроме упомянутых, рекомендуются системы лакокрасочных
покрытий толщиной 250—350 мкм, наносимые по горячеоцинкован-
ной стали (эмаль ХВ-1100, шпаклевка ЭП-0010 по протекторной
грунтовке ЭП-057, эмали ЭП-5116, ЭП-1155 по грунтовке ЭП-057
и шпаклевке ЭП-0010), а также по металлизационному цинковому
покрытию. Для защиты от коррозии могут быть использованы и
системы покрытий на основе эмалей марок ЭП-7105, Б-ЭП-5199 и
ЭП-793 по протекторной грунтовке ЭП-057 или КО-42.
Из лакокрасочных покрытий по горячеоцинкованной стали на
линиях непрерывного окрашивания наиболее стойкими являются
толстослойные покрытия на основе полихлорвинилового пласти-
ката (пластизоля) ПЛ-ХВ-122 и эмали Б-АС-1212.
В качестве защитного покрытия стальных конструкций в атмо-
сферных условиях складов минеральных удобрений могут приме-
няться горячее цинкование, горячее алюминирование и алюминие-
во-металлизационное покрытие. Наибольшей коррозионной
стойкостью обладают нержавеющая сталь марки Х18Н9Т и аноди-
рованные алюминиевые сплавы, а также хромовые и никелевые
покрытия.
Следует отметить, что долговечность толстослойных покрытий
зависит прежде всего от качества подготовки поверхности под
окраску. Срок их службы при очистке поверхности металлическими
щетками составляет 4 года, а при пескоструйной или огневой обра-
ботке — до 8 лет.
2. ОБЛЕГЧЕННЫЕ БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ
ПОКРЫТИЙ ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ
СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
2.1. СХЕМЫ БАЛОЧНЫХ КОНСТРУКЦИЙ,
ИХ ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА
И КОНСТРУКТИВНЫЕ ОСОБЕННОСТИ
Балочные конструкции представляют собой несущие конструк-
ции покрытий, которые работают на изгиб от поперечных нагрузок
и передают вертикальные опорные реакции на стены или колонны.
К облегченным балочным конструкциям относятся балки с гибкой
и перфорированной стенкой, прутковые прогоны, фермы из облег-
ченных профилей, фермы арочного типа, а также арки с затяжкой.
Распространенным типом объемно-планировочных решений
сельскохозяйственных производственных зданий являются одно-
пролетные здания с пролетами 12, 15, 18 и 21 м. В них нагрузка
от покрытия с учетом собственного веса несущих конструкций со-
ставляет, как правило, не более 1 кПа, что предполагает возмож-
ность эффективного использования легких металлических конструк-
ций. Уменьшенное значение постоянных нагрузок (по сравнению с
покрытиями промышленных зданий) вызывает необходимость раз-
работки новых решений балочных конструкций, выполненных из
набора различных типов профилей из стали и алюминиевых спла-
вов с выгодным применением широкополочных двутавров и тавров,
одиночных уголков, тонкостенных труб, открытых и замкнутых
гнутых профилей. Наибольшее распространение получили разрез-
ные балочные конструкции.
Применение балочных конструкций сплошного сечения целесо-
образно для покрытия с пролетами 12—18 м. Их достоинством
являются простота конструктивной формы и существенно меньшая,
чем в решетчатых конструкциях (фермах), строительная высота,
что позволяет уменьшить высоту стен здания и снизить эксплуата-
ционные расходы. Оптимальная высота сечения зависит от нагруз-
ки и составляет 1/15—1/20 пролета.
В покрытиях сельскохозяйственных зданий вследствие малых
постоянных нагрузок применение двутавровых сечений со сплош-
ной стенкой нецелесообразно, ибо из условия обеспечения мест-
ной устойчивости она получается достаточно толстой, что требует
большого расхода материала. Поэтому необходима такая конструк-
тивная форма балки, материал которой концентрировался бы в
поясах (полках). Этому условию в большей степени отвечают дву-
тавровое сечение с гибкой стенкой (рис. 2.1, а) и сечение из раз-
витого двутавра с перфорированной стенкой (рис. 2.1, б).
24
Отличие тонкостенных сварных балок от обычных
заключается в использовании закритической стадии работы их
стенок, вследствие чего экономия стали в зависимости от нагрузки
и величины пролета может достигать 30—35%. Существуют два
основных, наиболее эффективных типа тонкостенных балок: с по-
перечными ребрами жесткости и с гладкими стенками [15]. Тон-
костенные балки без ребер используются в конструкциях прогонов
с пролетом 12 м. Область рационального применения балки с гиб-
кой стенкой ограничена. Она выгодна по расходу стали при зна-
чительных нагрузках. Наряду с достоинствами таких балок следу-
ет отметить их пониженную надежность вследствие «прощелкива-
ния» стенки, концентрации напряжений, а также опасности
коррозии тонкой стенки. Кроме того, увеличивается расход стали
на связевые элементы по верхним и нижним поясам балок. Экс-
Рис. 2.1. Виды балочных конструкций
25
плуатация балок с гибкой стенкой имеет ряд ограничений, а
именно в тех случаях, когда:
значение временной (снеговой) нагрузки больше значения по-
стоянной, что характерно для сельскохозяйственного строительства
во многих районах нашей страны;
• комбинация загружений вызывает в каких-либо отсеках изме-
нение знака поперечной силы;
при приложении динамической нагрузки амплитуда изменения
. поперечной силы на 30% превышает ее значение от постоянной
нагрузки;
нагрузки приложены вне ребер жесткости.
Балки с гибкой стенкой можно рекомендовать для
покрытий сельскохозяйственных зданий при отсутствии подвесного
кранового оборудования и строительстве в районах с малым весом
снегового покрова (I и II районы), а в случае применения легко-
бетонных ограждающих конструкций — и в III районе.
Балки с перфорированной стенкой (сквозные
или развитые двутавры) образуются разрезкой (роспуском) по
зигзагообразной линии стенки широкополочных двутавров с по-
следующей сваркой встык частей двутавра по выступающим кром-
кам разрезанной стенки. При этом высота балки увеличивается до
1,5 раза по сравнению с исходным двутавром. Соответственно в
1,5—2 раза возрастают ее момент сопротивления и момент инер-
ции. Масса перфорированных балок на 25—30% меньше массы
горячекатаных балок той же несущей способности.
При компоновке балок со сквозной стенкой необ-
ходимо учитывать ряд их конструктивных особенностей, конкрет-
ные условия эксплуатации и технологию изготовления. В первую
очередь следует добиваться, чтобы исходный двутавр (заготовка)
использовался полностью без отходов. С этой целью роспуск ис-
ходных двутавров производят по симметричной (рис. 2.2) или не-
симметричной (рис. 2.3) схемам относительно середины заготовки.
В первом случае образуются сквозные двутавры двух типов: без
вставок и со вставками на обоих концах. Во втором случае все
сквозные двутавры одного типа — со вставкой на одном конце.
Схема роспуска определяется также видом приложенных к бал-
ке нагрузок. Они могут быть равномерно распределенными или же
в виде системы сосредоточенных сил. При этом рекомендуется со-
блюдать следующие зависимости: hx— (0,6—0,75)/г; а^90 мм;
250 мм; а = (40—70)°.
Перфорированные балки наиболее целесообразны в
том случае, когда цельный двутавр подобран по допускаемым де-
формациям. Это позволяет широко применять их для покрытий
сельскохозяйственных зданий при легком кровельном настиле и
сравнительно небольшом шаге несущих конструкций. Отверстия в
балках используются для пропуска инженерных коммуникаций.
Прутковые прогоны (рис. 2.1, в) используются в сель-
скохозяйственном строительстве как самостоятельные фермы. Ра-
циональная область их применения — при пролетах 6—15 м. Про-
26
гоны наиболее эффективны при легкой кровле, особенно холодной,
и для I—III снеговых районов.
По своей конструктивной схеме прутковый прогон представля-
ет сквозную стержневую систему. Пояса выполняются из жестких
прокатных элементов (уголков, тавров, швеллеров, труб) и холод-
ногнутых профилей, решетка — из круглой стали, которая выгиба-
ется из целого стержня по заданной форме и размерам. Круглый
стержень решетки в местах перегиба имеет небольшие горизон-
Рис. 2.2. Компоновка перфорированных балок с симметричным раскроем:
а—схема раскроя; б—балка из элементов А; в—из элементов В
тальные участки, плотно примыкающие к поясам ферм. Эти участ-
ки служат также для наложения угловых сварных швов. Прутко-
вые прогоны отличаются легкостью и простотой изготовления. Их
можно изготовить в условиях производственных баз колхозов и
совхозов с минимальными трудозатратами.
Наименьшая высота прогона принимается не из экономических
соображений, а из условия его жесткости. Это определяется осо-
бенностями проектирования решетки из круглой стали при рабо-
те ее на сжатие.
Прогоны характеризуются большой боковой гибкостью. Поэто-
му их необходимо раскреплять связями в плоскости верхних и
нижних поясов.
Сквозные (решетчатые) прогоны (см. рис. 2.1, г)
промышленной номенклатуры применяются в сельскохозяйствен-
ном строительстве и как самостоятельные фермы. Верхний пояс
этих прогонов выполняется из двух прокатных или гнутых швел-
леров с вертикальными параллельными плоскостями стенки (пол-
ками наружу). Элементы решетки из гнутых швеллеров заводятся
между элементами пояса и привариваются к последним без фа-
27
сонок. Это обеспечивает достаточную простоту изготовления прого-
нов и повышает их боковую жесткость. Конструктивное решение
прогона с неразрезным верхним поясом удовлетворяет требованиям
жесткости при опирании кровельных панелей и сплошного настила
с внеузловой передачей нагрузки, что характерно для покрытий
сельскохозяйственных производственных зданий.
Стальные фермы нашли широкое применение в покры-
тиях зданий сельскохозяйственного назначения, и особенно при
Рис. 2.3. Компоновка перфорированных балок с несимметричным раскроем:
а—схема раскроя; б—общий вид балок
пролетах 18 и 21 м. По расходу металла эти фермы по сравнению
со сплошными балками более экономичны.
Фермы различаются по очертанию поясов и по виду решетки.
Очертание ферм покрытий производственных сельскохозяйствен-
ных зданий в первую очередь зависит от типа кровли и назначения
здания. Опирание ферм только шарнирное.
По очертанию поясов различаются фермы треугольного (рис.
2,1, е, ж, з, и), полигонального (рис. 2.1, к) вида и фермы с па-
раллельными поясами (рис. 2.1, д, л, м, н). Получили также рас-
пространение фермы арочного типа (рис. 2. 1, о) и треугольные
арки с затяжкой и подвесками (рис. 2.1, п). Схемы металлических
ферм покрытий производственных зданий, наиболее часто приме-
няемых в практике сельскохозяйственного строительства, приведе-
ны в прил. I.
Несмотря на то что треугольные фермы имеют ряд конструк-
тивных недостатков (острые опорные узлы, чрезмерно длинные
средние стержни решетки, несоответствие параболическому очер-
танию эпюры моментов), их широко используют в сельском стро-
ительстве для образования крутоуклонных кровель с применением
асбестоцементных волнистых листов, легких утепленных панелей с
обшивками и других материалов из местного сырья.
28
На рис. 2.1, д показана схема фермы с параллельными поясами,
образованная из двух полуферм с веерообразной решеткой и соеди-
ненная жесткой затяжкой. Трансформирование этой схемы с со-
хранением геометрии полуферм позволяет законструировать поли-
гональную малоуклонную ферму (рис. 2.1, е) и ферму треугольно-
го очертания (рис. 2.1, ж) путем уменьшения длины средней
панели (затяжки) нижнего пояса. Такой подход дает возможность
унифицировать геометрические схемы типовых ферм и достичь
единообразия конструктивных решений. С точки зрения геометрии
эти схемы являются голоморфными.
В ферме, запроектированной по схеме рис. 2.1, д, длинный вос-
ходящий раскос всегда сжат, что ведет к перерасходу материала
из-за ограниченной гибкости (Х^150). В этом случае целесооб-
разнее не веерная решетка, а решетка с применением шпренгелей
(рис. 2.1, з), которая уменьшает расчетные длины сжатых элемен-
тов в плоскости фермы.
По геометрическим схемам (рис. 2.1, д, е, ж) разработаны
конструкции ферм с применением тонкостенных труб для нижнего
пояса и решетки с различными уклонами верхнего пояса для одно-
и двухпролетных зданий с совмещенной кровлей. Нижний пояс мо-
жет выполняться из одиночного уголка. При схеме фермы с парал-
лельными поясами (рис. 2.1, д) также устраиваются односкатные
покрытия. По схеме (рис. 2.1, ж) верхние пояса ферм компонуют-
ся из двух швеллеров (полками наружу), а нижние пояса и ре-
шетка— из одиночных, поставленных полками вниз (сер. 1.860-1).
По такому же принципу изготавливаются фермы (сер. 1.860-5), верх-
ние пояса которых выполняются из двух швеллеров, образующих
коробчатое сечение. Нижние пояса и элементы решетки проекти-
руются из парных уголков. Для нижнего пояса принимается также
швеллер (полками вниз).
Фермы из труб и серии 1.860-5 экономичнее типовых ферм серии
1.860-1 соответственно на 18—25 и 15—25%. При этом трудоем-
кость изготовления ферм из труб ниже на 20—30%, а их стоимость
«в деле» на 15—18% меньше.
Конструктивные решения треугольных стальных ферм пролетом
18 м (рис. 2.1, ж) разработаны с применением замкнутых гнуто-
сварных профилей. Узлы решены с непосредственным примыкани-
ем косо обрезанных элементов решетки к поясам. Как вариант ре-
шетка может быть запроектирована из швеллеров. Она привари-
вается к боковым поверхностям замкнутых профилей, вследствие
чего отпадает необходимость в подгонке раскосов к поясам. Заме-
тим, что применение ГСП весьма эффективно в качестве верхних
поясов крутоуклонных ферм покрытий неотапливаемых зданий
треугольного очертания при внеузловой передаче нагрузки. Так,
масса запроектированных для I снегового района треугольных
ферм из ГСП пролетом 18 м с покрытием из облегченных комп-
лексных металлических каркасных плит составила 5—6 кг/м2.
По схеме (рис. 2.1, ж, л) проектируют фермы из одиночных
уголков. По сравнению с фермами из парных уголков они более
29
коррозионностойки благодаря открытым сечениям элементов, до-
ступным для окраски и осмотра.
Трудоемкость изготовления ферм из одиночных уголков на
35—40% ниже, так как они образованы из меньшего числа дета-
лей, без фасонок, и не требуют перекантовки. Их масса на 5—7%
меньше массы ферм из спаренных уголков. Недостатком ферм со
стержнями из одного уголка является отсутствие оси симметрии
из плоскости. Расход металла на одну ферму из одиночных угол-
ков пролетом 18 м под нагрузку 15 кН/м составляет 988 кг, из
гнутосварных профилей — 833 кг.
Ферма Полонсо (рис. 2.1, з) также состоит из двух треуголь-
ных полуферм со шпренгелями, которые уменьшают длину панелей
сжатого верхнего пояса. Особенностью конструктивной схемы яв-
ляется применение для растянутых элементов решетки и нижнего
пояса гибких стержней круглого профиля, что снижает расход
стали. Сравнение таких ферм пролетом 18 м и шагом 6 м с типо-
выми фермами серии 1.860-1 показывает снижение удельного рас-
хода стали на 28% (с 12 до 8,6 кг/м2).
Стремление использовать легкие профили круглого сечения
для растянутых элементов привело к образованию полигональных
ферм (рис. 2.1, к) со вспарушенным нижним поясом, обеспечиваю-
щим в стержнях раскосов лишь растягивающие усилия. Для поли-
гональных ферм пролетом 21 м, когда нижний пояс и раскосы вы-
полняются из круглой стали, а верхний — Из прокатного швеллера,
обеспечивается экономия стали до 30% по сравнению с фермами
серии 1.860-1 (рис. 2.1, яс).
Стальные конструкции покрытий неотапливаемых зданий тре-
угольного очертания серии 1.460-3-16 (рис. 2.1, и) запроектирова-
ны с жестким верхним поясом и разреженной решеткой. Стропиль-
ные фермы пролетом 18 и 24 м приняты двускатными для одно-
пролетных зданий и односкатными — для двухпролетных. Верхний
пояс выполнен из нормального двутавра типа Б, элементы решет-
ки и нижний пояс — из спаренных уголков. В опорном и конько-
вом узлах предусмотрена расцентровка.
Для покрытий производственных сельскохозяйственных зданий
каркасного типа под рулонную кровлю используются фермы с
параллельными поясами (рис. 2.1, м, н) (уклон поясов—1,5%).
Сопряжение ферм с колоннами — шарнирное. Они имеют сущест-
венные конструктивные преимущества: равные длины стержней
поясов и решетки, одинаковую схему узлов и минимальное число
стыков поясов, что обеспечивает наибольшую повторяемость дета-
лей и унификацию конструктивных схем.
Рациональными профилями для ферм рассматриваемых схем
являются электросварные трубы, замкнутые гнутосварные профи-
ли прямоугольного и квадратного сечения, а также широкополоч-
ные тавры (ШТ). Конструктивной особенностью ферм из ШТ (ре-
шетка из парных уголков, рис. 2.1, м) является выполнение узло-
вых уширений. Масса ферм из тавров благодаря существенному
уменьшению размеров и числа узловых фасонок, а также отсутст-
30
вию соединительных прокладок в поясах на 10—15% ниже массы
типовых ферм из уголков. Благодаря исключению мелких деталей
трудоемкость изготовления ферм уменьшается на 15—20, а стои-
мость — до 15%.
Несущие конструкции покрытий производственных зданий из
ГСП (рис. 2.1, л, н) наиболее эффективно используются в сель-
ском строительстве при сравнительно небольших пролетах и малых
расчетных нагрузках [7]. Фермы из гнутосварных профилей для
покрытий сельскохозяйственных зданий экономичнее аналогов из
Рис. 2.4. Схема комбинированной арочной фермы:
1—специальные гнутые илн прокатные профили; 2—профили из круглой стали
горячекатаных профилей на 15, а по трудоемкости — на 10—12%
(на одну ферму). При этом имеет место снижение расхода стали
до 20%. Применение стержней из ГСП в качестве элементов свя-
зей покрытий позволяет уменьшить их массу по сравнению с угол-
ковыми на 40%. Кроме того, применение ГСП весьма перспективно
для ферм под беспрогонную кровлю с шагом 4 и 6 м, ферм покры-
тий с внеузловыми нагрузками на верхний и нижний пояса, без-
раскосных ферм; шпренгельных малопролетных конструкций
(12—24 м), где верхние пояса эффективно работают на продоль-
но-поперечный изгиб; балочных конструкций, в которых примене-
ние пустотелых поясов может эффективно сочетаться с наличием
тонких стенок, стоек и ригелей рам при малых и средних нагруз-
ках и т. п. Из ГСП также проектируются фермы арочного типа
(рис. 2.1, о).
В покрытиях ангарных теплиц получили распространение пред-
варительно напряженные треугольные фермы арочного типа (рис.
2.4) пролетом 18 м. Верхний пояс запроектирован из специальных
С-образных холодногнутых парных профилей, треугольная решет-
ка — из гнутого профиля в виде швеллера, нижний пояс, подвески
и затяжка — из круглой стали.
Конструктивная схема (рис. 2.1, га) представляет собой тре-
угольную арку с затяжкой, воспринимающей распор. Пояса арок
компонуются из перфорированных двутавров, холодногнутых про-
филей, а также сквозного сечения из прокатных элементов, соеди-
ненных при помощи гибкой гнутой арматуры. Подвески выполня-
31
ются из круглой стали, затяжки — из круглой арматуры или в ви-
де жестких профилей.
Арки с прямолинейным поясом пролетами 18, 21 и 24 м .широко
используются в животноводческих комплексах для крупного рога-
того скота. По сравнению с фермами серии 1.860-1 расход стали на
арки снижается до 20%.
2.2. ЭФФЕКТИВНЫЕ ТИПЫ ДВУТАВРОВЫХ БАЛОК
Нормами проектирования стальных конструкций [9] предусмат-
ривается использование в строительстве двух эффективных типов
двутавровых балок — балок с гибкой стенкой и балок с перфориро-
ванной стенкой.
2.2.1. БАЛКИ С ГИБКОЙ СТЕНКОЙ
Балки с гибкой стенкой — это двутавровые балки составного сече-
ния с условной гибкостью стенки Kw = (hef/tw)yERy/E > 6.
Они отличаются от обычных балок с относительно толстой стен-
кой, несущая способность которых при изгибе оказывается недоис-
пользованной. Балки с гибкой стенкой проектируются симметрич-
ного сечения из малоуглеродистой или низколегированной стали.
Целесообразны также бистальные балки.
Общий вид балки и ее сечение представлены на рис. 2.5. Поми-
мо поясов и стенки, конструкция содержит опорные ребра жестко-
сти с шагом а, не превышающим 1,5/г. Обычно а=(1—1,2)/г. Стен-
ка балки разделяется ребрами на отсеки: опорные, средние и про-
межуточные. Возможно проектирование балок с гладкими и гофри-
рованными стенками.
Пояса тонкостенных балок могут быть выполнены из листового
проката или из фасонных профилей (парных уголков, тавров, швел-
леров, труб, ГСП). Стенка принимается минимально возможной
толщины с таким расчетом, чтобы ее условная гибкость нахо-
дилась в пределах 6—13. Обычно толщина стенки tw берется не
менее 4 мм из условия обеспечения ее коррозионной стойкости. По-
перечные ребра жесткости выполняются из листа либо из одиноч-
ного уголка, привариваемого к стенке пером. Ребра жесткости мо-
гут быть двусторонними симметричными либо односторонними.
Рис. 2.5. Схема балки с гибкой стенкой:
1—опорное ребро; 2—поперечные ребра жесткости; 3—дополнительное поперечное ребро
32
Опорное ребро выполняется из листа, ширина которого принима-
ется равной ширине поясов балки. _____
На расстоянии не менее ширины ребра и не более 1,3tw- у/~E/Ry
от опорного ребра рекомендуется устанавливать дополнительное дву-
стороннее ребро жесткости, как это показано на рис. 2.5.
Конструктивная форма балки с гибкой стенкой аналогична кон-
струкции обычной двутавровой балки составного симметричного
сечения. Вместе с тем балки с гибкой стенкой существенно отлича-
ются по характеру работы от обычных балок. При действии расчет-
ных нагрузок гибкая стенка теряет устойчивость и переходит в за-
критическое состояние с видимым образованием складок на поверх-
ности. При этом происходит перераспределение внутренних усилий,
и элементы балки работают по новой схеме. Расчетная схема бал-
ки с гибкой стенкой приближается к раскосной ферме с параллель-
ными поясами, где роль стоек выполняют ребра жесткости, а
раскосов — растянутые складки стенки.
Основным расчетным элементом является отсек-панель, огра-
ниченный по вертикали ребрами жесткости, а по горизонтали —
поясами. Для промежуточных отсеков, где действуют одновремен-
но моменты и поперечные силы расчетной величины М и Q, про-
верка их несущей способности выполняется по формуле (Af/Afu)4 +
+ (Q/Q«)4<1- Здесь Ми и Qu—предельные значения момента и
поперечной силы:
Л4И = AfhefRy Д 0,85 (twh2ef)/'kw- (1 — ll^w)-Ry', Qu = twhefXCT + N,
где xcr = 10,3 (1 + 0,76/p2) -Rs/^w — критическое напряжение в стенке
при срезе для отсека с соотношением сторон р. = hefla= 1—1,5; 7?s =
=0,58 -Rv—расчетное сопротивление стали при сдвиге; Af—площадь
сечения пояса балки; N = 3,3Rstwhef (1 — Tcr/7?s) • [рр/( 1 + р2)] —про-
дольное усилие в ребре жесткости, вызванное закритической работой
стенки.
Коэффициент р = 0,05 + 5а 0,15 при а <10,03 и р = 0,11 4-
+ За ^0,40 при 0,03<a<J0,l. Здесь а= 8^1П2 (й^ + а2); I^mln—
минимальный момент сопротивления таврового сечения, состоящего из
сжатого пояса и примыкающего к нему участка стенки высотой
0,5 tw ]/~ElRy при изгибе в ее плоскости.
Для опорного и среднего отсеков проверка несущей способности
упрощается, так как М или Q равны нулю.
Сжатый пояс с расчетным сечением в виде тавра и эффективной
площадью Aef = Af 4- 0,5 VE/Ry должен быть проверен на устой-
чивость в середине пролета балки/При проверке устойчивости в плос-
кости стенки расчетная длина пояса lef принимается равной 0,5а. Про-
дольная сила в нем—N = Л4тах// Y0Aef (Л4тах — максимальный изги-
бающий момент в середине пролета балки; I — момент инерции всего
сечения; Yo — расстояние от нейтральной оси до центра тяжести рас-
четного сечения сжатого пояса).
3. Зах. 1293
33
Устойчивость балки (сжатого пояса из плоскости стенки) проверять
не требуется при /е/ 0,21&у У EjRy , где bf — ширина сжатого пояса,
принимаемая с таким расчетом, чтобы отношение ширины свеса сжа-
того пояса из неокаймленного листа bef к его толщине tf не превы-
шало (},3&УE[Ry , т. е. bf^Q,7&t}yElRy . В случае окаймления
свеса ребром ширина сжатой полки может быть увеличена в 1,5 раза
при обеспечении ее местной устойчивости, если ширина окаймляющего
ребра bh^s0,15&y.
Поперечные ребра жесткости должны быть рассчитаны на устой-
чивость от продольной силы У, величину которой следует принимать
не ниже значения сосредоточенной нагрузки, расположенной над реб-
ром. В расчетное сечение ребра при этом включаются полосы стенки
шириной Q,f£>twVE)Ry с каждой его стороны. Расчетная схема ребра
принимается в виде центрально-сжатого стержня (в случае симметрич-
ного двустороннего ребра жесткости) или внецентренно-сжатого (при
одностороннем ребре жесткости) с расчетной длиной /е/ = /г(1-₽)>
0,7/г. Опорное ребро рассчитывается как для обычной балки в со-
ответствии с указаниями [9].
Проверкам несущей способности балки должна предшествовать ком-
поновка ее сечения, начинающаяся с определения высоты h. При от-
сутствии конструктивных ограничений высоту балки следует назначать
близкой к оптимальному значению, при котором достигается минимум
массы конструкции hopi = д /hw Мта-хУп . д/" Е Отсюда при вы-
V Ry7c ' Ry
бранной tw приходим к выражению оптимальной условной гибкости
стенки Xw = i f—— • 1 / Afmax7n. _
|/ Ry |/ Ry^
Кроме того, исходя из требуемой жесткости балки необходимо
принимать ее высоту не менее /гШш=5/24-(/?^c)/£yn-Wyfcp- 1/а,
где n0 = l/f — норма прогиба (по=250 или 400 при отсутствии или
наличии подвесного оборудования); у/ср— усредненный коэффици-
ент надежности по нагрузкам; а=1,2—0,033 Ew—коэффициент,
учитывающий снижение жесткости балки от местной потери устой-
чивости стенки.
Площадь сечения пояса определяется по выражению Af —
= ^max/0>9 Tn/Ус, после чего для неокаймленной сжатой полки
находится bf <1 j/"о,76Лу К EjRy и ее толщина tf = At/bf.
2.2.2. ПЕРФОРИРОВАННЫЕ БАЛКИ
Широкополочные двутавры по ТУ 14-2-24-72 прокатываются из
малоуглеродистой и низколегированной стали. Поэтому можно
компоновать как моностальные перфорированные двутавры, так и
бистальные (из двух марок стали). Причем верхнюю часть сечения
вырезают из двутавра (малоуглеродистая сталь), а нижнюю — из
двутавра (сталь повышенной прочности). Бистальные перфориро-
34
ванные двутавры выполняются асимметричного сечения. Фрагмент
балки со сквозной стенкой представлен на рис. 2.6, а.
В балке из развитого двутавра (по сравнению с исходными)
увеличиваются плечо внутренней пары сил и воспринимаемый ею
момент, а также более полно используется прочность металла в
сечении. В опорном сечении стенку перфорированной балки при
hefltw>4:Q укрепляют ребром жесткости (tw— меньшая толщина
стенки). Длина балки у опоры, не ослабленная отверстием,
^250 мм; а90 мм; угол наклона грани отверстия а = 40—70°.
Из условия, что длина балки Z=2c + 2d^0+(2й0—1)а, где d—
= ft0/2-ctga; /io=2(ft—ft); feo—число отверстий, можно опреде-
лить фактический угол
^0^0
а = arctg
I 4- а — 2 (с -|- koa)
(2-1)
Сквозной двутавр, работающий на изгиб, по своей расчетной
схеме является многократно статически неопределимой системой,
которая с достаточной степенью точности может быть рассчитана
по приближенному способу Виренделя как безраскосная ферма.
При этом предполагается, что в середине сплошных участков стенки
и посередине участков поясов, в местах вырезов условно располо-
жены шарниры — точки нулевых моментов, где действуют только
поперечные силы. Напряженное состояние в двух характерных
сечениях сквозного двутавра представлено на рис. 2.6, б. Проч-
ность бистальной перфорированной балки проверяется в четырех
точках (1—4) согласно п. 19.2 [9].
Рассмотрим моностальную перфорированную балку. Вследствие

35
симметрии поперечного сечения прочность проверяется только в
точке 1:
(Mh)/2IX + (Qa)/4W lmax < (^Tc)/Vn (2.2)
и в точке 2:
(Mh0)/2Ix + (Qa)/4rimax < (Яиус)/(уиь). (2.3)
В точке 2 прочность проверяется без учета развития пластических
деформаций из-за концентрации напряжений.
Расчетные изгибающие моменты М и поперечные силы Q опре-
деляются в расчетных сечениях, которые располагаются при со-
средоточенных грузах на балке под каждым из них, а при дей-
ствии равномерно распределенной нагрузки—на расстоянии Х{ =
=1/2—li (t=l; 2) от опорного сечения (для точки 1: /1 =
= (Ixna)/2hW11пах, для точки 2: /2— (Iхпа)/2h0Wцпщ', 1хп — момент
инерции балки в сечении с отверстием (сечение нетто) относитель-
но оси х—х; Тоннах и ТГцтц — наибольший и наименьший моменты
сопротивления ветви таврового сечения).
В сечении на расстоянии с+аг—0,5а от опоры, т. е. между бли-
жайшими к опоре отверстиями на нейтральной оси балки
(рис. 2.6, в), проверяется прочность стенки на срез по одной из
формул:
или Q/tftA/Hi/a^^sVc/Tn, (2.4)
где 5Ж и 1Х— соответственно статический момент верхней части
двутавра и момент инерции сечения брутто относительно нейтраль-
ной оси.
В сечениях балки при гибкости стенки hef]tw> 2,5 7/E)Ry сле-
дует устанавливать ребра жесткости (целесообразны односторонние
ребра жесткости с высотой сечения bh — hefl24 + 50 мм и толщиной
ts — 2bh YRv/E ). Сосредоточенные грузы необходимо располагать
только в сечениях балки, не ослабленных отверстиями, стенку при
этом проверять на локальную нагрузку по формуле cri0C = Fl(tj,ef)
^(^yVe)/Vn (4/—условная длина распределения нагрузки F). В случае
невыполнения последней проверки стенку необходимо также укрепить
ребрами жесткости.
При компоновке сквозных двутавров следует учитывать, что их
экономичность в значительной мере определяется отсутствием ребер
жесткости. Поэтому необходимо, чтобы в исходном двутавре гибкость
стенки hefHw < 1,7 VE!Ry .
Опорное ребро перфорированной балки рассчитывается | как для
обычной балки: участок стенки балки над опорой проверяется из ее
плоскости как стойка на продольный изгиб. В расчетное сечение Atf
этой стойки включаются сечение опорного ребра и полосы стенки
шириной 0,65 tw VE/Ry , примыкающей к ребру. Строганый торец
опорного ребра проверяется на местное смятие (с расчетным сопро-
тивлением Ru) при условии, что ребро в торце выступает за нижний
пояс не более чем на 1,5 своей толщины.
36
(2-5)
Проверкам несущей способности балки с перфорированной стен-
кой должна предшествовать компоновка ее сечения. Рассмотрим
две методики компоновки. Согласно первой, проектирование на-*
чинается с назначения высоты перфорированной балки исходя из
условия обеспечения требуемой жесткости при полном использова-
нии прочностных свойств стали, т. е.
< __ 1 по ]
'hnin , “Г:
4 Еуп у/сР
Здесь в качестве расчетного значения момента инерции перфо-
рированной балки принимается /е/=0,95 1Х и тем самым учитыва-
ется влияние поперечных сил на увеличение прогиба; п0 = 25О или
400. Затем определяется требуемая площадь ветви таврового сече-
ния по формуле
^l,cal — (^maxTn)/(0>8^min^Tc). (2.6)
Далее из сортамента прокатных двутавров (обыкновенных, об-
легченных и широкополочных балочных профилей) выбирают ми-
нимальный по массе профиль, для которого выполняется условие
А 2А1 + tw (h — h), (2.7)
где А — площадь сечения исходного двутавра с высотой профиля
fi=hlk-, й = 1,4—1,5. Высота стенки ветви таврового сечения долж-
на удовлетворять условию обеспечения ее местной устойчивости в
соответствии с требованиями [9]:
hef/tw < (0,35 + 0,07 X) (1 + 0,25 /2-^/^ ) УУу, (2.8)
где X = 1,4; hef = h/2 — tf — г — Ло/2; 1 ^.bf/hef^.2. Принимая в за-
пас устойчивости bflhef = 2, получим hefltw = 0,45 УE/Rv .
Согласно второй методике, вначале определяется требуемое
значение момента сопротивления сечения H7caZ= (Afmaxyn)/(pyyc)>
затем выбираются исходные двутавры с моментом сопротивления
1Г~0,65117, после чего компонуют сквозной двутавр с высотой сече-
ния h= (1,4—1,5)Л. В заключение выполняется проверка напря-
женного состояния скомпонованного сечения перфорированного
двутавра и жесткости.
Рассмотренные методики приводят к единому результату в случае
совпадения значений минимальной высоты сечения /imln и оптимальной
высоты /iopt = V3W/tw , при которой достигается минимум массы
балки. Из условия ftopt = Лтш приходим к граничному значению рас-
четного сопротивления стали Ry= (3,6/ус) • yn м (E^fcv)2/tw(ln0)2. Здесь
приняты следующие размерности: М — в кН-см; I и tw — см; Ry и
Е — МПа. В частности, при ив = 250, tw = 1 см и £ = 2,06-105 МПа
получим ___________
Ry = (680/ус) уп- у' М(у/ср//)2 . (2.9)
37
При Ry>Ry следует_использовать первую методику расчета (по
жесткости), а при Ry<Ry— вторую (по прочности).
Для перфорированных балок, применяемых в сельскохозяйст-
венном строительстве, как правило, рекомендуется первая методи-
ка компоновки сечения ввиду сравнительно малых нагрузок при
легких покрытиях. В этой же связи достаточно эффективны моно-
стальные балки с перфорированной стенкой, выполненной из обыч-
ной (полуспокойной малоуглеродистой) стали.
Пример. Рассчитать двутавровую перфорированную балку покры-
тия при следующих исходных данных: пролет I = 12 м; шаг балок
В = 6 м. Материал—сталь марки ВСтЗпсб-1 по ТУ 14-1-3023-80 (Rv =
— 240 МПа, Ru = 355 МПа для фасона при толщине проката до
20 мм). Норма прогиба п0 = 250; ус =1; уп = 0,95. Нормативные
нагрузки: вес покрытия-—0,8 кПа; вес несущей конструкции —0,1 кПа;
снега (IV район)—1,5 кПа.
Статический расчет. Нормативная погонная нагрузка qn = (0,8 +
+ 0,1 + 1,5)-6 = 14,4 кН/м; расчетная погонная нагрузка q = (0,8 х
X 1,2 + 0,1-1,05 + 1,5-1,55)-6 = 20,34 кН/м; уУор = =
?п 14,4
1 м 20,34-12’ оде ю и
= 1,41; Жщах = ~— = ------------= 366,12 кН-м.
8 8
Граничное значение расчетного сопротивления материала по
(2-9) - ___________
Ь 680 з-—-----—j- 680-0,95 7/366,12.1,412 oqQ ,дги
Ry = V" Vn У М = ' 1 б~~ V ------------------12065---= 239 МПа'
Так как Rv~Ry, то расчет можно вести и по первой, и по второй
методике. Используем первую методику расчета (по жесткости).
Подбор сечения. Минимальная высота по (2.5) /imin = —— X
4
Я„усп0 , 1 240-1,0-250-1200 сс п
X I =-----------------------= 65,2 СМ.
ЕупУ/ср 4 2,06-108-0,95-1,41
Принимаем = Тогда высота исходного двутавра h =
=/г/1,5 = 65,2/1,5=43,5 см. Принимаем й=40 см.
Площадь сечения тавра-пояса сквозной балки по (2.6)
Аг со{ = ___----------= 366,12-104-0,95 = 29,2 cmS
0,8/imin Ry-fc 0,8-65,2-240-0,95
В этом случае площадь сечения исходного двутавра по (2.7) А —
= 2Л1 + + (/г—й) =2-29,2+1,0(65,2—40) =83,6 см2 (предполагае-
мая толщина стенки + =1,0 см).
Близкую к полученной площади имеют 145 (Л = 84,7 см2) и
145Б2 (4 = 82,8 см2).
По второй методике расчета (по прочности) получим:
= ,44тахУп = 366,12-104-0,95 = Н49 см3 = Q б5. 1449 =
Ryya 240-1,0
= 942 см3.
38
Моменты сопротивления: 145(W=
= 1231 см3), 145Б1 (F=1110 см3) и
145Б2 (TF= 1280 см3). Окончательно
принимаем в качестве исходного
145Б1 (нормальный двутавр) как
наиболее экономичный (А = 74,6 см2;
/1 = 44,54 см; 6/= 18; //=1,1; /« = 0,76
и г = 1,8 см).
Высоту составного двутавра при-
нимаем h = 64,5 см. Эффективная
h f
гибкость стенки (рис. 2.7) ——
_________________________ tw
= = 77,2 > 2,5 1/Al = 2,5 х
0,76______ У Ry
X J^2’^105 = 7^,2 Поэтому сле-
Рис. 2.7. Сечение балки с перфориро-
ванной стенкой (к примеру расчета)
дует предусмотреть поперечные ребра
жесткости с шагом-~2,5/+/= 2,5 • 58,7^
а 150 см, так как 1го = -%- =
w tw У Е
_ 58,7 1/" 240 — 2 64 <7 3 2
0,76 У 2,06-105
(п. 7.10 [9]).
Принимаем односторонние ребра
жесткости с шириной выступающей
части bh = hei!^ + 50 мм=58,7/24+
+ 5 = 7,45 см, т. е. bh= 8,0 см; тол-
щина ребер ts = 2/р/ V RyjE = 2-8-ф/'240/2,06- 105= 0,546 см, или
ts = 6 мм.
Местная устойчивость опорных сечений стенки балки hefltw =
= 58,7/0,76 = 77,2>40 (п. 19.4 [9]). Поэтому стенку на опорах
также следует укреплять ребрами жесткости. Размеры ребер при-
нимаем такими же, как и в сечениях пролета.
Геометрические размеры перфорации. Задаемся размерами а=20 см,
с = 30 см и числом отверстий по длине балки kQ = 15. Тогда
h0 ~2(h — h) = 2 (64,5— 44,5) = 40 см угол наклона по (2.1)
> JzqIiq , 15*40 .-то
= arctg----------------- = arctg--------------------------а 47 .
l + a — 2(c + *oa) 1200+ 20-2 (30+15-20)
этом d = li0/2-ctga = 40/2 — 0,932 = 18,65 см. Шаг перфорации
= 2 (а + d) = 2 (20 + 18,65) = 77,3 см.
при
а =
При
Я1 =
Геометрические характеристики сечения (рис. 2.7). Площадь се-
. А—йо/2-Za, 74,6-40/2-0,76
чения ветви по (2.7) А± =---------------— =------------:-------=
= 29,7 см2; положение центра тяжести относительно оси 1 — 1 z±~
Si (18—0,76)-1,12/2 + 0,76-12,25»/2 о о_
— —— = -------—-—-—-—Д— ------:—— = 2,27 см. Момент инерции
29,7
39
ветви А = (18 — 0,76)• 1,13/12 + (18 — 0,76)-1,1 (2,27— 1,1/2)40,76х
X 12,253/12 + 0,76-12,25 (12,25/2—2,27)* 2 = 312,8 см4. Тогда
^1тах=/1/21 = 312,8/2,27 = 137,8 см3; №1га1п = ——^1——- =
Момент инерции и момент сопротивления ослабленного сечения
Ixn = 2lI1 + A1(h/2 — z1)1] = 2 [312,8 + 29,7• (64,5/2 — 2,27)2 =
= 54014 см4; Wxn = 2/яп//г = (2 - 54014)/64,5 = 1675 см3 > 1449 см3.
Проверка прочности сечения. Определяем положение точек 1 и 2.
Ху = ------= — 60,8 = 539,2 см; = (!хп а} =
2 2 2W]maI
54014-20
- 60,8 см.
2-64,5-137,8
Уточняем положение точки 1
— = 77,3--------— = 67,3 см;
2 2
из рисунка перфорации 1± = аг —
х± = 600 — 67,3 = 532,7 см; х2 =
= ------/о = 600 —431,4 = 168,6
2
= 431,4 см.
Уточняем положение точки
= 396,5 см; х2 = 600—396,5 = 203,5
В сечении точки 1
. __ 1хпа 54014-20 ____
CM’, to — -------------- = " —
2/i0rimin 2-40-31,3
2: 12 = 5 Д1 + а/2 = 5 • 77,3 + 20/2 =
см.
М, = Afinax = 366,12 • 4-5>33(12~5.33) = 36! 6 кН .
1 щах р 122
Qj = q = 20,34 f-2- —5,33^ = 13,63 кН.
В сечении точки 2
Мг = Л4тах -4*?А~Ха) = 366,12- 4'2>°35 (12 —2 1035) = 206,2 кН м.
Q2 = q --------х2 j = 20,34 (-у- — 2,03б) = 80,65 кН.
Напряжение в точке 1 по (2.2) ---1------------=
= 361,6-103.64,5 .13,63-10-20- = 215 9 4 95 = 220>9 МПа< Р Х
2-54014 4-137,8 у
х = 240 = 252,6 МПа.
Тп 0,95
40
Напряжение в точке 2 по (2.3) <ra = - ---1---—— =
27xn 4U7lmin
206,2-103-40 80,65-10-20 = ?g 35 j2g g3 = 205 2 МПа <
2-54014 ' 0,1 °
Rufe _ 355-1,0
4-31,3
= 287,4 МПа.
УиУп 1,3-0,95
Проверяем сечение на срез близ опоры (2.4) на расстоянии х —
= с + + 0,5а = 30 + 77,3 — 0,5-20 = 97,3 см; Q = q (1/2 — х) =
= 20,34 (6 — 0,973) = 102,25 кН; т = Q/(twhef)-aja = ~~~s° X
X = 84,3 МПа<7?3 ус/уп = 0,58-240-1,0/0,95 = 146,5 МПа.
Ввиду большого недонапряжения проверку касательных напря-
жений по более точной формуле (2.4) можно не выполнять.
Проверяем местную устойчивость стенки сжатой ветви таврового
сечения при высоте стенки hef = h/2 — tf — г — h0/2 = 64,5/2
— 1,8 — 40/2 = 9,35 см и
= .2^1 = 12,3
0,76
у/^ОбЛо^ = 14>0, т.
Х V 240
1,1 —
ширине полки bf = 18 см по (2.8): —
__________________________________________tw
(0,35 + 0,07-1,4)-(1 + 0,25 /2--^=- )х
е. устойчивость стенки обеспечена.
Расчет опорного ребра. Толщина опорного ребра определяется из
. Qyn 122-0,95 Л ,О1 ql
условия смятия ----------1--- =-----------= 0,181 см; О = —— =
bhRuyc 18-355-1,0 2
= 20,34-6 = 122 кН; bh = bf= 18 см.
Принимаем конструктивно толщину ребра /8 = 6 мм. Сварные
швы, прикрепляющие ребро к балке, принимаем минимальной
толщины с катетами &/ = 5 мм по табл. 38 [9].
_ - , 5 qnl* 5-1,44-12004
Проверка жесткости балки, г = — -— =--------------------------=
н '384 EIef 384-2,06-105.51313
= 3,68 см, где Ief = 0,95/Ж71 = 0,95-54014 = 51313 см4. Максимально
допустимый прогиб f = —— = 25О- = 4,8 см Л Следовательно, балка
удовлетворяет требованиям жесткости.
Оценка эффективности перфорированной балки. Для сравнения
произведем расчет сплошностенчатой двутавровой балки /imin =
240-1,0-250 ionn
------------------------------------------ • 1200 = 54,4 см; w =
2,06-105-0,95-1,41
= 1449 см3. Принимаем I [55Б* (Д =
Rvyc 240-1,0 Н L V
= 92,1 см2, Wx = 1600 см3). Экономия стали в результате применения
развитого двутавра с перфорированной стенкой взамен обычной сплош-
„ л 92,1—74,6
нои балки из широкополочного двутавра составляет --------—--------х
X 100=19%. Удельный расход стали на перфорированную балку
g = ЦЛР = 1.1-74,6-7850 = 10>8 кг/м2
Х71
I
n0
__ 5 R уУсПр £ 5
24 Eynyfc-p 24
_ Myn 366,12-103-0,95
6
41
2.3. ПРУТКОВЫЕ ПРОГОНЫ
Прутковый прогон представляет собой ферму простейшей кон-
струкции. Он состоит из двух параллельно расположенных поясов
и зигзагообразной решетки, согнутой змейкой из круглой стали-
прутка (рис. 2.8).
Прутковый прогон работает по балочной схеме. При этом верх-
ний пояс испытывает сжатие с изгибом от распределенной нагрузки
при ее внеузловом приложении, нижний — растяжение, а раскосы
зигзагообразной решетки работают на осевые усилия сжатия или
растяжения, вызванные поперечной силой. Так как круглое сече-
ние решетки из условия устойчивости не является эффективным,
следует принимать длину раскосов по возможности наименьшей.
Этим и объясняется необходимость выбора высоты пруткового
прогона, равной минимальной высоте /imm, которая определяется из
условия требуемой жесткости.
Известно, что значение прогиба фермы рассчитывается аналитиче-
ски по формуле Мора f = V . Для ферм с параллельными
ЕА}
поясами ее можно преобразовать к виду (1+2 х
I 24 \ I ]
X (КуУс) _ J_ /выражает влияние деформации решетки; =
EyfCV f \ I f
= п0— норма прогиба; ус = 1). Отсюда получим минимальную высоту
Пруткового прогона hmia = /?г>ТсП°-----------I-
3,72? Y/cp—
При п0 = 250 и малом собственном весе конструкции кровли
(ууСр = 1,3—1,5) для прогона из малоуглеродистой стали (Ry =
= 230 МПа) получаем Amsn^//15. Таким образом, принимаем высоту
пруткового прогона (в осях поясов) h — l/15. Продольные усилия в
поясах ферм будут максимальными в середине пролета /: Nm =
= ±M[h (М = <?/2/8). На опоре усилия в нижнем и верхнем поясах
соответственно равны Nm = Q/sin a; Nm = — Nm cos a (Q = qlj2).
Так как пояса выполняются постоянного сечения по всей длине,
то необходимо учесть, что поперечный изгиб наиболее неблаго-
приятен для крайней панели. Кроме того, конструктивное оформле-
ние опорного узла образует жесткий (рамный) узел соединения
поясов, и его поворот вызывает дополнительный изгибающий мо-
мент в крайней панели нижнего пояса.
Поэтому для получения равнопрочной конструкции принимаем Nm=
= 0,85 |Mm|, что будет соответствовать наклону крайней панели ниж-
него пояса а — 18°. Причем Nm = —0,8 |Mm[.
В результате получим типовую схему равнопрочного пруткового
прогона, представленную на рис. 2.8. Здесь угол наклона решетки
Р — 41°38'. Усилие сжатия в первом (нисходящем) раскосе Nd —
42
= — 1,2 0,125 + °’15- qi = — О,I65<?Z; коэффициент 1,2 учитывает
2sin Р
неразрезность верхнего пояса. Максимальное усилие сжатия во вто-
/ , кт" Q------ 0,2о/ П ЛС т г>
ром (восходящем) раскосе Nd =-------~п8 = — “° всех ос-
тальных стержнях решетки усилия меньшие.
Расчет верхнего пояса пруткового прогона в плоскости изгиба
производится как для внецентренно сжатого стержня:
(2.10)
Nml^eA < ^Тс/Тп
Рис. 2.8. Прутковый протон:
а—общий вид; б—узлы
где коэффициент <ре определяется по табл. 74 [9] в зависимости от
условной гибкости стержня = lxefjix-VRy/E и величины приведен-
ного относительного эксцентриситета mef — т\т.
Верхний пояс выполняется, как правило, таврового сечения (из
двух спаренных уголков или из широкополочного тавра). Поэтому
коэффициент формы сечения т] = 1,8+0,12 т при соотношении пло-
щадей горизонтальной и вертикальной полок Af/Aw^ 1 и значении
относительного эксцентриситета m = eA/W в диапазоне 0,1^т^5.
Заметим, что в рассматриваемом случае ориентировочное значение
расчетной длины верхнего пояса /же/ = у,-0,15/ = 0,12/. Здесь коэф-
фициент приведения длины ц = 0,8 учитывает его неразрезность;
радиус инерции таврового сечения ^—(0,25—0,3)йш (hw—‘Высота
стенки тавра; W/A=bf/3— ядровое расстояние для наиболее
сжатого волокна — края горизонтальной полки).
Эксцентриситет продольной силы е — = 0,016/г, так как рас-
N т
43
четный изгибающий момент в середине длины средней панели верх-
него пояса пруткового прогона Мт ~ 9 — 0,002^Za.
Итак, в качестве исходных значений следует принимать
^=(0,4Z//iJ.]/^£ (2.11)
и
mef = (0,09 + О.ОООЗЛ/Уг^) -hlhw, (2.12)
где h = I/15.
Варьируя hw и вычисляя площадь пояса А = _, можно ра-
феЛ^Ус
ционально скомпоновать его сечение. В заключение необходимо вы-
полнить проверку несущей способности.
Из плоскости верхний пояс должен быть раскреплен конструк-
циями покрытия и в случае необходимости дополнительными свя-
зями-распорками. Расстояние между точками раскрепления может
определяться из условия обеспечения устойчивости верхнего пояса
в горизонтальной плоскости как центрально-сжатого стержня:
Nml^A < ЯуТс/Тп, (2.13)
где (ру определяется по табл. 72 [9] в зависимости от гибкости
'^,y = lyefliy-> lyej— расстояние между точками закрепления пояса в
горизонтальной плоскости.
Необходимо также учесть нормативное требование к предельной
гибкости верхнего пояса Ап=120 как в плоскости изгиба, так и в
горизонтальном направлении.
Решетка, выполненная из круглой стали (прутка), рассчитыва-
ется на центральное сжатие от продольной силы AZ=0,45<?/Z.
Расчетная длина раскоса принимается lef= цй/sin (3 = 0,087. Коэф-
фициент приведения длины ц = 0,8 учитывает эффект защемления
решетки в поясах в вертикальной и горизонтальной плоскостях.
Предельная гибкость решетки Лп=150. Тогда с учетом значения
радиуса инерции круглого сечения i = d!A получим минимально до-
пустимое значение d=ll470.
Нижний пояс в виде одиночного уголка, расположенного перья-
ми вниз, рассчитывается на растяжение. Ввиду большой гибкости
он раскрепляется связями в боковом направлении с таким расчетом,
чтобы его гибкость не превышала предельного значения Лп = 400.
В качестве связей может быть использована проволока d=6 мм.
Конструктивные узлы пруткового прогона представлены на
рис. 2.8. Соединение осуществляется сварными швами минималь-
ной толщины kf = 4 мм. Наибольшая толщина сварных швов не
должна превышать 1,2 tf (tf—толщина полки тавра). Максималь-
ное сдвигающее усилие, воспринимаемое сварными швами в узле
соединения решетки с верхним поясом, S = q(I—0,21—0,275Z)ctg (3 =
= 0,6ql.
Пример. Рассчитать прутковый прогон покрытия (рис. 2.8) при
следующих исходных данных: пролет Z= 12 м; шаг прогонов В =
44
= 3 м; материал — сталь марки ВСтЗпсб-2 по ТУ 14-1-3023-80
(/?у=270 МПа для фасона (при толщине проката до 20 мм) и
стержневая горячекатаная гладкая арматура класса А-1 марки
ВСтЗпс2 (/?у = 230 МПа; ус = 0,95; уп = 0,95). Нормативные нагруз-
ки: собственный вес покрытия — 0,35 кПа; пруткового прогона —
0,07 кПа; вес снега (III район) — 1,0 кПа.
Определение усилий. Нормативная погонная нагрузка qn =
= (0,35 + 0,07+1,0)-3 = 4,26 кН/м; расчетная — </=(0,35-1,2 +
+ 0,07-1,05+1,0-1,6)-3 = 6,28 кН/м; yfcp=q/qn = 6,28/4,26= 1,47.
Усилие в верхнем и нижнем поясах при высоте пруткового про-
. 1 12 л о ЛГ , ql- 6,28-122 , ... о тт
гона h = ----=------= 0,8 м Nm = ± -— = —-----------=±141,3 кН.
15 15 Sh 8-0,8
Максимальные усилия сжатия в решетке (во втором восходящем рас-
косе) Nd = — 0,45</Z = — 0,45-6,28-12 = — 33,9 кН. Эксцентриситет
приложения продольной силы в верхнем поясе е — 0,016-Л =
= 0,016-80 = 1,28 см. Максимальное сдвигающее усилие в узле
соединения решетки с верхним поясом S = Qfiql = 0,6-6,28-12 =
= 45,2 кН.
Подбор сечений. Верхний пояс рассчитывается на внецентрен-
ное сжатие при значении условной гибкости по (2.11) =
n . I 0,4-1200 ]/ 270 17,38
= 0,4 -т— у \------ у „ пс = —— и приведенного отно-
hw ’ Е hw ' 2,06-105 hw r
сительного эксцентриситета по (2.12) mef = ^0,09 + (
X — = (0,09 + 0,0003—')— = /7,2 + -!-^Ц — .
hw \ hw } hw \ hw I hw
Значение высоты стенки таврового сечения пояса hw
im
IF = _
Тогда — 1,738;
141,3-10-0,95 _
~ 0,621-270-0,95
варьируется.
180
= -pg- = 10 СМ
Исходное значение высоты стенки принимаем hw =
(lm = 0,15/ = 0,15-1200 = 180 см — длина панели).
mef = 0,739; <ре = 0,621 (табл. 74 [9]); А =
= 8,43 см2.
Принимаем нормальный тавр 10Б1* (А = 10,2 см2; 1Х = 2,9 см;
i = 2,12 см; U7xmax = 37,8 см3; H7xmin= Ц,5 см3). Проверка приня-
- lxef 144 1/ 270 (
того сечения = — у _ = — |/ ———— = 1,8 \1хе/=0,12/ =
= 0,12-1200= 144 см — расчетная длина; т — е------------ = 1,28 X
W'x max
10 2
X —1— = 0,345; наиболее сжатое волокно в середине панели со сто-
37,8
роны полки).
„ „ 9,93-0,56
Отношение площадей полки и стенки тавра —— = —=
А ц) 9,14-0,45
= 1,352. Поэтому коэффициент формы сечения г] определяем по
линейной интерполяции (табл. 73 [9]). Получаем г] = 1,927; mef =
45
= 1,927-0,35 = 0,674; <ре = 0,632. По формуле (2.10)ст=-^- =
феЛ
= 141’э:19- = 219,2 МПа < 7? -^ = 270- = 270 МПа.
0,632-10,2 у Тп 0,95
Определяем расстояние между связями верхнего пояса из условия
обеспечения его устойчивости из плоскости прогона по (2.13) <ру =
= 'Мд. = 141.3-10-0,95 = 0 513 Тогда . = 99< 120 ,табл 72 [9]v
ARvyc 10,2-270-0,95 у '
и I f = = 99-2,12 = 210 см. Устанавливаем тяжи из проволоки
d = 6 мм через 2 м, считая, что настил не в состоянии раскрепить
верхний пояс из плоскости прогона.
тт » гт л Nmyn 141,3-10-0,95
Нижнии пояс. Площадь сечения А = - =--------------=
Rvye 270-0,95
= 5,23 см2. Принимаем |_56 х 5 (Л = 5,41 см2, iXii = 2,16 см). Макси-
мальный шаг распорок назначаем конструктивно из условия lXaef =
= — 400-2,16 = 864 см (Хп = 400 — предельная гибкость для
растянутых стержней).
Решетка из арматурной стали подбирается по предельной
гибкости = 150. Ее диаметр d = = 2,55 см. При-
нимаем d = 2,8 см. Проверяем напряжение в наиболее сжатом эле-
менте решетки на усилие N = 0,45<?/= 0,45-6,28-12 = 33,91 кН.
гт j п о л пс& 3.14-2.82 с 2 л л let
При d = 2,8 см А =-----------= —11— = 6,15 см2, л = 4 —=
1 4 4 d
= 4---------- 137,1; <р = 0,344. Тогда напряжение о = --------------- =
2,8 фЛ
=. Э3!.91:1°.... = 160,3 МПа< Р = 230 • = 230 МПа.
0,344-6,15 у уп 0,95
Расчет узлов. Опорный узел. Усилие в крайней панели
нижнего пояса Nm = 0,85Mm = 0,85-141,3 = 120,1 кН. Требуемая
длина двух угловых сварных швов с катетом Kf = 4 мм, выполнен-
ных электродами Э-42 (Rwf = 180 МПа) при ручной сварке (Р^=0,7;
ywf = 1,0) — п. 11.2 [9], равна lw = ------ =
V'PfkfRwfyuifyc
120,1-10-0,95 ,, о .
= --------------------=11,3 см. Фактическая длина сварного шва
2-0,7.0,4-180-1,0-1,0 1
lw = "hl° — 1,0= —L—----------1,0 = 27,7 см (hw — высота стенки,
sin а 0,319 \ и
в которую врезан нижний пояс, наклоненный под углом а = 18°35').
о г, ql 6,28-12 со тт
Опорная реакция Q = =--------- = 37,68 кН передается через
опорный столик — уголок |_75 X 6 длиной 15 см, что достаточно для
снижения уровня напряжений под полкой уголка от опорной реакции
до 30 МПа, допустимых для кирпичной кладки.
Крепление решетки к поясам. Требуемая длина сварного
шва (с двух сторон по линии контакта) lw =------------=
^f^fRwfywfyc
46
iu*u,au .
= -----------------------= 4,2b см. Фактические длины сварных швов
2-0,7-0,4-180-1,0-1,0 1
определяются длиной контакта зигзагообразного стержня решетки
с торцом стенки тавра верхнего пояса или обушком уголка нижнего
пояса (с учетом центрации их осей): для верхнего пояса lw=2(h—z0)x
X ctgp Н------- 1 = 2(9,7— 2,26)-1,125 + ----1,0 = 21,0 см
sin р 0,664
(для тавра г0 = 2,26 см, Р = 41 °38' — угол наклона решетки к
поясам); для нижнего пояса lw = 2 j/2 -z0 cig 6 + —-— — 1,0 =
sin р
= 2)^2 • 1,57-1,125 Я——---------- 1,0 = 8,2 см (z0 = 1,57 см — привязка
0,664
оси уголка к обушку).
Расход стали. Масса прогона G = GB.n + GBU + Gp = 12-8 +
+ 12,4-4,25+ 10-1,2-4,83 = 207 кг. С учетом конструктивного коэф-
, I, 1,1G 1,1-207 е о , 2
фициента 1,1 расход стали gC B = — -------= ---------= b,3 кг/м .
1В 12-3
2.4. СТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
Ферма — это стержневая система, в которой все элементы
(стержни) предполагаются шарнирно соединенными в узлах. (Пред-
положение о шарнирном соединении справедливо с достаточной для
практических расчетов точностью, если высота сечения элемента
меньше 1/10—1/15 его длины между узлами.)
Решетка ферм работает на поперечную силу, выполняя функции
стенки балки. При проектировании решетки необходимо добивать-
ся, чтобы наиболее длинные и слабонагруженные элементы были
растянуты. Оптимальным следует считать случай, когда вся решет-
ка окажется растянутой, а верхний пояс и короткие стойки — сжа-
тыми.
В фермах для растянутых элементов следует использовать бо-
лее высокопрочную сталь, в то время как для сжатых элементов с
условной гибкостью к>3 применение стали с расчетным сопротив-
лением /?у>210 МПа не приводит к снижению массы конструкции.
Оно достигается применением эффективных профилей, в первую
очередь в сжатых элементах, за счет снижения их гибкости.
Эффективными являются системы, сочетающие жесткие и гиб-
кие элементы благодаря использованию принципа концентрации
материала. При этом образуются системы с жестким поясом, в ко-
торых нарушается условие шарнирного соединения элементов в
узлах. Такие системы называются комбинированными фермами.
Важным условием получения экономичного решения является
правильный выбор высоты фермы. Так как оптимальная высота
составляет около 1/4 пролета, ее удается достигнуть лишь для
ферм треугольного очертания при крутой кровле. Фермы с парал-
лельными поясами принимаются меньшей высоты (1/7—1/9 проле-
та), что диктуется требованиями транспортного габарита и унифи-
кации конструкций.
47
2.4.1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ НАГРУЗОК
Нагрузка прикладывается к ферме в узлах в виде сосредоточен-
ных сил. В том случае, если нагрузка действует непосредственно на
панель пояса, учитывается дополнительный местный изгиб. Расчет
стропильных ферм выполняется отдельно для постоянных нагрузок
(вес ферм, связей, прогонов, кровельной конструкции, подвесного
потолка) и кратковременных (снега, подвесного подъемно-транс-
портного и технологического оборудования). В ряде случаев (при
большом уклоне) учитывается ветровая нагрузка.
Постоянная и снеговая относятся к основному сочетанию нагру-
зок (коэффициент сочетания ф=1). При учете двух и более крат-
ковременных нагрузок их значения уменьшаются путем умножения
на ф = 0,9.
Узловая нагрузка определяется по формулам: для постоянной
нагрузки F q~ (<7ф + <7кр/соза)-В- (ImiH- /тг) : 2; для нагрузки от сне-
га Fp=pB(lml + lm2) :2 (а — угол наклона верхнего пояса к гори-
зонту; <7ф, <7кр ир — расчетные значения собственного веса фермы,
отнесенного к горизонтальной проекции кровли, веса кровли и снега;
В — шаг ферм; 1т\ и /т2— проекции длин примыкающих к узлу
панелей). Полная узловая нагрузка F = Fq + Fp.
Снеговая нагрузка прикладывается в виде равномерно распре-
деленной по всему пролету фермы, а также на половине пролета
или его части, "что может вызвать увеличение усилий или даже из-
менение знака усилий в некоторых элементах решетки (раскосах).
Поэтому при определении усилий в стержнях фермы необходимо
рассмотреть различные варианты снеговой нагрузки.
Нагрузка от подвесного подъемно-транспортного оборудования
рассматривается в гл. 3.
2.4.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СТЕРЖНЯХ ФЕРМ
Расчетные усилия в стержнях ферм можно определять либо
графическим построением диаграммы Максвелла — Кремоны, либо
аналитическим методом (вырезанием узлов и нулевых моментных
точек). В ряде случаев аналитический метод дает возможность по-
лучить обобщенные выражения усилий в элементах фермы, выявить
влияние геометрических параметров и определить их оптимальные
соотношения.
В качестве примера рассмотрим одну из более сложных кон-
структивных схем, приведенных на рис. 2.1 — комбинированную
систему, представляющую собой трехшарнирную арку с затяжкой
треугольного очертания, верхний пояс которой составлен из перфо-
рированных (сквозных) двутавров (см. рис. 2.1, п).
Усилие в затяжке определяется по формуле H = ql2l8f (q— рав-
номерно распределенная нагрузка по всему пролету; f=//2-tga;
а — угол ската кровли). Максимальный изгибающий момент в
верхнем поясе Mmax = q(l/2)2/8=ql2/32, продольное усилие в нем
48
N = H cos a + Q sin a = qPl8f • cos a + <7 (//2 — x) sin a, (2.14)
поперечная сила Q = Qcosa—Hsina = q (1/2—x)cosa—qP/8f -sina=
= q(l/^—x)cosa.
В случае распределения временной нагрузки Р на половине
пролета (0^х^//2) получим Н* = Pl2/\8f\ Мтах = РР/32; N* —
= Pl2/16f-cosa + <7(3Z/8—x)-sina при x^Z/2; Q* = P(3l/8—x)-cosa~
— (Pl2)/16f-sina = P(Z/4—x)-cosa.
Таким образом, эксцентриситет приложения продольной силы
e = Mmax/N при х = 1!А оказывается достаточно большим (N=
= (<?/)/4 • sina). При распределении нагрузки по всему пролету
е =//8-sin a«/74, а на половине пролета — e*«ef/2.
Для уменьшения изгибающих моментов в верхнем поясе опор-
ный и ключевой шарниры смещают с его оси на e0«e/2«f/8.
Тогда максимальный изгибающий момент в верхнем поясе на опо-
ре Мо= (ql2/8f)e0. В четверти пролета, где q = g+p,
(2.15)
1 32 8/ '
Возможность использования разгружающего влияния продоль-
ной силы в верхнем поясе рассматриваемой системы позволяет
считать эту конструкцию весьма эффективной. Обычно верхний
пояс в коньке арочного покрытия имеет жесткий узел, образован-
ный фланцевым соединением перфорированных балок на высоко-
прочных болтах.
В этом случае арка должна быть рассчитана как однажды стати-
чески неопределимая система, для которой величина распора опреде-
Z/cos a
J" MqM dx
0 —-
ляется из выражения Н = — i!cos a------------ (Mq и M — изгиба-
J M2dx-[-I/A3l dx
о
ющие моменты в основной системе в сечениях перфорированной балки
(затяжка разрезана) от внешней нагрузки и от единичного усилия
растяжения, приложенного к затяжке в месте разреза; I и Аа—•
момент инерции сечения перфорированной балки и площадь брутто
сечения затяжки).
Для предварительного определения геометрических параметров
системы необходимо рассчитать ее на первом этапе как трех-
шарнирную арку с учетом эксцентриситета приложения продоль-
ной силы е0 в верхнем поясе, а затем уточнить напряженное со-
стояние системы по схеме двухшарнирной арки.
В случае равномерно распределенной нагрузки q по всему
пролету _
Mq= (<7/2)x(Z—х); М = — (e0+xtga) при х^//2.
Тогда
1 Зак. 1295
49
//2-cos a
2 J MqM
H --------rrz-----5------------dx =
z/2«cos a
2 J №dx + Ix/A3l
о
_ q I2_______________e0 4- (2f — e0) /3 cos a — f/4 cos2 a_ -g,
cos a 8 («q + (e0/)/cos a + f2/3cos2 a) +/ж/Л3-соз a
Изгибающий момент в ключе
Л4К = ^а/8 — //(е0 +/);/= = Z/2-tga. (2.17)
Расчетом на прочность о^УМп+Мтах/^х^^уТс/уп определя-
ется сечение верхнего пояса (Ап— площадь сечения нетто; Wx =
= 2Ixjh— момент сопротивления сечения перфорированной балки,
который возможно найти из условия прочности). Приняв 1ГЖ/ЛП~
~0,45й (й— высота двутавра, принимаемая равной 7/40), по-
лучим требуемое значение момента сопротивления сечения пояса
Wx,cal = ^ах±.0,45^ (2 J 8)
КуУс
Окончательная проверка несущей способности перфорирован-
ного верхнего пояса комбинированной системы выполняется как
для обычной двутавровой балки со сквозной стенкой с учетом до-
полнительного напряжения от продольной силы o0=N/An-
2.4.3. ПОДБОР СЕЧЕНИЙ
Элементы фермы работают на растяжение, сжатие, а в ряде
случаев — на сжатие с изгибом (внецентренное сжатие). Это вы-
зывает необходимость выбора рациональной формы поперечного
сечения с учетом единичной стоимости (стоимости единицы массы)
профиля, а также условий эксплуатации, перевозки и монтажа
конструкции.
Растянутые элементы могут выполняться различного
поперечного сечения. Здесь необходимо принимать во внимание
жесткость элемента на изгиб EI, коррозионную стойкость профиля
и конструктивное оформление узлов. Встречаются сечения открыто-
го и замкнутого типа (уголок, труба, круглое сечение) как из про-
катного, так и из гнутого (гнутосварного) профиля. Требуемая
площадь сечения (площадь нетто, учитывающая ослабление от-
верстиями) растянутого элемента определяется из условия проч-
ности An = Nyn/ (Ryyc). Расчет на прочность одиночных уголков в
местах крепления одной из полок болтами при Rulyu>Ry можно
выполнять по формуле Лп^ (Afynyu)/(/?uyc) (N—расчетное уси-
лие растяжения).
Жесткость растянутых элементов ферм без подвесного крано-
вого оборудования регламентируется предельной гибкостью в вер-
50
тикальной плоскости: Лп = Д/»<400; lef— расчетная длина, прини-
маемая равной расстоянию между узлами; i — радиус инерции
сечения относительно горизонтальной оси. Гибкость растянутых
элементов, подвергнутых предварительному напряжению, не огра-
ничивается. В горизонтальном направлении она не нормируется, а
в процессе монтажа принимаются необходимые меры для исклю-
чения больших деформаций и возможных погнутий гибких элемен-
тов. Для ферм с подвесным крановым оборудованием гибкости эле-
ментов не должны превышать значений табл. 20 [9].
Центрально-сжатые элементы рассчитываются с учетом
продольного изгиба по формуле N/tpA Ryyc/yn (ф — коэффициент
продольного изгиба). Для предварительного подбора сечения ср=0,95—
— 0,035V при X 3,8; ср = 7,2/V при Х^4,5; при 3,8 < Х<4,5 ср при-
нимается по линейной интерполяции граничных значений; ’k=K]/Ry/E-—
условная гибкость сжатого элемента. Эффективность сечений цент-
рально-сжатых стержней определяется величиной относительного
радиуса инерции р = i/У А : чем больше р, тем эффективнее сечение.
Так как сжатый элемент может потерять устойчивость в любом
направлении (обычно рассматриваются два направления относи-
тельно двух главных осей сечения — х—х и у—у), то основным
условием эффективности сечения является соблюдение принципа
равноустойчивости ХЖ = А,У, что равносильно соотношению ixliy =
= lxef/lyef или требованию t,=^Ixef/lyef — соотношение гене-
ральных размеров (габаритов) Сечения; h — высота сечения (раз-
мер вдоль оси у—у); b — его ширина (размер вдоль оси х—х);
ф — Некоторый коэффициент, зависящий от формы сечения; lxef и
lyef — расчетные длины стержня относительно осей х—х и у—у, ко-
торые определяются по разд. 6 [9]).
Значения р2х = fyA = Д/Д2, р^ = fyA = Д/Д2 и ф для наиболее
часто встречающихся поперечных сечений сжатых элементов при-
ведены в табл. 2.1.
Здесь параметр u=^nwlnfbltftwlh — отношение площадей вер-
тикальных и горизонтальных листов сечения, количество которых
равно соответственно nw и п<.
Таблица 2.1. Значения относительных радиусов инерции и коэффициентов
равноустойчивости
А. 1 с/ вгг t и(З-и) h 2Al‘u)2 tw u(3-u) h 12(1+u)2 tw u‘(2-u) h 12(1-U)i tw иг h 12(1-u)2 tw L- hl M tf
А} 1 d 8л t •/-3u 8 2^1-uji tf 1 6_ 28(1-u)2 zy 1 8 12(1-u)1 t} 1 в 12(l'-u)l 1 Bgf n tf
Г - J3-11 1 ^3-u ' 11-a ]/ 1 —
4»
51
Из таблицы следует, что р растет (сечение становится более
эффективным) по мере увеличения гибкости листов {hftw и b/tf),
максимальное значение которых ограничивается условием местной
устойчивости и определяется из данных табл. 27 и 29 [9].
В частности, для таврового сечения из двух равнобоких уголков:
tw — 2tf, и — 1, b = 2bef = 2/i, рх = 0,16 Vbef/tf, ру = 0,23Vbef/tf ;
для неравнобоких уголков, поставленных цирокими полками вместе:
и ~ 1,6, b = 1,25bef, рх = 0,18 Vbefjtf, Ру = 0,16j/befltf, для неравно-
боких уголков, поставленных широкими полками в стороны: и= 1/1,6,
b = 2bef = 3,2/г, рх = 0,1 Vbefltf , ру = 0,28~Уbef/tf, где bef — вылет
широкой полки (обычно bgfltf < 16). При компоновке сечения следует
принимать по возможности наиболее тонкостенные уголки. Аналогично
для обычных двутавров № 20 — 60 получим ря = 1,6 — 2,0,
Ру = 0,4 — 0,3. Для квадратных труб рх = ру = 0,2 Vh/t; прямоуголь-
ных труб с g = h/b = 1,5 рх = 0,19-~Vhlt, ру = 0,21 ‘Vbjt (М< 40);
для круглых труб рх = ра = 0,2-~Vdjt (d/t < 40 — 50 для поясов,
^//<80—100 для решетки).
Используя р, можно осуществить прямой расчет центрально-
сжатого стержня любого сечения, воспользовавшись зависимостью
хр = В (рХ)“, где В — Nyn/Ryyc-E/jRy-l/lef — параметр исходных дан-
ных. Тогда с учетом приближенных выражений <р придем к следу-
ющим результатам:
при Вр2 > 0,03
Г = 1 , А = + ;
1/0,04 + Вр* КуУс V Bp* }
при Вр2 < 0,017
% = 1 ,63_ д ___ -Ууп 0,37
уВр* ’ КуЪ VBp2 ‘
В промежутке значений 0,3>Вр2>0,017 с погрешностью до 8%
можно определить требуемую площадь сечения по формуле (2.19).
Следует отметить, что применение стали повышенной и высо-
кой прочности оправдано для центрально-сжатых элементов при
А<2,8 по стоимости и А,<3,8 по снижению массы, т. е. при гибко-
сти стержня />120 в качестве материала должна быть использова-
на только малоуглеродистая сталь с /?у<230 МПа.
Гибкость сжатых элементов не должна превышать предельной
величины по табл. 19 [9] — 120 и 150, где последняя цифра ука-
зана для элементов решетки (за исключением опорного раскоса).
Внецентренно-с жатые (сжат о-и згибаемые)
стержни в плоскости изгиба, совпадающей с плоскостью сим-
метрии стержня, рассчитываются аналогично центрально-сжатым
по формуле Л'7(греЛ) < (/?уус)/уп. Следовательно, фе = В(р/)2, т. е.
эффективность сечения стержня возрастает также с увеличением
52
Таблица 2.2. Значения коэффициентов а для определения радиусов инерции
сечений
у _ ' £ □ II [Р с= => т т =01г= 'ЛИГ
0,35 0,36- О.6О 0,63 0,30 0,20 0,20 0,30 0,32 0,28 0,21
0,35 0,35- О.6О 0,26 0,20 0,20 О.6О 0,22 О.2О 0,26 0,21
параметра р. Кроме того, сечение должно быть проверено на устой-
чивость из плоскости действия момента согласно п. 5.30—5.32 [9].
Предварительный расчет и компоновка сечения внецентренно-
сжатого стержня обычно выполняются с помощью формулы Ясинского
N/(tpA) + M/W RyVc/yn, которую можно преобразовать к виду
NelqA < RyVclyn (Ne = ЛД1 + (eA)/W-<p), e = M/N). С учетом W/A =
= I/(Ay) = a/P-Ze//X- VRy/E (P = y/h- a = i//i; у — расстояние от
центра тяжести сечения до наиболее сжатого волокна),
^ = лф1+Л,.|!/«-ГЖ '(о|О4^,;-8—] • =
параметр исходных данных как при центральном сжатии). Для сим-
метричного сечения относительно оси х — х Р = 0,5.
Коэффициенты а для ряда сечений приводятся в табл. 2.2.
Таким образом, расчет внецентренно-сжатого стержня выполняется
аналогично его расчету на центральное сжатие по (2.19) с заменой В
на Ве. При Вер2 > 0,017 Ъ = —, 1 ; А = NeXn - х
‘ У0,04 + Вер2 Ry^
X (1 + или А = Фе=Вр2/(0,04+Вер2).
\ Вер2 / фе^уУс
Предложенный метод расчета дает возможность определить
требуемую площадь поперечного сечения стержня с запасом устой-
чивости до 10%.
Расчетная длина верхнего пояса при беспрогонном опирании кровли
может быть определена в плоскости изгиба фермы по формуле
/же/ = pZm, где 1т — длина панели верхнего пояса; р =
= 0,65 nft ^1 ‘чз--------коэффициент приведения длины в случае
присутствия шарнира (монтажного стыка) в одном из узлов фермы,
к которому примыкает рассматриваемая панель верхнего пояса.
В противном случае вместо р принимается р* = Vp .
Здесь n=q/2N\ q — фактическая или эквивалентная равномер-
но распределенная нагрузка по верхнему поясу; N — усилие в па-
нели; h — высота сечения верхнего пояса в плоскости изгиба.
Остальные расчетные длины определяются согласно п. 6 [9] и из-
менениям СНиП П-23-81 [17].
Пример. Рассчитать арку из перфорированных двутавров с за-
тяжкой (рис. 2.9) при следующих исходных данных: пролет 1 =
= 18 м; шаг арок В = 6 м; уклон кровли а,= 14°02' (sin a = 0,2425;
53
Pi:c. 2.9. Арка из развитого двутавра (к примеру расчета):
р—геометрическая схема; б—узлы; а—распределение усилий в болтах фланца
cos а = 0,9701; tga = 0,25); стрела подъема f=Z/2-tg а = 2,25 м;
е0 = f/7 = 2,25/7 = 0,32 м.
Материал пояса арки — сталь марки 18пс по ГОСТ 23570—79
(7?у = 240 МПа) для фасона при толщине проката до 20 мм и ар-
матурная сталь затяжки класса А — III марки 25Г2С по ГОСТ
5781—75 (Ry = 360 МПа). Район строительства — Брестская обл.
Сбор нагрузок:
Нагрузка Нормативная нагрузка qn, кПа Коэффициент надежности по нагрузкам у^ Расчетная нагрузка q, кПа
Асбестоцементные волнистые листы 0,14 1,1 0,154
Деревянная обрешетка 0,08 1,2 0,096
Утеплитель (мешкоперлит) (t = 120
мм, р = 8,5 кН/м3) 1,02 1,2 1,224
Облегченные железобетонные ребри-
стые плиты покрытия ПГ 1,5 х 6,0 м 1,61 1,1 1,771
Собственный вес арки 0,10 1,05 0,105
Итого 2,95 3,35
Расчетная равномерно распределенная постоянная погонная
нагрузка ^ = ^5 = 3,35-6 = 20,1 кН/м. Нормативная снеговая на-
грузка для I снегового района ро=0,5 кПа. Расчетная погонная
временная нагрузка Pz = PqY/5 = 0,5-1,4-6 = 4,2 кН/м; у/=1,4 при
<7п/р0 = 2,95/0,5 = 5,9> 1,0. Полная расчетная равномерно распре-
деленная нагрузка ^ = ^+р; = 20,1 +4,2 = 24,3 кН/м.
Предварительный расчет арки. Расчет выполняется по схеме
трехшарнирной арки. Определение усилий. Максимальный
момент в верхнем поясе на опоре и в ]/4 пролета по (2.15) Мо =
= е0 = Л!?!. .0,32 = 140 кН-м; Mz/4 = <?Z2/32 —
8/ 8-2,25 '
- U + p/2)/^ 24,3-18^ (20,1 + 2,1)18^ Q>32=118>2 кН.м.
8/ 32 8-2,25
Принимаем в качестве расчетной комбинации Мх = 140 кН-м
и продольное усилие в опорном сечении по (2.14) N ~ cosa-P
8/
+ JL sin а = ;24’3'18- — 0,9701 + -0,2425 = 477,3 кН.
2 8-2,25 2
_ у—г 1 /л . тт?? “F 0,45W _
Компоновка сечения. По формуле (2.18) Wx = --------------уп =
= 140-103 + 0,45-477,36-0,45 .095= 93б8 смз. у = _L_ = Л =
240-1,0 40 40
= 0,45 М.
Для исходного двутавра IFx«0,65 И7Х = 0,65-936,8 = 608,9 см3.
Принимаем 133 с близкими по значению IFX = 597 см3 (Д = 53,8 см2;
tw = 0,7 см). Высота сквозного двутавра й=(1,4—1,5)-й=(1,4—
— 1,5) -0,33 = 0,462—0,495 м.
55
Принимаем h = 0,48 м. Высота отверстия h0 = 2 (h — h) =
~ 2 (48 — 33) — 30 см; высота тавра hr = —~ h,> = 48~30 = 9 см.
' д______(hn!2\ 53,8—30/2-0,7
Площадь сечения ветви по (2.7) А± = ------—-------= -------~----—
= 21,65 см2.
Определяем геометрические параметры сечения ветви z, =
= (14 — 0,7)-1,122/2 + 0,7-92/2
21,65
1,7 —
— 0,7)-1,12-
1,12 \2
2 /
= 112,8 см4;
2-112,8
Ai
= 1,7 см; = (14 -0,7)А^1 + (14-
ОЗ /О \2
4- 0,7. ----h 0,7-9 -----1,7) =
12 \ 2 }
112,8 сс , 3 то, 21г
——=66,4 см3; rimiQ= . 7 - =
1,7 (Л—h0)—2Zi
W7 — 1
w 1 max —
225,6 ’ ч
— =--------= 15,45 см3.
(48—30)—2-1,7 14,6
В сечении, ослабленном отверстием, вычисляем 1хп =
+ Ах (й/2 — zx)2] = 2 [112,8 + 21,65-(48/2 — 1,7)2] = 21758 см4; Wxn=
= 2/xnlh — (2-21758)/48 = 906,6 см3. В сечении, не ослабленном
отверстием, /« = 7ЖП + = 21758 + 1575 = 23333 см4, где /0 =
= /,o/i3/12 = (0,7-303)/12 = 1575 см4 — момент инерции стенки по
высоте отверстия; Wx = 2Ix/h = (2- 23333)/48 = 972,2 > 936,8 см3,
т. е. у опоры сечение удовлетворяет условию прочности.
~ я Нуп 437,4-10-0,95
Определяем сечение затяжки Ачп = —— ---------------------— =
ЯуЧс 360-0,9
= 12,83 см2; Н = ql2l8f = 24’3'^2 = 437,4 кН. По табл. 62 [9]
принимаем d = 48 мм (А3п = 14,72 см2, А3 = 18,09 см2).
Окончательный расчет арки. Для двухшарнирной арки с затяжкой
определяем распор по (2.16):
Н = 9/cosa-/2/8- —-e°+.^-e°^3-C0SM-^4-C0s2CT
ео 4- eof/cos а + /2/3cos2a + Ix/A3-cos а
= 24 3/0 9701 • 182/8 ______3,32 4~ (2-2,25 — 0,32)/(3-0,9701) —_
’ ’ 0,322 4-(0,32-2,25)/0,9701 + 2,252/(3-0,97012)+
.... -------- ^5/W7012) i
+ 22545/ (18,09 -1002) • 0,9701
г Лсп + Лс 2158 + 23333 оос-.г- д
I = ----—- =----------Е-------= 22545 см4 — момент инерции пояса.
Изгибающий момент в середине пролета верхнего пояса по (2.17)
Ml/2= Н (е0 + /) = 24’3,182------------------ 426,1 (0,32 + 2,25) =
= — 110,9 кН-м. Момент на опоре Мо = — Не0 = — 426,1-0,32 =
= — 136,35 кН-м. Момент в четверти пролета Л1г/4 = +
Л1о + Л1,/2 24,3-182 136,35+ 110,9 100 1 u
+ ------!——-------------_----------!---2_ = 128,4 кН-м.
^ 2 32 2
56
Расчетная комбинация в опорном сечении Мо= 136,35 кН-м':
Na = H-cos a + ql/2-sin а = 426,1-0,9701+24,3-18/2-0,2425 = 466,4 кН;
в четверти пролета М[/4 = 122,4 кН-м; Ni/i = H/cos « = 426,1/0,9701 =
= 439,23 кН.
_ N,, , Мо 466,4-10 .
Проверка сечения пояса арки. о0 = —— -+ -----
+ -136’3—103- = 212,8 МПа< 7?ц = 240- —— = 252,6 МПа, где
972,2 . 9 у» 0,95
Л+, М,/4
А = 2А± + twh0 = 2-21,65 + 0,7-30 = 64,3 см2; ог/4 = -ф-^- =
"ХП
=.- 439’23-10.- ---122’4,103 = 236,5 МПа <7?.. =240 —— =
2-21,65 906,6 " Yn °-95
= 252,6 МПа. Принятое сечение удовлетворяет условиям прочности
на опоре и в пролете.
Проверяем местную устойчивость стенки в опорных сечениях
(п. 19.4 [9]):-— = = 61,1 >40; hef = h — 2tf = 48 — 2.2,6 =
tw 0,7
= 42,8 см. Следовательно, стенку на опорах нужно укреплять
поперечными ребрами жесткости. Принимаем парные симметричные
ребра шириной bh = hef)30 4- 40 мм == 42,8/30 -ф 4 = 5,43 см. Округляя,
получаем bh — 6,0 см. Толщина ребер ts = 2bhVRv/E = 2-6 x
X T/240/2,06-105 = 0,41 см. Принимаем ts = 0,5 cm.
Эффективная гибкость стенки hef)tw = 42,8/(0,7 = 61,1 <
< 2,5 Л/ElRy = 2,5 V2,06-105/240 = 73,2, т. e. устойчивость стенки
обеспечена без постановки ребер жесткости.
Местное напряжение в стенке <Jioc=Fltwlef= (36,45-10)/(0,7X
Х20,2)=25,8 МП а </?!/-ус/у„ = 240-1/0,95 = 252,6 МПа, где F = (q +
+p)Blm= (3,35 + 0,7) -6-1,5 = 36,45 кН; Zm=l,5 м — ширина ребри-
стой плиты; lef = b + 2tf = 15+2-2,6 = 20,2 см; 5=15 см — ширина
двух продольных ребер плиты. Постановки поперечных ребер в се-
чениях балки также не требуется.
Проверяем местную устойчивость стенки сжатого таврового сече-
ния (п. 7.18 [9]) при ее высоте hef = /ix— // = 9—-2,6 = 6,4 см и
ширине полки bf= 14 см по (2.8). Так как bflhef=^ 14/6,4 = 2,19 >2,
то в формуле 2.8 принимаем bflhef = 2; hefltw = 6,4/0,7 = 9,14 <
<(0,35 + 0,07-1,4)-(1 + 0,25-V2“^2)-V2,06-103/240 = 13,1, т. е.
устойчивость стенки обеспечена.
Геометрия линии роспуска исходного двутавра, определяющая
размеры перфорации по длине верхнего пояса, назначается из ус-
ловия обеспечения прочности в точках 1 и 2 поперечного сечения,
как это показано на примере перфорированной балки. При этом
а=15 см; с = 31,5 см; число отверстий й0=17; угол наклона грани
отверстия по (2.1) « = arctg (17-30) : [915,0+15—2(31,5+17-15)] =
= 55°; Z] = 915,0 см — длина пояса арки; d = /i0/2-ctg а = 30/2-0,7 =
= 10,5 см; a} = 2(a + d) =2(15+10,5) =51 см — шаг перфорации.
Проверяем сечение затяжки с учетом уменьшенного распора
57
/7=426,1 кН. Д3и = 426,1 • 10-0,95/360-0,9= 12,49 см2. Оставляем
прежнее сечение затяжки d=48 мм.
Расчет фланцевого соединения. Эксцентриситет распора в конь-
ковом узле e=Afi/2/^= 110,9/426,1 = 0,26 м, что превышает ядровое
расстояние сечения верхнего пояса Wxn/2A1 = 906,6/2-21,65 =
= 20,94 см. Поэтому необходимо произвести расчет болтов на рас-
тяжение.
Принимаем в фланцевом соединении 6 болтов, равномерно расстав-
ленных по высоте сечения пояса в два ряда. Усилие, приходящееся
на наиболее нагруженный болт, который расположен вверху (рис. 2.9, в),
определяется по формуле [18]: Afmaxr= (A4Amax)/(wS/i1)<lAfb; 44 =
= Л4//2 —Я-/1/2 = 110,9 — 426,1 0,48/2 = 8,64 кН-м; йтах = 0,43 м—
расстояние от нижней полки пояса условной оси вращения узла до
оси верхнего (расчетного) болта; = h\ + hl + hl = 0,432 + 0,242 +
+ 0,052 = 0,245 м2 — сумма квадратов расстояний между осями бол-
тов и осью вращения узла; т = 2— число рядов болтов; Nb = Rbt-Abn
(п. 11.7 [9]); Rbt = 175 МПа (табл. 58 [9]). Тогда Утах= ^64'°’43 =
2*0,245
= 7,58 кН; ЛЬп>-^7п_ = 7,58-10-0,95:175-1,0 = 0,411 см2.
По табл. 2.16 [19} принимаем болты d=12 мм (ЛЬп = 0,84 см2,
Аь= 1,13 см2) из стали класса 4.6. Диаметр отверстий d0=15 мм.
Фланец работает на изгиб с предполагаемой шириной зоны
локального изгиба 2 с, где с = 45 мм — расстояние от вертикаль-
ной линии размещения болтов до стенки пояса, принимаемое из
условий конструирования.
2с/2
Несущая способность фланца Л4Ф =----— • 7?v Nmaxc, отку-
_________ 6 ул
да ]/з = УЗ-7,58-10-0,95: 230-1,0 = 0,97 см. Прини-
маем толщину фланца /ф = 12 мм из стали марки 18пс по ГОСТ
23570 — 79.
Расход стали. Масса 1 пог. м 133 и затяжки d=48 мм составля-
ет G= (42,2+14,2) =56,4 кг. С учетом увеличения массы на 10%
за счет ребер, фланцев, подвесок, наплавленного металла расход
стали составляет gc. в = 1,1 G/B— (1,1 • 56,4)/6= 10,3 кг/м2.
2.4.4. ТИПЫ ОБЛЕГЧЕННЫХ ФЕРМ
Фермы из одиночных уголков
Для сельскохозяйственного строительства фермы из одиночных
уголков могут применяться с различным очертанием поясов. Одна-
ко предпочтение следует отдавать треугольным фермам, где усилия
в элементах решетки незначительны. Кроме того, можно проекти-
ровать узлы с непосредственным примыканием решетки к поясам
без применения фасонок. В узлах фермы уголки опорного раскоса
и элементов решетки должны быть сцентрированы по центрам тя-
58
жести сечений (с округлением до 5 мм) и приварены к внутренним
плоскостям полок поясных уголков.
Опорный узел следует конструировать таким образом, чтобы его
центр был совмещен с осью фермы. Узел соединения нисходящего
(растянутого) опорного раскоса с нижним поясом должен быть за-
креплен от смещения из плоскости фермы распоркой связи.
Расчет центрально-сжатых элементов из одиночных уголков
имеет следующие особенности:
при одинаковых расстояниях между точками закрепления в
плоскости и из плоскости фермы расчетная длина элементов при-
нимается lxef = lyef = O,8^ I для элементов верхнего пояса и раскосов
и lxef~lyef=l — для опорных раскосов и стоек. При расчете основ-
ных сжатых элементов решетки, прикрепляемых в узле за одну
полку ус = 0,75, радиус инерции сечения уголка принимается tmirr.
при неодинаковых расстояниях между точками закрепления в
плоскости и из плоскости фермы расчетная длина сжатого элемента
равна большему расстоянию. В этом случае радиус инерции сечения
уголка принимается относительно оси, перпендикулярной направ-
лению потери устойчивости стержня.
Опорные раскосы, имеющие промежуточные закрепления в плоскос-
ти фермы, проверяются на устойчивость из плоскости фермы как вне-
центренно-сжатые элементы по формуле А^/феЛ /?уус/уп, где ус = 1
(<ре зависит от А = X ~VRylE и mef = ут; т = <?Л/Й7тах; lFmax = //z0;
е = O,5zo; z0 —• расстояние от центра тяжести до полки уголка). При
проверке на устойчивость между точками закрепления в плоскости
фермы такие раскосы рассчитываются как центрально-сжатые стержни.
В случае расположения равномерно распределенной нагрузки
непосредственно по верхнему поясу фермы, закрепленного от сме-
щения из ее плоскости, он должен быть проверен на прочность в
сечении вблизи узла, а также на устойчивость при внецентренном
сжатии в плоскости фермы. Проверка прочности сечения вблизи
узла выполняется по формуле
(1 I еА \ <- р _7с_
А cFmin уп ’
(2.21)
где с= 1, 2 — коэффициент, учитывающий развитие пластических
деформаций; e=M[N\ M — ql2/10. Проверка на устойчивость выпол-
няется при том же эксцентриситете е.
Конструктивное решение треугольной фермы из одиночных
уголков пролетом 18 м показано на рис. 2.10. Ферма запроектиро-
вана под нагрузку 1,65 кПа для I снегового района. Материал —
сталь марки ВСтЗпсб-1; кровля — в виде утеплённых панелей АКД
с обшивкой из асбестоцементных волнистых листов. Расход стали
составил 6,3 кг/м2.
Некоторые конструктивные решения узлов ферм треугольного
очертания из одиночных уголков показаны на рис. 2.11.
Для сельскохозяйственных многопролетных животноводческих
комплексов с плоской крышей в качестве несущей конструкции по-
59
Рис. 2.10. Треугольная ферма из одиночных уголков с раскосной системой решетки;
а—геометрическая схема с усилиями (кН) в элементах; б—общий вид
24-00
крытия применяются фермы из одиночных уголков с параллельны-
ми поясами. Примером могут служить разработанные БелНИИ-
гипросельстроем для свиноводческого комплекса стропильные
фермы пролетом 18 м из одиночных равнобоких уголков с парал-
лельными поясами и раскосной системой решетки (рис. 2.12).
Фермы с нисходящим опорным раскосом и высотой в осях
1550 мм запроектированы из двух марок стали: пояса и опорные
раскосы — низколегированной стали марки 14Г2-6, элементы ре-
шетки и фасонки — стали марки ВСтЗпс. Настил покрытия выпол-
нен из облегченных железобетонных ребристых плит; кровля — в
виде трехслойного рулонного ковра. Расход стали составил
15 кг/м2.
Пример. Рассчитать ферму из одиночных уголков (см. рис. 2.11)
при следующих исходных данных: пролет / = 20,7 м; шаг ферм
В = 6 м; уклон верхнего пояса /=1:3; а=18°26'; «ina = 0,316;
cosa = 0,949. Материал — сталь марки 18сп по ГОСТ 23570—79
Рис. 2.11. Треугольная ферма из одиночных уголков с треугольной системой
решетки (к примеру):
а—геометрическая схема; б—узлы
61
OSSI
Рис. 2.12. Ферма из одиночных уголков с параллельными поясами:
а—геометрическая схема с усилиями (кН) в элементах; б—узлы
(/?у = 240 МПа для фасона при толщине проката до 20 мм); ус =
= 1,0; уп = 0,95.
Сбор нагрузок:
Нагрузка Нормативная нагрузка qn, кПа Коэффициент надежности по нагрузкам Расчетная нагрузка q, кПа
Собственный вес кровельных панелей 0,66 1,1 0,73
Собственный вес ферм 0,15 1,05 0,16
Снег (II район) 0,70 1,4 0,98
Итого 1,51 — 1,87
Для снега у/= 1,4, так как qnlp0 = 0,81/0,7= 1,16>1.
Статический расчет. Расчетная постоянная нагрузка на узел
Fq = (q*Xqw/cosa)Blm= (0,16 + 0,73/0,949) -6-20,7/6=19,24 кН.
Расчетная временная нагрузка на узел Fp = pBlm = (F98-6Х
X 20,7/6 = 20,29 кН.
Полная расчетная узловая нагрузка F = F„ + FP = 19,24 + 20,29 =
= 39,53 кН.
Расчетные усилия в элементах фермы с геометрией а = р=у оп-
ределяются аналитически:
опорная панель верхнего пояса Nb =—2,5 F/sina =
= -2,5-39,53/0,316 = —312,74 кН;
нижний пояс (крайняя панель) /VH = 2,5F/tga =
= 2,5-39,53-3 = 296,48 кН;
нижний пояс (средняя панель): Л\, = 3F(cos а cosp)/sin(a+
+ у) = 3/2 • F/tg a = 3/2 • 39,53 -3 = 177,88 кН;
восходящий раскос при снеге на половине пролета фермы
N" = — З/2-F/tga — 3/4-Fp(l — 1/cosa)- 1/tga = 296,48 — 3/2 X
X 39,53-3 —3/4-20,29(1 — 1/0,949)-3 = 121,05 кН;
стойка с учетом соотношения tg0 = 3tgр /Vc= —F/3-"|/(l +*
’'"+ 8sin2a);tga = —39,53/3-3-Vl + 8-0,3162 = —53,02 кН.
Подбор сечений. Верхний пояс. Расчет ведется на внецент-
ренное сжатие от продольной силы Nb = 312,74 кН и изгибающего
FI 39,53-20,7 тт
момента М =--------=------= ------------ = 13,64 кН-м. Эксцентриси-
10 60 60 F
1364
312,74
тет е = M/Nb =
= 4,36 см. Сечение определяется из условия
прочности по (2.21)-^-fl 4-------——, где для одиночного
__ -4 \ cl^xmin J Уп
уголка —-min ^0,13fy; с= 1,2. Отсюда А= 312’74'10'0’95 /i _|_
А Т 240-1 к
। 4>36 ) iooo/i , 33,54 \ 2
+--------- = 12,38 1 + -------:— см2.
0.135/ / \ bf ;
63
Задаемся bf — 16 см. Тогда Л = 38,33 см2. Принимаем | 160X12
(Л=37,4 см2; /ж = 4,94 см; И7жтах=207,97 см3, ГО7Жтт = 78,64 см3).
Проверка сечения по прочности:
312,74-10 /. , 4,36-37.4 \
37,4 \ 1,2-78,64 )
= 228,1 МПа</?ц-^ = 240- 1,0 - = 252,6 МПа;
у уп 0,95
, 1т 2070
по устойчивости: расчетная длина пояса lei = — — = ------=
' соза 6-0,949
= 363,5 см. Тогда I = V~R^E = • ]/ = 2,51.
Относительный эксцентриситет в середине длины панели, где
наиболее сжатое волокно расположено со стороны полки уголка,
т = еЛ/И7тах = 4,36-37,4/207,97 = 0,78. Коэффициент формы сечения
при Л//Ла,= 1 (равнобокий уголок) т] = 1,8 + 0,12 т (табл. 73 [9],
тип сечения II), т. е. т] = 1,8 + 0,12-0,78= 1,9. Тогда те/=ч}т =
= 1,9-0,78=1,5; <ре=0,412 (табл. 74 [9]); ст=М/(<реЛ)== (312,74-10)/
(0,412-37,4)= 202,96 МПа < (Rvyc)/yn = 240 • 0,95/0,95 = 240 МПа; ус=
= 0,95 (табл. 6 [9]).
Нижний пояс (крайняя панель) Л^(Мнуп)/(/?рус)=296^‘р0^’95 =
= 12,35 см2. Принимаем [_ 100 X 7 (Л = 13,8 см2).
Нижний пояс (средняя панель) A^(N„yn)/(Ryyc) = ^^р'^дд9^
= 7,41 см2. Принимаем |_70 X 6 (Л = 8,15 см2).
Раскос A^(N"yn)l(Ryyc) = ^^^р'^дд’95 = 5,04 см2. Принимаем
|_ 56 х 5 (Л = 5,41 см2).
Стойка: расчетная длина lef = 0,85/ = 0,85-250 = 212,5 см.
Подбираем сечение по предельной гибкости Zn = 150. Тогда imm=
= /ef/Zn = 212,5/150= 1,42 см. Принимаем L75X6 (Л = 8,78 см2, imm =
= 1Д8см). Тогда Х=212,5/1,48= 143,58; <р = 0,301 (табл. 72 [9]);
<т = Мс/фЛ = (53,02-10)/(0,301-8,78) = 200,6 МПа>/?!//7с/уп = 240Х
Х0,75/0,95= 189,5 МПа. Поэтому увеличиваем сечение стойки и
принимаем L 80X6 (Л = 9,38 см2; imin=l,79 см). Проверку устойчи-
вости уголка не выполняем, так как она заведомо обеспечена.
Расчет узлов. Опорный узел. Для бесфасоночного при-
крепления нижнего пояса к полке уголка верхнего пояса необходи-
мо проверить возможность расположения сварных швов по обушку
и перу L 100X7. Принимаем по обушку катет углового шва й/ =
= 8 мм^1,2/ (/ = 7 мм — толщина полки уголка), а по перу k/ =
= 5 мм (он должен быть на 1—2 мм меньше толщины полки
уголка).
Для швов, выполненных вручную электродами Э42, необходим
расчет длины шва только по металлу шва [11] (RWf= 180 МПа;
ywf= 1, ₽/ = 0,7):
64
по обушку lw = 0,7 Q ь jVliVn----=
Р/М?и77и>П’с
n_ 296,48-10 0,95 m cc
= 0,7--------:-------------- = 19,56 cm;
0,7-0,8-180 1,0-1,0
по перу l'w = 0,3 ——^-2-------- =
QfkfRwfywfyc
no 296,48-10-0,95 , „ -.
= 0,3--------!----------- = 13,41 CM.
0,7-0,5-180-1,0-1,0
Принимаем конструктивно lw = 22 см, lw = 15 см.
Опорная реакция R0 = 3F — 3-39,53= 118,59 кН.
Суммарная длина сварного шва, прикрепляющего опорное
ребро,
------------= —118,59-10-0,95— = 17 89 см.
PfkfRwfywfyc-0,7 • 0,5 • 180 • 1,0-1,0
По длине сварных швов определяется высота опорного ребра.
Ширина вертикальной полки поясного уголка достаточна для
размещения шва с катетом kf=5 мм. Расчет швов в остальных
узлах выполняется аналогично.
Расход стали. Масса фермы 6 = 20,7/0,95-29,4+ (20,7—8) • 10,8 +
+ 8,0-6,39 + 2-5,8-4,25+4-2,5-7,36 = 952 кг. Удельный расход стали
gc.s = 1,05 GllB= (1,05-952)/21 -6 = 8 кг/м2.
Фермы с поясами из широкополочных тавров
и двутавров
Простейшим решением является использование типовой схемы
малоуклонной фермы с параллельными поясами и решеткой из
парных уголков (см. рис. 2.1, м). При lxef — luef=3 м для сжатых
поясов ферм рекомендуется использовать тавры ШТ [20]. В случае
Zxe/ = 0,5-Z!/e/ = 3 м для верхних поясов более целесообразно приме-
нение колонных тавров (КТ), обеспечивающих равноустойчивость.
Типовые фермы с поясами из тавров разработаны с треугольной
решеткой с дополнительными стойками из парных уголков. Конст-
руктивные решения их узлов представлены на рис. 2.13. Концы
уголков раскосов смещаются вдоль оси относительно друг друга с
таким расчетом, чтобы один из них прикреплялся в верхнем узле к
фасонке и к стенке двутавра, а второй — только к фасонке, в ниж-
нем узле — наоборот.
Стыковые швы следует проверять на прочность по приведенному
напряжению [9]: V + 3t^<; 1,15/?W!, ?<-/?„. На одном из концов шва
учитываются результирующая усилий раскосов, примыкающих к узлу,
S и вертикальная узловая нагрузка F. При этом сила S приложена
с эксцентриситетом е = h — z0 относительно шва (h — высота тавра;
20 — привязка оси тавра к плоскости полки).
S. Зак. 1295
65
Таким образом,
_ F , ( 6Se
t 1 'Si S Z2
U tn,1...
W ft
t-W^W
(2.22)
где tw — толщина стенки тавра; lw = I — 2tw — расчетная длина свар-
ного шва; I — его полная длина.
В частности, при F=0 условие прочности сварного шва выпол-
няется при
Рис. 2.13. Узлы стропильной фермы с поясами из широкополочных тавров
/ю=1,07-----------1 + 1/1+20 (J^Wyyc \2. (2 23)
Rwytw Ус г \ Nyn /
Свес стенок тавров, работающих как центрально- или внецент-
ренно-сжатые элементы, следует проверять согласно п. 7.14, 7.15
[9].
Стальные типовые конструкции покрытий неотапливаемых про-
изводственных зданий с пролетами 18, 21 и 24 м и кровлей из
асбестоцементных волнистых листов по прогонам (шаг 1,5 м), раз-
работанные ЦНИИПСК (рис. 2.14), запроектированы с использо-
ванием широкополочных двутавров для верхних поясов ферм. Все
остальные элементы — из парных прокатных уголков. Стропильные
фермы устанавливаются на железобетонные колонны с шагом 6 м.
Здание проектируется без кранов, с легкими мостовыми кранами
грузоподъемностью до 10 т и с подвесными кранами — до 5 т.
Целесообразность применения комбинированных систем с жест-
ким верхним поясом и малоэлементной решеткой обусловливается
различной расчетной длиной верхнего пояса в плоскости и из плос-
кости фермы (из плоскости расчетная длина значительно меньше),
. Рис. 2.14. Стропильные фермы с поясами из широкополочных, двутавров
5*
67
а также наличием легких покрытий производственных сельскохо-
зяйственных зданий. Применение широкополочного двутавра для
сжато-изгибаемого верхнего пояса выгодно тем, что он восприни-
мает внеузловую нагрузку от покрытия.
Конструктивные решения узлов комбинированной фермы пред-
ставлены на рис. 2.15. Опорный и коньковый узлы решаются с по-
мощью фланцев, где предусмотрены эксцентриситеты осей примы-
Рис. 2.15. Узлы стропильной фермы с поясами из широкополочных двутавров
68
кающих стержней для разгрузки верхнего пояса. ЦНИИПСК раз-
работаны также стропильные фермы с параллельными поясами из
широкополочных двутавров и решеткой из прямоугольных замкну-
тых гнутосварных профилей (сер. 1.460.2-II).
Фермы с элементами из круглых профилей
Использование стали круглого профиля для элементов несущих
комбинированных систем покрытий производственных сельскохо-
зяйственных зданий (зерноскладов, зернотоков, птичников, свинар-
ников при пролетах 18 м и более) с облегченными ограждающими
конструкциями возможно в статических схемах со стержнями без
знакопеременных усилий (см. рис. 2.1, з, к). В основу конструктив-
ных решений облегченных стальных ферм с пролетами до 24 м и
шагом 6 м легли геометрические схемы решетки, стойки которой
работают на сжатие, а раскосы — на растяжение. Это позволяет
использовать для растянутых стержней сталь круглого профиля и
конструировать узлы фермы с учетом целесообразности членения
конструкции на отправочные марки. Конструктивные решения не-
сущих конструкций облегченных покрытий с раскосами и нижним
поясом из стали круглого профиля могут быть реализованы при
проектировании стальных ферм треугольного и пятиугольного (по-
лигонального) очертаний.
При соблюдении условий работы раскосов на растяжение и вы-
соте ферм в середине 1/6—1/8 пролета уклон верхнего пояса со-
ставляет соответственно 1 : 4—1 : 6, что позволяет выполнить кров-
лю из волнистых асбестоцементных листов и рубероида. Если ра-
бота решетки пятиугольных ферм без знакопеременных усилий
создается только приподнятым к середине очертанием нижнего
пояса, то в треугольных фермах это имеет место при любом соот-
ношении постоянной и временных нагрузок (см. п. 2.4).
При расчете следует рассматривать две стадии работы фермы:
в процессе эксплуатации и монтажа ограждающих конструкций
покрытия. Расчет пятиугольных ферм на стадии монтажа заклю-
чается в проверке растяжения в элементах круглого сечения при
односторонней загрузке ферм кровельными плитами с целью вы-
явления последовательности монтажа ограждающих конструкций.
Расчет пятиугольных ферм от эксплуатационной нагрузки сво-
дится к определению их геометрических параметров при располо-
жении снега на половине пролета фермы. В отдельных случаях
следует учитывать ветровую нагрузку.
Стальные фермы с пролетом 21 м и шагом 6 м применительно
к габаритам типовых зерноскладов вместимостью 3,2 тыс. т имеют
пятиугольное очертание (см. рис. 2.1, к) со вспарушенным нижним
поясом для увеличения высоты засыпки зерна. Их выполняют из
четырех монтажных марок с учетом условий транспортировки.
Верхний пояс пйтиугольнИх ферм выполняется из швеллера.
Пролет треугольных ферм может достигать 24 м. Они выполня-
ются из двух отправочных марок. Конструкция стальной треуголь-
69
Рис. 2.16. Стропильная ферма с иижним поясом и раскосами из круглой арматуры
2500
Рис. 2.17. Стропильная ферма с нижним поясом и раскосами из круглой арматуры и жестким верхним поясом
ооьг
ной фермы пролетом 21 м (рис. 2.16) предназначается для покры-
тий животноводческих и птицеводческих производственных зданий.
Верхний пояс выполнен из двух уголков, образующих швеллерное
сечение с вертикальным расположением полок, нижний пояс и рас-
косы — из круглой арматуры. Расход стали — 8,6 кг/м2.
Конструктивное решение треугольной шпренгельной фермы про-
летом 18 м с жестким верхним поясом из развитого двутавра и
нижним поясом и раскосами из круглой стали представлено на
рис. 2.17. Верхний пояс двутаврового сечения с перфорированной
стенкой рассчитан по неразрезной схеме как сжато-изогнутый эле-
мент. Стойка шпренгеля принята из уголка. Соединение поясов
осуществлено с помощью фланцев на болтах. Ферма запроектиро-
вана под нагрузку 1,11 кПа. Шаг ферм — 6,0 м. Материал — сталь
марки ВСтЗпсб-1. Круглые профили выполнены из стали марки
14Г2. Расход стали — 4,6 кг/м2.
Применение круглых профилей — арматуры, высокопрочных
проволочных прядей и канатов — встречается в различных конст-
руктивных формах облегченных конструкций сельскохозяйственно-
го строительства, в частности для затяжек, подвесок и элементов
решетки ферм (см. рис. 2.4), решетки прутковых прогонов (см.
рис. 2.8), арок (см. рис. 2.9) и т. д
Фермы из прямоугольных труб
(замкнутых гнутосварных профилей — ЗГСП)
Выбор типа и компоновка геометрической схемы стропильных
ферм из прямоугольных труб выполняются так же, как и для ферм
из уголков. Рекомендуется использовать типовые стропильные фер-
мы с параллельными малоуклонными поясами (габаритная высота
2 м при пролетах 18,24 и 30 м), треугольной решеткой (без стоек)
при нисходящем опорном раскосе. Длина панели верхнего и ниж-
него поясов 3 м (рис. 2.18, а).
Сечения всех элементов фермы обычно подбираются по сорта-
менту профилей Молодечненского завода легких, металлических
конструкций: высота сечений ft=80—220 мм, толщина стенки /=
= 3—8 мм. При этом сечения элементов решетки максимально уни-
фицируются. Сечения поясов принимаются постоянными по всей
длине.
В сельскохозяйственном строительстве, помимо ферм типа «Мо-
лодечно», широкое применение могут найти и другие схемы стро-
пильных ферм (рис. 2.18, б—и), в том числе и малоэлементные (рис.
2.18,г—и). В этих фермах может быть достигнуто дальнейшее сни-
жение трудоемкости изготовления.
Эффективность применения прямоугольных труб определяется:
повышением предела текучести стали из-за наклепа в закругленных
участках профиля, возникающего при гибке листа в холодном состоя-
нии. Расчетное сопротивление материала на этих участках становится
равным Ry = а^у',1 аг = 0,02(1 + 2 V//r)’V.£7#a 1 (/—толщина
стенки; г—внутренний радиус гиба);
72
повышением относительного радиуса инерции сечения i/VA с рос-
том гибкости стенки профиля h/t, лимитируемого требованием местной
устойчивости. Учет полного сечения сжатого профиля возможен при
выполнении условия h/t<z 1,3~^E/RV.
В случае недонапряжения сечения предельная гибкость устой-
чивой стенки профиля может быть увеличена в соответствии с п. 7.14
[9]. Недонапряжение в сечении возникает вследствие конструктив-
ных причин (унификация сечений, технологические требования,
компоновка узлов и т. д.).
Рис. 2.18. Схемы ферм из гнутосварных профилей (ГСП)
При конструировании узлов ферм из прямоугольных труб сле-
дует учитывать ряд требований и ограничений, связанных со спе-
цификой технологии изготовления и технико-экономическими фак-
торами.
Наиболее рациональными в фермах из прямоугольных труб
являются бесфасоночные узлы с непосредственным примыканием
стержней (рис. 2.19). Заводские стыки элементов рекомендуется
выполнять сваркой встык на остающейся подкладке. При этом
нецелесообразно выполнение стыков в растянутых элементах с на-
пряжением <т>0,9 Ry. Монтажные стыки следует выполнять флан-
цевыми на высокопрочных болтах с предварительным напряжени-
ем. При назначении размеров сечений для сжатых поясов отноше-
ние высоты профиля к толщине стенки (гибкость стенки) не
следует принимать выше Лп//п=45, а для сжатых элементов решет-
ки — выше hdltd = &G.
Размер сечений элементов решетки по ширине (из плоскости
фермы) не должен превышать bri = b--—2 (tn—id); для слабонагру-
73
oto?
^И0!5
женных стержней решетки размер сечения не должен быть ниже
bd=0,6 Ьи (bn— ширина сечения пояса).
Расстояние между смежными стенками (носками) раскосов в
узлах необходимо назначать минимальным из условия возможнос-
ти наложения двух сварных швов (обычно не менее 3 мм). Это же
требование распространяется на опорные узлы ферм. Для исклю-
чения взаимного пересечения элементов решетки в узлах, и тем
самым двойной резки их концов, допускается расцентровка осей в
узлах. Узловые эксцентриситеты е^/гп/4 при расчете узлов не при-
нимаются во внимание.
Заводские сварные швы следует выполнять полуавтоматической
сваркой в среде углекислого газа. Прикрепление решетки к поясу
осуществляется односторонними швами, выполненными с устано-
вочным зазором между раскосом и гранью пояса (0,05—0,07) td
(td — толщина стенки элемента решетки). В этом случае швы рас-
считываются как стыковые. При отсутствии зазора швы прикреп-
ления считаются угловыми.
Промежуточные и опорные бесфасоночные узлы ферм (рис. 2.19)
в местах примыкания сжатых элементов решетки должны быть
проверены расчетом на продавливание грани пояса и устойчивость
его боковых стенок, а при растягивающих усилиях в раскосах — на
вырывание грани пояса. При значительных эксцентриситетах в
опорных сечениях элементов решетки (e—MdlNd^hdl^) проверка
несущей способности узлов должна выполняться по формулам [21]:
на продавливание при &d/bn^0,9 и c/d^0,25
лг , 2Md < ^(rf+c+V2M)
hd (0,4+l,8c/d)fsinP
то же при &й/&п^0,9 и c/d>0,25, т. е. для К- и Т-образных узлов
Nd + + (2.25)
hd f sin p v
на устойчивость при bd/bn>0,85
Nd^2tnhdk/sm2^-Rvye-, (2.26)
на вырывание — по формулам (2.24) и (2.25) с увеличением пра-
вых частей в 1,15 раза.
Здесь Nd, Md — соответственно продольная сила и изгибающий
момент в опорных сечениях элементов решетки, которые допуска-
ется определять в предположении абсолютно жестких узлов ферм.
ДЛЯ ферм с малыми расЦентровками осей элементов в узлах до-
пускается не учитывать Ма, предполагая узлы шарнирными; f=
= (ЬП—bd))2\ ус =1,5—|(V|/y47?j, — при сжатии пояса силой
>0,5 ARy (в прочих случаях ус=1); N—продольная сила в поясе
со стороны растянутого раскоса; tn — толщина стенки пояса; d
длйнй лйнии сопряжения продольной стенки раскоса с поясом; с —
полов'йна расстояния между смежными стенками соседних элемен-
та
тов решетки или поперечной стенкой раскоса и опорным ребром
(фланцем); р — угол наклона раскоса к поясу.
Коэффициент fe = 0,9 4- 670(/n/ftn)2 — 170Ry/E принимается в ин-
тервале значений /гд//п=(1,6 — 2)i/E/Ry-, k = i при hn!ta<4^ 1,6VE/Ry
и k =3,6E/Ry^tn/hny при МЯ>21/ВД; [21].
Сжатые элементы решетки проверяются на прочность в зоне при-
мыкания к поясу с учетом неравномерного распределения напряжений
по формуле
Md^AdRvye, (2.27)
ГДе 7с = '14-о 01Ъ~ // ‘ h '/h 4-\ ПрИ с^<°’25; Тс = WU +
I +U,vlaftn/*n ^d/^d'T 1
+ 0,01(3,4 + 4,8Mn-0,12Md)Mn}~1- ь , — при c/d>0,25.
bd/nd + 1
Коэффициент k определяется, как и при проверке устойчивости
пояса, но с заменой геометрических и физико-механических пара-
метров пояса на соответствующие параметры элемента решетки;
Ry — расчетное сопротивление материала решетки; Ad — площадь
его поперечного сечения. Растянутые элементы решетки проверя-
ются на прочность по формуле (2.27) с увеличенными значениями
ус в 1,15 раза.
Сварные швы, воспринимающие продольные и поперечные силы
и расположенные на закруглениях профилей с наружным радиусом
r=3t (t — толщина стенок профиля), рассчитываются на срез по
формуле
N/0,6bwlw^Rwfywfyc. (2.28)
Здесь N — расчетная сила, действующая на соединение; lw —
расчетная длина сварного шва, равная его полной длине за вычетом
10 мм; bw — его ширина; RWf — расчетное сопротивление сварного
шва, принимаемое по [9].
Необходимо подчеркнуть, что фермы с безраскосной и разре-
женной решеткой (рис. 2.18, е, ж, з), имеющие бесфасоночные узлы,
обладают повышенной деформативностью и характеризуются на-
личием значительных изгибающих моментов в решетке Md. Поэто-
му статический расчет таких ферм следует выполнять с учетом
жесткости узлов и с обязательной проверкой второй группы пре-
дельных состояний. В случае нарушения требований прочности
узлов по (2.24) или (2.25) между элементами решетки и поясом
должны предусматриваться листовые прокладки, толщина которых
обычно принимается равной двойной толщине стенки пояса (но не
превышает 16 мм). Размеры этих прокладок должны обеспечивать
приварку к ним элементов решетки по всему периметру примыка-
ния. Прокладки привариваются к поясу угловыми швами по кон-
туру примыкания.
Для примера на рис. 2.20 показано конструктивное решение ти-
повых ферм с параллельными поясами из гнутосварных коробча-
тых профилей пролетом 21 м для покрытий сельскохозяйственных
производственных зданий. Ферма с шагом 6 м под нагрузку
76
Сгмга;'
2,28 кПа запроектирована УКРПСК. Нормативная нагрузка от веса
ограждающих конструкций принята равной 1 кПа, а нормативная
технологическая нагрузка — 0,2 кПа. Материал поясов и стоек из
гнутосварных профилей — сталь марки 09Г2С-6. Материал раско-
сов из парных уголков, раздвинутых на ширину поясов,— сталь
марки ВСтЗпсб-1. Расход стали на ферму — 9,5 кг/м2.
Пример. Рассчитать ферму из замкнутых гнутосварных профи-
лей (рис. 2.21) при следующих исходных данных: пролет (=18 м;
шаг ферм В = 3,0 м; уклон верхнего пояса t=l : 4; кровля беспро-
7кН/м
гонная в виде асбестоцементных панелей с деревянным каркасом
(АКД) 1,5x3,0 м. Материал верхнего пояса — сталь марки 09Г2
гр. 1 по ТУ 14-1-3023—80 (/?у = 305 МПа для листа при толщине
проката до 10 мм); материал нижнего пояса и решетки — сталь
марки 18пс по ГОСТ 23570—79 (Ry = 230 МПа для листа при тол-
щине проката до 16 мм). Сварка — полуавтоматическая, в среде
углекислого газа, сварочной проволокой марки Св-08Г2С (RWf=
= 215 МПа, табл. 56 [9]). Район строительства—Московская об-
ласть. ус= 1,0 для сжатых и сжато-изгибаемых элементов; ус=
= 0,95 — для растянутых элементов; уп = 0,95.
Сбор нагрузок:
Нагрузка Нормативная нагрузка <7П, кПа Коэффициент надежности по нагрузкам Расчетная нагрузка q, кПа
Асбестоцементные волнистые листы усиленного профиля УВ-7,5 0,15 1,05 0,16
Утепленные панели АКД 0,45 1,1 0,50
Фермы и связи 0,14 1,05 0,15
Снег (III район)* 1,0 1,52 1,52
Итого 1,74 2,33
* Для снега уу=1,52, так как qn!Po = 0,74/1,0 = 0,74.
78
Расчетная погонная нагрузка (7(+р/)В~2,33-3~7,0 кН/м.
Статический расчет. Усилия в стержнях фермы от расчетной
равномерно распределенной нагрузки определены на ЭВМ ЕС-1022
и получены в предположении абсолютно жестких узлов (рис. 2.21).
Подбор сечений. Сечения верхнего и нижнего поясов принима-
ются постоянными по длине, а сечения элементов решетки в целях
унификации —- одного типоразмера; сечения замкнутых гнутосвар-
ных профилей — по сортаменту Молодечненского ЗЛМК.
Верхний пояс. Наиболее нагруженной является крайняя
панель: М=24,22 кН-м; N= —260,5 кН; е=M[N=24,22/260,5=
= 0,093 м.
Расчетные длины: в плоскости фермы lxef= ц1т, где 1т = 4,64 м—
длина крайней панели;
р, = 0,65
пЫОз + 1
пй-10»+ 0,43
0,02-0,18-103+ 1 _
0,02-0,18-103 + 0,43 ~
n = q/2N =—12—«0,02-1/м; h w = 0,18 м.
2-260,5 ' 25 25
Итак, lxef = 0,695-4,64 т 3,22 м; lyef = Г,5 м.
Подбираем сечение верхнего пояса как для внецентренно-сжатого
стержня (см. п. 2.4): = А = ^0,5-10-0,95
’ Яу I* 305-1,0
Предполагаем, что труба прямоугольного сечения имеет значения
1,5 и h/t7& 40. Тогда рж = 0,19-Vh/i = 1,2; а = 0,38; ₽ = 0,50.
г Г] i °’093 °’50 1/ 2,06-l°s 1,44Ве
_Zt>U,O-^+ 3 22 • 0 38 у 305 • (0>04+ 1;44Ве)3/2
= 260,5 Г1 Н-------_1; ве = -ф-'-Вх-
[ г (0,04+l,44Be)3/2 J N
В качестве исходного значения принимаем Ве=Вх.
Результаты итерационного расчета:
Таблица 2.3. Значения параметра Ве
Шаг I II Ш i IV
Исходное зна- чение Ве 0,053 0,157 0,139 0,142
Результат Ве 0,157 0,139 0,142 0,142
79
0,053-1,44 nQ1o
m. = -------------5— = -------------------= 0,312.
® 0,04+Bep2 0,04 + 0,142-1,44
A = —= i260’5,.10.:2'..^- - 26,0 CM2.
<PeRyVc 0,312-305-1
сечение верхнего пояса из Гн □ 180 X 120 X 4 (А =
; 1Х = 1073 см4; Wx= 119,3 см3; tx=6,76 см; iv =
305
Принимаем
= 23,3 см2;
= 4,92 см).
Проверка устойчивости в плоскости фермы производится по форму-
ле (51) [9]. кх — 6>76 у 2,06-Ю5 * 7 ~ li84> т~ 119,3 ~ ’83*
При Af/Aw =* 12/2- 18 = 0,33 для сечения типа 5 q = (1,75 — 0,1m) —
— 0,02(5 — т) к = (1,75 — 0,1-1,83) — 0,02-(5 — 1,83)-1,84 = 1,43
(табл.73 [9]); mef = х\т = 1,43-1,83 = 2,62; <ре = 0,366 (табл. 74 [9]);
ст = —°’5‘10,0-?5.. = 290 МПа<Ry = 305 МПа.
0,366-23,3 v
Проверка устойчивости из плоскости фермы выполняется по фор-
муле 56 [9]: Хр.= -^^-=31; <Pj,=0,92; tnx= l/2-m=0,91 (п. 5.31 [9]);
а =0,6 при тх<. 1 (табл. 10 [9]); 0=1; с=-----------=--------------=
1 -f- атх 1 + 0,6-0,91
= 0,647; ст =! Ы— = - 260’5-10,0’.^— = 178 МП а <7? =305 МПа.
сууА 0,647-0,92-23,3 в
Нижний пояс. Наиболее напряженное сечение — в крайней па-
нели у среднего узла М — 1,27 кН-м; М = 251, 9 кН.
Предварительно определяем площадь сечения без учета изгибающе-
. Nrin 251,9.0,95-10 1ЛПС 2 гг
момента А = ------1:------------------ = 10,95 см2. Принимаем
КуУс 230-0,95
□ 120 X 3 (Л = 13,7 см2; Wx = 48, 8 см3).
Окончательная проверка прочности по фор муле 49 [9]: (——V+
\ AnRyyc 1
MxU* < 1 (сх = 1,12 при -А_ =0,5; п= 1,5 (табл. 66 [9])
cxWxnRyyc \ Аш
приводит к следующему результату:
7 251,9-0,95-10 V/5 1,27-103-0,95 = 0 74 <" 1
\ 13,7-230-0,95 / + 1,12-48,8-230-0,95
Оставляем принятое сечение.
Стойки и раскосы. Сечения стоек и раскосов принимаем
по конструктивным соображениям из Гн □ 80X3 (А=9,27 см2).
Проверка стойки на устойчивость при внецентренном сжатии и рас-
тянутого раскоса на прочность показала их достаточную несущую
способность.
Расчет и конструирование узлов (рис. 2.22). Узел А. Провер-
ка прочности на сжатие стыковых сварных швов, прикрепляю-
/260,5-10 .5
щих верхний пэяс к опэрнэму узлу (п. 49 [9]): ---------------- +
\23,3•305 /
+ i = °’8 *<* (^=1-8 при JL = 0,38 (табл. 66 [9]).
1 tlo»119t3* 305 A [p
го
Гн
80
Проверка прочности на растяжение стыковых сварных швов, при-
крепляющих нижний пояс к опорной стойке (п. 49 [9]):
/ 251,9-10 V/5_________0,09-103 = 0 92< 1
\ 13,7-0,85-230 ) + 1,12-0,85-48,8-230
Проверка прочности фланговых швов, прикрепляющих опорное реб-
ро к стенке опорной стойки (ручная сварка, электроды Э-42): Rwf =
--= 180 МПа; Rwz = 162 МПа; kf = 0,7 см. По табл. 34 [9] 0, = 0,7;
Рис. 2.22. К примеру расчета узлов фермы из ГСП
6. Зак. 1295
81
₽z — И lw — (32—1) cm — по чертежу узла (1 см учитывает непро-
вар); Ро = 63 кН — опорная реакция; Fo < 2 =
?п
о 0,7-0,7-31.180-1,0
= 2---------------------= 575 кН. Проверка прочности соединения
по металлу сварного шва является решающей, так как несущая спо-
собность по сечению границы сплавления выше.
Проверка прочности сечения опорной стойки выполняется по упру-
о N . N-e 63-10 ,
гои стадии на внецентренное сжатие: — Ч--------------— ---------|-
^4 ^min 67
.63-10,9-Ю = МПа р = 230 _1Щ_ = 242 МПа
1528 у уп 0,95
Узел Б. Угол наклона стойки к верхнему поясу 0 = 53°; sin0=
= 0,8.
Расчет пояса иа продавливание. По (2.25) от усилия в раскосе Nd =
= —51,9 кН. Так как е = —— = 1,6 = 0,031 м>Л+4, то необхо-
Nd ~51,9 а
димо учесть Md = 1,6 кН-м. Тогда Md+2A4d//td> 0,42 (1°+у8,12'2) х
X 305-1,0 = 73 кН; Nd + 2Md/hd = 51,9 + -2--^- = 91,9 кН; d =
= = 10 см; f = (&n"_bdL = (12 — 8)/2 = 2 см; ta =
sin 0 0,8 2 ’ п
АЛ t Ю 1 < |У| 260,5-10 АО-7 А Е
= 0,4 см; Ь„ = 12 см; ус = 1, ибо ——— -------------= 0,37 < 0,5.
п r ARy 23,3-305
Принимаем усиливающую листовую прокладку 100 х 100 х 8 мм.
Расчет сварных швов, т = = 86,5 МПа< Rwyyc = RyVc —
= 230 МПа. Проверка стенки пояса по (2.26) на местную устойчи-
вость в месте примыкания сжатой стойки не производится, так как
bd!ba= 8/12<0,85. Проверка прочности сечения стойки (2.27) в узле: Nd<
9,27 х 230-0,5-1 = 106,6 кН; i--------------------
‘ 1 4-0,01 (3,4 + 4,8-8/12 — 0,12-8/0,3)
X TWT « °-5; k = 1 "₽и - т - 26.7 < 1,6 - 48.
Узел В. Угол наклона сжатой стойки к нижнему поясу 0' = 39°
(sin0'=O,63), а растянутого раскоса 0" = 44° (sin0" = O,7). В узле
предусмотрена расцентровка на 6 мм с целью уменьшения зазора
между носками раскосов до минимально возможной величины
2с = 3 мм, что повышает несущую способность пояса на продавли-
вание и вырывание.
Расчет пояса на продавливание (2.24) от усилия в стойке. Nd =
——51,9 кН (A4d = 0,98 кН-м не учитывается, так как e=Md[Nd<
<hdl4)-,
„ 0,32(12,7 +0,15+ ~|/2Л2^) 230 1 Q = 77 0 кН’
d (0,4+1,8-0,15/12,7).2-0,63 10 ’ ’
82
d = -^- = 12,7 см; —— = 0,15/11,5 - 0,013 < 0,25;
0,63 ^min
drain • = 8/0,7 = 11,5 cm.
Расчет пояса на вырывание (см. (2.24) в зоне растянутого
раскоса с усилием Mj = 39 кН.
Л/ 0,32.(11.5 + 0,15+1/2712^) ,230 _
A^d< 1,15 (0(4+ 118.о,15/1“5)2-Ь;7--Тб" 1 ~74’8 кН>
d = 8/0,7 = 11,5 см.
Проверка стенки пояса на местную устойчивость в месте при-
крепления сжатой стойки не производится, так как Ьй/Ьп = 8/12<
<0,85. Прочность сварных швов в зоне узла обеспечена, ибо пери-
метр рабочих швов в узле В больше, чем в узле Б.
Проверка прочности сечения стойки в узле по формуле (2.27):
JVd< 9,27-230-0,66-0,1 = 140,7 кН (ус = ------!-------- = 0,66;
V 1+0,013-120/3
k= 1 при -^- =-у-= 26,7 < 1,бУЁ/^ = 48) .
Узел Г. Угол наклона раскоса к поясу 0 = 30° (sin0 = O,5).
Так как растягивающее усилие в раскосе по абсолютной вели-
чине в 1,33 раза меньше усилия в сжатой стойке, то несущая спо-
собность узла будет обеспечена по всем расчетным проверкам.
Монтажные узлы. Выполняются на фланцах как в верх-
нем, так и в нижнем поясах. Соединение осуществляется на болтах
класса 5.6 с обеспечением шарнирного сопряжения.
Нижний пояс. Усилие—180,2 кН. Принимаем диаметр
болтов d=20 мм. Тогда несущая способность болта Уб = /?бИбп =
= (210-2,45)/10=51,45 кН. Число болтов п=N/Nbyc= 180,2/(51,45X
X 1,0) =3,5. Принимаем п = 4.
Так как болты обычные (нормальной точности), то толщина флан-
ца определяется из условия его изгиба без учета рычажного эффекта:
1/ I/”37180,2-10-3-0,95 ,
V = V —iiwi--------------------- = !-72 СМ‘
Принимаем (=2,0 см. Материал для фланцев — сталь марки
14Г2АФ по ГОСТ 19282—73.
Верхний пояс. Усилие Уп=175 кН, изгибающий момент
М = 22,82 кН-м.
~ й M — Nh.12 22,82-175-0,09
Определяем усилия в болтах Nb =------------ = 2~0~2г" — =
= 16,44 кН (п = 2 — число болтов в верхнем ряду; е = 21,5 см —
расстояние от грани пояса до оси болтов). Из конструктивных Сооб-
ражений принимаем 4 болта 0 20 мм и толщину фланца t = 2 см.
Фермы из круглых труб
Трубчатый профиль является оптимальным для многих элемен-
тов легких ферм и связей, и в первую очередь для сжатых стержней
и слабонагруженных элементов, подбираемых конструктивно, а при
в*
83.
использовании высокопрочной стали — и для растянутых поясов
ферм. В то же время выполнение всех элементов ферм из труб не
всегда целесообразно. Для сжато-изогнутых поясов ферм, а также
элементов решетки, имеющих разные расчетные длины в плоскос-
ти и из плоскости конструкции, более рациональны профили от-
крытого сечения. Сочетание в одной конструкции трубчатых и от-
крытых сечений обусловливается удачным решением соединений
профилей в узлах.
Стальные фермы, применяемые в сельском строительстве, редко
выполняются полностью из круглых труб. Обычно из трубчатого
профиля проектируется решетка, так как относительный радиус инер-
ции сечения трубы р = 0,2 ]/djt при допустимых соотношениях для
решетки d/t 100 оказывается наибольшим по сравнению с р для
других сечений. Последнее определяет эффективность применения
круглых труб для сжатых элементов, и особенно в тех случаях,
когда они слабо напряжены и подбираются по предельной гибкости.
При конструировании стальных трубчатых ферм необходимо
соблюдать следующие рекомендации: нижний и верхний пояса про-
ектируют из труб одинакового сечения и равной длины; разница в
толщине стенок при одинаковом диаметре труб должна быть не
менее 1,5 мм; минимальная толщина труб поясов и опорных рас-
косов— 3 мм, остальных элементов решетки — 2,5 мм; отношение
диаметра трубы раскосов к диаметру трубы пояса не ниже 1/3.
Трубчатые конструкции должны проектироваться сварными с
непосредственным соединением стержней в узлах, что значительно
сокращает число образующих конструкцию деталей и объем сварки.
Фигурная резка концов трубчатых стержней для бесфасоноч-
ного соединения в узлах с цилиндрическим сопряжением труб осу-
ществляется, как правило, с использованием специальных станков-
автоматов.
Следует отметить, что дефицитность круглых труб не позволяет
организовать поточное производство трубчатых конструкций с бес-
фасоночным соединением узлов на сравнительно небольших заво-
дах металлоконструкций для сельскохозяйственного строительства.
Поэтому находят применение конструктивные решения бесфасоноч-
ных узлов со сплющенными концами труб решетки, а также узлов
на поперечных цилиндрических, призматических и сферических
вставках. Это позволяет организовать производство трубчатых кон-
струкций на строительной площадке с резкой концов труб на дис-
ковой пиле. Примеры конструктивных решений узлов соединений
элементов из круглых труб приведены на рис. 2.23.
Расчет узлов трубчатых ферм с непосредственным примыкани-
ем стержней решетки к поясам является теоретически сложной
задачей. Несущая способность этих узлов проверяется по эмпириче-
ской зависимости [22], согласно которой поясная труба рассчиты-
вается на продавливание по линии контакта с каждым из примы-
кающих в узле элементом решетки:
(D/tay-^t/tu^ 2^/оо-Ус/®, (2.29)
«4
Рис. 2.23. Узлы ферм из круглых труб:
а—с цилиндрическим сопряжением; б—цилиндрическими и призматическими вставками; в—
сплющенными концами; г—с фасонками
где D и tn — диаметр и толщина стенки поясной трубы; t — толщи-
на стенки трубы примыкающего элемента; оъ— абсолютное значе-
ние осевого напряжения в примыкающем элементе; ус=1+0,бХ
X (N/RyA)3^. 1—коэффициент условий работы пояса; N— про-
дольное усилие в поясе (положительный знак усилия соответст-
вует растяжению, отрицательный — сжатию); А — площадь попе-
речного сечения пояса; ш= (sina)3/2/(Yd^?^<t>) —параметр, учитыва-
ющий тип узла (Т-образный или К-образный); a — угол наклона
расчетного примыкающего элемента к поясу; знак усилия в примы-
кающем элементе (<то>0 при растяжении); d/D— соотношение
диаметров труб примыкающего элемента и пояса. Здесь Yd=l,6X
Х(1—0,3 d/D) при Оо>0 и yd=l при сто<0; k^=D/d-arcsind/D;
£ф=1,5—2с/£>^1; с^0,2 см — расстояние между носками примы-
кающих элементов решетки (для Т-узла £ф = 1).
В случае недостаточной несущей способности узла по (2.29)
необходимо либо увеличить толщину стенки поясной трубы ta с од-
новременным, если это возможно, уменьшением диаметра D, либо
уменьшить толщину стенки t и соответственно увеличить диаметр
d примыкающего элемента.
Кроме этой проверки, нужно рассчитать сварной шов прикреп-
ления элементов к поясу с учетом неравномерного распределения
напряжений по его длине, принимая коэффициент условий работы
ус = 0,85. При этом сварной шов рассчитывается по формуле
’ Л\ < 0,85 (^kflwfRwf + tlwvvWfRwy), (2.30)
где Wr—расчетное продольное усилие в примыкающем элементе;
Iwf и lWy — длины швов, рассчитываемые как угловые или стыко-
вые. Заметим, что снятие фаски с переменным углом наклона по
длине фигурного реза торца трубы позволяет считать шов стыко-
вым по всему периметру. Коэффициент условий работы стыкового
сварного шва с углом раскрытия более 30° без подварки корня шва
Уи,/ = 0,85. Остальные параметры определяются согласно [9].
При расчете узлов трубчатых ферм со сплющенными концами
элементов решетки, а также при наличии цилиндрических и при-
зматических вставок следует воспользоваться методикой, разрабо-
танной авторами [23]. При этом расчетная схема узла принимается
в виде цилиндрической оболочки, нагруженной через продольное
ребро или систему ребер, которые передают усилия с элементов
решетки на стенку поясной трубы. Критерием несущей способности
поясной трубы принято исчерпание псевдоупругой работы оболоч-
ки при развитии пластических деформаций по толщине трубы в
наиболее напряженной точке — под концом ребра. При этом о—
= Rv.
Несущая способность узла с системой ребер определяется по
формуле
Л4Р = 1,6 Г1 — 0,5 f jV + fe^-YlMT, (2.31)
р L I ARy /J
86
где Л4Т — внешний изгибающий момент в узле, соответствующий
появлению краевой текучести при отсутствии продольной силы N
в трубе пояса; Мт определяется как минимальное значение двух
параметров:
Мп и Мк
С1^П (1 с1)
(2.32)
где для Двух продольных ребер длиной 2а и с шагом

•10~4 atlRy.
(2.33)
460 + 380—-------— 150 | 1-----
V Dta k v Dtn
+ (5 — 0,18 2Л О? (—У
• \ V Dtn ) \ tn )
Для двух кольцевых ребер с шагом 2а и углом обхвата 20о
Л4К = [1400 4- 4ОО0о КЖГ — 270oO/Zu + 13,50» {DjQ312] at*
(2.34)
Сп/ GK:
(2.35)
(2.35')
(только
Параметр Ci определяется в зависимости от соотношения
С1 = G„/2GK - Oi/800- (Ga/GK - I)2 при Glt/GK > 1;
С1 = Gn/2GK - -у (1 - п₽и Gh/Gk < Il
где жесткость узла при соответствующей системе ребер
продольных или только поперечных) определяется из выражений:
G„ = 1(6400 + 1200а//ЖГ) + (7000 — 190a/VDt^' —
— (1360 — 250а//ЩГ) 0i /ЖГ — (136—15a/^Dt^Te3iD/ta] at2nE-,
(2.36)
GK = [(3700 + 510а//Ж~) /^nZ-D + (3500 +|340а/КЖГ)9о+
+ (245 — 40а//Ж") 0о /ЖГ — (25 — 1,4а//Ж~) 0оЖп1 а&Е.
(2.37)
влияние толщины ребер и
несущую
Параметры хп и хк, учитывающие
фланговых сварных швов прикрепления их к трубе на
способность узла, определяются следующим образом:
хп = I - [1 - (20,/л)2] (1~9°’2;/D) & +
У ZLfljx
, (G+Sfe/)
/2D/n
где — толщина ребра; 2^ — сумма толщин сварных швов
стороннем расположении или толщина одностороннего шва. При этом
(2.38)
при дву-
87
tlt так как в данном случае обеспечивается прочность сварного
шва.
Входящее в выражение /Ир (2.31) усилие F представляет собой
сдвигающую силу, приложенную к продольным ребрам в узле.
Коэффициент k учитывает концентрацию напряжений и опреде-
ляется из выражений:
* ,-L + Л 1+2.2(Л-1,65)0, t = 24l+2.2U-l,«)e.
2 1 + 4.4(Л — 1.5)0, 1+4,4(Л—1.5)0,
соответственно для промежуточного и концевого узлов фермы при
a/D< 1,8 (А =------------------>2,5\
1,2 (1—0,5a/D) я /
Для концевого узла несущая способность определяется как
Л4р/2, где Л4р — несущая способность промежуточного узла с
удвоенной длиной продольных ребер. Размерность моментов кН-м;
жесткости узла — кН-м/рад; линейных величин — м; Rv и Е —
МПа.
Несмотря на то что узлы трубчатых ферм являются весьма
жесткими, расчетную схему фермы (в целях упрощения) допус-
кается принимать шарнирной, если отношение диаметра трубы к
ее длине для всех стержней решетчатой конструкции не превы-
шает 1/10—1/15,— при эксплуатации конструкции в климатических
районах строительства с расчетной температурой ниже (—40 °C).
Расчетные длины lef стержней трубчатых ферм с бесфасоноч-
ными узлами в плоскости и из плоскости следует принимать рав-
ными /е/ = р./, где / — геометрическая длина элемента (расстояние
между центрами узлов); ц — коэффициенты приведения длины
(р.= 1 —для поясов, опорных раскосов и стоек; ц = 0,85 — для эле-
ментов решетки без сплющивания
стержней решетки со сплющиванием
в разных плоскостях; ц = 0,95 — со
решетки в одной плоскости).
Растянутые элементы решетки
коэффициентом условий работы ус=0,8, что учитывает концентра-
цию напряжений в местах их примыкания к поясной трубе и на-
личие узловых изгибающих моментов. Коэффициент продольного
изгиба центрально-сжатых элементов решетки q> принимается не
выше 0,85, а ус= 1,0.
Расчет сварных стыковых соединений элементов из труб на
центральное растяжение или сжатие следует производить по фор-
муле
концов труб; ц=0,9 — для
одного или двух концов труб
сплющиванием двух концов
проверяются на прочность с
N- , п
—уг— С
ЯЬ'СрЧ!
где ДСр — средний диаметр трубы с меньшей толщиной стенки /п-
При сварке на подкладном кольце уюУ=1, без него — 0,75.
Расчет сварных стыковых соединений не требуется в случае
применения сварочных материалов согласно прил. 2 [9], а также
при выполнении сварки на подкладных кольцах и физическом
(2.40)
88
контроле качества швов. При расположении стыков в местах
неполного использования несущей способности сечения труб до-
пускается их соединение встык без подкладного кольца. Примеры
сварных стыков труб приведены на рис. 2.24.
Сварные монтажные стыки трубчатых элементов одинакового
наружного диаметра и заводские стыки при расхождениях в тол-
щине стенки более чем на 2 мм рекомендуется выполнять с пар-
ными полукольцевыми накладками, вырезанными из трубы того
же или несколько большего диаметра либо свальцованными из
листовой стали. Толщину накладок и катет сварного шва следует
принимать на 20% больше минимальной толщины стенок стыкуе-
мых труб. Рекомендуемые размеры (при 1,2 /п) и очертания
накладок, принятые из условия минимума отходов, показаны на
рис. 2.25.
Рис. 2.24. Стыки труб (при сжатии)
89
Стыковые соединения элементов из труб с накладками, имеющими
фигурные вырезы и прикрепляемыми угловыми швами, рассчитываются
на срез по формуле т = Rwf (расчетная длина сварного
шва lw = V (2па)2 + (nD)2 ; а — глубина фигурного выреза наклад-
ки вдоль оси поясной трубы; п— число вырезов по периметру трубы)-
Характерным примером использования в легких фермах тонко-
стенных труб для покрытий производственных сельскохозяйствен-
ных зданий является конструктивное решение треугольной комби-
нированной фермы пролетом 21 м с уклоном верхнего пояса i =
= 1:3 (рис. 2.26). Такие фермы принципиально отличаются от
традиционных сечениями элементов и решением узлов. Стропиль-
ные фермы компонуются из пяти марок: двух треугольных полу-
ферм (0—1), среднего элемента нижнего пояса (0—2) и двух
опорных башмаков (0—3). У треугольных полуферм верхний пояс
и опорный элемент нижнего пояса П-образного сечения состоят
из двух уголков, сваренных «перьями». Трубчатые элементы ре-
шетки полуферм сходятся веером в узле нижнего пояса и прикреп-
ляются к верхнему поясу с помощью цилиндрических; вставок,
размещаемых между полками составного швеллерного сечения.
Затяжка также имеет трубчатое сечение.
Рис. 2.25. Стыки труб с фигурными накладками (при растяжении)
90
Пример. Рассчитать узел треугольной трубчатой фермы для
покрытия производственного сельскохозяйственного здания проле-
том / = 21,0 м с уклоном верхнего пояса i=l : 3 (рис. 2.27, а). Фер-
ма запроектирована под нагрузку 2,35 кПа с шагом В = 3,0 м и
применением в узлах цилиндрических вставок, подкрепленных
диафрагмой (рис. 2.27, б). Материал — сталь марки 20 по ГОСТ
8731—74 * (7?^ = 225 МПа для труб при толщине проката 4—
36 мм). Труба пояса 0 89X4 мм, Л = 10,68 см2. Расчетная схема
91
узла (рис. 2.27, в) принимается в виде системы ребер с продоль-
ным ребром длиной 2а=0,28 м и двух кольцевых по его концам
ребер с углом обхвата поясной трубы 20о=л. Толщина ребер t =
= 6 мм, высота катета двусторонних угловых швов прикрепления
ребер fy=4 мм.
Из условия равновесия узла определены силовые факторы, при-
ложенные к поясной трубе через систему ребер по линии их контак-
та с цилиндрической тонкостенной трубой-оболочкой: М =
= 3,11 кН-м; F=70 кН [24].
Рис. 2.27. К расчету узла трубчатой фермы
При а = 0,14 м; [D = 0,089 м; /п = 4-10-3м; 01 = О;0о=1,57
по формуле (2.33) определяем Л4П = ^460 + 380 ^.2lL4^ j • 0,14 х
X 16-10~6-225 = 1,65 кН-м. Отсюда следует, что одно продольное
ребро не в состоянии воспринять момент. По формулам 2.34, 2.36,
2.37 определяем Мк = [ 1400 + 400 • 1,57 -----27-1,572 +
+ 13,5-l,573f-5-r^-j3/2l 0,14-16-10-6-225 = 4,15 кН-м; Ga -= (б400 +
\ 0,4 / J I
+ 1200 0--4'102 ) • 1/AL
у 8,9-0,4 / ' 8,9
X м/рад; GK = ^3700 + 510-
- 0,14-16-Ю-в-2,06-105 = 1500 кН X
-0-1—2 + (3500+340 х
8,9-0,4 / г \
_0.!14-10.2. \ -1,57 4- ( 245 —40 4 102 • 1,57а 1/-^- —
V 8,9-0,4 / \ V 8,9-0,4 ) Г 0,4
92
81^1.0,14-16-10-6-2,06- 105 = 4250кНх
0,4 J
= 0,35 < 1, то (2.35') = ——---------
v ’ 2.4250
1-0,2-14/8,9
V 2-8,9-0,4
= 0,48. Тогда по
___ 4,15
(1—ct)xK (1 — 0,07) 0,48”
\ / 8,9-0,4
, rp Gn 1500
X м/рад. Так как —- = ——
iZOu
----i-^1— ~425q = 0,07. Определяем no (2.38) xn=l
X (0,6+ 2.0,4) = 0,64; xK = 1 -
(2.32) ----= 36,8 kH-m; --------
v ’ C1xn 0,07-0,64
= 9,3 kH-m.
Принимаем MT = 9,3 kH-m.
Таким образом, максимальная концентрация напряжений наблюда-
ется в стенке трубы под концами кольцевых ребер. Поэтому коэффи-
циент концентрации напряжений от сдвигающей силы F, равный по
(2.39) k = 1/2 + А = 1/2 + 2,5 = 3,0 (Л = 2,5;
ся во внимание. Согласно (2.31), /Ир = 1,6
X 9,3 = 10,8 кН-м>/И = 3,11 кН-м, т. е.
узла обеспечена.
, не должен принимать-
[1-0,5- (177-10).-1х
(10,68-225) J
несущая способность
3. КАРКАСЫ ОДНОЭТАЖНЫХ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ
СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
3.1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА
И ОСНОВНЫЕ ТРЕБОВАНИЯ
Для выпуска разнообразной продукции сельскохозяйственного
производства используются специальные здания, называемые про-
изводственными сельскохозяйственными зданиями или цехами.
По сравнению с промышленными производственные сельскохо-
зяйственные здания, как правило, проектируются одноэтажными,
небольшой высоты (до 10,8 м включительно) и с пролетами 12—
24 м и более. Они оборудуются сравнительно легкими мостовыми
и подвесными электрическими кранами, грузоподъемность кото-
рых обусловливается требованиями технологического процесса.
Широкое распространение получили здания с подвесным подъемно-
транспортным оборудованием.
Стальной каркас является основной несущей конструкцией,
воспринимающей нагрузки от массы ограждающих конструкций
здания, атмосферные нагрузки, нагрузки от кранов, а в некоторых
случаях и технологические нагрузки.
Отличительной особенностью металлических каркасов в сель-
скохозяйственном строительстве является проектирование и возве-
дение универсальных сельскохозяйственных производственных зда-
ний из легких металлических конструкций комплектной поставки.
При применении смешанных каркасов зданий конструкции покры-
тия выполняются из стальных облегченных профилей, а колонны —
в виде свай из сборного железобетона.
Применение стали для несущих конструкций сельскохозяйст-
венных производственных зданий регламентируется ТП 101-81
исходя из требований экономической целесообразности. Примене-
ние стальных каркасов наиболее целесообразно для производст-
венных зданий, возводимых в труднодоступных сельских районах,
и для объектов, значительно удаленных от производственных баз,
что в наибольшей степени характерно для сельского строительства.
Конструктивная схема стального каркаса однопролетного сель-
скохозяйственного производственного здания показана на рис. 3.1.
Основными элементами стальных каркасов производственных
сельскохозяйственных зданий являются плоские поперечные рамы,
состоящие из колонн и сплошных или сквозных ригелей — стро-
пильных ферм. Характерными для таких зданий являются в основ-
ном шарнирное закрепление сквозного и жесткое — сплошного
ригеля рамы в колоннах. В первом случае колонны жестко защем-
94
2
6
Рис. 3.1. Конструктивная схема стального каркаса однопролетного сельскохозяйственного производственного
здания:
>— колонны; 2—стропильные фермы; 3—подкрановые балкн; 4—связи по колоннам; 5—надопорные стойки; 6—связи по фермам
лены в фундаменте, во втором, как правило, шарнирно. Каркас
здания должен обладать пространственной жесткостью, что дости-
гается объединением плоских поперечных рам в геометрически
неизменяемую пространственную систему в продольном и попереч-
ном направлениях с помощью связей.
Расстояние между рамами, называемое шагом, принимается
3 и 6 м. В отдельных случаях он может быть увеличен. В продоль-
ном направлении на рамы опираются несущие элементы покрытия,
а в зданиях, оборудованных мостовыми или подвесными крана-
ми,— также подкрановые или подвесные балки. К элементам кар-
каса крепят ограждающие конструкции.
Выбор конструктивной схемы зданий зависит от ряда факторов,
важнейшими из которых являются крановые нагрузки, а также
режим работы кранов и цеха в целом. В зависимости от режима
работы по ГОСТ 25546—82 мостовые электрические краны общего
назначения грузоподъемностью 5—50 т изготавливаются следу-
ющих типов: О — облегченный (режимная группа ЗК); Н — нор-
мальный (5 К) и Т—тяжелый (7 К). В соответствии с этим все
цеха сельскохозяйственных производственных зданий, оборудован-
ных мостовыми кранами грузоподъемностью до 20 т, можно раз-
бить на две группы: легкого и среднего режима работы. Режим
работы цеха характеризуется в основном заданным режимом ра-
боты кранов. Краны легкого режима работы имеют значительные
перерывы в работе и редко поднимают грузы максимальной мас-
сы, например крюковые краны цехов досборки и предпродажной
подготовки сельхозмашин. Краны среднего режима (в частности,
крюковые краны мастерских по ремонту и техническому обслужи-
ванию сельхозтехники) характеризуются более интенсивной и рав-
номерной работой.
В производственных сельскохозяйственных зданиях широко
используется подвесное подъемно-транспортное оборудование. Оно,
как правило, подвешивается к несущим конструкциям покрытия.
Наиболее распространенные подвесные подъемно-транспортные
устройства регламентированы государственными стандартами.
Это — подвесные электрические (ГОСТ 7890—73) и ручные (ГОСТ
7413—69*) одноблочные краны общего назначения; электрические
тали (ТУ 24-9-449-76 и ТУ 24-9-450-76) и ручные тали (ГОСТ
1106—74); кошки (ГОСТ 47—63) с подвешенными к ним талями —
ручными червячными (ГОСТ 1107—62) или шестеренными (ГОСТ
2799—75).
Согласно СНиП П-6-74 [12], подвесные электрические краны
относятся к грузоподъемным механизмам среднего режима рабо-
ты, а подвесные ручные — легкого. Соответственно и здания, обо-
рудованные подвесными кранами, могут быть среднего или легкого
режима работы.
В зданиях легкого и среднего режима работы с малыми проле-
тами и высотой, оборудованных подвесными и мостовыми кранами
грузоподъемностью до 20 т, рационально применять смешанные
каркасы.
96
В случае применения железобетонного каркаса подвесные пути
выполняются только стальными, а подкрановые балки — преиму-
щественно стальными.
Основным критерием выбора материала конструкций каркаса
во всех случаях являются стоимостные показатели, определяемые
вариантным проектированием [6]. Стоимость стальных конструк-
ций «в деле» в основном определяется стоимостью металла, изго-
товления и монтажа. Оптимальное решение, учитывающее эти три
показателя, дает типизация конструкций, основанная на принципе
модульности [25]. Для объемно-планировочных и конструктивных
решений всех строительных конструкций установлены основной
модуль М=10 см, а также укрупненные модули — 2М, ЗМ, 6М и
т. д. Так, для основных планировочных размеров (пролеты, шаги
колонн) одноэтажных производственных сельскохозяйственных
зданий установлен укрупненный модуль 60М=6,0 м; пролеты 12,
18 и 24 м; шаг наружных колонн 6 м; внутренних — 6 и 12 м. По-
лезная высота зданий (от отметки чистого пола до низа конструк-
ций покрытия) кратна 6М = 60 см. Модулю 6М в свою очередь
кратны размеры высот ограждающих конструкций.
Для предприятий по ремонту сельскохозяйственной техники
Гипросельстроем разработаны типовые габаритные схемы зданий
сельскохозяйственных ремонтных заводов, цехов и мастерских
системы Госагропрома. Унифицированные типовые габаритные
схемы предусматривают применение одно-, двух-, трех- и четырех-
пролетных зданий с пролетами 12, 18 и 24 м, шагом крайних ко-
лонн 6 м, средних — 6 и 12 м, со скатными и плоскими кровлями
и шагом стропильных конструкций (ферм, балок), как правило,
равным 6 м. Высоты производственных помещений также унифи-
цированы.
Для габаритных схем одноэтажных зданий со стальным и сме-
шанным каркасом без кранов и с подвесными кранами общего на-
значения грузоподъемностью от 0,25 до 3,2 т включительно (шаг
крайних колонн 6 м) модульная высота этажа составляет [26]:
4,8; 6,0; 6,6; 7,2; 7,8; 8,4; 9,6; 10,8 м. Соответственно габаритные
схемы зданий, оборудованных мостовыми ручными кранами гру-
зоподъемностью от 3,2 до 20 т включительно, имеют модульную
высоту этажа 6,0; 6,6; 7,2; 7,8, 8,4; 9,0; 9,6 м, а при мостовых элек-
трических кранах грузоподъемностью от 5 до 20 т включительно —
8,4; 9,6 и 10,8 м. При этом для каждой высоты этажа и грузо-
подъемности кранов установлены номинальные отметки головки
подкранового рельса — 5—8,75 м.
Следует отметить, что высоту производственных помещений от
уровня чистого пола до низа монорельса или верха головки рель-
са подкрановой балки принимают из условия обеспечения переме-
щения груза над оборудованием на высоте не менее 2,2 м.
Обычно пролеты зданий выполняются кратными 6 м.
Пролеты зданий, кратные 3 м (но не кратные 6 м), могут быть
применены только при подтверждении технико-экономическими
расчетами целесообразности принятого размера.
7. Зак. 1295
97
В последнее время в практике проектирования и строительства
центральных мастерских хозяйств и мастерских капитального ре-
монта системы Главагропрома получили распространение разра-
ботанные рамные системы (модули) с полезной высотой цеха до
10,8 м. Согласно указаниям [2], конструкции комплектной постав-
ки для колхозов и совхозов должны выполняться, как правило,
из прокатных профилей.
В целях унификации технических решений строительных кон-
струкций Гипронисельхозом разработаны типовые габаритные схе-
Рис. 3.2. Конструктивная схема стального каркаса птичника:
1—колонны; 2—ригели; 3—прогоны; 4—профнастил; 5—стойки фахверка; 6—ригели стенового
фахверка; 7—связи; 8—фонарь
мы каркасов одноэтажных животноводческих и птицеводческих
зданий с учетом современной технологии содержания животных и
птиц, а также средств комплексной механизации производственных
процессов. Для одноэтажных сельскохозяйственных зданий (жи-
вотноводческих, птицеводческих, кормоприготовительных) установ-
лены следующие унифицированные параметры: размеры пролетов
до 12 м принимают кратными модулю 15М= 1,5 м; пролеты от 12 до
24 м — модулю 30М = 3,0 м. Таким образом, здания проектируются
с пролетами 6,0; 7,5; 9,0; 10,5; 12; 15; 18; 21 и 24 м. Пролеты более
24 м — модулю 30М = 3,0 м. Таким образом здания проектируются
т. д., т. е. с градацией, равной модулю ЗМ = ЗО см. Шаг колонн по
крайним рядам 3,0 и 6,0 м, по средним — 6,0 м (кратны 3,0 м).
Конструктивные схемы рамных стальных каркасов однопролетного
здания птичника и двухпролетного животноводческого здания по-
казаны соответственно на рис. 3.2 и 3.3. Указанные габаритные
схемы и параметры животноводческих и птицеводческих зданий
могут быть использованы при проектировании хранилищ, пред-
98
Рис. 3.3. Конструктивная схема стального каркаса животноводческого сельскохозяйственного здания:
1—колонны; 2—ригели с затяжкой; 3—прогоны; 4—профилированный настил; 5—стойки фахверка; 6—ригели фахверка; 7—оконные переплеты;
8—стеновое ограждение
приятий первичной обработки сельхозпродуктов, складских, вспо-
могательных и других одноэтажных сельскохозяйственных зданий
[27].
3.2. КОНСТРУКТИВНЫЕ СХЕМЫ КАРКАСОВ
С ЛЕГКИМИ МОСТОВЫМИ И ПОДВЕСНЫМИ КРАНАМИ
3.2.1. СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ
Для металлических каркасов сельскохозяйственных производ-
ственных зданий, оборудованных мостовыми кранами грузоподъем-
ностью до 20 т и подвесными кранами грузоподъемностью до 3,2 т,
основным типом являются рамы со стойками сплошного сечения,
постоянного по всей высоте, и ригелями в виде стропильных ферм
(рис. 3.4, а, б). Унифицированные схемы ферм, а также некоторые
схемы поперечных рам, используемых в сельскохозяйственном
строительстве, приведены в прил. I. Как уже отмечалось, для про-
изводственных сельскохозяйственных зданий применяются типо-
вые фермы, запроектированные из прокатных уголковых профи-
лей, тавров, а также из круглых и прямоугольных труб. Сечения
колонн определяются высотой здания, типом кранового оборудо-
вания и нагрузками. Сопряжение сквозных ригелей с колоннами
принимается шарнирным. Колонны жестко защемлены в основа-
нии. Рамные каркасы с ригелем сплошного сечения также широко
а—схема рамы с мостовым краном; б—то же с подвесным
100
используются для сельскохозяйственных производственных зданий.
Они выгодно отличаются от каркасов со сквозными ригелями, ком-
понуемых из конструкций по действующим типовым сериям:
1) гораздо меньшими габаритами элементов, что улучшает их
транспортировку в условиях рассредоточенного сельского строи-
тельства, сокращает площадь стенового ограждения и объем зда-
ния и, как следствие — снижает затраты на отопление; 2) просто-
той изготовления конструкций, особенно при двутавровом сечении
ригелей и колонн; 3) несколько меньшим расходом стали на кар-
кас здания.
3.2.2. КОМПОНОВКА КОНСТРУКТИВНОЙ СХЕМЫ КАРКАСА
При компоновке конструктивной схемы каркаса на основе тех-
нологического задания необходимо произвести разбивку сетки ко-
лонн здания (рис. 3.5), установить его внутренние габариты, вы-
брать схему поперечной рамы, назначить генеральные размеры
основных конструктивных элементов каркаса и решить систему
связей по колоннам и покрытию здания. Так же компонуются
конструкции подкрановых путей и устанавливаются типы ограж-
дающих конструкций стен и кровельного покрытия.
При расстановке колонн у торцов здания они обычно смеща-
ются с модульной сеткой на 500 мм внутрь для удобства конструк-
тивного оформления углов цеха с использованием однотипных
ограждающих конструкций. При больших размерах здания в пла-
не в конструкциях могут возникнуть дополнительные напряжения
от изменения температуры. Поэтому в необходимых случаях зда-
ние «разрезают» на отдельные отсеки (блоки) температурными
швами. Нормами проектирования установлены предельные разме-
ры температурных блоков, при которых можно не производить
специального расчета на температурные воздействия. Предельные
расстояния между температурными швами зависят от категории
зданий (отапливаемое или неотапливаемое) и материала конст-
Рис. 3.5. Сетка колонн однопролетного здания
101
рукций. При стальном каркасе для отапливаемых зданий длина
отсека вдоль цеха составляет 230 м, а поперек— 150 м, для неотап-
ливаемых— соответственно 200 и 120 м.
Компоновка поперечных рам
Компоновку поперечной рамы начинают с определения основ-
ных габаритных размеров элементов конструкций в ее плоскости.
Размеры по горизонтали привязывают к продольным осям здания,
по вертикали—к отметке уровня пола, принимая ее нулевой (см.
рис. 3.4).
В сельскохозяйственных производственных зданиях привязка
наружной грани колонны к ее оси Ьо может быть нулевой (7>о=0)
или 250 мм. При этом в зданиях с шагом колонн 6 м и в случае
применения кранов грузоподъемностью до 20 т включительно про-
ходы вдоль подкрановых путей не предусматриваются. Нулевую
привязку принимают в бескрановых зданиях высотой до 8,4 м.
В зданиях, оборудованных подвесными и мостовыми кранами гру-
зоподъемностью до 50 т, а также в бескрановых зданиях высотой
9,6 м и более привязка наружных граней колонн к разбивочным
осям Ьо принимается равной 250 мм (см. рис. 3.4, а, б).
В бескрановых зданиях и в зданиях с подвесным подъемно-
транспортным оборудованием высотой до 8,4 м, а также в зданиях
высотой до 9,6 м при установке опорных мостовых кранов грузо-
подъемностью до 20 т включительно и при отсутствии проходов
вдоль подкрановых путей применяются колонны постоянного по
высоте сечения из 1 широкополочного двутавра типа Ш [20].
Из условия обеспечения жесткости рамы в поперечном направ-
лении ширина колонн постоянного сечения должна быть не менее
1/25 ее высоты h. В зданиях с мостовыми кранами (рис. 3.4, а)
грузоподъемностью до 20 т и без проходов вдоль подкрановых пу-
тей подкрановые балки опираются на одностенчатые консоли, вы-
полняемые обычно из того же двутавра, что и стержень колонны.
При этом, чтобы кран при движении вдоль цеха не задевал колон-
ну, расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны К при-
нимается 750 мм. Размер X всегда кратен 250 мм, так как пролеты
кранов имеют модуль 500 мм: —b(j) + C, где Bi — часть
кранового моста, выступающая за ось рельса, принимаемая по
ГОСТу на краны; b—Ьо — расстояние от оси до внутренней грани
колонны; С= (60—75) мм — зазор между краном и колонной по
требованиям безопасности, принимаемый также по ГОСТам на
краны. Размеры пролета здания L и пролета крана LK связаны за-
висимостью L = LK+2k.
При шарнирном сопряжении ригеля с колонной для крепления
фермы и стенового ограждения на колонну устанавливают над-
коленники двутаврового сечения. Высота сечения надколонника
й'^о+200, где 200 мм — расстояние от разбивочной оси здания
до наружной грани опорного фланца фермы.
При нулевой привязке (й' = 200 мм) принимается сварной дву-
102
тавр: стенка из листа сечением 156X8 мм, полки— 160x22 мм;
при привязке &о=250 мм (У=450 мм) принимается прокатный
двутавр I 45. Ширина полок двутавров определяется шириной
фланцев опорных узлов стропильных ферм.
Вертикальные габариты здания зависят от технологического
процесса и определяются расстоянием от уровня пола до головки
кранового рельса hi и от головки кранового рельса до низа несу-
щих конструкций покрытия h2. Полезная высота цеха H=hi + h2.
Размер h2 диктуется высотой мостового крана: h2= (hK+100) +
+ а, где Лк— высота крана от головки рельса до верхней точки
тележки; 100 мм — минимальный зазор между верхней точкой те-
лежки и низом фермы, установленный ГОСТ на краны исходя из
требований техники безопасности; а — размер, учитывающий про-
гиб ферм и связей по их нижним поясам, а также выступающие
книзу элементы связей. Он устанавливается в зависимости от раз-
мера пролета и принимается для зданий с L= 18, 24 м равным
200 мм.
Габаритные размеры мостовых кранов приводятся в соответст-
вующих стандартах * и заводских каталогах (см. также прил. IV).
Окончательный размер h2 рекомендуется принимать кратным
200 мм. Затем устанавливают высоту цеха от уровня пола до низа
стропильных ферм: H=h2+hi, hi — наименьшая отметка голов-
ки кранового рельса, задаваемая по условиям технологии произ-
водства. Размер Н для сельскохозяйственных производственных
зданий можно принять кратным 0,6 м.
Высота верхней части колонны hn = h5 + hr+h2, где Лб — высота
подкрановой балки, которую при шаге колонн 6 м приближенно
можно принять равной 650 мм (4/8—1/10 пролета балки); hr —
высота рельса, принимаемая предварительно равной 140 мм. Вы-
сота нижней части колонны hs=H—Лв + 600, где 600 мм — заглуб-
ление опорной плиты базы колонны ниже уровня пола. Общая вы-
сота колонны рамы от низа башмака до низа ригеля Л=ЛВ + ЛН.
Заметим, что при расчете колонны отметку ее верха следует при-
нимать на 100—150 мм ниже отметки низа фермы за счет размеров
выступающей опорной части ригеля.
Высота опорной стойки у опоры ригеля hc зависит от принятой
конструкции стропильных ферм и равна их высоте на опоре. Для
покрытий производственных сельскохозяйственных зданий реко-
мендуются утвержденные Госстроем СССР типовые схемы стро-
пильных ферм пролетом 18 и 24 м под рулонную кровлю с уклоном
верхнего пояса 1,5% и уменьшенной высотой на опоре Лс = 2250 мм
(по граням поясных элементов) — серия 1.460—4.
Полная высота надколонника равна hc + (100—150) мм, где
(100—150) мм — размер опорной части ригеля, выступающей за
пределы нижнего пояса. Отметка верха конька покрытия вычис-
* ГОСТ 25711—83. Краны мостовые электрические общего назначения грузо-
подъемностью от 5 до 50 т.
103
Таблица 3.1. Данные эквивалентных нагрузок от подвесного транспорта
Схема подвески кранов Пролет рамы L, м Грузо- подъем- ность кра- на Q, т Эквивалентная равно- мерно распределенная нагрузка qt кПа
- 1500 X | 15000 Е 1500 18 1,о 2,0 3,2 0,40 0,65 1,05
Z
1700 X г ““х~! 18 1,0 2,0 3,2 1,50 2,30 3,45
5000 6000 \700
13АЬ ' 1'500
1,0
2,0
3,2
0,85
1,40
2,10
1500 7500 7500 1500
X X X X
Т7ОО | 9000 9000 1700
яЬоНоо
1,0
2,0
3,2
1,25
1,95
2,95
1500 10500 10500
1,о
2,0
3,2
0,75
1,25
1,75
ляется с учетом уклона и толщины кровли, определяющихся ее
конструктивным решением.
В зданиях с подвесными кранами (см. рис. 3.4, б) кран-балки
крепятся к подвесным путям, обычно выполняющимся из прокат-
ных двутавров типа М. по ГОСТ 19425—74 *. В зависимости от
схемы подвески кранов пролет рамы может быть оборудован одной
или двумя подвесными кран-балками. При этом последние изго-
тавливаются одно-, двух- и трехпролетными. Наиболее распростра-
ненные схемы подвески одно- и двухпролетных кранов для рам с
пролетами 18 и 24 м и шагом 6 м приведены в табл. 3.1.
Однопролетные подвесные краны в зависимости от грузо-
подъемности имеют пролеты Гп, равные 3,0; 4,5; 6,0; 9,0; 12; 15 м,
т. е. до 6 м они кратны 1,5 м, а выше — 3,0 м. Консоли кранов I—
= (0,3—1,5) м кратны 0,3 м. Габаритные размеры подвесных кра-
нов приводятся в соответствующих стандартах * и заводских нор-
малях (см. также прил. V).
* ГОСТ 7890—73. Краны подвесные электрические однобалочные общего
назначения грузоподъемностью от 0,25 до 5,0 т.
104
Чтобы кран-балка при движении вдоль цеха не задевала колон-
ну, расстояние от оси подвесного пути до оси колонны должно
быть К^1+(Ь—Ь0) + с, где I — длина консоли кран-балки, прини-
маемая по ГОСТ на подвесные краны; (Ь—Ьо) — расстояние от оси
до внутренней грани колонны; с — расстояние от внутренней гра-
ни колонны до консоли кран-балки (минимальный размер по тре-
бованиям безопасности, принимаемый по ГОСТ, 100 мм). Расстоя-
ние между осью колонны и осью подкрановой балки также опре-
деляется как Х= (L—LU)I2.
Вертикальные размеры здания определяются полезной высотой
цеха Н, которая задается из технологических условий производ-
ства. Высота колонны рамы от низа базы до уровня опирания
ригеля (см. рис. 3.4, б) h = H + 200 + /ic, где 200 мм — заглубление
опорной плиты башмака ниже уровня пола (при конструктивной
схеме фермы с нижним поясом, расположенным не ниже уровня ее
опирания, Л = Я+200). Для ферм из ГСП с уклоном верхнего пояса
i=l,5% ftc=2000 мм (по наружным граням поясов).
Компоновка связей
Для обеспечения пространственной жесткости каркаса, а также
устойчивости его элементов между рамами устанавливаются свя-
зи. Различают вертикальные (между колоннами и фермами) и го-
ризонтальные связи покрытия (в плоскости верхних и нижних
поясов ферм). Назначение связей — обеспечить неизменяемость
каркаса как при эксплуатации сооружения, так и при монтаже, а
также устойчивость его сжатых элементов; воспринять и-распреде-
лить все горизонтальные воздействия — ветровые нагрузки и инер-
ционные силы кранов, Связи обеспечивают совместную простран-
ственную работу конструкций каркаса, что повышает жесткость
сооружения и уменьшает расход материала.
Вертикальные связи между колоннами (рис. 3.6) устанавли-
ваются вдоль цеха по каждому их продольному ряду и служат для
обеспечения устойчивости в продольном направлении, а также для
восприятия ветровых нагрузок, действующих на торец здания, и
инерционных сил продольного торможения мостовых кранов, т. е;
вертикальные связи воспринимают нагрузки, направленные вдоль
здания, и передают их на фундамент.
Вертикальные связи располагают посередине здания или тем-
пературного отсека, что обеспечивает свободу температурных про-
дольных деформаций конструкций в обе стороны, а также сниже-
ние температурных напряжений в колоннах. При длине темпера-
турного блока более 144 м между колоннами устанавливаются
две системы вертикальных связей и таким образом, чтобы расстоя-
ние между ними и торцом здания в одном отсеке для отапливаемых
зданий не превышало соответственно 50 и 90 м; для неотапливае-
мых — 50 и 75 м.
В зданиях с мостовыми кранами между колоннами устанавли-
ваются верхние (надкрановые) и нижние (подкрановые) верти-
105
кальные связи (рис. 3.6, а). В зданиях с подвесными кранами они
располагаются по всей высоте колонн — от верхнего конца до фун-
даментов (рис. 3.6, б).
Верхние вертикальные связи обеспечивают продольную жест-
кость верхней части каркаса, а также непосредственную передачу
продольных усилий от ветра с торцевых стен на подкрановые бал-
ки, служащие распорками, и далее через них — на нижние связи.
По краям температурного отсека вертикальные связи устанавлива-
Рис. 3.6. Вертикальные связи между колоннами:
а—при мостовых кранах; б—при подвесных кранах
ются только в пределах верхней части колонн. Такие связи допус-
кают деформацию изгиба нижних частей колонн при изменении
температуры, а их расположение в торцевых панелях здания на
температурных напряжениях сказывается незначительно. Наиболее
простая схема связей крестовая, которая, как правило, применяется
при шаге колонн 6 м, обеспечивая продольную жесткость цеха.
Рациональный угол наклона связей 35—55° (оптимальный 45°).
В противном случае фасонки получаются слишком вытянутыми.
Поэтому при шаге 6 м и высоте колонн более 9 м устанавливают
две крестовые связи в пределах нижней части колонн, если здание
оборудовано мостовыми кранами, или всей длины колонн — при
подвесных кранах. Иногда проектируют дополнительную развязку
колонн из плоскости рамы постановкой распорок. Таким образом,
подкрановые связи проектируются крестообразными, а надкрано-
вые могут иметь V-образную форму.
Примыкание вертикальных связей к колоннам, имеющим
106
постоянную высоту сечения не более 600 мм, осуществляется по оси
колонн. В местах крепления связей к стенкам колонн должны быть
установлены горизонтальные диафрагмы. Связи крепятся к колон-
нам на болтах. Элементы связей между этими колоннами выпол-
няются достаточно жесткими с целью исключения их вибрации,
для чего ограничивают их предельную гибкость. Сечения связей
подбирают по расчету. Как правило, они назначаются по предель-
ной гибкости.
Вертикальные крестовые связи обычно рассчитывают по услов-
ной схеме, предполагая, что раскосы работают только на растяже-
ние. Сжатые стержни из-за большой гибкости выключаются из
работы и в расчете не учитываются. Гибкость растянутых элементов
связей, расположенных ниже и выше уровня подкрановых балок,
не должна превышать соответственно 300 и 400. Гибкость нижних
сжатых элементов связей принимается не более 210—60 а [17], где
a='N/tpARyyc — коэффициент, принимаемый не менее 0,5. Для
остальных сжатых элементов связей предельная гибкость равна 200-
Сечения элементов связей рекомендуется компоновать из уголков.
Для сжатых распорок применяются крестовые сечения из двух
уголков, круглых труб, ГСП, а также коробчатого профиля из двух
швеллеров.
Связи по конструкциям покрытия (рис. 3.7) размещают в плос-
кости нижних поясов стропильных ферм в виде поперечных и при
необходимости — продольных связевых ферм, а также по верхним
поясам ферм в виде продольных элементов между ними. Между
фермами устанавливаются вертикальные связи.
По нижним поясам ферм в бескрановых сельскохозяйственных
производственных зданиях и зданиях, оборудованных подвесными
кранами, а также мостовыми кранами грузоподъемностью менее
10 т, устанавливаются только поперечные горизонтальные связи.
Они располагаются всегда по торцам температурного блока. При
длине отсека более 144 м следует ставить также промежуточные
поперечные связи.
Стропильные фермы, не примыкающие непосредственно к по-
перечным связям, следует раскреплять в плоскости их расположе-
ния распорками и растяжками.
Поперечные связи, расположенные у торцов цеха, необходимы
для восприятия ветровой нагрузки, передаваемой стойками торце-
вого фахверка. Они служат верхней опорой его стоек и обеспечи-
вают боковую развязку нижних поясов стропильных ферм из
плоскости рам. По верхним поясам ферм поперечные связи не ста-
вятся. Их функции выполняют вертикальные связи, которые уста-
навливаются в местах расположения поперечных связей по нижним
поясам ферм через каждые 6 м. Таким образом, развязка верхних
сжатых поясов ферм из их плоскости обеспечивается вертикаль-
ными связями в сочетании с системой распорок (рис. 3.7,6). При
прогонном решении роль распорок в уровне верхних поясов ферм
выполняют прогоны. Гибкость верхнего пояса из плоскости фермы
в процессе монтажа должна быть не выше 220. Вертикальные свя-
107.
зи между фермами ставят также для удобства монтажа, препятст-
вуя опрокидыванию ферм и фиксируя их проектное положение.
В зданиях, оборудованных мостовыми кранами грузоподъем-
ностью Юти более, в плоскости нижних поясов стропильных ферм,
кроме поперечных, устраивают также продольные горизонтальные
связи, которые располагают вдоль крайних рядов колонн
(рис. 3.7, а). Горизонтальные продольные связи по нижним поясам
ферм вовлекают в пространственную работу соседние рамы при
Рис. 3.7. Связи по покрытию:
в—по нижиим поясам ферм при мостовых кранах грузоподъемностью Юти более; б—по
верхним при мостовых и подвесных кранах; в—по иижним поясам ферм прн подвесных и
мостовых кранах грузоподъемностью до Ю т (вариант I — при передаче продольных тормоз-
ных усилий от подвесных кранов иа горизонтальные связевые фермы; II — то же на диск
покрытия); г—горизонтальные связи между фермами; 1—балки подвесного пути; 2—перекид-
ные балки; 3—раскос; 4—обрезок двутавра; 5—подкос (вертикальная связь)
108.
действии инерционных сил поперечного торможения тележки кра-
нов, что уменьшает деформации рамы и увеличивает поперечную
жесткость цеха. Продольные связи играют особую роль в цехах
сельскохозяйственных производственных зданий с легкими и не-
жесткими кровлями (асбестоцементными листами, волнистой
сталью и т. п.). Продольные связи вместе с поперечными образуют
замкнутую систему, расположенную по контуру здания и обеспечи-
вающую его пространственную жесткость.
Расположение связей по стропильным фермам регламентирова-
но п. 13.18 и 13.19 [9]. Конструктивная схема связей зависит глав-
ным образом от шага стропильных ферм. В отличие от применяв-
шихся ранее крестовых связей в последнее время, как правило,
используются связевые фермы с треугольной решеткой (рис. 3.7).
В этом случае раскосы работают как на сжатие) так и на растяже-
ние, поэтому их гибкость должна быть не выше 200. Вследствие
уменьшения числа элементов значительно упрощается монтаж та-
ких связей. Их проектируют из трубчатых либо гнутосварных про-
филей, что позволяет снизить расход стали на 35—40%.
Для сельскохозяйственных производственных зданий широко
используются кровли с прогонами и крутизной ската 25—30° и вы-
ше. Поэтому если уклон кровли составляет более 1/8, в покрытии
по прогонам предусматриваются тяжи (рис. 3.8, а), которые обра-
зуют дополнительные опоры, воспринимающие реакции от скатной
составляющей нагрузок кровли, снега и т. д. Тяжи', выполняемые
из круглой стали диаметром 18—22 мм, раскрепляют прогоны в
плоскостц ската и тем самым уменьшают их расчетные пролеты,
снижая изгибающий момент от скатной составляющей. Тяжи ста-
вят между всеми прогонами, кроме конькового. В панелях у конь-
ка тяжи располагают наклонно и крепят к стропильной ферме или
к коньковому прогону вблизи опор. При шаге ферм 6 м обычно
ставят один тяж. Если на коньке установлены два наклонных про-
гона, они должны быть связаны между собой. Если же кровельный
настил крепится к прогонам жестко и образует сплошное полотни-
ще (например, асбестоцементные волнистые листы усиленного
профиля УВ-7,5 прикреплены к прогонам при помощи клямер или
самонарезающих болтов; стальной профилированный настил при-
креплен к прогонам также самонарезающими болтами, а листы
настила соединены между собой заклепками), то скатная состав-
ляющая воспринимается самим полотнищем кровли. В этом случае
необходимость в тяжах отпадает.
Для выверки несущих конструкций и обеспечения их устойчи-
вости в процессе монтажа рекомендуется применять инвентарные
съемные связи по верхнему поясу ферм. Устойчивость верхних поя-
сов из плоскости ферм, удаленных от связевого блока, обеспечива-
ется при комплексном монтаже установкой прогонов, настила, па-
нелей или распорок, прикрепляющих узлы очередной смонтирован-
ной фермы к закрепленным узлам ранее установленной.
Для легких стальных каркасов с кранами легкого и среднего
режимов работы рекомендуется система связей, предусматриваю-
109
щая использование сдвиговой жесткости кровли из профилирован-
ного настила в диафрагмах жесткости, располагаемых как поперек,
так и вдоль пролета здания (рис. 3.8, б), вместо стержневых связе-
вых ферм [28]. Поперечные диафрагмы жесткости располагают по
торцам температурного отсека не реже чем через 72 м. Поперечные
и продольные диафрагмы жесткости полностью заменяют попереч-
ные связи по верхним поясам стропильных ферм, а также попереч-
ные и продольные связи в плоскости нижних поясов, особенно при
шарнирном опирании стропильных ферм на колонны, когда опор-
Рис. 3.8. Связи по прогонам:
а—в виде тяжей из круглой стали; б—типа диафрагмы жесткости; в—крепление прогонов в.
диафрагме жесткости
ио
ный узел расположен в уровне верхнего пояса (рис. 3.8,6), а так-
же в сплошностенчатых рамах.
Поперечные и продольные связевые фермы по нижним поясам
стропильных ферм при установке диафрагм жесткости по верхнему
поясу необходимы в следующих случаях: при наличии подвесных
кранов; опирании стоек фахверка в уровне нижнего пояса; гори-
зонтальных тормозных крановых нагрузках, превышающих поло-
вину общих горизонтальных нагрузок в том же направлении (вет-
ровых, монтажных и др.). Размеры в плане поперечных диафрагм
жесткости следует принимать с соблюдением отношения I: fei>l,5;
для продольных диафрагм достаточна ширина 62 = 6 м [29]. При
конструировании диафрагм жесткости необходимо, чтобы профили-
рованный настил был прикреплен на всех опорах в каждой волне
с постоянным шагом точечных соединений в пролете не более
500 мм. Крепление прогонов, входящих в диафрагму жесткости,
должно обеспечить восприятие сдвигающих усилий (рис. 3.8, в).
В зданиях с подвесным транспортом необходимо обеспечить
фиксацию подвесных путей и восприятие горизонтальных сил про-
дольного торможения подвесных кранов с последующей передачей
их в узлы горизонтальных поперечных связей по нижним поясам
ферм, расположенным в торцах отсека, или на жесткий диск покры-
тия через вертикальные связи. Для этого в покрытии предусматри-
ваются дополнительные связевые элементы (см. рис. 3.7, в) в виде
горизонтальных связей (перекидных балок, раскосов) —вариант I,
и вертикальных связей (подкосов)—вариант II. Узлы крепления
подвесных балок и связей для восприятия продольных тормозных
усилий представлены на рис. 3.9.
Для первого случая (рис. 3.7, в) верхний пояс балки подвесного
пути привязывается к горизонтальным связям посредством обрезка
двутавра, который соединяется с ними на болтах при помощи го-
ризонтальных листовых накладок. Если нитка подвесных путей
располагается между узлами горизонтальных связей, то продоль-
ное тормозное усилие передается с обрезка двутавра через гори-
зонтальный листовой шарнир вначале на перекидную балку, а
затем таким же образом на нижний пояс стропильной фермы в
узлах крепления связей (рис. 3.9, узлы А, Б, В). Часть усилия вос-
принимает дополнительный раскос. Когда плоскость подвески бал-
ки пути совпадает с узлами расположения горизонтальных связей,
конструктивное решение узла ее крепления упрощается из-за
исключения перекидной балки. Усилие продольного торможения
передается с обрезка двутавра сразу на нижний пояс фермы и да-
лее на элементы связей (рис. 3.9, узел Г). Если по нижним поясам
ферм запроектированы крестовые связи, то подвесную балку целе-
сообразно прикрепить к неподвижной точке — диагоналям связей
в месте их пересечения.
В зданиях с подвесным транспортом вертикальные связи шатра,
устанавливаемые в тех же блоках, что и горизонтальные, также
воспринимают горизонтальные силы, действующие вдоль пути, и
111
,ЗМ‘
Рис. 3.9. Узлы крепления
подвесных балок и связей
для восприятия усилий про-
дольного торможения под-
весных кранов:
1—балка подвесного пути; 2—
дополнительный элемент гори-
балки к горизонтальным связям;
зонтальных связей (перекидная балка); 3—раскис-, 4—обрезок двутавра для крепления подвесной
5—подкос (вертикальная связь)
способствуют перераспределению между фермами крановой на-
грузки, которая приложена непосредственно к конструкциям
покрытия.
При варианте II (см. рис. 3.7, в) восприятие возможных гори-
зонтальных сил вдоль пути осуществляется вертикальными связя-
ми (подкосами), располагаемыми в крайних пролетах пути. В том
случае, когда к стропильным фермам подвешены электрические
кран-балки грузоподъемностью Q>3,2 т с интенсивной работой
(например, в сборочных цехах ремонтных заводов, цехах и мастер-
ских), целесообразно вертикальные связи между фермами распо-
лагать в плоскости подвески непрерывно по всей длине здания.
Сопряжение связей с подвесными балками (рис. 3.9, узел Д) и
фермами (узел Д') рекомендуется выполнять на черных болтах,
устанавливаемых в овальные отверстия, с последующей сваркой.
Такие соединения позволяют без подгоночных работ компенсиро-
вать неточности изготовления связей и установки ферм и балок.
Примыкание подкоса к ферме для исключения возможности пере-
дачи на подкос вертикальной нагрузки выполняется с использова-
нием листового шарнира.
3.3. КОМПОНОВКА КАРКАСОВ
ИЗ ЛЕГКИХ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ КОМПЛЕКТНОЙ ПОСТАВКИ
Рациональным компоновочным решением для сельскохозяйст-
венных производственных зданий является конструктивная схема
сплошностенчатых рамных каркасов комплектной поставки.
Применение легких металлических конструкций комплектной
поставки (ЛМККП) — новый этап индустриализации строительст-
ва, предполагающий комплексное решение строительных задач —
от проекта до готового здания. Производственные здания из
ЛМККП проектируются с пролетами 18 и 24 м и различными сис-
темами плоских и пространственных легких конструкций, выпус-
каемых специализированными заводами. В соответствии с габа-
ритными схемами Госстроем СССР разработаны и утверждены
несущие конструкции покрытий для легких зданий, которые при-
ведены в сборнике 3.01. П-6 [30].
Наряду с широким применением в промышленном строительст-
ве ЛМККП рекомендуются при проектировании и строительстве
одноэтажных отапливаемых сельскохозяйственных производствен-
ных зданий, зданий технического обслуживания автотранспорта и
сельскохозяйственных машин, предприятий пищевой, мясо-молоч-
ной, рыбной, деревообрабатывающей промышленности, зданий
компрессорных, отопительных котельных, павильонов для демонст-
рации сельхозтехники, производственных зданий, сооружаемых в
районах Севера, Сибири, Дальнего Востока, в труднодоступных
районах и районах с высокой стоимостью сборного железобето-
на [26].
8. Зак. 1295
113
Параметры зданий — размеры пролетов, шаг колонн, высота,
грузоподъемность подвесных и опорных мостовых кранов и их соче-
тания, принятые в унифицированных габаритных схемах,— выбра-
ны из числа наиболее распространенных в строительстве и соот-
ветствуют условиям изготовления конструктивных элементов на
поточных линиях специализированных заводов металлоконструк-
ций. Здания из ЛМККП должны применяться лишь для произ-
водств с неагрессивными и слабоагрессивными средами.
Унифицированными габаритными схемами зданий из ЛМККП
предусмотрены сетки колонн 18x6; 18x12; 24x6 и 24X12 м. До-
пускаются также сетки 18x18 и 24x24 м. Отметки низа несущих
конструкций покрытия приняты 4,8; 6; 7,2 и 8,4 м для бескрановых
зданий; 6; 7,2; 8,4; 9,6 и 10,8 м — для зданий, обслуживаемых
опорными кранами. В некоторых типах зданий из ЛМККП устраи-
ваются подвесные краны грузоподъемностью до 3,2 т или опорные
краны до 20 т и более.
3.3.1. РАМНЫЕ СПЛОШНОСТЕНЧАТЫЕ КАРКАСЫ
Рамные сплошностенчатые каркасы производственных зданий
широко применяются во всем мире.
В нашей стране широко используются рамные конструкции из
сварных коробчатых профилей типа «Орск» (рис. 3.10; 3.11).
В последние годы разработаны новые рамные конструкции: одно-
пролетные из прокатных двутавровых балок для птичников с про-
летом 18 м (рис. 3.12), в том числе усиленные шпренгелями и за-
тяжкой для животноводческих зданий с пролетом 21 м (рис. 3.13),
или только затяжкой пролетом 18 м в складах запчастей для сель-
хозмашин (рис. 3.14); двухпролетные (также двутаврового сече-
ния)— для механизированных модульных картофелехранилищ
пролетом 24 м с транспортным коридором пролетом 6 м (рис. 3.15);
рамные конструкции с тонкостенными сварными ригелями и колон-
нами коробчатого сечения из С-образных профилей для производст-
венных зданий с пролетами 18 и 24 м; рамные однопролетные и
многопролетные конструкции с пролетами 18 и 24 м типа «Канск»
с ригелями из тонкостенных сварных двутавровых балок и с колон-
нами из прокатных широкополочных двутавров (рис. 3.16); одно-
пролетные из развитых по высоте двутавров со сквозной стенкой
пролетом 18 м (рис. 3.17).
Все эти системы различаются по следующим основным призна-
кам: способам закрепления колонн в фундаментах и прикрепления
ригелей к колоннам (жестким или шарнирным); схеме ригеля
(разрезной или неразрезной); уклону кровли (1,5—30%); количе-
ству пролетов (от 1 до 10), их величине (12—36 м) и шагу рам
(3—12 м); конструктивной форме ригеля (в виде прокатной двутав-
ровой балки, балки со сквозной стенкой из прокатных двутавровых
балок, сварной двутавровой балки, тонкостенной сварной двутавро-
вой балки, сварной балки коробчатого сечения, сварной балки из
нескольких гнутых профилей); постоянному или переменному сече-
114
If В-Б
Рис. 3.10. Компоновочное и конструктивное решение рам коробчатого
сечения типа «Орск»;
д—бескрановое здание; б—с мостовыми кранами; в—узлы
Рис. 3.11. Объемно-планировочное и конструктивное решение здания котельной с
рамами коробчатого сечения:
о—план покрытия: б—план колонн; в—разрезы; г—узлы
ниям ригеля за счет устройства вутов; переменности высоты, тол-
щины стенок и полок, подкрепления подкосами в опорных частях;
конструктивной форме колонн (из прокатных широкополочных
двутавров, сварных двутавровых балок, тонкостенных двутавровых
балок коробчатого сечения, сварных коробчатых сечений из гнутых
С-образных профилей); постоянству или переменности сечения
колонн за счет переменности по длине высоты сечения, толщин
стенок и полок, устройства подкосов; способу опирания мостовых
кранов (через консоли или на приставные подкрановые стойки);
системе покрытия (прогонной или панельной); схеме или типу
прогонов с горизонтальными связями или без них с использованием
жесткости настила; монтажным соединениям (на сварке и на бол-
тах, с использованием накладок и фланцев).
Общим для всех рассматриваемых рамных систем сплошностен7
чатых каркасов является легкая кровля с использованием стально-
го профилированного настила и эффективного утеплителя, а также
утепленных панелей. При этом кровля может состоять только из
утеплителя, пароизоляции и стального настила, располагаемого
снаружи, и стального настила, пароизоляции, утеплителя, рулон-
ной кровли. В первом случае вес кровли составляет всего 0,2 кПа,
во втором — 1 кПа.
Как показывают исследования ЦНИИПСК, для пролетов 18 и
24 м могут быть назначены одинаковые высоты ригелей и колонн,
типы профилей, единая конструктивная форма рамных конструк-
ций каркаса в целом и отдельных его элементов. Эта конструктив-
ная форма может использоваться для производственных зданий с
пролетами 18 и 24 м (одно- и многопролетных с числом пролетов
до пяти); для высот зданий до низа несущих конструкций от 4,8
до 10,8 м; для всех снеговых и I—III ветровых районов; с мосто-
выми кранами грузоподъемностью до 20 т и без них; с подвесны-
ми — до 3,2 т и без них; для бесфонарных зданий и для зданий со
светоаэрационными фонарями.
Таким образом, область применения рамных сплошностенчатых
каркасов весьма обширна.
Рамные конструкции коробчатого сечения
Конструкции предназначаются для применения только в одно-
этажных однопролетных отапливаемых зданиях с пролетами 18 и
24 м (см. рис. 3.10). Высота рам 6980 и 8180 мм при шаге несущих
конструкций 6 м. Высота до низа ригеля принята 6,33; 6,36; 7,53 и
7,56 м. При высоте 8,18 м возможна установка одного электриче-
ского мостового крана грузоподъемностью 5 т среднего и легкого
режимов работы или ручного крана грузоподъемностью 8 т.
Основным элементом каркаса являются рамы замкнутого ко-
робчатого сечения, образованного двумя швеллерами, соединенны-
ми гофрированными листами (по два гофра на каждом). При про-
лете здания 18 м ширина сечения по обушкам швеллеров принята
117
Рис. 3.12. Объемно-планировочное н конструктивное решение
а—план покрытия и продольный
здания птичника с рамами из широкополочных двутавров:
разрез; б—поперечный разрез и узлы
630 мм, для зданий пролетом 24 м—660 мм. Швеллеры соединяют-
ся с листами сваркой. Монтажные стыки рамы располагаются в
карнизных и коньковых узлах и выполняются на фланцах с приме-
нением в соединении высокопрочных болтов. В целях обеспечения
работы коробчатых сечений на поперечный изгиб гофрированные
листы подкрепляются приваренными к ним поперечными ребрами
с шагом 2,48 м.
Пространственная жесткость каркаса обеспечивается системой
горизонтальных связей в уровне верха ригеля, а также вертикаль-
ными связями по колоннам. Для установки опорных кранов в конст-
Рис. 3.13. Конструктивная схема коровника (на 200 голов привязного содер-
жания)
рукции рамы предусматривается приварка подкрановой двухстен-
чатой консоли.
На ригель рамы с шагом 2,9 м укладываются шарнирно-опер-
тые прогоны из горячекатаных швеллеров. Прогоны выполняют
также роль монтажных и постоянных распорок, передающих вет-
ровые и тормозные силы на горизонтальные связи.
Раскосы горизонтальных связевых ферм выполняются из
электросварных труб. Для вертикальных связей по колоннам пред-
почтительны одноподкосные связи (также из трубчатых профилей),
хотя могут использоваться и крестовые из уголков.
Настил кровли крепится к прогонам самонарезающими винта-
ми. Для соединения листов настила между собой используются
комбинированные заклепки.
Расчетная схема основной конструкции каркаса — однопролет-
ная рама с шарнирным опиранием колонн на фундаменты. Сум-
марная расчетная нагрузка на покрытие составляет 2,25 кПа. Кро-
ме того, при расчете рам учтены ветровая и крановые нагрузки.
Одним из примеров использования рамной конструкции короб-
чатого сечения является здание котельной (см. рис. 3.11), разра-
ботанное ЦНИИПСК (длина 60 м, пролет 18 м, высота 8,18 м до
верха рамного узла). На участке расположения котлов оно обору-
довано двумя монорельсами для электрических талей грузоподъем-
ностью 1 т. Несущие конструкции — металлические рамы типа
120
Рис. 3.14. Объемно-планировочное и конструктивное решение здания склада зап-
частей для сельхозмашин:
а—план покрытия; б—план рам; в—разрезы; г—узлы
«Орск» с уклоном верхнего пояса 3%. Панели стен типа «Сэнд-
вич» — из двух оцинкованных профилированных листов с утепли-
телем из пенополиуретана (I вариант) и полистовой сборки из
двух профилированных листов с утеплителем из полужестких ми-
нераловатных плит с внутренним Н60-782-0,8 и наружным С15-
1000-0,8 (II вариант) стальным оцинкованным листом.
Покрытие — для рулонной кровли с традиционным решением
в виде профилированного настила. В конструкции покрытия от-
сутствуют горизонтальные связи. Их роль выполняет профилиро-
Рис. 3.15. Конструктивная схема механизированного модульного картофелехрани-
лища емкостью 1000 т из облегченных конструкций
ванный настил. Укладка и крепление настила в связевых панелях
должны быть тщательными и производиться после установки и
раскрепления самих рам. В крайних двух шагах у торцов здания,
на участках горизонтальных связевых панелей настил крепится к
прогонам в каждой волне, в остальных шагах — через волну. Про-
гоны на этих участках крепятся к раме через уголковые коротыши
с ребрами жесткости. Профилеразмер настила в данном случае не
может быть менее Н60-782-0,8.
Рамы из широкополочных двутавров
Примером конструктивного решения является здание птичника
Киндгской птицефабрики (Грузинская ССР) на 7,5 тыс. голов ро-
дительского стада кур из конструкций комплектной поставки (см.
рис. 3.12), разработанных ЦНИИПСК.
Здание пролетом 18 м, длина 96 м, высота до нижнего пояса
ригеля 2,4 м, шаг колонн 6 м. Уклон кровли 1 : 4.
Каркас состоит из стальных двухшарнирных рам, прогонов,
торцевых стоек фахверка, вертикальных и горизонтальных связей.
В торцах здания рамы отсутствуют, а прогоны кровли опираются
122
на стойки фахверка через торцевые ригели. Рамы запроектирова-
ны из прокатных широкополочных двутавровых балок в виде двух
Г-образных отправочных марок, соединяемых в коньке на фланцах
с помощью монтажных болтов. Кровля вентилируемая, с использо-
ванием стального профилированного настила.
Все металлоконструкции здания птичника запроектированы
для III снегового и II ветрового районов с расчетной температурой
t = —40 °C и выше. Постоянная нормативная нагрузка принята
0,75 кПа, в том числе: собственный вес ригелей и связей —
0,15 кПа; стальной профилированный настил и прогоны — 0,2;
пароизоляция — 0,05; утеплитель — 0,1; деревянная обрешетка —
0,05; асбестоцементные волнистые листы — 0,2 кПа. Расчетная
нагрузка от шахт, светильников и другого оборудования —
0,25 кПа. Все конструкции выполнены из двух марок стали: низко-
легированной и малоуглеродистой. Ограждающие конструкции
типа «Сэндвич».
Сравнение технико-экономических показателей на 1 м2 птични-
ка показало, что расход стали при конструктивном варианте с
ЛМККП составляет 30,7, а при сборном железобетонном каркасе—
15 кг. Масса конструкций составила соответственно 92 и 400 кг.
ЦНИИЭПсельстроем и ВИЛС разработана двухшарнирная
сплошностенчатая рама из двутаврового профиля, усиленная
шпренгелями и затяжкой (рис. 3.13). Пролет рамы — 21 м, высота
до низа затяжки — 2,7 м, шаг рам — 6 м. Уклон кровли 1 : 4. Не-
сущие и ограждающие конструкции комплектной поставки из алю-
миниевых сплавов разработаны для животноводческого здания на
200 коров привязного содержания.
Настил покрытия и обшивка стен запроектированы из профили-
рованного листа. Прогоны кровли — двутаврового сечения. Утеп-
литель — из напыленного пенополиуретана, а кровля — из напы-
ленного плотного полиуретана. Расход алюминиевых сплавов
составил 19,2, стали — 0,3 кг/м2. Каркас здания склада запасных
частей сельхозмашин также запроектирован из сплошностенчатых
двухшарнирных рам двутаврового сечения с жесткой затяжкой
(рис. 3.14). В качестве затяжки принят прокатный I 12.
Здание склада (длина 86,4 м, пролет 18 м) оборудовано под-
весным краном грузоподъемностью 3,2 т. Шаг рам — 6 м; высота
до верха ригеля на опоре — 8,4 м. Покрытие состоит из стального
профилированного настила, укладываемого по стальным прогонам
из холодногнутых Z-образных профилей. Шаг прогонов — 2,03 м.
Жесткость каркаса обеспечивается вертикальными связями по
колоннам и горизонтальными — по покрытию. Связи устанавлива-
ются в уровне расположения прогонов. Горизонтальные связи за-
проектированы из холодногнутых профилей; раскосы и стойки
между прогонами — из равнополочных уголков сечением соответст-
венно 75x5 и 50x5 мм. Элементы связей крепятся к прогонам на
болтах с помощью специальных соединителей гнутого профиля.
Ригели стен запроектированы также из холодногнутых профи-
лей Z-образного сечения № 18. Расход стали составил 39,7 кг/м2.
123
Несущая облегченная металлическая конструкция механизи-
рованного модульного картофелехранилища (типовой модуль
24Х 12Хб,5 м) состоит из поперечной рамы пролетом 24 м с элемен-
Рис. 3.16. Компоновочное и конструктивное решение
а—план покрытия; б—-план рам;
124
тами переменного сплошностенчатого сварного сечения и прогонов
в виде тонкостенных сварных балок пролетом 12 м и шагом 3 м
(рис. 3.15). Стойки и ригель двухшарнирной рамы — двутаврового
сечения.
Стены и покрытие хранилища — из трехслойных алюминиевых
панелей толщиной 140—180 мм типа «Сэндвич» повышенного тер-
мического сопротивления. Предусмотрен также вариант панели с
заменой одного слоя алюминиевой обшивки полиэтиленовой плен-
кой с анкерными ребрами жесткости, освоенной отечественной
промышленностью. Это позволяет снизить стоимость и улучшить
герметизацию ограждения в целом.
Картофелехранилище состоит из двух блоков — непосредствен-
но хранилища и машинного отделения, оснащенного вентиляцион-
ным, охлаждающим и увлажняющим оборудованием. Емкость
g 10800
~9.600
8.900
720П
-0.000
9.800
11000 Оля 0Пр-29000
300L для Lnp-18000
10.80П
9500
8900
7.200
6000
12000
12000
для 1г,р=29ОО[1
9000
9000
для Lnp г 18 ПОП
30W
ребра 2 -100 >8
3000
3000
.ребра 2-100*8
~тилько пролегр# —-----
§ 29П00 9800
-0150
10.800
9.600
8. ООП
7.200
6.ПП0
9800
6000 12000
3000. 12000
т —
3000
-0.150
-290
6000
29000
18OOD
18000
29000
ИО
5000
конструкций каркасов типа «Канск»;
в—разрезы;
29000
18000
125
г

Окончание рис. 3.16
г—узлы
хранилища — 500 т (возможны комбинации до 10 000 т). Расход
стали на 1 т хранимой продукции при емкости хранилища 500 т
составляет 27,5 кг, алюминиевых сплавов — 6,8 кг; при емкости
1000 т — соответственно 19,5 и 4,8 кг.
Здание картофелехранилища емкостью 1000 т разработано
ВИЛС и возведено в Подмосковье. Его внедрение обеспечивает
уменьшение массы несущих и ограждающих конструкций по срав-
нению с типовыми железобетонными более чем в 6 раз, что сущест-
Рис. 3.17. Конструктивное решение рамы из развитого двутавра
венно улучшает условия монтажа и перевозки конструкций. При-
чем трудозатраты на строительной площадке сокращаются в 4 ра-
за, а сроки строительства — в 1,5—2 раза. Экономический эффект
составляет 22 млн руб.
Стальные конструкции каркасов типа Канск (сер. 1.420.3-15)
с применением несущих рам из прокатных широкополочных и свар-
ных тонкостенных двутавровых балок разработаны ЦНИИПСК
для производственных отапливаемых одноэтажных зданий с про-
летами 18 и 24 м и высотой до нижнего пояса ригеля 4,8; 6,0; 7,2;
8,4; 9,6 и 10,8 м (рис. 3.16), возводимых в I—III ветровых и I—V
снеговых климатических районах. Количество пролетов— 1—5.
В сельскохозяйственном строительстве, как правило, применя-
ются однопролетные здания. Конструкции каркасов предназначены
для бескрановых зданий и для зданий с мостовыми кранами грузо-
подъемностью 5—20 т легкого и среднего режимов работы; без
подвесных кранов и с подвесными кранами грузоподъемностью
127
1—3,2 т; с шагом колонн для однопролетных зданий 6 м; стеновым
ограждением как из легких трехслойных, так и из железобетонных
панелей; легкой кровлей; с использованием профилированного
настила и эффективного утеплителя. Каркасы зданий состоят из
поперечных сплошностенчатых рам, прогонов или панелей кровли.
В состав каркасов также входят стойки торцевого фахверка,
встроенные крановые эстакады и пути подвесных кранов.
Проектом предусмотрены два варианта решения торцов зданий:
с наличием рам и без них. Во втором случае рамы заменяют торце-
вые фахверковые стойки с балками по ним и вертикальной связью.
Вариант с наличием рам предусмотрен для случаев расширения
зданий.
Цродольная жесткость каркасов обеспечивается вертикальными
связями по каждому ряду колонн. При длине здания более 72 м по
каждому ряду колонн устанавливаются две системы связей с рас-
стоянием между ними не более 48 м. Горизонтальные диафрагмы
жесткости по кровле образуются при прогонном решении в связе-
вых панелях у торцов в крайних двух шагах с каждой стороны
здания при шаге рам 6 м. На этих участках настил крепится к
прогонам в каждой волне. Прогоны крепятся к ригелям с помощью
коротышей, имеющих ребра жесткости. Настил соединяется заклеп-
ками с шагом 300 мм. При панельном решении горизонтальные
диафрагмы жесткости образуются самими панелями.
Рамы каркасов запроектированы из сплошностенчатых элемен-
тов: ригели — из тонкостенных сварных балок, колонны — из про-
катных широкополочных двутавров по ТУ 14-2-24-72.
Колонны рам закреплены в фундаментах жестко. Узлы сопря-
жения ригелей между собой и ригелей с колоннами запроектиро-
ваны фланцевыми на высокопрочных болтах с предварительным
напряжением, предназначенным для устранения опасности разру-
шения болтов от малоцикловой усталости. Последние напрягаются
на усилие, близкое к расчетному. Фланцевое соединение рассчи-
тывается с учетом рычагового эффекта в предположении плотного
касания фланцев. В однопролетных рамах узлы сопряжения риге-
лей с колоннами жесткие.
При шаге рам 6 м прогоны предусматриваются из прокатных
профилей. Стойки фахверка запроектированы из холодногнутых
тонкостенных профилей коробчатого сечения, а сварные — из С-
образных профилей по ТУ 14-2-361-79, ТУ 36-2287-80, ГОСТ 8282—
76. Встроенные крановые эстакады запроектированы в виде двух
рядов независимых стоек с уложенными по ним подкрановыми
балками. Последние приняты типовыми (сер. 1.426-1, вып. 1 и 6).
Продольная жесткость эстакад обеспечивается вертикальными
связями по каждому ряду стоек. Горизонтальные усилия от тормо-
жения крановых тележек воспринимаются рамами каркаса. Узлы
крепления подкрановых балок к стойкам рам (в отличие от типо-
вого решения) запроектированы на болтах. Рельсы для мостовых
кранов (из условий полного исключения монтажной сварки) же-
лезнодорожные с креплением крюками.
128
Пути подвесных кранов для зданий с шагом рам 6 м — типовые
(сер. 1.462-1, вып. 3).
Все монтажные узлы каркасов предусмотрены болтовыми
(рис. 3.16), без применения монтажной сварки, что обеспечивает
снижение трудоемкости монтажа конструкций на 10%. При расчете
конструкций каркасов приняты следующие состав и величины
постоянной нормативной нагрузки на покрытие: прогоны — 0,1 кПа;
стальной профилированный настил — 0,15; пароизоляция — 0,05;
утеплитель — 0,05; рулонный ковер — 0,15; гравийная защита —
0,4 кПа. Осредненный коэффициент надежности на постоянную
нагрузку у/ ср =1,17.
Однопролетные рамы каркаса при пролетах Г8 и 24 м рассчита-
ны на следующие суммарные расчетные эквивалентные нагрузки
на покрытие: 2,25; 2,8; 3,8 и 4,8 кПа, включающие собственный вес
без учета веса ригелей рам, снеговую нагрузку, эквивалентную
нагрузку от подвесных кранов, эквивалентную нагрузку от инженер-
ных коммуникаций и оборудования. Ригели и колонны рам за-
проектированы из низколегированной стали марки 09Г2С.
В ЦНИИЭПсельстрое разработаны технические решения и ра-
бочие чертежи различных двухшарнирных рам из развитого дву-
тавра, для изготовления которых используются прокатные двутав-
ровые балки № 20—40. На рис. 3.17 показаны конструктивное ре-
шение и основные узлы двухшарнирных стальных рам пролетом
18 м, устанавливаемых с шагом 6 м.
В прил. I приведены основные параметры двух- и трехшарнир-
ных рам из развитых двутавров, предназначенных для однопро-
летных сельскохозяйственных производственных зданий с совме-
щенными покрытиями.
Технико-экономические показатели рам из развитого двутавра
выше показателей стальных ферм серии 1.860-1. Первые обладают
более высокой транспортабельностью и компактностью в транс-
портном положении, чем типовые фермы, меньшей поверхностью
коррозионного поражения, что обеспечивает повышение их долго-
вечности и снижение эксплуатационных расходов. Расход стали
перфорированной рамы пролетом 18 м и шагом 6 м с отверстиями
в стенке при расчетной нагрузке 2,25 кПа составляет 12,5 кг/м2.
Из легких металлических конструкций Липецким отделением
ЦНИИПСК разработано сельскохозяйственное отапливаемое зда-
ние картофелехранилища вместимостью 3000 т, шириной 42 м,
длиной 54,6 м и высотой до низа ригелей у крайних колонн 6 м
(рис. 3.18). Каркас здания выполнен в связевом варианте с защем-
лением колонн в фундаментах и шарнирным сопряжением ригелей
с колоннами (шаг колонн би 12 м). В зонах обслуживания преду-
смотрено устройство подвесного транспорта.
Колонны и стойки запроектированы из холодногнутых тонко-
стенных профилей коробчатого сечения, сварные — из С-образных
профилей. Ригели и прогоны — сварные двутавровые тонкостенные
балки. По прогонам укладывается профилированный настил.
Продольная и поперечная жесткость каркаса обеспечивается
9. Зак. 1295 1 29
Рис. 3.18. Объемно-планировочное и конструктивное решение здания картофеле-
хранилища на 3000 т:
а—план покрытия; б—план колонн; а—разрезы; а—узлы
вертикальными связями по колоннам и горизонтальными — по
покрытию. Все монтажные стыки запроектированы на болтах
нормальной точности без применения монтажной сварки.
Сварные ригели запроектированы из стали марки ВСтЗсп.5-2,
колонны и стойки, а также балки рабочих площадок—из
ВСтЗпс.6-1, сварные тонкостенные прогоны — ВСтЗпсб-2, связи —
ВСтЗкп2-1.
3.3.2. РАМНЫЕ КАРКАСЫ СО СКВОЗНЫМИ РИГЕЛЯМИ
Конструкции рамного каркаса универсального производствен-
ного здания комплектной поставки (рис. 3.19) предназначены для
отапливаемых зданий станций технического обслуживания тракто-
ров, мастерских общего назначения и т. п. Конструкции каркаса,
разработанные Белорусским отделением ЦНИИПСК, предназначе-
ны для зданий с неагрессивной средой, нормальным тепловлаж-
ностным режимом, возводимых в I—III снеговых и I—II ветровых
районах с расчетной температурой наружного воздуха—40 °C и
выше.
Корпус представляет собой однопролетное здание с размерами
в плане 24x60 м. Отметка низа стропильных ферм — 8,4 м; шаг
колонн — 4 м. Корпус может быть оборудован подвесными элект-
рическими кранами грузоподъемностью Q = 2 т или Q = 3,2 т.
Каркас корпуса решен в виде развитой пространственной свя-
зевой схемы с использованием профнастила покрытия в качестве
жесткого диска. Колонны каркаса жестко защемлены в обоих
направлениях в железобетонных фундаментах и шарнирно соеди-
нены с покрытием. Беспрогонное покрытие разработано с примене-
нием ферм и связей из гнутосварных профилей прямоугольного се-
чения и профилированного оцинкованного настила.
Устойчивость каркаса в поперечном и продольном направлениях
обеспечивается жестким диском покрытия, образованным профили-
рованным настилом, системой связей по фермам покрытия и вер-
тикальных связей по колоннам. Колонны каркаса запроектированы
из гнутосварных профилей прямоугольного сечения и устанавли-
ваются в стаканы сборных железобетонных фундаментов.
Стропильные фермы высотой 2000 мм выполнены из замкну-
тых гнутосварных профилей прямоугольного сечения с параллель-
ными поясами с уклоном 1,5% и треугольной решеткой с нисходя-
щими опорными раскосами в соответствии с серией 1.460.3-14.
Балки покрытия (по торцам здания) — пролетом 6 м из про-
катных швеллеров с параллельными гранями полок; связи покры-
тия — из прямоугольных гнутосварных профилей; стеновое ограж-
дение — из трехслойных металлических панелей.
Материал конструкций: сталь марки 14Г2-6 по ГОСТ 19282—73
и ВСтЗпсб, ВСтЗпсб, ВСтЗкп2 по ГОСТ 380—71*. Все заводские
соединения — сварные, монтажные — сварные и на болтах грубой
и нормальной точности.
В колхозах и совхозах нашли широкое применение типовые
9»
131
Рис, 3.19. Объемно-планировочное и конструктивное решение универсального про-
изводственного здания:
а план связей по верхним поясам ферм; б—то же по нижним; п—разрезы; г—узлы
сооружения семеноочистительных сушильных комплексов, в состав
которых входит каркасное здание башенного типа отделения вен-
тилируемых бункеров емкостью 160 т, разработанное ЦИТЭПсель-
хоззерно Госагропрома СССР (рис. 3.20).
Здание с размерами в плане 8X8 м и высотой 16,9 м скомпоно-
вано из трех двухшарнирных рам, располагаемых с шагом 4 м.
Высота до нижнего пояса ферм на опоре 10 м. По фермам установ-
лены рамы фонаря пролетом 4 и высотой 5 м.
Сварные колонны каркаса сквозного сечения — из четырех
уголков, соединенных решетками безраскосного типа в виде пла-
нок. Колонны жестко защемлены в фундаментах в двух направле-
ниях.
Ригель рамы — стальная треугольная крутоуклонная ферма из
прокатных уголков со вспарушенным нижним поясом и шарнирным
сопряжением с колоннами. По фермам укладываются стальные
прогоны из гнутых швеллеров, которые выполняют также роль рас-
порок покрытия. В последнем устанавливаются горизонтальные
связи крестового типа из прокатных профилей по верхним и ниж-
ним поясам ферм. Распорки связей — из равнобоких уголков крес-
тового сечения, раскосы — из одиночных уголков. Для уменьшения
расчетной длины прогонов из их плоскости предусмотрены тяжи
из круглой стали диаметром 16 мм. В плоскости верхнего пояса
ферм фонаря также устанавливаются горизонтальные связи. Стой-
ки фонаря и раскосы выполняются из спаренных равнополочных
уголков.
Кровля неутепленная, из асбестоцементных волнистых листов
усиленного профиля. Стеновое ограждение запроектировано также
холодным из асбестоцементных волнистых листов УВ-7,5, навеши-
ваемых на ригели фахверка из гнутых швеллеров.
Примером конструктивного решения здания с применением
алюминиевых конструкций комплектной поставки является птичник
из объемно-рамных блоков полной заводской готовности (рис. 3.21).
Размеры блока в плане 18x3 м. Птичник предназначен для содер-
жания 54 тыс. бройлеров в клеточных батареях БКМ-3. Проект
птичника (Завидовская птицефабрика, Калининская область) раз-
работан ЦНИИЭПсельстроем, ВИЛС и ЦНИИЭПптицепромом.
Ригель рамы решетчатый с поясами из тавров и решеткой из
уголков. Стойки двутаврового сечения. Сопряжение ригелей с ко-
лоннами жесткое. Колонны жестко защемлены в фундаментах.
Прогоны скомпонованы из швеллеров, кровля — из профилирован-
ного настила. Стеновые трехслойные панели типа «Сэндвич» с
обшивками из алюминиевых листов. Утеплитель из напыленного
пенополиуретана. Материал несущих и ограждающих конструк-
ций — алюминиевые сплавы. Расход алюминиевых сплавов состав-
ляет 22,3, стали — 0,4 кг/м2.
В сельскохозяйственном строительстве применяются также
пространственные сетчатые системы регулярного строения — струк-
турные конструкции или структуры. Несмотря на то что при проек-
тировании структур нарушается сам принцип концентрации ме-
133
Рис. 3.20. Конструктивная схема отделения вентилируемых бункеров семеноочи-
стительных сушильных комплексов:
о—поперечный разрез; б—план связей по нижнему поясу; в—то же по верхнему поясу; е—
узлы
талла и такие системы отличаются многодельностью в изготовле-
нии и монтаже, а также сложностью узлов, эти недостатки компен-
сируются однотипностью операций по изготовлению и сборке с
применением простейших средств механизации, что особенно важ-
но Для специфических условий сельского строительства.
Структурные конструкции обладают большой пространственной
жесткостью, легкостью, малой строительной высотой и повышен-
ной надежностью вследствие многосвязности системы. Они отли-
Рис. 3.21. Конструктивная схема здания птичника из объемно-рамных блоков с
решетчатым ригелем
чаются архитектурной выразительностью и редким расположением
опор. Структуры имеют частую сетку, что дает неограниченные
возможности подвески кранового оборудования в любой точке
покрытия. Такие системы хорошо работают на сосредоточенные
нагрузки. Структурные конструкции рекомендуется применять для
складских помещений, ремонтных заводов и мастерских, демонст-
рационных павильонов сельхозтехники, овощных баз, а также
животноводческих комплексов.
В сельскохозяйственных производственных зданиях наиболее
целесообразно пространственное решетчатое покрытие в виде
складчатой структуры из прокатных профилей типа «ЦНИИСК»
(рис. 3.22) (сер. 1.460-6). Структурное покрытие предназначено
для одно- и многопролетных отапливаемых зданий (при пролетах
18 и 24 м, шаге колонн 12 м и высоте до низа покрытия от 4,8 м и
более), возводимых в I—V снеговых и I—IV ветровых районах с
расчетными температурами наружного воздуха — 40 °C и выше.
Конструкции рассчитаны на установку подвесного подъемно-
транспортного оборудования грузоподъемностью до 3,2 т (двух-
опорного— для покрытия высотой 1,5 м и трехопорного — 2 м), а
также на обслуживание здания опорными электрическими крана-
ми грузоподъемностью до 30 т легкого и среднего режима работы.
Блоки покрытия размером 18X12 и 24x12 м представляют со-
бой складчатую конструкцию, компонуемую из плоскостных и ли-
нейных элементов заводского изготовления.
В виде линейных элементов изготовляются и поставляются на
135
монтаж пояса и раскосы, а торцевые фермы пролетом 12 м — в ви-
де плоскостной сварной конструкции. По длинной стороне струк-
турного блока с шагом 2910 мм устраиваются продольные верхние
пояса из прокатных двутавров, выполняющие также функции
прогонов для опирания на них стального профилированного насти-
ла кровли. В этом случае двутавровый профиль «развязывается» в
горизонтальной плоскости уголками.
Нижние пояса складчатой конструкции смещены в плане на
полшага относительно верхних поясов. Складки образуются соеди-
нением верхнего и нижнего поясов решеткой по наклонным плос-
костям (рис. 3.22). Блок замыкают установленные по коротким
сторонам торцевые фермы пролетом 12 м. Для пространственного
распределения усилий устанавливаются поперечные элементы в
плоскости верхнего и нижнего поясов. Работа блока на горизон-
тальные нагрузки обеспечивается поперечными элементами и про-
странственной работой всей системы. Профилированный настил
дополнительно увеличивает жесткость блока.
Все элементы покрытия, кроме верхних поясов, выполняются из
прокатных уголков. Элементы в узлах соединяются при монтаже
болтами нормальной точности с помощью фасонок. Заводские
соединения запроектированы сварными. Стык верхних продольных
поясов выполнен на фланцах, нижних — с помощью накладок на
Рис. 3.22. Конструктивная схема и элементы структуры из прокатных профилей
типа «ЦНИИСК»:
а—план; б—поперечный разрез; в—продольный; г—элементы складки
136
болтах. Вертикальная составляющая усилия в стыке нижнего поя-
са воспринимается средней стойкой.
При установке подвесного транспорта нагрузки от него переда-
ются непосредственно в узлы конструкций или распределяются
между ближайшими узлами нижнего пояса с помощью перекидных
балок. Для верхних и нижних поясов структур, поясов торцевых
ферм, а также для наиболее нагруженных раскосов предусмотрено
применение низколегированной стали. Все остальные элементы и
фасонки запроектированы из обычной малоуглеродистой стали.
Рис. 3.23. Габаритная схема здания с покрытием «Модуль»
Проектами рекомендовано использование низколегированных
сталей 14Г2-6 по ГОСТ 19281 (2)—73 или 10Г2С1-6 по ГОСТ
19282—73. Для фасонок и стыковых накладок применяется сталь
марки ВСтЗспб по ГОСТ 380—71*, а для стержней — ВСтЗпсб.
Расход стали на структурное покрытие из прокатных профилей с
высотой блока 1,5 м при расчетной нагрузке 2,4 кН/м2 составляет
21,9 кг/м2 в случае применения малоуглеродистой стали и
21,4 кг/м2—низколегированной.
Для покрытий бескрановых производственных сельскохозяйст-
венных отапливаемых зданий, возводимых в I—III снеговых и I—
IV ветровых районах при расчетной температуре наружного возду-
ха — 40 °C и выше, применяется пространственная перекрестно-
стержневая конструкция типа «Модуль». Она собирается из от-
дельных трубчатых стержней заводского изготовления при помощи
винтовых наконечников и узловых элементов, не имеющих прин-
ципиальных отличий от решений структурной конструкции «Кис-
ловодск».
Габаритные схемы конструкции типа «Модуль» представляют
собой секции размером 30X30 и 36x36 м с сеткой колонн соот-
ветственно 18X18 и 24x24 м. Консольные свесы — 6 м (рис. 3.23).
Структурные секции покрытия 30X30 и 36x36 м выполняются
высотой 1414 мм с ортогональной ячейкой 2x2 м. Высота здания
до низа несущих конструкций — 4,8—8,4 м.
Для стержней структуры применяются горячекатаные бесшов-
ные трубы диаметром 50—133 мм, толщиной 3,5—8 мм, из стали
марки СтЗ или Ст20 по ГОСТ 8732—70. Узловые соединения вы-
полняются на болтах М20.
,137
Общая жесткость каркаса достигается защемлением колонн в
фундаментах. На колонны из труб секция опирается при помощи
капителей. Кровля из профилированного настила укладывается
по прогонам, установленным в узлах структуры.
Расход стали на конструкцию покрытия типа «Модуль» при
расчетной нагрузке 2,7 кН/м2 для секции 30x30 м составляет
21,3 кг/м2, а при нагрузке 2,5—3,7 кН/м2 для секции 36X36 м —
соответственно 17,2 и 23,1 кг/м2. Производство таких конструкций
может быть налажено в сельской местности.
3.4. РАСЧЕТ КАРКАСОВ С МОСТОВЫМИ
И ПОДВЕСНЫМИ КРАНАМИ
При проектировании каркас здания обычно расчленяют на по-
перечную и продольную системы. Работа каждой под нагрузкой
принимается независимой. Элементы, мало влияющие на работу
системы, из расчетной схемы исключают. В поперечную систему
каркасов обычно включают только колонны и ригели покрытий, а
в продольную — колонны (входящие одновременно и в поперечную
систему), подкрановые или подвесные балки, вертикальные связи
и те из продольных элементов, которые выполняют роль связую-
щих, обеспечивая устойчивость колонн и неизменяемость системы.
Выбор элементов, включаемых в каждую из систем каркаса, произ-
водят в зависимости от конструктивной схемы здания.
Расчет каркаса производственного здания заключается в расче-
те плоской поперечной конструкции цеха, воспринимающей почти
все действующие нагрузки. Поперечная схема каркаса, независимо
от ее конструктивной и расчетной схем, условно называется рамой.
Для ее расчета необходимо установить расчетную схему рамы,
собрать действующие на нее нагрузки, произвести статический
расчет и выявить комбинации наибольших расчетных усилий, по
которым подбирают сечения элементов рамы.
3.4.1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК,
ДЕЙСТВУЮЩИХ НА РАМЫ
На поперечную раму действуют постоянные нагрузки — собст-
венный вес несущих и ограждающих конструкций здания и времен-
ные нагрузки от мостовых кранов или от подвесного транспорта, а
также от снега и ветра. Нагрузки на раму собирают раздельно по
видам с таким расчетом, чтобы от каждой нагрузки определить
усилия и затем составить их наиболее невыгодные сочетания, кото-
рые для разных элементов рамы могут быть от различных состав-
ляющих.
При одновременном действии нескольких кратковременных на-
грузок усилия от них определяются умножением на коэффициент
сочетания ф = 0,9. Основные расчетные нагрузки, действующие на
конструкции покрытия: постоянная — собственный вес и кратко-
временная — снег.
138
Постоянные нагрузки
Система покрытий производственных зданий состоит из кро-
вельных (ограждающих) конструкций, несущих элементов (про-
гонов, ригелей), на которые опирается кровля, и связей по по-
крытию.
Номенклатура основных типов ограждающих конструкций
покрытий сельскохозяйственных производственных зданий и их
масса приведены в прил. III.
Постоянные нагрузки от собственной массы несущих и ограж-
дающих конструкций обычно принимают равномерно распределен-
ными по длине ригеля рамы.
Нормативная распределенная поверхностная нагрузка покрытия
qn = ^qnt, кПа (qnl— вес кровельного покрытия, включая прогоны);
9п2 — вес ферм и связей (0,200—-0,250 кПа). Меньшие значения бе-
рутся для пролета L = 18 м, большие — для L = 24 м.
Расчетная распределенная поверхностная нагрузка покрытия q =
= Zqniyfi (кПа), где yfi — коэффициент надежности по весу конст-
рукций.
Расчетная распределенная линейная (погонная) нагрузка на
ригель рамы (в кН/м) qi = qB\ В — шаг ферм (колонн), м.
Расчетная сосредоточенная сила от ригеля рамы на одну колон-
ну (в кН): Fq=qiLI2. Собственная масса колонн, зависящая от их
шага, высоты цеха и грузоподъемности кранового оборудования,
для сельскохозяйственных производственных зданий принимается
1—3,0 т. Причем масса надкрановой части составляет около 20—
30%.
Для бескрановых зданий и с подвесными кранами (Q<3,2 т)
GK= (1—2) т. Для зданий с мостовыми кранами (Q<20 т) GK=
= (2—3,0) т. Собственный вес колонн в виде сосредоточенных сил
прикладывается по оси сечения.
Собственная масса подкрановых балок пролетом 6 м под краны
грузоподъемностью до 20 т принимается 0,6—1,2 т, а балок путей
подвесного транспорта при пролетах 6 м и Q= (0,5—3,2) т — Gns =
= (0,15—0,45) т. В целях упрощения расчета сосредоточенную силу
от собственной массы подкрановых балок, как правило, суммируют
не с постоянной, а с крановой нагрузкой. Вертикальная нагрузка
от подвесных путей прикладывается в узлах их крепления к фер-
мам покрытия.
Собственная масса конструктивных элементов стальных карка-
сов производственных зданий может быть определена по каталогу
типовых конструкций [30].
Временные нагрузки
Снеговая нормативная нагрузка на 1 м2 горизон-
тальной проекции покрытия определяется по формуле
рп = рос, (3-1)
139
где ро— вес снегового покрова на 1 м2, принимаемый, согласно п. 5.2
[12], в зависимости от района строительства; с — коэффициент,
зависящий от конфигурации кровли. Значения с и схемы распреде-
ления снеговой нагрузки принимаются по табл. 5 [12].
Расчетная распределенная снеговая нагрузка на покрытие
р = РпУр (3-2)
Коэффициент надежности для снеговой нагрузки у/ зависит от отно-
шения нормативного веса покрытия qn к нормативному весу снего-
вого покрова ро и принимается, согласно п. 5.7 [12], равным: 1,4—
Рис. 3.24. Схема ветровой нагрузки на раму:
а—по нормам проектирования; б—приведение к эквивалентной равномерной нагрузке
при^п/Ро^!; 1,5 — при <7п/ро=О,8; 1,55 — при <7п/ро=0,6; 1,6—
при ?п/Ро^О,4. Промежуточные значения у/ принимают по линей-
ной интерполяции.
Заметим, что коэффициент надежности по снеговой нагрузке для
расчета колонны всегда принимается равным у/=1,4.
1 Расчетная линейная снеговая нагрузка на ригель рамы
рг = рВ.
(3.3)
Расчётная сосредоточенная сила от снега на одну колонну Fp —
-^PtL/Z.
Ветровая нагрузка действует на раму здания с навет-
“Йёййой '(активное давление) и заветренной (отсос) сторон (рис.
3!.'24).:
Расчетное значение статической составляющей распределенной
линейной нагрузки определяется по формуле
Я л =
(3-4)
где у/=1,2 — коэффициент надежности по ветровой нагрузке; q$—
скоростной напор ветра на высоте 10 м от поверхности земли, зна-
чение которого зависит от района строительства и принимается по
•'ЙО
табл. 6 [12]; k — коэффициент, учитывающий изменение скорост-
ного напора в зависимости от высоты и типа местности и опреде-
ляющийся по табл. 7 [12]; с — аэродинамический коэффициент, за-
висящий от очертания здания (принимается по табл. 8 [12]). Для
обычных производственных зданий с=0,8 для активного давления
и с'=0,6 для отсоса.
Скоростной напор ветра у поверхности земли зависит от нали-
чия и характера препятствий. Исходя из этого различают три типа
местности: А — открытые; Б — с препятствиями (леса, территории
малых и средних городов, сельских населенных пунктов, территории
больших городов, застроенные зданиями высотой до 20 м); В — тер-
ритории больших городов, застроенные зданиями высотой более
20 м.
В зависимости от этих факторов значение коэффициента k мож-
но определить по формулам:
для местности типа А
/г = (г/10)0’32; (3.5)
для местности типа Б
k = 0,65 (г/10)0-44,
где z — высота над поверхностью земли, м;
для местности типа В коэффициент k принимается равным 0,3;
0,5; 0,63 соответственно для г=10; 20 и 30 м.
Для упрощения расчета в зданиях высотой более 10 м ветровую
нагрузку на колонну принимают эквивалентной равномерно распре-
деленной по ее длине. Эквивалентную нагрузку можно найти из
условия равенства изгибающих моментов в защемленной колонне
от фактической эпюры ветрового давления с ординатами <?а и qA1
и от равномерно распределенной нагрузки с ординатой qvA (рис.
3.24, б) :
qvA = 2M/h*, (3.6)
где h — высота колонны; М — изгибающий момент в консольной
стойке высотой h от фактической эпюры ветрового давления, при-
ходящегося на колонну:
М = + (?А1~?а)-А8 (10,6 + 2/3-/г3). (3.7)
Ветровая нагрузка, которая действует на участке выше отметки
нижнего пояса стропильных форм, заменяется сосредоточенными
силами с наветренной стороны Й7Д и от отсоса W%, приложенными в
уровне низа ригеля рамы. Так, расчетные силы
WA = 9ai 9А2 h' и Й7В = ‘7в-1-^‘7в2 h', (3.8)
где <7аь <7а2 и <?bi, <?В2— расчетные значения распределенной линей-
ной нагрузки в уровне нижнего пояса ферм и верха покрытия соот-
ветственно с наветренной и подветренной сторон рамы (рис.
141
3.24, a); h'— расстояние между низом стропильной фермы и отмет-
кой верха покрытия, вычисленной с учетом толщины (t—
= 400—500 мм) и уклона кровли i=l,5%.
Значения <?в и IVB с заветренной стороны можно определить
умножением qA и WA на отношение с'/с.
Крановые нагрузки
Крановые нагрузки складываются из вертикального давления
кранов и горизонтальных сил торможения, действующих в попереч-
ном и продольном направлениях. Нормативные вертикальные на-
грузки, передаваемые колесами кранов на балки кранового пути,
должны приниматься в соответствии с требованиями ГОСТ на кра-
ны. Нормативная горизонтальная нагрузка, направленная поперек
кранового пути и вызываемая торможением электрической тележ-
ки, принимается для кранов в зависимости от типа подвески груза
(гибкого или жесткого).
При/определении нагрузок на каркас здания учитывают совме-
щение в одном створе грузоподъемных механизмов, работающих на
разных путях. Нагрузка от мостовых и подвесных кранов определя-
ется в зависимости от режима их работы.
Нагрузка от мостов ыхк рано в. В однопролетном
здании вертикальная нагрузка для расчета рамы принимается от
двух сближенных кранов при их невыгоднейшем для колонн поло-
жении на подкрановой балке (рис. 3.25).
Расчетное вертикальное давление на одну колонну (кН).
Fd max = ФУ/ • Fmax2y + Y/Г. FD min = ^"ffFmla^t/ + Fyfl. (3.9)
Здесь ф — коэффициент сочетаний. Для кранов облегченного и
нормального режимов работы ф = 0,85; yf = 1,1 —коэффициент на-
дежности по крановой нагрузке; yfl = 1,05 — коэффициент надежности
по нагрузке от собственного веса металлоконструкций; Fmax—наиболь-
шее давление колеса крана, принимаемое по ГОСТ на краны или
прил. IV; —сумма ординат линии влияния для опорного давления
на колонну (рис. 3.25); F — вес подкрановых конструкций длиной
6 м, величину которого ориентировочно возможно принять на 1 пог.
м при грузоподъемности крана Q = (5—20) т, равным 1 — 2 кН/м;
Fmin — (Q + G)/nft — Fmax — наименьшее давление колеса крана (здесь
Q— грузоподъемность крана; G—-полный вес крана с тележкой, при-
нимаемый по ГОСТ или по прил. IV; nh— число колес с одной сто-
роны крана).
Подкрановые балки установлены на консоли с эксцентриситетом
по отношению к оси колонны, поэтому от их вертикального давле-
ния возникают сосредоточенные моменты, на которые рассчитыва-
ется рама:
Л^тах = F/)max^, ^min “ Fpmin^, (3.10)
где е=750 мм — расстояние от оси подкрановой балки до оси ко-
лонны постоянного по высоте сечения.
142
Расчетное горизонтальное давление от силы поперечного тормо-
жения тележек двух кранов на одну колонну рамы
FTmax = W fFlZy, (3.11)
где ф, у}, Sy принимаются такими же, как и для вертикального
давления, ибо наибольшее горизонтальное давление возникает при том
же положении кранов; ~'.Fh = Fynh— горизонтальная поперечная
сила от одного колеса крана; Fj = f (Q + GT) п0/п — нормативная по-
перечная горизонтальная сила от торможения тележки, действующая
Рис. 3.25. Схема загружения разрезных подкрановых балок при определении дав-
ления на колонну
поперек цеха вдоль кранового моста (/ — коэффициент трения при
торможении тележки, принимаемый 0,1 для кранов с гибким подвесом
груза и 0,2 —• с жестким; Q — грузоподъемность крана; GT — вес те-
лежки крана, принимаемый по стандартам на краны или по прил.
IV; п0 — число тормозных колес тележки; п — число всех колес тележ-
ки).
Сила FT действует на раму в уровне головки кранового рельса,
а вертикальное давление FDmax—в уровне нижнего пояса подкра-
новой балки. Максимальное вертикальное давление FD max может
быть приложено к одной или другой колонне пролета цеха, гори-
зонтальное — Ft max также действует на одну или другую колонну,
причем как вправо, так и влево.
Нагрузка от подвесных кранов. В однопролетных
зданиях для расчета рамы, колонн и стропильных конструкций
вертикальная нагрузка от подвесных кранов при одном и двух
крановых путях принимается от двух сближенных кранов при
невыгодном их воздействии п. 4.12 [12]. Схема загружения нераз-
резных балок подвесных путей для определения максимального
давления на ферму представлена на рис. 3.26. В случае применения
разрезных балок подвесных путей схема загружения принимается
согласно рис. 3.25.
Применение неразрезной схемы позволяет снизить расход стали
на подвесные пути до 15% и улучшить условия эксплуатации под-
весного оборудования. Практического влияния на утяжеление стро-
пильных конструкций она не оказывает.
143
Расчетная вертикальная нагрузка на ферму
^/тах = ФУ/Fmax.Si/-ф ^T/li ^/min ~ Т" F^fl- (3.12)
Здесь ф = 0,85; yf = 1,1; yfl = 1,05'—соответственно коэффициент
сочетаний и коэффициенты надежности по крановой нагрузке и соб-
ственному весу металлоконструкций; Fmax — наибольшее давление
каретки (спаренных колес) крана на подкрановый путь, принимаемое
по ГОСТ на подвесные краны или прил. V; — сумма ординат ли-
нии влияния для воздействия на ферму (рис. 3.26); F—вес по-
двесных путей длиной 6 м, величину которого ориентировочно можно
принять на 1 пог. м при грузоподъемности крана Q = (0,5 — 3,2) т
F = 0,25 — 0,75 кН/м; Fmir) = (Q + G)/nh — Fmax — наименьшее дав-
ление каретки крана; (Q — грузоподъемность крана; G — полный вес
крана и тали по ГОСТ или по прил. V; nk — число кареток с одной
стороны крана).
Для расчета рамы необходимо определить вертикальное давле-
ние на колонны Fd max и FD тщ от подвесных кранов, приложенное
в месте опирания фермы (рис. 3.27).
Fornax — Ка = 1/2 [F;max (1 + LB/L) ф- Fymjn (1 LjL)];
F Dmin = Vb = 1/2 [Fymax (1 - LJL) + F/min (1 + L^L)]. (3.13)
Puc. 3.26. Схема загружения неразрезных балок подвесных путей при определении
давления на ферму
Рис. 3.27. К определению вертикального давления на колонны от подвесных
кранов
144
Горизонтальная нагрузка при расчете рам, стропильных конст-
рукций, балок подвесных путей учитывается не более чем от двух
наиболее неблагоприятных по воздействию кранов, расположенных
на одном крановом пути или на разных путях в одном створе п. 4.14
[12].
Расчетная горизонтальная нагрузка от силы поперечного тормо-
жения талей двух кранов на одну ферму (колонну) рамы
^ттах ~ 'PVfFkZy, (3-14)
где ф, yf, Sy принимаются такими же, как и для вертикальной на-
грузки, ибо наибольшая горизонтальная нагрузка возникает при том
же положении подвесных кранов; Fk = 0,05 (Q + GT)/nk — нормативная
горизонтальная сила от поперечного торможения тали на одну каретку
крана, действующая поперек кранового пути (GT — вес тали по ГОСТ
или по прил. V).
Нормативную горизонтальную поперечную нагрузку Fk также
можно принять по ГОСТ или вычислить приближенно: Ffe=0,05x
XFmax — при гибком подвесе груза [29].
Сила Ет действует на раму в уровне нижнего пояса подвесной
балки и направлена как внутрь пролета, так и наружу.
Для случая, когда ось ригеля совмещена с осью верхнего пояса
фермы (рис. 3.27), от силы поперечного торможения FT max, прило-
женной в уровне нижнего пояса, в колоннах будут возникать срав-
нительно малые продольные усилия. Если сила FT max направлена
внутрь цеха, то в колонне ряда А возникнет дополнительное про-
дольное усилие сжатия FT maxhe/L, а в колонне ряда В — такое же
усилие растяжения.
3.4.2. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Выбор расчетной схемы
Поперечная система каркаса, независимо от ее конструктивной
и расчетной схем, условно называется рамой. Поперечные рамы —
основные несущие конструкции каркаса производственного зда-
ния — статически неопределимые системы.
Расчетная схема должна соответствовать конструктивной схеме
поперечной рамы. При назначении расчетных схем рам учитыва-
ется ряд предпосылок и упрощений. При этом в расчетной схеме
конструктивные элементы изображаются осевыми линиями с идеа-
лизированными сопряжениями в узлах. За геометрические оси ко-
лонн принимают линии центров тяжести их сечений. Опирание (за-
делку) стержней колонн считают на уровне низа опорной плиты
базы.
За геометрическую ось ригеля при шарнирном примыкании
его к колоннам принимают линию, соединяющую центры опорных
шарниров. В этом случае жесткость ригеля не влияет на усилия в
10. Зак. 1295
145
колоннах и ее можно принимать равной бесконечности. Ригели, рас-
положенные с незначительным уклоном (1 : 10), допускается при-
нимать в расчетной схеме горизонтальными.
В продольном направлении в расчетную схему рамы включается
ячейка здания, называемая расчетным блоком. Ширина блока
равна шагу колонн.
Конструкции, включенные в расчетную схему каркаса, условно
относятся к основным; при их расчете учитываются не только непо-
средственно приложенные к ним нагрузки, но и нагрузки, возни-
кающие в результате их работы в системе каркаса. Все действую-
щие на раму распределенные и сосредоточенные силы вычисляются
исходя из ширины расчетного блока.
При шарнирном сопряжении ригеля с колоннами нагрузка, дей-
ствующая на ригель рамы, представляется в виде сосредоточенных
сил, приложенных в центре тяжести сечения верха колонн, как
уравновешивающих реакции ригеля: Fq, Fp, FDmax и FD mln—соот-
ветственно от постоянной и снеговой нагрузки на колонны ряда А и
В, а также от подвесного кранового оборудования (при его нали-
чии) .
Рис. 3.28. Расчетные схемы рам с действующими нагрузками:
а—при мостовых кранах; б—при подвесных кранах
(46
Раму следует рассчитывать на каждую из нагрузок отдельно,
ибо расчетные усилия для разных ее элементов получаются при
различной их комбинации. Расчетные схемы с нагрузками, дейст-
вующими на раму, соответствующие конструктивным схемам про-
изводственных зданий, оборудованных мостовыми и подвесными
кранами (рис. 3.4, а, б), приводятся соответственно на рис. 3.28, а, б.
Пунктиром указан возможный вариант приложения и направления
сил поперечного торможения.
При назначении расчетных схем рам необходимо стремиться к
максимальному их упрощению и сокращению числа неизвестных
исходя из соотношения размеров и жесткостей элементов, а также
из характера работы рам при воздействии различных нагрузок.
Статический расчет
Приведенные на рис. 3.28, а, б расчетные схемы П-образных.
рам с защемленными колоннами и шарнирным прикреплением ри-
гелей являются один раз статически неопределимыми системами.
Раскрытие статической неопределимости целесообразно выполнить
методом сил, приравнивая перемещения оголовков колонн рамы
между собой. В качестве неизвестной принимается нормальная си-
ла Xi в ригеле рамы.
Таким образом, за основную систему принимается консольная
стойка, загруженная внешними силами и дополнительными попереч-
ными силами, в оголовке, полученными из решения статически не-
определимой системы.
Каноническое уравнение для определения неизвестной имеет
вид: 6цХ1 + Д1К=0; Xi=—Д1р/6ц (6ц—перемещение точек при-
ложения сил %1 = 1 по их направлению, вызванное этими же сила-
ми; Д1к— перемещение тех же точек и по тому же направлению от
внешней нагрузки).
После определения неизвестной силы находим изгибающие-
моменты в характерных искомых сечениях колонн по формуле
М = MF+M1Xl, (3.15)
где MF— моменты от внешних нагрузок в основной статически опре-
делимой системе; Mi— момент от силы —1.
Значения поперечных сил определяются по эпюрам моментов.
Следует отметить, что при определении перемещений оголовков
колонн целесообразно отдельно рассмотреть работу рамы как пло-
ской системы и определить поперечную силу в оголовке Qo, а за-
тем учесть эффект пространственной работы блока рам (в зданиях,
оборудованных мостовыми кранами) от взаимодействия рамы с
остальной «отпорной» системой. Дополнительная сила F в оголов-
ке колонны появляется только при действии крановой нагрузки
(вертикальной и горизонтальной), так как при этом рамы блока
оказываются загруженными неравномерно и вследствие этого пере-
мещение ригеля расчетной рамы будет в 1/а раза меньше от «по-
10*
147
Таблица 3.2. Общие выражения усилий в сечениях стоек одноэтажных рам, оборудованных мостовыми кранами
Номер нагруз- ки \Обозначенне сече- \нИЙ Нагрузках. Сечения
1 - 1 2 — 2 3-3
м ; N Q M N Q M
1 Постоянная Я 0 - qiL/2 + +Gn.6+Gfe 0 0 —(<7i^/2 + + Сп.б) + + 0,3Gfe 0 0 — (?l^-/2 + + 0,3Gft)
2 Снеговая Р 0 — p;L/2-l|> 0 0 — PiL/2-^ ° 0 —p/L/2-ip
3 ^тах левую стой- ку (Qnh -— — Almax) X ХУ+Гм/п|> F D тахФ — (Qo’l’ + + (Qa'/Ji — '^n'ax)'4,+ D тахФ —• (Qo’l’ + 4- ЗД) ОоХ^+^мХ^Ф 0
3* Afmin на ле- вую стойку (Qoh - — A^min) 'Ф F D mi пФ — (Qo’P — — Fm’I’) (Qotfi — — Almin) 4’— —^mXH D min1? — (<2(4 — мФ) QoxAlf—amx^ 0
4 Fт max на левую ко- лонну [Qo— FT(1 — — Xi)JH + + Pr х^ф 0 - [(Qo - Pt) Ф + + Pr Ф] [Qox — -Рт (X- — X1)] top+ + Pr Xtop 0 - [(Qo — — FT) Ф + + Pr Ф] [QoX — 7?t(X — — X1)1 Лф + + Pr xtop 0
4* Fт max на правую ко- лонну Qo/гф — — Pr ЛФ 0 — (Qoip — -Pr Ф) QoXtop — — Pr VM 0 — (Qoip — - Pr Ф) QoX/гф — — Pr Xtop 0
5 Ветер слева l(Qo-WA)h- —9A/2-to]ip 0 — (Qo — -fa- -9a h) Ф [(Qo — ~ WA ) XA- — 9a /2 X X (/ft)2] ф 0 - (Qo- - fa- —9a X*) Ф [(Qo- WA )yh~ -<lk/2X X (X^)2] Ф 0
5* Ветер спра- ва [(Qo + + W'b ) h + + 9b /2X x Л2] 4> 0 — (Qo + + ^b + + 9B h) Ф [(Qo+rB )x XX^+9b/2x x (ХЙ)2] Ip 0 -(Qo+^B + x 9B ?Л) Ф [(Qo + WB ) X X yh. + 9B /2Х X (ХЛ)2] Ф 0
мех» со стороны соседних незагруженных рам. В качестве расчет-
ной принимается вторая рама от торца блока или от температур-
ного шва.
Учет пространственной работы каркаса часто позволяет сни-
зить расход стали. Целесообразность этого учета устанавливается
в каждом отдельном случае исходя из конкретных условий — раз-
меров сооружения, его конструктивной схемы, характера воздейст-
вия внешних нагрузок и других факторов.
Наибольший эффект дает учет совместной работы поперечных
рам цеха при воздействии сосредоточенных горизонтальных сил по-
перечного торможения и сосредоточенных моментов, приложенных
к колоннам от внецентренного действия вертикальных нагрузок от
мостовых кранов.
Итак, сила F определяется из условия f—Fh3[3EI=af (f — пе-
ремещение оголовков стоек плоской системы при действии крано-
вых нагрузок; h — высота колонны от заделки до оголовка; EI —
жесткость колонны, постоянная по длине; а—коэффициент прост-
ранственной работы, определяемый из расчета модели пространст-
венного блока рам с кровельным покрытием и связями как балки
с жесткостью EIef на упругом (Винклеровском) основании, же-
сткость которого с=ЪЕ1/№В, где В — шаг рам).
Окончательно коэффициент а можно определить из выражения
а = -Ml + з(——Yl< 1, (3.16)
уп L \ п / J
где р = SFj/Fpmax = n0^y— соотношение нагрузок, действующих на
один подкрановый путь и на колонну расчетной рамы; п0 — число ко-
лес с одной стороны двух сближенных кранов; Sz/ — сумма ординат
линии влияния давлений на рассматриваемую колонну; у = 1,1—0,3
«Mrnax^l —коэффициент условий работы, учитывающий деформатив-
ность кровельного покрытия со связями (£7е/=т^оо); п — число рам
блока, равное фактическому, но не более максимального расчетного
4 г----
нгпят = 2 + 4kh/B B/h (округляется до ближайшего целого значе-
ния); k = 1— для прогонного и беспрогонного решения покрытия с
применением клеефанерных панелей; k = 2 — для беспрогонного легко-
го покрытия в виде профилированного настила; k = 4 — для легкобе-
тонных панелей.
В результате получены расчетные выражения Qo и F для каж-
дого вида загружения расчетной рамы:
при действии вертикальной крановой нагрузки
п 3(1 х2) / I Л4 V F _______ 3(1- х2)
Чо — ---7,--- ^Итах + 'wmin , ~’ Vwmax —
-^mIn)(i-“);« =-у-; (3.17)
при действии горизонтальной крановой нагрузки поперечного
торможения
150
Таблица 3.3. Общие выражения усилий в сечениях стоек одноэтажных рам,
оборудованных подвесными кранами
: № п. и. Нагрузки и обозначения сечения Сечение 1 — 1
М N Q
1 Постоянная q 0 Fq + Gk 0
2 Снеговая Р 0 FP 0
3 FD max на ле' вую стойку 0 р D max 0
3* FD min на ле- вую стойку 0 p rD min 0
; 4 Fт max на вую стойку -е Н О1 ч, +1 . F'i’h + L _ Ft + 2
4* FTmax на пра- вую стойку 1+ , FT /i
1 1 ± 2
5 Ветер слева -Л/2[Л/8(59а + + 39в ) +rA +rB ] 0 l/2[ft/8(13?A+3?B)+ + ^a + ^b!
5* Ветер справа Л/2[Л/8(3?а+5?в) + + ^а+ ^в! 0 __ 1 /2f/г/8(3<уд —13<7b )-|- + w\+ irB ]
Qo = (1 — xr)2(2 + Xj) FT/4; FR = Q0(l-dy, (3.18)
при действии ветровой нагрузки
п Zh , . , «’'в /о 1ОЧ
Qo — "jg~ (<7а — <?в) ~i-2----- (3.19)
Усилия (изгибающий момент М, продольная сила N и попереч-
ная Q) в колоннах постоянного по высоте.сечения с консолями вы-
числяются в трех характерных сечениях: заделке (сечение I—I),
ниже опирания подкрановой балки по консоли (II—II) и выше
консоли (III—III). При этом необходимо учитывать собственный
вес колонн, который ориентировочно можно принимать 6^=10 кН.
Для рам, оборудованных подвесными кранами, усилия в колоннах
вычисляются только в сечении I—I у заделки.
Общие выражения усилий в искомых сечениях колонн, опреде-
ленные как для консольных стоек рам, оборудованных мостовыми и
подвесными кранами, приводятся соответственно в табл. 3.2 и 3.3.
151
3.4.3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЙ
В ЭЛЕМЕНТАХ РАМЫ
По полученным значениям усилий М, N, Q в раме, вызванных
отдельными загружениями, составляют таблицу расчетных усилий
для наиболее характерных сечений колонн (I—I, II—II, III—III).
Эти усилия записываются с их знаками от всех загружений. Знаки
усилий от поперечного торможения следует ставить в строгом соот-
ветствии с направлением и местом приложения тормозных сил, ко-
торые (для наглядности) показывают на схемах горизонтальными
стрелками. Нижние знаки при усилиях от торможения соответству-
ют его направлению, показанному на схемах нижними стрелками
(штриховыми линиями).
Для удобства определения расчетных усилий составляют их
сводные таблицы в характерных сечениях для одной из колонн ра-
мы (как правило, левой). Такие таблицы с численными значениями
расчетных усилий в колоннах ряда А приведены в примерах расче-
та рам, оборудованных мостовыми и подвесными кранами (табл.
3.7 и 3.11).
Вычислив усилия в раме от каждой из расчетных нагрузок, на-
ходим их наиболее невыгодные сочетания. Нормами проектирова-
ния предусмотрены два вида основных сочетаний нагрузок. В ос-
новные сочетания с коэффициентами ф= 1,0 включаются усилия от
постоянной нагрузки (собственный вес) и усилие от одной кратко-
временной нагрузки, которая дает максимальные значения момента
или продольной силы с соответствующими знаками.
К кратковременным относятся нагрузки от снега, кранов и вет-
ра. При этом усилия от вертикального давления необходимо рас-
сматривать совместно с усилиями от поперечного торможения кра-
нов, и они считываются при учете сочетаний как одна кратковре-
менная нагрузка. Поперечное торможение выбирается с соответст-
вующим знаком и именно то, которое дает добавку к искомому
усилию.
Следует-отметить, что нельзя рассматривать торможение крана
без одновременного учета усилий от его вертикального давления.
Последние же могут существовать без торможения. В комбинацию
усилий также нельзя вводить изгибающие моменты от снеговой на-
грузки без одновременного учета нормальной силы от снега.
Основные сочетания с коэффициентом сочетаний гр = 0,9, прини-
маемые только для кратковременных нагрузок, включают усилия
от постоянной нагрузки и от всех кратковременных, увеличиваю-
щих абсолютное значение силового фактора с соответствующим
знаком.
Отрицательный или положительный знак при М и Q определяет
направление момента и поперечной силы. При этом условно счита-
ем, что отрицательный момент вызывает растяжение наружного во-
локна сечения колонны. Отрицательная поперечная сила в любом
сечении колонны производит вращение вокруг сечения по часовой
стрелке.
152
Для анкерных болтов рассматриваются две возможные расчет-
ные комбинации усилий, вызывающих наибольшие растягивающие
усилия по граням колонны: 1) усилия от постоянных нагрузок с
коэффициентом надежности по нагрузке 0,9 и от ветровой нагрузки
с 1,0; 2) усилия от постоянных нагрузок с коэффициентом на-
дежности 0,9, от вертикальных крановых — с минимальным давле-
нием, поперечного торможения — с максимальным моментом в за-
делке колонны, а также усилия от ветровой нагрузки. Все кратко-
временные нагрузки принимаются с ф = 0,9.
Наиболее невыгодную для подбора сечений комбинацию усилий
обычно выбирают из четырех комбинаций: наибольшего положи-
тельного момента и соответствующей нормальной силы, наиболь-
шего отрицательного момента и соответствующей нормальной си-
лы; наибольшей нормальной силы и соответствующих ей положи-
тельного и отрицательного изгибающих моментов.
3.5. КОЛОННЫ
3.5.1. типы колонн
Стальные колонны для сельскохозяйственных зданий из легких
металлических конструкций высотой 4,8—10,8 м проектируются,
как правило, постоянного сплошного сечения по всей длине
(рис. 3.29, а—д). Также применяются колонны переменного по вы-
соте сечения — в виде двух стоек, нежестко связанных между со-
бой — раздельные (рис. 3.29, е). При этом шатровая стойка выпол-
няется из прокатного широкополочного двутавра, а подкрановая —
из трубы. Расстояние между осями стоек 500—550 мм.
При пролетах до 18 м и длине колонны более 9,6 м возможно
применение сквозного сечения из 2 швеллеров или 4 уголков, со-
единенных решеткой либо планками.
Сечения сплошных колонн могут быть открытого типа — в виде
двутавра, замкнутые — из круглых и прямоугольных труб, а также
коробчатые—из гнутых С-образных профилей. Типы сечений
сплошных и сквозных колонн показаны на рис. 3.30. Большим до-
стоинством колонн Достоянного сечения (особенно сплошных) яв-
ляются их конструктивная простота и небольшая трудоемкость из-
готовления. Однако чаще всего применяются двутавровые сечения
колонн. В бескрановых зданиях и в зданиях с подвесными крана-
ми для колонн крайних рядов используются составные сечения, а
для колонн среднего ряда возможно применение и прокатных ши-
рокополочных двутавров типа Ш по ТУ 14-2-24-72.
Для зданий, оборудованных мостовыми кранами,, также разра-
ботаны два варианта двутавровых сечений колонн — сварные со-
ставные и горячекатаные широкополочные с параллельными гра-
нями полок. Эти колонны снабжены консолями для опирания на
них подкрановых балок.
Высоты колонн (от уровня чистого пола до низа несущих конст-
рукций покрытия) унифицированы и должны приниматься: для бес-
153
крановых зданий и зданий с подвесными кранами —4,8; 6,0; 7,2 и
8,4 м; для зданий с мостовыми кранами—8,4; 9,6 и 10,8 м. Факти-
ческую длину колонны необходимо увеличить на размер заглубле-
ния до обреза фундамента: 600 мм для колонн зданий с мостовыми
кранами и 100—200 мм — в остальных случаях.
Колонны для бескрановых зданий, зданий с подвесным подъемно-
транспортным оборудованием грузоподъемностью до 3,2 тис мо-
стовыми кранами грузоподъемностью до 20 т, высотой цеха 4,8—
9,6 м подбираются по серии 1.424-4 (вып. 2). Колонны крановых
зданий с номинальной высотой 10,8 м следует принимать по серии
1.464-4 (вып. 1). Колонны должны изготавливаться на заводе в ви-
де одной отправочной марки.
Базы колонн для зданий с кранами выполняются, как правило,
с траверсами и со строганым торцом. В процессе монтажа колон-
на устанавливается на заранее выверенную и укрепленную подли-
тым под нее цементным раствором стальную опорную плиту с верх-
ней фрезерованной поверхностью и закрепляется анкерными бол-
тами. Такой эффективный метод монтажа колонн называется «без-
выверочным». В остальных случаях базы колонн проектируются из
плит, приваренных к стержню колонны.
Помимо колонн каркаса, в зданиях комплектной поставки ис-
пользуются стальные фахверковые стойки стеновых ограждений
той же высоты, что и основные колонны. Сечение стоек запроекти-
ровано в виде сварных двутавров с постоянной высотой сечения
240—480 мм, из прокатных двутавров № 20—40 по ГОСТ 8239—
56* и из широкополочных двутавров серий Б1 и Б2.
Стальные колонны производственных зданий работают на сжа-
тие с изгибом, так как в расчетных сечениях действуют продольная
сила N и изгибающий момент М. Для основных колонн, входящих в
154
состав каркаса, расчетные значения N и М определяются из расче-
та поперечной рамы (см. примеры расчета). Для колонн крайних
рядов, кроме усилий, найденных статическим расчетом рамы,
должны учитываться нагрузки от легких стеновых панелей, равные
0,5. кН/м2, или от железобетонных стеновых панелей в размере
1,2—1,5 кН/м2.
Обычно рассматриваются одно-два расчетных сечения колон-
ны и соответствующие значения N и М при различных основных со-
Рис. 3.30. Типы сечений сплошных и сквозных колонн:
а—д — сплошные; е, ж—сквозные
четаниях нагрузок, в результате чего получаются различные ком-
бинации силовых факторов N и М с неодинаковыми знаками мо-
ментов. В связи с тем что сечение колонны принимается бисиммет-
ричным (с двумя осями симметрии), знак момента не играет роли.
В подборе сечения колонны решающее значение имеет соотноше-
ние N и М, причем по модулю эти силовые факторы должны быть
как можно большими. Однако редко встречаются комбинации с од-
новременным максимальным значением N и М, поэтому при про-
верке несущей способности колонн приходится, как правило, учи-
тывать несколько расчетных комбинаций усилий.
Стойки фахверка рассчитываются на равномерно распределен-
ную нагрузку от ветрового напора и нагрузку от стенового заполне-
ния, приложенную в виде сосредоточенной силы к оголовку стойки.
Масса стенового ограждения принимается равной 0,4 кН/м2, а аэ-
родинамические коэффициенты активного ветрового давления с=
= 1 и отсоса Ci = 0,8. Кроме того, в расчете должен быть учтен слу-
чай возведения при монтаже только одной стены, когда с=1,4, но
не учитывается коэффициент надежности по нагрузке у/=1. Де-
формативность стоек фахверка в этом случае не проверяется.
Расчетная схема фахверка для бескрановых зданий или зданий
с подвесными кранами и торцевого фахверка для зданий с мосто-
выми кранами принимается в виде однопролетной шарнирно опер-
той стойки.
155
3.5.2. РАСЧЕТНЫЕ ДЛИНЫ
При расчете на устойчивость основных колонн каркаса в сило-
вой плоскости (в плоскости рамы) расчетная длина (расстояние
между точками перегиба изогнутой оси центрально-сжатого стерж-
ня постоянного по высоте сечения в момент потери устойчивости)
определяется из выражения где Н — фактическая длина
колонны от обреза фундамента до низа несущих конструкций по-
крытия (точнее, до отметки опирания); ц— коэффициент приведе-
ния длины, зависящий от схемы рамы (числа пролетов, способа со-
единения ригеля с колонной и колонны с фундаментом) и располо-
жения по длине колонны точек приложения продольных сил. Для
колонн, защемленных в фундаментах, и с шарнирным опиранием
ригеля принимают [26]: ц=2—для бескрановых зданий, независи-
мо от числа пролетов; ц = 1,5—для однопролетных зданий с мосто-
выми кранами; р = 0,7 — для многопролетных (два и более проле-
та) зданий с кранами.
Для однопролетного здания с мостовыми кранами можно ре-
комендовать более точное выражение коэффициента:
ц _ 2 (3.20)
получаемое из формулы (166) [9] подстановкой pi2=2 и ц.ц =
= 2(1—а). Здесь а — отношение длины участка колонны выше
консоли ко всей длине; р — отношение максимальных продольных
сил в колонне ниже и выше консоли. В частности, при а=1/3 и
0 = 3, что часто встречается в расчетах, получим ц=1,59.
При расчете на устойчивость основных колонн из силовой плос-
кости при наличии связевого продольного каркаса lyej определяет-
ся расстоянием между неподвижными точками закрепления, т. е. в
общем случае она равна и 12.
Расчетная длина фахверковых стоек в силовой плоскости и из
плоскости равна расстоянию между точками опирания (закрепле-
ния).
3.5.3. ОСНОВЫ РАСЧЕТА
Сжато-изгибаемые колонны рассчитываются по [9] как вне-
центренно-сжатые стержни с эксцентриситетом приложения е—
=M/N относительно центра тяжести сечения.
Расчет стержня постоянного сечения на устойчивость при вне-
центренном сжатии в плоскости действия момента, совпадающего с
плоскостью симметрии, выполняется по формуле 2V/cpeX Rvyjyn-
Здесь коэффициент <ре для сплошностенчатых сечений определяется
по табл. 74 [9] и зависит от условной гибкости стержня X =
eflix\ lsef — расчетная длина в плоскости изгиба)
и приведенного относительного эксцентриситета mef = цш (т| — коэф-
фициент влияния формы сечения, определяемый по табл. 73 [9]; т =
— eA/W', А и W — площадь и момент сопротивления поперечного се-
чения стержня).
156
Рис. 3.31. К определению расчетных мо-
ментов при расчете устойчивости колон-
ны из плоскости рамы
Расчет стержня постоянного сечения на устойчивость из плоско-
сти действия момента (из грузовой плоскости) в том случае, когда
грузовая плоскость совпадает с плоскостью симметрии сечения, в
которой жестокость наибольшая выполняется по формуле
ZV I Сфу/1 s-C Rvyc/yn.
Здесь с = Р/1 +атж при тх = Mx/N-A/W 5 учитывает влияние
изгибающего момента на устойчивость стержня из грузовой плоскости;
коэффициенты аир принимаются по табл. 10 [9]; — коэффициент
продольного изгиба при проверке устойчивости центрально-сжатого
стержня из грузовой плос-
кости, определяемый по табл.
72 [9] в зависимости от ?.у =
= lyefliy (/ygf—расчетная дли-
на из грузовой плоскости) или
по приближенному выраже-
нию <pj,=0,95—0,035Х^,Ху =
= 'KyVRjE.
В качестве расчетного
момента Мх для стержней с
шарнирно опертыми конца-
ми, закрепленными от сме-
щения из силовой плоско-
сти, принимается макси-
мальный момент в пределах
средней трети длины между
точками закрепления, но не менее половины наибольшего момента.
Поясним сказанное на схеме (рис. 3.31). Допустим, из силовой
плоскости стержень раскреплен связями (опирается на несмещае-
мые опоры) в трех уровнях, так что длина его участков (нижнего
и верхнего) равна Ц и Z2. Если стержень по концам имеет моменты
Mi и М2 (на схеме показаны моменты разных знаков), то при про-
верке из силовой плоскости за расчетный момент для нижнего
участка следует принять
Мх = шах (| — Л12)|;

(3.21)
Для верхнего участка
ЛД = max (| М2 — Z2/3Z (М2 — М,)!; |М2 - 2/3 • Z2/Z • (Af2—Л11)|)>1А12|/2.
(3.22)
Если промежуточная опора отсутствует, то
Мх = тахСКгЛ^ + МД/З!); |(ЛД + 2ЛГ 2)/3 |>max(1^1/2, |М2|/2).
(3.23)
Заметим, что изгибающие моменты Afi и Л42 должны быть опреде-
лены для одной и той же расчетной комбинации нагрузок на раму.
157
При проверке устойчивости стержня из силовой плоскости мож-
но допускать недонапряжение более 5%, определяя при этом мак-
симальные значения Ц и 12 и тем самым в ряде случаев выявляя
необходимость постановки дополнительной распорки.
3.5.4. КОМПОНОВКА СЕЧЕНИЯ
Ориентировочная высота сечения основной колонны принимает-
ся раиной h= (0,1—0,05) Н, т. е. она назначается с таким расче-
том, чтобы гибкость стержня в силовой плоскости л находилась в
пределах 50—100. Гибкость основных колонн как в плоскости ра-
мы, так и из плоскости не должна превышать предельного значе-
ния Zmax= 120; для фахверковых стоек —Хтах= 150.
Для двутаврового сечения радиус инерции ix= (0,4—0,43) h,
поэтому минимально возможная высота сечения колонны рамы
/lmin = 2,4 max — 0, 02 цН. Если принять во внимание, что в
зданиях с мостовыми кранами привязка оси колонн крайнего ряда
к наружной грани равна 250 мм, а стропильные фермы короче рас-
четного пролета на 400 мм (по 200 мм у каждой оси), то мини-
мальная высота сечения колонны /гт1п—450 мм.
Минимальная высота сечения стоек торцевого фахверка опре-
деляется из условия требуемой жесткости как для изгибаемой
балки:
/imin = 5/24 • (Ryyc - N/A) H/Eyf [f/H], (3.24)
где [////] = 1/300; уу=1,2 — коэффициент надежности для ветро-
вой нагрузки; N/А принимается ориентировочно (0,2—0,25) Ryyc-
Тогда при /?,/ус=210 МПа получим /1тщ=0,04 Н, т. е. %=60.
При принятой высоте сечения двутавра далее определяется
ориентировочное значение ядрового расстояния W/A = h/3, и та-
ким образом могут быть вычислены все расчетные параметры, не-
обходимые для проверочного расчета на устойчивость. Найдя зна-
чение требуемой площади поперечного сечения ACai—Nyn/q>eRyyc,
приступают к выбору профиля или к компоновке составного сече-
ния. При этом в целях экономии стали следует принимать наиболее
тонкостенное сечение, обспечивая в данном случае местную устой-
чивость элементов.
По указанной методике могут быть подобраны различные сече-
ния колонн и фахверковых стоек, для чего необходимо знать ориен-
тировочные параметры сечений.
3.5.5. ПРОВЕРКА МЕСТНОЙ УСТОЙЧИВОСТИ
Отношение расчетной высоты устойчивой стенки внецентренно-
сжатого двутавра hef (для прокатного двутавра это расстояние между
выкружками—переходным утолщением от стенки к полкам) к толщи-
не стенки tw должно быть не более значения, определяемого по 7.15
[9]: heiltw = (0,36 + 0,8Л.) ~V EjRy 2,9 VE'tRv при 0,3 и К
158
^0,8, т. е. как при центральном сжатии, и hei]tw = (0,9 + 0,5Х) х
X ~VEjRy 3,1 Л/Е]Яу при 1 и Х^0,8.
При большом относительном эксцентриситете (m — eA/W^l)
стенку допускается выполнять неустойчивой, т. е. с учетом ее рабо-
ты в закритическом состоянии.
При этом в расчет вводятся два крайних участка стенки, примы-
кающих к поясам, шириной 0,85 tw~VE:Ry.
Площадь средней части стенки, потерявшей устойчивость, в
расчет не включается. При значениях 0,3<т<1 наибольшая рас-
четная гибкость устойчивой стенки hef/tw определяется линейной
интерполяцией ее значений при т — 0,3 и т— 1.
При проверке несущей способности двутаврового профиля из гру-
зовой плоскости требование к местной устойчивости стенки снижается
(7.16 [9]). При этом максимальная гибкость устойчивой стенки опре-
деляется по формуле —f— = 4 35 1/------------(2а—
____ tw У о(2—a-J- Vaa-MP2)
3,8 1/ —-—. Здесь а — (о — Oi)/o, где о и — соответственно
Ry
максимальное и минимальное напряжения на границах расчетной вы-
соты стенки, принимаемые со знаком «плюс» при сжатии (о = N/A —
+ MHx-hej!2- ^NlA-MlIx-heii2Y 0= 1,4 (2a-l) - ; x=Q!tw-hw -
a
среднее касательное напряжение в рассматриваемом сечении.
При любом значении т неокаймленная полка двутавра должна
иметь отношение расчетной ширины свеса bei к толщине полки tf не
более befjtf = (0,36 + 0,107.) ~VElRy при Z=0,8—4. В случае окай-
мления полки ребром максимальная величина свеса увеличивается до
1,5 раз (7.23 [9]).
Заметим, что прокатываемые двутавры (обычные и широкопо-
лочные) имеют достаточно толстостенное сечение. Поэтому, приме-
няя их в качестве сжато-изгибаемых стержней, можно, как прави-
ло, не производить проверки местной устойчивости стенки и поясов.
В трубах прямоугольного сечения стенка полностью включается
в работу при гибкости, не превышающей /г// = 41—35 соответст-
венно при 7^=210—290 МПа.
Расчет на устойчивость стенок бесшовных или электросварных
труб не требуется, если r/t 1,57 ~VElRy , где г — радиус кривизны
етенки трубы.
3.5.6. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ УЗЛОВ КОЛОННЫ
Подкрановые консоли
В легких зданиях с кранами грузоподъемностью до 20 т и без
проходов вдоль подкрановых путей подкрановые балки опираются
на специальные консоли, привариваемые к стержню колонны.
В сплошных колоннах консоли для опирания подкрановых балок
159
проектируют преимущественно одностенчатыми. Консоли в боль-
шинстве случаев выполняются симметричного двутаврового сече-
ния, составленного из трех листов (рис. 3.32, а), или в виде обрезка
прокатного широкополочного двутавра (рис. 3.32, б) обычно того
же размера, что и стержень колонны. Консоли составного сечения
чаще выполняются переменной высоты с уклоном нижнего пояса
30°. Высота консоли под подкрановой балкой принимается 0,4—
0,55 м, толщина полок консоли и горизонтальных ребер колонны—
а—составного сечения из трех листов; б—из обрезка широкополочного двутавра; в—расчетная
схема узла крепления консоли
12—16 мм. Причем верхнюю полку консоли конструктивно делают
большей толщины, чем нижнюю. Стенка консоли в месте опирания
подкрановых балок укрепляется поперечными вертикальными реб-
рами жесткости толщиной 8—10 мм, что обусловливается грузо-
подъемностью кранов. Обрез консоли должен выступать за грань
нижнего пояса подкрановой балки на 30—50 мм. В верхней полке
консоли обычно предусматриваются 4 отверстия для крепления
подкрановых балок с центром болтового соединения, находящимся
на расстоянии 750 мм от оси колонны.
Расчетная схема узла крепления консоли представлена на
рис. 3.32, в. В одностенчатой консоли проверка напряжений про-
изводится в предположении, что изгибающий момент Mk —
= Fd max eh воспринимается только полками консоли (без учета
стенки), а вертикальное давление кранов (включая вес подкрано-
вых балок) fcmax — стенкой консоли. Горизонтальная составляю-
щая изгибающего момента H—Mh/hh. При этом требуемые площа-
ди полок Af, Cai = Hyn/Ryyc, а толщина стенки консоли tw =
—-Fd тахуп/hkRsYc, где ^.s>=:0,58
В опорном сечении консоли (у полки колонны) на уровне начала
внутреннего закругления стенки одностенчатой консоли двутаврового
160
сечения должна быть произведена проверка прочности по^приведенным
напряжениям (5.14 [9]): o>red=V(T2 + Зт2^1,157?у7с/7П; c—MkIIx-h'efl2-,
т = QS' ]Ixtw <' Rsyc / (S' = Sx — й^/2 • tw h'ef/4 — статический мо-
мент пояса и части стенки консоли от начала ее внутреннего закруг-
ления относительно нейтральной оси; Sx — статический момент полусе-
чения).
В стенке консоли в месте опирания подкрановых балок возни-
кают местные напряжения, которые определяются согласно п. 5.13
[9]. (yioc—FDmax/twlef^(Rvyc)/yn;lef—b + 2tf — ycnoBHan длина
распределения нагрузки; tf — толщина верхней полки консоли
(консоль сварная) или расстояние от наружной грани полки до на-
чала внутреннего закругления стенки (консоль прокатная).
Сварные швы, прикрепляющие полки консоли к полке колонны,
а также швы ребер колонны воспринимают усилие Н. Толщина
сварных швов определяется по формуле
kt >_______, (3.25)
2fif(b’-l)Rwfywfye
где b' — ширина полки консоли, см.
Толщина угловых сварных швов, прикрепляющих стенку консо-
ли к полке колонны, также определяется из условия их работы на
срез:
—1Z fgmaxVn— (3.26)
f ₽/ V l70Rwfywfye
при hef>85^fkf.
Окончательная проверка прочности сварных швов в месте при-
варки стенки консоли на границе ее эффективной высоты выполня-
ется по формуле
= К+ т2; < Rwfywfyclyn- (3-27)
Здесь <тш/ = Mh/frlw -h' /2; twf = —; Iw — момент инерции
' 2Pfkfhef
сечения периметра сварных швов, обваренных по контуру двутавра
консоли относительно нейтральной оси. Следует отметить, что соб-
ственным моментом инерции горизонтальных сварных швов, прикреп-
ляющих полки консоли, можно пренебречь ввиду его малости.
Тавровое соединение поясов консоли и колонны должно быть
проверено на прочность:
—(3-28)
+ 2fy) b уп
Здесь t'f — толщина верхней полки консоли; Rth = O,57?u — расчет-
ное сопротивление стали растяжению в направлении проката полки
колонны, принимаемое по [17].
11. Зак. 1295
161
Для предотвращения влияния возможного расслоения полок
стержня колонны в растянутой зоне подкрановой консоли устанав-
ливаются дополнительные листовые накладки (рис. 3.32, б). Раз-,
меры накладок и швы их прикрепления должны быть приняты из
условия восприятия полного усилия Н.
В стенке колонны, в месте примыкания консоли, возникает
сложное напряженное состояние, вызванное действием на стенку
нормальных и касательных напряжений. Поэтому проверка проч-
ности стенки в этом сечении, на границе ее эффективной высоты,
выполняется по приведенным напряжениям:
(Tred = Vo2 + Зт2 < 1,15/?в , (3.29)
где о-N/A + MIIx-hef/2 — суммарное нормальное напряжение в
краевом участке стенки колонны (у начала ее внутреннего закруг-
ления) от нормальных сил N и момента М в колонне на уровне
консоли; т= (Н + Q)/ hw)—суммарное касательное напряже-
ние в стенке от поперечной силы Q в колонне и горизонтальной со-
ставляющей силы Н от момента в консоли.
Оголовок
Конструктивные решения оголовков колонн, представленные на
рис. 3.33, разработаны применительно к легким типовым конструк-
циям покрытий, предусматривающим шарнирное сопряжение ферм
с колоннами. При этом возможны три случая передачи опорной ре-
акции на оголовок колонны несущей конструкцией покрытия: а) в
пределах эффективной высоты стенки; б) непосредственно на пол-
ку или вблизи нее (около 50 мм); в) за пределами колонны.
В бескрановых зданиях и в зданиях с подвесным подъемно-
транспортным оборудованием с нулевой привязкой колонн крайних
рядов конструкция оголовка колонны решается по типу рис. 3.33, а.
В этом случае оголовок состоит из опорной плиты, поддерживаю-
щих ее вертикальных и обрамляющих горизонтальных ребер, кото-
рые снижают концентрацию напряжений и препятствуют скручи-
ванию опорных ребер из плоскости колонны при неравномерном
давлении торцов ферм, возникающем от неточности изготовления
или монтажа.
Толщина опорной плиты оголовка определяется не расчетом, а
конструктивными соображениями и принимается tpi^ 14 мм; тол-
щина вертикальных опорных ребер определяется расчетом из усло-
вия смятия их строганых торцов:
t > ---------------, (3.30)
(4ba+tw)RPyc '
где bs~ 1/2-(& + 2£рг — tw) — расчетная ширина вертикального ребра,
которая принимается в соответствии с шириной^опорного фланца фер-
мы. Из условия местной устойчивости (п. 7.10 [9]) ts 2bs RJE .
162
Рис. 3.33. Конструктивные решения оголовков колонн:
а_опирание фермы в пределах высоты сечения; б—то же вблизи полки колонны; в—то же за пределами сечения
С опорной плиты давление передается на опорные ребра оголов-
• ка через горизонтальные сварные швы, работающие на срез. Высо-
та швов определяется по формуле

(3.31)
£ _________________
f fifZlwRwfywfye
Здесь — суммарная длина швов, прикрепляющих торцы ребер к
плите.
В случае установки строганой опорной плиты на фрезерованный
торец стержня колонны опорное давление передается непосредст-
венным контактом их поверхностей, и сварные швы, прикрепляю-
щие опорную плиту к колонне, на прочность не рассчитываются, а
принимаются конструктивно минимальной толщины по табл. 38 [9].
Длина ребер определяется из условия прочности угловых флан-
говых швов, соединяющих ребра со стенкой колонны и работающих
на срез:
1 Fyn ,
W ^fkfRwfyw/ye
где kt^ 1,2 t и не ниже значений табл. 38 [9]; t — наименьшая тол-
щина соединяемых элементов.
Расчетная длина угловых швов /ю^85р/^/ (п. 12.8 [9]). Длина
ребер /s=/w+10 мм. Толщина стенки колонны tw должна быть про-
верена на срез по граням крепления вертикальных ребер:
, \ FVn
2lsRsyc
(2 —число срезов).
В случае необходимости толщину стенки увеличивают
устройства вставки из более толстого листа на высоту /s + 50
Ребро также следует проверить на срез по аналогичной
муле
(3.32)
(3.33)
путем
мм.
фор-
т =
2^s^s Уп
(3.34)
При высоте сечения двутавра h^500 мм опорное давление фер-
мы, действующее'на стержень колонны через опорную плиту ого-
ловка, передается вблизи внутренней полки колонны (рис. 3.33, б).
Расстояние от внутренней грани полки колонны до опорного флан-
ца фермы a=h—(оо+200+6)—tr—tf; 200 мм — конструктивный
размер типовой стропильной фермы; 6 мм — зазор между опорным
фланцем и надопорной стойкой, назначаемый по требованиям мон-
тажа; tr — толщина опорного фланца фермы.
Для случая «б» торец колонны и опорная плита фрезеруются, и
давление от стропильной фермы передается на часть торцевой по-
верхности стержня (рис. 3.33, б). При этом границы площади смя-
тия устанавливаются с учетом распределения давления плитой ого-
ловка под углом 45° к вертикали.
Толщина плиты оголовка принимается такой величины (до
164
40 мм), чтобы включить в работу хотя бы 1/3 толщины внутренней
полки колонны, т. е. tpi^b—2/3-tf—\/2-tr.
Вычислив площадь контакта (по стенке и полке) торца колон-
ны Д=Д1 + Д2, где Ai= (tr+tpi+a)tw, A2 — b(tpi—a), проверяем на-
пряжение при местном смятии:
(TZoc = F/А < Rpyc/yn. (3.35)
При невыполнении этого условия следует предусмотреть мест-
ное утолщение стенки путем постановки ломели. Заметим, что из
условия включения в работу части полки колонны можно опреде-
лить толщину плиты оголовка.
При небольшом опорном давлении (F^lOO кН) можно допу-
стить нахождение полки колонны вне зоны локального нагружения
и восприятие опорной реакции 'фермы только стенкой. В этом слу-
чае стенка проверяется на местное смятие:
Оюс = ~~ < ЯрУс/Уп', 4/ = tr + 2tPi- (3-36)
При конструировании оголовка колонны крайнего ряда крано-
вых зданий следует иметь в виду, что ширина надопорной стойки
типовой стропильной фермы равна 450 мм, а номинальная ширина
(высота профиля) прокатного двутавра колонны —400 Мм. В этом
случае оголовок колонны уширяется за счет приварки накладки к
внутренней полке двутавра (рис. 3.33, в). Ширина накладки при-
нимается не менее ширины опорного фланца несущей конструкции
покрытия. Толщина
ображений.
Длина накладки
ln==lw-F 10 мм, где
накладки назначается из конструктивных со-
определяется длиной углового сварного шва:
w ^fkfRWfywfye
(3.37)
Здесь также необходимо соблюдать условия:
=<85 ^fkf. Нагрузку следует передавать через строганый торец на-
кладки. Обычно из технологических соображений торец колонны
фрезеруется в сборе с несущими деталями. При неостроганных по-
верхностях передача локальных нагрузок осуществляется через го-
ризонтальные сварные швы прикрепления накладки к плите ого-
ловка, которые должны быть рассчитаны на срез.
Промежуточные ребра жесткости
В составных сечениях колонн с гибкой стенкой (Хш = hef/tw х
X ~V Ry/E>2,2) в соответствии с п. 7.10 [9] необходимо предусмат-
ривать поперечные ребра жесткости, располагая их по длине колонны
по обе стороны стенки с шагом (2,5—3) hef. Размеры ребер прини-
маются конструктивно: ширина выступающей части для парного сим-
метричного ребра bh^hef/30 + 40 мм, его толщина te2bh~VRy/E .
165
Рекомендуется также ставить ребра с одной стороны стенки ко-
лонны и приваривать их односторонним швом минимальной толщи-
ны мм. При этом ширина ребра 6л^Ле//24 + 50 мм.
Базы колонн
База колонны обеспечивает прикрепление ее нижнего конца к
. фундаменту, а также передачу и распределение на него сосредото-
ченного давления от стержня колонны по площади опирания. Кон-
струкция баз зависит от типа колонн и должна соответствовать рас-
четной схеме опирания колонн (сопряжение шарнирное или жест-
кое) .
В зданиях с легкими мостовыми кранами, как правило, приме-
няются базы с траверсами (рис. 3.34, а). Траверса воспринимает
нагрузку со стержня колонны и передает ее на опорную плиту.
Траверсы развиваются в направлении действия момента и при от-
носительно небольших опорных моментах выполняются из листов
толщиной 10—12 мм, которая принимается из конструктивных со-
ображений. Чтобы повысить равномерную передачу давления с
плиты на фундамент, жесткость плиты увеличивают постановкой
дополнительных ребер между ветвями траверсы. В легких колон-
нах роль траверсы могут выполнять консольные ребра, приварен-
ные к стержню колонны и опорной плите (рис. 3.34, б).
В колоннах для бескрановых зданий и с подвесными кранами
базы проектируются без траверс (рис. 3.34, в, г). Такие базы имеют
наиболее простую конструкцию. Особенностью их является крепле-
ние анкерными болтами непосредственно за опорную плиту.
При шарнирном сопряжении колонны с фундаментом крепление
базы осуществляется двумя анкерами, поставленными по оси сече-
ния перпендикулярно стенке (рис. 3.34, б). Анкерные болты служат
лишь для фиксации проектного положения колонны и закрепления
ее в процессе монтажа. Базы с шарнирным устройством четко от-
вечают расчетной схеме; благодаря гибкости плиты обеспечивается
необходимая податливость сопряжения при действии случайных
моментов.
При наличии четырех анкерных болтов (по два с каждой сторо-
ны колонны) и обеспечении их несущей способности (рис. 3.34, в)
база считается жестко защемленной в фундаменте как в плоскости,
так и из плоскости рамы. Жесткие базы имеют не менее четырех
анкерных болтов, которые крепятся к траверсам (рис. 3.34, а). Бла-
годаря этому после затяжки болтов устраняется возможность по-
ворота колонны.
Как правило, из плоскости рамы колонны шарнирно закреплены
в фундаменте, так как шаг анкерных болтов в этом направлении
сравнительно мал, хотя во время монтажа обеспечивается заделка
колонны в фундаменте.
При необходимости заделки колонны в фундаменте в двух на-
правлениях, как, например, для структуры «Модуль», анкеры разд-
вигаются по диагоналям квадрата на значительное расстояние от
166
оси колонны (до 400 мм) и передают свои усилия на специальные
столики, жестко прикрепленные к стержню колонны с помощью
траверс.
Диаметр анкерных болтов при шарнирном сопряжении прини-
мается равным 20—30 мм, а для жестких баз определяется расче-
том и принимается d=24—42 мм. На болты надеваются шайбы
толщиной 20—30 мм или анкерные плитки толщиной 30—40 мм, ко-
торые прикрепляются монтажной сваркой к плите или траверсам.
Толщину опорной плиты базы определяют расчетом, однако из
t/jailoo
Рис. 3.34. Типы баз колонн:
а—с траверсами; б—с консольными ребрами; в, г—без траверс
167
конструктивных соображений принимают не менее 20 мм. Опорная
плита в легких колоннах обычно приваривается к траверсам и
стержню колонны. Для мощных колонн, как правило, применяется
безвыверочный метод монтажа, при котором торец колонны и по-
верхность плиты фрезеруются. Плита при помощи установочных
болтов выверяется на фундаменте в проектное положение, подли-
вается раствором и после этого на нее устанавливается колонна.
Конструкция баз колонн при безвыверочном монтаже упрощается,
ускоряется монтаж колонн и повышается точность установки.
Низ опорных плит в бескрановых зданиях имеет отметку
—0,100—0,200 м, а в зданиях с мостовыми кранами— (—0,600 м).
Отметку низа опорной плиты назначают с таким расчетом, чтобы
верх базы не доходил до уровня чистого пола на 50—100 мм. Базы
колонн бетонируются для защиты от коррозии. Для фундамента
обычно применяется бетон марок 100, 150 и реже — 200.
Расчет базы предполагает: определение размеров опорной пли-
ты; расчет траверсы и ребер; определение диаметра анкерных бол-
тов; расчет анкерных плиток и сварных швов, прикрепляющих
траверсы к колонне и плите.
Определение размеров опорной плиты. Ширину опорной плиты
назначают из конструктивных соображений равной Bpt=b + 2x
X(ttr+c1) (b — ширина полки колонны; ttr — толщина листа тра-
версы; ci — консольный вылет плиты, принимаемый равным не бо-
лее 80—100 мм). Для базы без траверсы Bpi=b+ (100—200) мм.
Длину плиты определяют из условия прочности бетона фунда-
мента на смятие под плитой колонны (рис. 3.35) од max—N /BpiLpi+
+ 6 M/BpiL2pi^Rbp, откуда
L„ >------"-----+ "-----V + 6”- , (3.38)
” 2BriX„ ’ \ 2вм5ер / ВГ1Я№ 4 '
где IV и М — расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колон-
з______________________
ны; Rbp — yRb—yAflAPi -Rb—расчетное сопротивление бетона фун-
дамента при местном смятии; у—коэффициент увеличения сопротивле-
ния бетона смятию в зависимости от отношения площади верхнего
обреза фундамента (Лу) к площади опорной плиты базы (Лр/), прини-
маемый предварительно в пределах 1,2—1,5; Rb—расчетное сопротив-
ление бетона осевому сжатию (призменная прочность), равное 4,4; 6,5
и 8,0 МПа соответственно для бетона марок 100, 150 и 200.
Значение длины плиты округляется в большую сторону и при-
нимается кратной 10 мм. Для базы без траверсы £рг^й + 300 мм.
Толщину опорной плиты определяют из условия ее прочности
от реактивного давления фундамента. Плита работает на изгиб по
отдельным участкам, на которые она разбивается стенкой и полка-
ми колонны, а также траверсами (рис. 3.35 а).
Опорную плиту следует разбивать на участки таким образом,
чтобы максимальные изгибающие моменты в них были близки по
величине. Так как давление бетона на плиту распределяется не-
равномерно, то при определении моментов в различных ее участках
168
Рис. 3.35. К расчету базы внецентренно-сжатой сплошной колонны:
а—опорной плиты; б—траверсы; в—анкерных болтов
6fmin |
Таблица 3.4. Коэффициенты а для расчета на изгиб плит,
опертых на три или два канта
а/Ь 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0 1,2 1,4 2,0 >2
a 0,06 0,074 0,088 0,097 0,107 0,112 0,120 0,126 0,132 0,133
напряжение о>/ в запас прочности принимают равным наибольшему
значению в пределах участка (по масштабу с эпюры давления). На
рис. 3.35, а изображена плита, на которой могут быть выделены
три различных участка.
Участок плиты 1 работает и рассчитывается как консоль. Выде-
лив полосу шириной 1 см, максимальный изгибающий момент в
защемлении консольного свеса плиты определим по формуле
= тах ^/2. (3.39)
Участок плиты 2 работает как пластинка, опертая по трем сто-
ронам. Наибольший момент в таких пластинках действует посере-
дине свободной стороны в (точка т). Он определяется по формуле
М2 = max b\ (3.40)
где а — коэффициент, зависящий от отношения закрепленной сто-
роны а к незакрепленной в и принимаемый по табл. 3.4; b — длина
свободного края плиты.
При отношении стороны а/6<0,5 влияние опирания на сторону
а становится незначительным, и плита рассчитывается по формуле
3.39 как консоль с вылетом Ci = a.
Участок плиты 3 работает как пластинка, опертая по четырем
сторонам и нагруженная снизу условной, равномерно распределенной
нагрузкой <y'f. Расчет такой прямоугольной плиты, у которой макси-
мальный момент действует в ее центре, выполняется по формуле
м3=₽о;&2, (3.41)
где р — коэффициент, зависящий от отношения более длинной
стороны ai к более короткой Ь\ и принимаемый по табл. 3.5.
При отношении сторон а\/Ь^>2 участок 3 рассматриваем как
шарнирно опертую балочную пластинку шириной 1 см, вырезан-
ную вдоль короткой стороны. Пролетный изгибающий момент
Л43 = о'62/8. (3.42)
Более точно, с учетом неразрезности пластинки и разгружающего
влияния консольных свесов,
М3 = <т; &2/8 _ 1/з. а' с2/2. (3.43)
170
Таблица 3.5. Коэффициенты fJ для расчета на изгиб плит,
опертых на четыре канта
«1/61 1,0 1,1 1,2 1,3 1,4 1,5 1,6 1,7 1,8 1,9 2,0 >2
р 0,048 0,055 0,063 0,069 0,075 0,081 0,086 0,091 0,094 0,098 0,1 0,125
Толщина плиты определяется по наибольшему изгибающему
моменту по формуле
(3-44)
Окончательная толщина плиты принимается по сортаменту уни-
версальной листовой стали и должна быть не более 40 мм. В про-
тивном случае необходимы постановка дополнительных ребер ба-
зы колонны или выполнение плиты из стали повышенной прочности.
Расчет траверсы. Траверса работает на изгиб как двухконсоль-
ная балка, опертая на пояса колонны и нагруженная отпорным
давлением фундамента (рис. 3.35, б). Высоту траверсы можно оп-
ределить через длину сварных швов, прикрепляющих ее к полкам
колонны. В запас прочности можно допустить, что стенка колонны
не участвует в передаче усилия на опорную плиту, и тогда макси-
мальное усилие, передаваемое ее полкой на траверсы, восприни-
мается двумя угловыми фланговыми швами. Усиление определя-
ется по формуле
NtT = |У[/2 + M/h.
Длину сварных швов определяем из условия прочности при ра-
боте их на срез по металлу шва:
I > Ntr'!n . (3.45)
^fkfRwtywfyc
Согласно п. 12.8 [9], здесь необходимо соблюдать условия:
С 1,2 t и не ниже значений табл. 38 [9]; /w<85p^y.
Требуемая высота траверсы htr=lw +10 мм. Окончательную
высоту траверсы принимают в соответствии с сортаментом уни-
версальной листовой стали (ГОСТ 82—70*) и производят провер-
ку ее прочности на изгиб и срез.
Траверсу проверяем условным расчетом на поперечный изгиб
как балку с двумя консолями без учета ее совместной работы с
плитой базы (рис. 3.35, б). Проверку прочности обычно выполня-
ют на опорах и в пролете, в зависимости от величины балочных
расчетных усилий.
Погонная нагрузка на траверсу <7(r,max = tf/maxBPi/2; q"tr = o”fBpll2,
где ст" — (с— a)lc-Qfmax-, Bpi/2— ширина ее грузовой площади. Из-
гибающий момент и поперечную силу консоли траверсы в сечении
т—п определяем по формулам:
171
Mtr = <7^72 + a2/3-(<7/r,max —
Q?r = max + ?tr) й/2; Q"r — A7lr/2 Q^r
Поперечная сила консоли траверсы в сечении р — г от наиболь-
шего усилия в анкерных болтах Qtr=ZTna-sJ2. Изгибающий момент
в консоли Aftr=Qtr(fl+6). Проверка прочности траверсы на изгиб
и срез выполняется в двух сечениях по приведенным напряже-
ниям:
Ored = у + Зт2 1,15^/7^ (3.46)
где otT = A4tr/ITtr; т(г = Qtr/Лг < R^d^n = WtT = ttTh2tr^-,
AtT — ttT-htT — соответственно нормальные и касательные напряжения
в сечениях траверсы, а также момент сопротивления и площадь по-
перечного сечения листа траверсы.
В некоторых случаях требуется рассчитать траверсу в пролете
при полном ее загружении реактивным давлением фундамента
на длине с для невыгодной комбинации при расчете опорной пли-
ты. Для этой же комбинации определяются и усилия в анкерных
болтах.
Расчет анкерных болтов. Анкерные болты рассчитываются на
специальную, так называемую «анкерную комбинацию» усилий
в нижнем сечении колонны, которая дает наибольший изгибаю-
щий момент М и минимальную продольную силу N. Расчет анкер-
ных болтов обычно выполняют упрощенным способом, исходя
из предположения, что растягивающая сила Z, соответствующая
растянутой зоне эпюры напряжений (рис. 3.35, в), полностью
воспринимается анкерными болтами.
Составив уравнение равновесия относительно центра тяже-
сти сжатой зоны бетона Л4—Nd—Zy = 0, определяют суммарное
усилие в анкерных болтах с одной стороны башмака:
z = М — |ЛГ| d
У
где d=Lpi/2—с/3— расстояние от геометрической оси колонны до
центра тяжести сжатой зоны эпюры напряжений бетона под
опорной плитой; y = Lpl+6—с/3—расстояние от оси анкерных
болтов до центра тяжести сжатой зоны эпюры напряжений бето-
на под опорной плитой; c=o,/max/(o,/max + n/min) • Lpi — длина сжа-
той зоны эпюры напряжений бетона, определяемая из геометри-
ческого условия.
Требуемая площадь сечения нетто (по резьбе) анкерного болта
определяется по формуле
А Z
п Rbafc
где п — число анкерных болтов с одной стороны колонны; Rba—
расчетное сопротивление растяжению фундаментных болтов,
принимаемое по табл. 60 [9]. Диаметр анкерного болта опреде-
(3-47)
(3.48)
172
ляется по табл. 62 [9] по площади сечения. Длину заделки ан-
керного болта в фундамент, высоту выступающей части болта,
длину нарезки и минимальный размер проушин принимают в за-
висимости от диаметра анкерного болта по табл. 4.17 [19].
Расчет анкерных плиток. Анкерные плитки работают на попе-
речный изгиб и рассчитываются как балки, свободно лежащие на
траверсах и нагруженные сосредоточенными силами от двух ан-
керных болтов. Пролет балок принимается равным расстоянию
между осями траверс. Для случая чистого изгиба анкерной плит-
ки (при четном числе болтов) момент в середине пролета Af=
= Zmax/4- [ (b + ttr)—b2], где b2—расстояние между осями анкерных
болтов.
Ширину анкерной плитки принимают из условия размещения
анкерных болтов. Минимальное расстояние от центра болта до
края элемента поперек усилия, согласно табл. 39 [9], принимает-
ся равным l,5d0, где d0—диаметр отверстия.
Исходя из этого, ширина плитки b'p[^3d0. Толщина анкерной
плитки из условия ее работы по ослабленному сечению определяется
по формуле________________________________
С = ]/"-----. (3.49)
Pl V (bpl-dQ)Ryyc ’
Из-за снижения расчетного сопротивления стали толщину ан-
керных плиток более 40 мм принимать не рекомендуется. Увели-
чение ее ширины также нецелесообразно. Поэтому в необходи-
мых случаях плитки проектируют из стали повышенной прочности.
Расчет сварных швов. Швы, прикрепляющие элементы базы к
плите, рассчитываются в зависимости от принятого конструктив-
ного решения. Прикрепление траверс к плите рассчитывается на
срез. Напряжения среза по металлу шва определяются по фор-
муле
= N/Awf + M/Wwf < Rwjywfyclyn, (3.50)
Здесь Awf; Wwf=2IwfILPr, IWf — соответственно площадь поперечно-
го сечения, момент сопротивления и момент инерции угловых
сварных швов, прикрепляющих траверсу. Минимальные катеты
сварных швов принимаются по табл. 38 [9] в зависимости от тол-
щины плиты базы и толщины траверсы.
Во избежание усложнения изготовления базы все швы, при-
крепляющие ее элементы к плите, обычно принимаются одной тол-
щины. При конструктивном решении базы с фрезеровкой торца
полное давление колонны на плиту передается непосредственным
контактом соприкасающихся поверхностей. Швы, прикрепляющие
элементы базы к плите, рассчитываются на условную силу, равную
15% общего давления, что необходимо для восприятия случайных
моментов и поперечных сил.
173
3.6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
ПО РЕМОНТУ СЕЛЬХОЗТЕХНИКИ
3.6.1. КОМПОНОВКА РАМЫ
Исходные данные. Требуется скомпоновать поперечную раму
производственного здания по ремонту и техническому обслужива-
нию сельскохозяйственной техники пролетом 24 м, оборудованного
двумя мостовыми кранами грузоподъемностью Q = 20/5 т нормаль-
ного режима работы. Длина здания—108 м, отметка головки
рельса — 6,8 м. Здание отапливаемое. Шаг рам — 6 м. Здание одно-
пролетное. В связи с этим принимаем шарнирное сопряжение риге-
ля с колоннами. В соответствии с указаниями п. 3.2 устанавливаем
генеральные размеры элементов конструкции рамы (см. рис. 3,4, а
и 3.36).
Вертикальные размеры. h2= (hk+ 100) +а = (2400+
+ 100)+200—2700 мм. Принимаем /г2=2800 мм (кратное 200 мм);
+ = 2400 мм (см. прил. IV). //= +++ = 6800 + 2800 = 9600 мм; + =
— ++ (+4“+) =2800+ (6504“ 140) = 3590 мм; h^ = H—/1в + 600 мм —
= 9600—3590 + 600=6610 мм; /i = /ih4-/ib = 6610 + 3590= 10 200 мм
(отметка верха колонны на 150 мм ниже отметки низа фермы за
счет ее выступающей опорной части); + = 2250 мм — для типовых
стропильных ферм с параллельными поясами и уклоном кровли
г=1,5%. Отметку верха покрытия вычисляем с учетом толщины
400—500 мм и уклона кровли: 96004-2250 + 420+24000/2-0,015 =
= 12450 мм.
Горизонтальные размеры. Из условия жесткости
Рис. 3.36. К примеру компоновки поперечной рамы здания с легкими мостовыми
кранами
174
ширина сплошной колонны постоянного сечения 6^ 1/25-6 =
= 10200/25 = 408 мм. Принимаем 6 = 500 нм. Привязку наружной
грани колонны к разбивочной оси принимаем 6©= 250 мм, рас-
стояние от оси колонны до оси подкрановой балки —750 мм. Про-
лет мостового крана LK=L—2-750 = 22500 мм. Ширина надколон-
ника 6 = 6о+2ОО = 25О + 2ОО=45О мм.
3.6.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК, ДЕЙСТВУЮЩИХ НА РАМУ
Постоянные нагрузки
Нагрузка от веса покрытия принята равномерно распределен-
ной по пролету, и ее значение подсчитано в табличной форме (табл.
3.6)
Расчетная нагрузка на 1 пог. м длины ригеля рамы qi = qB =
= 0,71-6 = 4,26 кН/м. Опорное давление ригеля на одну колонну
от постоянной нагрузки
Fq = = -4’2?— = 51,12 кН.
q 2 2
Таблица 3.6. Постоянная поверхностная^распределенная нагрузка от покрытия
Нагрузка Нормативная нагрузка qn, кПа Коэффициент надежности по нагрузкам Расчетная нагрузка Q, кПа
Гидроизоляционный ковер (3 слоя рубероида на битумной мастике) 0,10 1,2 0,12
Утеплитель (пенопласт ФРП-1), /= = 100 мм (р=0,5 кН/м8) 0,05 1,2 0,06
Пароизоляция (один слой пергамина) 0,04 1,2 0,05
Стальной профилированный настил /=0,8—1,0 мм 0,15 1,05 0,16
Прогоны 0,1 1,05 0,11
Собственный вес металлических кон- струкций (ферм, связей) 0,2 1,05 0,21
Итого 0,64 Tfcp== 0,71
=0,71/0,64=
= 1,11
Временные нагрузки
Снеговая нагрузка. Расчетная нагрузка на 1 пог. м
длины ригеля рамы по формуле (3.3) pi=yjP<JcB = 1,593-1,5-1 -6 =
= 14,34 кН/м, где yf= 1,593 — коэффициент надежности снеговой
нагрузки при отношении собственной массы покрытия qn к нор-
мативному весу снегового покрова ро', <7n/Po=vO,64/l,5 = O,427>O,4;
175
Ро=1,5 кН/м2— нормативный вес снегового покрова для Куйбы-
шевской области (IV снеговой район).
Снеговая нагрузка для расчета колонны pi= 1,4-1,5-1 -6 =
= 12,6 кН/м, где у/=1,4. Опорное давление ригеля на одну колон-
ну от снеговой нагрузки Fp = p+/2= (12,6-24)/2= 151,2 кН.
Ветровая нагрузка. Нормативный скоростной напор
ветра для Куйбышевской области (III ветровой район) q0=
= 0,45 кН/м2.
Расчетная нагрузка на 1 пог. м длины колонны от активного
давления ветра по формуле (3.4) qA = yfqa-KcB = 1,2-0,45Х
Х0,65-0,8-6= 1,685 кН/м; qAi = qA.
Интенсивность нагрузки от активного давления на уровне
верха покрытия qA2 = (к+ &.к)сВ = 1,2-0,45 (0,65 + 0,06)-0,8-6 =
= 1,84 кН/м.
Расчетная сосредоточенная сила в уровне нижнего пояса риге-
ля
= qA -0,4 + + <?ла)/2-2,45 = 1,685-0,4 +
+ (1,685 + 1,84)/2-2,45 = 4,99 кН.
Расчетная нагрузка от отсоса qe = 0,6/0,8 -qA = 0,75-1,685 =
= 1,264 кН/м; U7b = 0,6/0,8-Fa = 0,75.4,99 = 3,74 кН.
Крановые нагрузки. Вертикальное давление. Расчетное
давление на колонну по формуле (3.9) FDmayi = фу^тах2г/ + Fyfl —
= 0,85-1,1 -220-1,95+6-2-1,05=413,7кН; Fnmin = 4’Y/FIDjnSf/+Fy/1 =
= 0,85-1,1-58-1,95 + 6-2-1,05= 118,35кН. Здесь Fmax = 220кН;
Fmin = (Q + G)/nh — Fmax = (200 + 356)/2 — 220 = 58 кН; Q = 200 кН;
G= 356 кН.
Сосредоточенные моменты от вертикального
давления кранов по формуле (3.10) +fmax = F Dmaxe=
= 413,7-0,75 = 310,3 кН-м; A4min=FBmlne= 118,35-0,75 = 88,76 кН-м.
Поперечная горизонтальная нагрузка на раму
от торможения тележки крана. Расчетное горизонтальное
давление на колонну по формуле (3.11) FTmax = ФТ/FfeSy = 0,85 X
X 1,1-7,1-1,95 = 12,95кН. Здесь Fft = Fo/nfe= 14,2/2 = 7,1 кН; F„ =
= f(Q+GT)no+ = 0,l(200 + 84)-2/4 = 14,2 кН; Gt = 84kH.
3.6.3. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Расчетная схема
При расчете пространственная система каркаса расчленяется
на ряд плоских рам. В соответствии с конструктивной схемой по-
перечной рамы производственного здания (рис. 3.36) назначаем
ее расчетную схему (рис. 3.37), которая приводится с действую-
щими на раму нагрузками.
Определение расчетных усилий. В соответствии с п. 3.4 вычис-
ляем параметры птах = 2 + 4-1 • 10,2/6 6/10,2 = 2 + 5,96 т 8; у =
= 1,1—0,3-8/8 = 0,8; 0 = 4/1,95 = 2,051 и коэффициент простран-
176
ст венной работы по формуле (3.16) а = X [1 + 3 ((8 — 3)/8)2] =
= 0,696< 1,0. Определив х=3590/Ю200 = 0,352 и и1—2800/10200=
= 0,275, находим значения поперечных сил Qo и силы F: при дей-
ствии вертикальной крановой нагрузки по формуле (3.17) Qo =
= 3<1~°’3522L (310,3 + 88,76) = 25,71 кН; FM = Л1-"0’352.2! х
4-10,2 4-10,2
X (310,3 — 88,76)X (1 — 0,696) = 4,338 кН;
Рис. 3.37. Расчетная схема рамы с мостовыми кранами
при действии горизонтальной крановой нагрузки поперечного
торможения по формуле (3.18) Q&=(1—0,275)2 • (2 4-0,275) X
X 12,95/4 = 3,871 кН; /+ = 3,871 (1—0,696) = 1,177 кН;
3-10 2
при действии ветровой нагрузки по формуле (3.19) Qo =--— X
16
4 QQ_Q 74
X (1,685—1,264) + ?-’ 2 ’ =1,43 кН.
Результаты статического расчета сводим в таблицу расчетных
усилий для левой колонны рамы. Численные значения усилий в
сечениях колонны ряда А, полученные по формулам табл. 3.2, при-
водятся в табл. 3.7. Вычислив усилия в раме от каждой из расчет-
ных нагрузок, составляем их наиболее невыгодные сочетания в
соответствии с п. 3. 4. 3.
Например, для комбинации нагрузок /Vmax и +Л4С00тв с коэф-
фициентом сочетания ф=1,0 в сечении колонны 1 — 1 следует
принять усилие от постоянной нагрузки (1), FDmax на левую
стойку (3) и от силы поперечного торможения на левую стойку с
положительным значением момента. При этом получим /Утах=
= —73,72—413,7=—487,42 кН; М = —3,81 + 52,06 = 48,25 кН-м.
12. Зак. 1295
177
Таблица 3.7. Расчетные усилия
L Номер нагруз- ки Обозначение сечений Нагрузки х. J. 2= 1_ Q —1 J f 1 )
1 Постоянная ШШШШ 7, г 7. 1
2 Снеговая |~| | | | | | | | | "|^ 1
1 ж 0,9
3 ^Дтах На левУю стойку Мгп/, 777, 1 0,9
3* ^>тах на ПРавУЮ стойку 1
г4
in. М max. 0,9
4 FTmax на левую стой- ку Тта, / 1 0,9
. 4
4* Лгтах на правую стойку Ттах Ъ7 1 0,9
J 4 -
5 Ветер слева Кд 1
ч; / / 41
0,9
/7'7/77/, W//7/77
5* Ветер справа 1
h 1 (
А 0,9
‘ 77/, '//ТУ/
178
в сечениях колонны рамы ряда А
Сечения
1—1 2-2 3—3
2И, кН*м JV, кН Q. кН М, кН* м JV, кН Q, кН М, кН-м JV, кН
0,00 —73,72 0,00 0,00 —66,72 0,00 0,00 —54,12
0,00 —151,2 0,00 0,00 —151,2 0,00 0,00 —151,2
0,00 —136,1 0,00 0,00 —136,1 0,000 0,00 —136,1
—3,81 —413,7 —30,05 —202,41 —413,7 —30,05 107,88 —
—3,43 —372,3 —27,04 —182,17 —372,3 —27,04 97,1 —
129,23 —118,35 —21,37 —12,03 —118,35 —21,37 76,73 —
116,31 —106,52 —19,24 —10,82 —106,52 —19,24 69,06 —
+52,06 — ±7,90 ±7,95 — ±7,90 ±7,95 __
+46,85 — ±7,11 ±7,16 — ±7,11 ±7,16 —
±27,48 — +2,694 ±9,67 — +2,694 ±9,67 —
±24,73 — +2,425 ±8,71 — +2,425 ±8,71 —
—123,97 — 20,75 —23,64 — 9,61 —23,64 —
—111,57 — 18,67 —21,28 — 8,65 —21,28 —
118,49 — —18,06 26,71 — —9,71 26,71 —
106,64 — —16,26 24,04 — —8,74 24,04 —
12*
179
Таблица 3.8. Наиболее невыгодные комбинации расчетных усилий в сечениях колонны рамьГряда А
х. Обозначение \ сечений Комбинации х. усилий \ Коэф- фици- ент сочета- ний ф Сечения
5 - J 2 2 Й 8 1-1 2-2 3-3
М, кН-м Л/, кН Q, кН М, кН-м N, кН Q, кН М, кН-м N, кН
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12
Основ- ные № нагрузок 1, 3*, 4 1, 5* 1, 3, 4*
Усилия 1 +181,29 —192,07 —29,27 +26,71 —66,72 —9,71 +117,55 —54,12
+Мтах(. Ntoo г в
№ нагрузок 1, 2, 3*. 4, 5* 1, 2, 5* 1, 2, 3, 4*, 5*

Усилия 0,9 +269,8 —316,34 —42,61 +24,04 —202,82 —8,74 +129,85 —200,22
СОЧб’ тания № нагрузок 1, 5 1, 3, 4* 1. 5
-Мтах Усилия 1 —123,97 —73,72 +20,75 212,08 —480,42 —27,36 —23,64 —54,12
№ нагрузок 1, 2, 3, 4, 5 1, 2, 3, 4*, 5 1, 2, 5
Усилия 0,9 —161,85 —582,12 —1,26 —212,16 —575,12 — 15,97 —21,28 —200,22
Окончание табл. 3.8
1 1 2 1 3 4 1 5 1 6 1 7 8 9 | 10 12
Основ- ные соче- тания № нагрузок 1, 3, 4 1, 5* 1, 3, 4*
+ Мгост В 1 Усилия 1 +48,25 —487,42 —37,95 +26,71 —66,72 —9,71 + 117155 —54,12
№ нагрузок 1, 2, 3, 4, 5* 1, 2, 5* 1, 2, 3, 4*, 5*
Усилия 0,9 + 150,06 —582,12 —50,41 +24,04 —202,82 —8,74 + 129,85 —200,22
№ нагрузок 1, 3, 4 1, 3, 4* 1,5
Усилия 1 —55,87 —487,42 —22,15 —212,08 —480,42 —27,36 —23,64 -54,12
"X ^тах -Мсоагб № нагрузок 1, 2, 3, 4, 5 1, 2, 3, 4*, 5 1, 2, 5
Усилия 0,9 —161,85 —582,12 —1,26 —212,16 —575,12 —15,97 —21,28 —200,22
Комбинации усилий для расчета анкерных болтов
Основ- ные соче- тания 00 ''4'4. Мпип I ~^noie № нагрузок 1,5
Усилия 1 —123,97 —59,77
tf № нагрузок 1, 3*, 4, 5*
Усилия 0,9 +269,8 —166,29
Qmax № нагрузок 3, 4, 5*
Усилия 0,9 —50,41
При определении комбинации для расчета анкерных болтов —
«анкерной комбинации» N и +Л4СОотв — принимаются усилия от
постоянной нагрузки (-73,72/1,11-0,9), /+тпЯУ на правую стой-
ку (3*), Таттах на левую стойку (4) со знаком +, и ветер спра-
ва(5*). Тогда получим W=—73,72/1,11-0,9—106,52 = —166,29 кН;
М = 116,31+46,85 +106,64 = 269,8 кН • м.
Возможные невыгоднейшие комбинации расчетных усилий в
сечениях колонны ряда А приводятся в табл. 3.8. Наибольшие уси-
лия для подбора сечений элементов рамы выделены рамкой.
3.6.4. РАСЧЕТ КОЛОННЫ
Перед подбором сечения стержня выбираем из табл. 3.8
наиболее невыгодные комбинации расчетных усилий: 1)
Af = —212,16 кН-м; N=—575,12 кН; Q=15,97 кН; 2) М =
=—161,85 кН-м; N= —582,12 кН; 3) М = 269,8 кН-м; N =
= —316,34 кН. Для определения наиболее невыгодной комбина-
ции, по которой следует производить подбор и проверку сечений
колонны, рекомендуется простой инженерный прием, основанный
на разложении расчетных значений /И и N по полкам колонны
делением нормальной силы пополам, а момента — на высоту её
сечения. Просуммировав найденные таким способом усилия в
полках колонны от нормальной силы и изгибающего момента,
легко установить, какая комбинация усилий дает в них наиболь-
шие приведенные усилия и, следовательно, является наихудшей
для рассматриваемого сечения. Задавшись высотой сечения ко-
лонны h = 0,5 м, определяем для каждой из выбранных комбина-
ций усилия в полке: 1) Nn— —575,12/2—212,16/0,5= —711,88 кН;
2) Na= —582,12/2—161,85/05= —614,76 кН; 3) Ма= —316,34/2—
—269,8/0,5= —697,77 кН.
Определение расчетных длин колонны
В плоскости рамы нижние концы стоек защемлены, а верх-
ние — свободны и могут перемещаться вместе с ригелем (рис.
3.38, а). Расчетная длина lXef = ^xl- Колонны однопролетных рам с
шарнирным опиранием ригеля находятся в одинаковых условиях и
могут терять устойчивость одновременно. Коэффициент приведе-
ния расчетной длины цж для колонн постоянного сечения одно-
этажных рам определяется в соответствии с пунктом 6.10 [9]: рж = 2.
С учетом некоторого удерживающего влияния правой колонны в
системе рамы на левую коэффициент рж можно определить из фор-
аа\ г, 1 / 4“ ^Dmax О ~ %)2 т- г , а а г-
мулы (3.20): р,я = 2- 1/ ---F , F--------, где Fb = Fg+0,9-Fp =
г ГЪ “Г rDmax
= 51,12 + 0,9-151,2= 187,2 кН — расчетная нагрузка на колонну’от
о т /187,2+372,3 (1 — 0,352)2
веса покрытия и снегового покрова; цж=2 I/ ---!----5----:—=
1 ' 187,2+372,3
= 1,567; /же/ = 1,567-10,2= 15,98 м.
182
fb + FDmax(1 — %)2
140200
Рис. 3.38. К примеру расчета колонн:
а—расчетные длины в плоскости рамы; б—то же из плоскости; в—изгибающие моменты
Из плоскости рамы концы стоек принимаются шарнирно не-
подвижными (рис. 3.38, б). Поэтому рк=1. В зданиях с мостовы-
ми кранами и без проходов вдоль подкрановых путей (тормозная
конструкция не устраивается) расчетная длина для надкрановой
части колонны равна расстоянию от верха колонны до нижнего
пояса подкрановой балки: /ye/ = pj,/2= 1-3,59 = 3,59 м. Расчетная
длина из плоскости подкрановой части колонны с консолью равна
расстоянию от фундамента до нижнего пояса подкрановой балки:
Kef = ^i- При наличии связей (распорок) между нижними участ-
ками колонн lyef = ]iv-/1/2 = 1 -6,61/2 = 3,305 м.
Подбор сечения стержня колонны
По табл. 50 [9] для третьей группы конструкций принимаем
марку стали 18кп ГОСТ 23570—79. Согласно табл. 51 [9], для
фасона толщиной от 4 до 20 мм ^=230 МПа. Определяем относи-
тельный эксцентриситет т = eA/Wc = eA/Ix-h/2 = eft2-h/2 = e/Q,353 h~
~3e/h, где гж = 0,42/г; й = 0,5м.
Абсолютный эксцентриситет е = M/N = 212,16/575,12 = 0,369 м.
Условная гибкость X = “kyARJE = 76,11/230/2,06 • 10s =76,1 х'
X 334,141 -10~4 = 2,543; = lxeflix = 15,98/0,42-0,5 = 76,1; Е =
= 2,06-105МПа; т = 3-0,369/0,5 = 2,214. Коэффициент влияния фор-
мы сечения, согласно табл. 73 [9], т, = (1,90 — 0,1-ш)—0,02 (6—п)х
хХ = (1,90 — 0,1-2,214) — 0,02(6 — 2,214)-2,543 = 1,486. Приведен-
ный относительный эксцентриситет mef = т,т = 1,486-2,214 = 3,29.
По табл. 74 [9] <ре = 0,269. Требуемая площадь сечения Асаг =
Nvn 575,12-10-0,95 оо oi 2 r-r
=------—— -------------1— = 88,31 см2. Принимаем нормальный дву-
ЧеКуУе 0,269-230-1 r г
тавр 50Б1 по ТУ 14-2-24-72 [20]; h = 49,56 см; Ь} = 20,0см; tf =
= 1,22см; tw = 0,84см; г = 2,0см; А = 91,8см2; 1Х = 37670 см4;
1у = 1630см4; Wx = 1520см3; 5Ж = 863см3; ix = 20,3см; iy =4,22см.
Проверка устойчивости внецентренно-сжатого стержня подкрано-
вой части колонны в плоскости действия момента. Выполняется по
формуле (п. 5.27 [9]) (Л7<ре)А < Ry
Tn
еА 36 9 «91 8 —
Предварительно определяем т = ’—=2,229; Ъх —
= KxVrJE = . V 230/2,06-105 = 2,63 и tnef = Т]т = 1,41 х
20,3
Х2,229 = 3,14, где т) =(1,798—0,1m) — 0,02 (5,32 — m)Ia=(l,798—
-0,1-2,229) — 0,02(5,32—2,229)-2,63 = 1,41 принят по интерполя-
А} 91,8-0,84-47,12
ции из табл. 73 [9] при соотношении -j— = —2-0 34.47'12— ~ ^>66.
Коэффициент <ре = 0,273 принимаем по табл. 74 [9] в зависимости от
%ж = 2,63 и mef = 3,14. Тогда о = —^12. — = 229,48 МПа< 230X
в7 0,273-91,8
X Q дв = 242,11 МПа. Недонапряжение составляет х
184
4,22
20248-91,8
= 2,126,
Х100% =5,22%, что допустимо, так как сечение не является со-
ставным (и. 1.9 [9]). Для уточнения может производиться аналогич-
ная проверка сечения на остальные комбинации, отобранные из таб-
лицы усилий. Заметим, что при значении приведенного эксцентриси-
тета mef > 20 необходимо выполнить расчет колонны на прочность
согласно п. 5.25 [9].
Проверка устойчивости стержня нижней части колонны из плос-
кости действия момента. Выполняется по формуле (п. 5.30 [9[)
Njc^vA КуУа'Уп- Предварительно определяем коэффициент с =
=---------= ——±—— = 0,383. Здесь 0 и а принимаются по
1 + атх 14-0,756-2,126
330,5
табл. 10 [9] с учетом того, что л = = 78.3 1. =
_______ 1У
= 3,14 VE/R~= 3,14 1/ ^12L = 94. 0 = 1; а = 0,65 + 0,05тж =
М'А
= 0,65 4- 0,05-2,126 = 0,756; тх = ——
х NWX 575,12-1520
где Мх = 202,48 кН -м — максимальный момент (рис. 3.38, в) в преде*
лах средней трети нижней части колонны, но не менее половины наи-
большего по длине стержня момента (п. 5.31 [9]), который вычис-
ляется по формуле (3.21) Мх = — |ЛГ1!
* ill-£ 11/\ о Z Z J
м; = (Л. + Л5П_ 161185 =
2 3,305 4- 3,305 ^,3 2 2 /
= —202,48кН-м. Здесь М2 вычислен при той же комбинации усилий
(1, 2, 3, 4, 5), что и М, (см. табл. 3.8). Тогда о =-57?,12,12---=
' v 0,383-0,709-91,8
= 230,71 МПа < 230]-^- = 242,11 МПа. Здесь = 0,709—коэффи-
циент продольного изгиба при центральном сжатии (п. 5.3 [9]) в за-
висимости от к = 78,3 по табл. 72 [9]. Заметим, что при изгибающем
моменте в сечении 1 — 1 Мх = — 139,73 кН-м, вычисленном при ком-
бинации усилий 1, 2, 3, 4*, 5 для момента в сечении II—II М2 =
= —212,16кН-м (см. табл. 3.8), максимальный момент в пределах
, —212 16—1— 139 73
средней трети нижней части колонны Мх ---------------’:----------X
6,61
и меньше момента
— 139,73 = —200,1 кН-м
202,48 кН-м.
Проверка местной устойчивости элементов
п. 7.15 [9], для внецентренно-сжатых элементов двутаврового сечения
по табл. 28 при = 2,63 и mef — 3,14 (% >0,8; т>1) местная ус-
тойчивость стенки обеспечивается при hef/tw^. (0,9 4- 0,5Х) V ElRyt
но не более 3,1 1/E/R... Подставляя значения, получим —rf- =
» *1О
4 2(Z/ + „ 49,36-2(1,22 + 2) _^ = 51|3<(0|9 + 0|5х
колонны. Согласи0
tw
185
X 2,63) • 29,93 = 66,3 < 3,1 • 29,93 = 92,8. Следовательно, укрепления
стенки продольным ребром жесткости не требуется. Согласно п. 7.21
[9J, hefltw = 51,3<2,2 УЕ//?у = 2,2-29,93 = 65,8, т. е. укреплять
стенку поперечными ребрами также нет необходимости.
Для обеспечения устойчивости пояса колонны двутаврового сече-
ния с условной гибкостью 0,8<Х<4, согласно п. 7.23 [9], отноше-
ние расчетной ширины свеса поясного листа к его толщине (см.
be} b-(2r + tw) 20-(2-2 + 0,84)
табл. 29 [9]) принимают -т- =--------------------------------=
= 6,21 <(0,36+0,1Х)/ДЩ; = (0,36+0,1-2,63)-29,93= 18,6. Мест-
ная устойчивость пояса обеспечена. Следует отметить, что свесы по-
лок двутавров Б, Ш и К, используемых в качестве центрально- или
внецентренно-сжатых элементов, не превышают пределов, допускае-
мых СНиП П-23-81 [20].
Согласно п. 7.16 [9], гибкость стенки двутавра определяется в
зависимости от коэффициента а = (о — Наибольшее сжимающее
напряжение у начала внутреннего закругления с тенки колонны а =
= М[А + МХЦХ • hefl2 = — (575,12 • 10)/91,8 —(212,16 • 103)/37670 х
X 43,12/2 = — 62,65 — 121,43 = — 184,1 МПа.
Заметим, что сжимающее напряжение в сечении может превы-
шать расчетное сопротивление стали. Но это не означает, что проч-
ность колонны не будет обеспечена.
Прочность внецентренно-сжатых элементов проверяется по фор-
муле, учитывающей развитие пластических деформаций в сечении
(п. 5.25 [9]).
Напряжение у противоположной расчетной границы стенки
Si = N/A—M/Ix-hef/2 =—62,65+121,43 = 58,78 МПа. Коэффициент
а = (0—00/0= (—184,1—58,78)/(—184,1) = 1,32.
Среднее касательное напряжение в рассматриваемом сечении т =
Q 15,97-10 . п. „
-- = — -= — 4,04 МПа. Так как а =
tw(h — 2tf)------------------------0,84(49,56-2-1,22)
= 1,32 > 1, то местную устойчивость стенки проверяем по формуле
hef/iw < 4,35 У(2а — 1) Е/[|о| (2 — а + У а2 + 40*)] <3,8 УЁЩ^. Тог-
да hef/tw = 43,12/0,84 = 51,3 <4,35 хУ(2-1,32 — 1) 2,06-105/ '
*/[184,1 -(2— 1,32 + ]/ 1,322 + 4 - 0.052)] = 131,6 > 3,8 - 29,93 =
= 113,7; ₽= 1,4(2а—1) = 1,4(2 • 1,32— 1)4,04/184,1 = 0,05.
Значение гибкости стенки hef/tw = 51,3< 3,8VElRy = 113,7, т. е. ее
местная устойчивость также обеспечена.
Проверка устойчивости стержня надкрановой части колонны из
плоскости действия момента. Проверка выполняется так же, как и
для нижней части. Расчетные усилия для сечения III—III (рис.
3.38, в): М'х =86,57 кН-м (в средней трети верхней части колонны)
и М=200,22 кН. Коэффициент с= 1/(1 + 0,781 -2,611) =0,329; 0=1,
так как ^ = 359/4,22 =85,1 <ХС = 94; а = 0,65 + 0,05-2,611 = 0,781, так
186
как 1<тж<5 (табл. 10 [9]); тж= (8657-91,8)/(200,22-1520) =2,611;
^ = 0,661; сг= (200,22-10)/(0,329-0,661-91,8) = 100,29 МПа<
<242,11 МПа.
Расчёт консоли колонны
Расчетная схема узла крепления консоли представлена на
рис. 3.39. Проектируем консоль из 150Б1 с параллельными граня-
ми полок и вылетом 654,4 мм. Консоль воспринимает вертикаль-
ное давление от двух сближенных кранов (включая вес подкрано-
вых балок) Fnmax=413,7 кН. Изгибающий момент, воспринимае-
мый консолью, AfK=Fr)max-eK = 413,7-0,5044 = 208,67 кН-м; ек = ^к+
+ 250—Л = 750+250—495,6=504,4 мм. Горизонтальная составляю-
щая изгибающего момента Я=Л4к//гк=208,67/0,4956 = 421,05 кН.
Проверку прочности консоли производим по приведенным напряже-
ниям в опорном сечении (у полки колонны) на уровне начала внут-
реннего закругления стенки (5.14 [9]). ared =
x^;(T = Jk.
Yn /х
__ 413,7-10.667,77
7 " “ .. =Vo2 +Зт2< l,15^x
fr,e 208,67-103 43,12 QS'
-2- ------------------= 119,4 МПа; т= —— =
2 37670 2 Ixtw
- =87,3МПа; З'=5ж —/6/2-/w-/1+4=863—21,56 x
37670-0,84 т
X0,84-10,78 = 667,77см3; ored = К119,42 + 3-87,32 = 192,67 МПа<
< 1,15 230'.1^0 = 278,4 МПа. При этом т = 87,3 < Rs = 0,58 X
0,95 н Уп
X 230-——= 140,4 МПа.
0,95
Определяем местные напряжения в стенке консоли в месте опира-
F
ния подкрановых балок согласно п. 5.13 [9]. огос = —^Дтах х
X lef = b + 2 (//+ г) = 200 + 2-(12,2+20)=264,4мм (рис. 3.39,
7п
а); о = —13’7---0- = 186,27 МПа < 230 = 242,11 МПа. Стен-
' 0,84-26,44 0,95
ку консоли укрепляем поперечными ребрами жесткости согласно
п. 7.10 [9]. Толщину ребер назначаем из конструктивных соображе-
ний: tr = 10 мм.
Толщины сварных швов прикрепления элементов назначаем в со-
ответствии с п. 12.8 [9]. Тип электродов подбираем из условия RWf^
< ^wz^wz^z Тогда расчет угловых швов можно выполнять только
Тш/Р/
по металлу шва. Для нашего случая (табл. 3 [9J)
= 0,45-365 = 164МПа. Тогда при ywz = ywf — 1 (п. 11.2 [9]) для
полуавтоматической сварки порошковой проволокой (табл. 34 [9]) Р/ =
= 0,7; р2 = 1,0 получим-~ 234 МПа. По табл. 55 [9]
принимаем для сварки сварочную проволоку марки Св-08ГА (ГОСТ
2246—70*) и флюсы марки АН-60 (ГОСТ 9087—81). По табл. 56 [9]
'wz — 0,45 • 7?ип —
187
Рис. 3.39. К примеру расчета консоли колонны
для сварочной проволоки марки Св-08ГА расчетное сопротивление
угловых швов срезу по металлу шва Rwf — 200 МПа.
Сварные швы, прикрепляющие полки консоли к полке колонны
(рис. 3.39, а), а также швы ребер колонны должны восприни-
мать усилие Н. Толщина сварных швов по формуле (3.25)
НУп 421,05-10-0,95 п у,
+------------—---------=----------------!------= 0 ,752 см. Прини-
2Р/(У — \)Rwtywfyc 2.0,7(20- 1)200-1-1
маем kf — 8 мм.
Толщину угловых сварных швов, прикрепляющих стенку консоли
к полке, также определяем из условия их работы на срез по форму-
^n^vVn 413,7-10.0,95
ле (3.26): —= о п 7 к ю onnTi = 0,326см. Со-
гласно п. 12.86 [9], а также конструктивным и технологическим тре-
бованиям при сварке, принимаем ^ = 8мм. Здесь lw = h'ef = 43,12 <
<85р^ = 85-0,7-0,8 = 47,6 см.
Окончательно проверяем прочность сварных швов по формуле
(3.27) Xf = V Gwf -f- Xwf + Rwfiwf -1 awf — —
Уп ‘w
43,12 413,7-10
X —J—= 141,05МПа; тю/= Лтах -
2 2
&wf 4* "^wf
Здесь I,
w
kf VI
hw
Л' 208.67.103
ег —_________v
2 31896
-------- . ---------------=85,7МПа.
2?fkfhef 2-0,7.0,8.43,12
= Wfkfh^/W + 2 [(&' - 1) (РЛ)3/12 + (b' - 1)₽A (-y- +
+ 2 |2 (РЛ)3/12 + 2 fokf X
2 =2-0,7-0,8-43,123/12 +2 [19.(0,7 • 0,8)3/12+19 X
X 0,7-0,8-25,182J + 2(2-9,08 (0,7-0,8)3/12 + 2-9,08-0,7-0,8-23,162] =
= 31896 cm4 — момент инерции сечения периметра сварных швов
(рис. 3.39, в). т, = V 141,052 +.85,72 = 165,1 МПа< 200> 1,0 х
х _Ъ2_ = 210,5 МПа.
0,95
Тавровое соединение поясов консоли и колонны проверяем на проч-
, ооч Н 421,05-10
ность по формуле (3.28) -----------------------------------------
4 (tf +2^)5' (1,22+2-0,8)20
= 74,65 МПа</?(луе/7п =115-1,0/0,95 =121,1 МПа; Rth = 0,5#„ =
= 0,5-355= 177,5 МПа [17].
Ребра, укрепляющие стенку колонны, принимаем такой же
толщины, как и полки консоли: ts~ 12 мм; швы крепления попереч-
ных ребер к стенке колонны — 8 мм. Напряжение в швах
Н 421,05 -10 /1 о д ал гто d л, 7с
— = 43,6 МПа < RWfyWf =
Уп
Wfkflw 4-0,7-0,8-43,12
= 200-1—-— = 210,5 МПа. Условие п. 12.8 [9]:
0,95
85pzZsz = 85-0,7-0,8 = 47,6 >lw = h,f = 43,12 см.
189
Прочность стенки колонны проверяем по формуле (3.29) aTed —
= -|/а2 + Зт2 < 1,15 а = ~ + —---------=-------------------
Тп А 1х 2 91,8
212,1.6-10» II 43,12__. 1од 1 Мп • H~Q (421,05—15,97)-10
37670 2 ~ ’ Э’ twhw ~ 0,84-47,12 ~
= 102,3 МПа.
В нашем случае на уровне консоли колонна испытывает наиболее
невыгоднейшую комбинацию расчетных усилий в сечении 2—2: N =
= — 575,12кН; М = — 212,16кН-м; Q = — 15,97кН. Тогда =
=У(—184,1)2 + 3-102,32=255,5 МПа<1,15-230-1,0/0,95= 278,4МПа.
При этом т = 102,3 </?sye/Vn = 0,58-7?„уе/уп = 0,58-230-1,0/0,95 =
= 140,4 МПа.
Конструирование и расчет оголовка колонны
Так как часть постоянной и снеговой нагрузки, собранной с
грузовой площади на половине опорной панели фермы, передается
через надопорную стойку, то опорное давление, действующее на
оголовок колонны, F=F'll+F'p= (4,26-21)/2+ (14,34 • 21)/2=
= 195,3 кН. При этом расстояние от внутренней грани полки ко-
лонны до опорного фланца фермы a = h—(Ьо+200+6)—tr—tf=
= 495,6—(250+206) —14—12,2=13,4 мм (рис. 3.40).
Рис. 3.40. К примеру расчета оголовка сплошной колонны
190
Из конструктивных соображений принимаем опорную плиту
оголовка из широкополосной универсальной стали (ГОСТ 82—70*)
размером 200X20 мм. Тогда в работу торцевой поверхности из
условия ее смятия включается часть внутренней полки колонны
(рис. 3.40). Площадь контакта А =Л1 + Л2= (tr+tPi+a)tw+b(tPi—
—а} = (1,4+2,0+ 1,34)0,84+20(2,0—1,34) = 17,18 см2. Напряжение
смятия по (3.35) (Jioc=F/A= (195,3-10)/17,18= 113,7 МПа<
</?pVc/yn = 355-1,0/0,95 = 352,6 МПа. Следовательно, при переда-
че опорного давления на часть торцевой поверхности стенки и пол-
ки колонны их прочность обеспечена.
Так как торец колонны фрезеруется, то швы прикрепления пли-
ты к колонне на прочность не рассчитываются, а принимаются
конструктивно минимальной толщины kf=6 мм согласно табл. 38
[9].
Расчет базы колонны
В соответствии с ранее принятой расчетной схемой рамы (см.
рис. 3.37) проектируем жесткую базу (рис. 3.41), которая может
передавать изгибающие моменты. С этой целью траверсы развива-
ем в направлении действия момента.
Расчетные комбинации усилий в нижнем сечении колонны (см.
табл. 3.8): 1) М = 269,8 кН-м, N=— 316,34 кН; 2) М =
= — 161,85 кН-м, N=—582,12 кН.
Определение размеров опорной плиты в плане. Расчетное сопро-
тивление бетона фундамента при местном смятии определяем по фор-
муле Rbp = yRb = ^Af/ApfRt, = 1,2-7 = 8,4 МПа (у = 1,2; Rh =
— 7 МПа—для бетона марки М150).
Из конструктивных соображений назначаем ширину плиты
(рис. 3.41) BPi=b-[-2(ttr+cl) =200+2(10 + 80) =380 мм, что удо-
влетворяет ГОСТ 82—70* на широкополосную универсальную
сталь.
Приравнивая Qymax и Rbp, определяем для обеих комбинаций уси-
лий требуемую длину опорной плиты по формуле (3.38)
Lpi'Cal —
М 1Л |ЛГ| \2 6 |Л4|
\ 2BpiRbp / BplRbp
Тогда для первой комбинации Lpl)Cai =-------------------------------(-
2 • 38 • 8,4
, 1Л 316,34-10 V 6.269,8.10® о „„ „ ~ ~ т
+ V ( 2.38.8,4 ) + ~ 38-8,4 = 7М ВТ0Р°И =
_ 882,12.10 1Л 582,12-10 у. 6-161,85-10- =
2-38-8,4 ' \ 2-38-8,4 / 38-8,4
Округляя, принимаем Lpi = 77 см и дальнейший расчет ведем для
более невыгодной I комбинации усилий. Площадь плиты Ар1 =
191
В L2
= ВргЛр1=38-77=2926см2. Момент сопротивления WPi =—pl pl —
6
38»772
=---------= 37550 см3. Фактические напряжения в бетоне фундамен-
|М , М 316,34-10 , 269,8.10s
та под плитои о/тах = !—---------=------1-------------1----=
} Api Wpi 2926 37550
H=-316'3tfKft
M-259.8кН М
Рис. 3.41. К примеру расчета базы внецентренно-сжатой колонны
192
= 8,27 < Rbp = 8,4 МПа. Следовательно, прочность обе спечена
ММ
o/niin = ~л--F "Tw—=6,1 МПа. Длина сжатой зоны бетона с —
Api W pi
°fnxax t 8,27' _
=--------r~z-----= о 07 , с 1 -77 = 44,3 см.
Ч/тах + с/т1п р 8,27-f-6,1
Определение толщины плиты. На рис. 3.41 показана плита, на
которой выделены три различных участка.
На участке 1 определяем изгибающий момент по формуле (3.3 9
•JftnaxC? 0,827-82
ЛЬ - —-------= ----------= 26,46 кН-см/см.
2 2
На участке 2 изгибающий момент в точке m определяем по
формуле (3.40) Л12=аа/тах&2 = 0,086-0,827-202= 28,45 кН-см/см;
13, 72
а = 0,086 при а/Ь= =0,686 (см. табл. 3.4).
На участке 3 условная равномерно распределенная нагрузка о/ =
= (44,3 — 14,94)/44,3-8,27 = 5,48МПа. Так как = 47,12/9,58 =
= 4,92 > 2, то изгибающий момент определяем' по формуле (3.42)
Му = (o’f&i2)/8 = (0,548»9,582)/8 = 6,29 кН-см/см. Более [точно по фор-
муле (3.43) момент /И3 = о/ &?/8— 1/3-Of с?/2 = 0,548-9,582/8— 1/3 х
X 0,548• 82/2 = 0,44 кН-см/см.
Требуемую толщину плиты определяем по наибольшему моменту
участка 2](/И2=28,45 кН-см/см) по формуле (3.44) /рг>са! =
„ = 2,78 см. Согласно ГОСТ 82—70*, принимаем
У 210-1,0 г
толщину плиты tpi = 28 мм (для стали марки 18 кп при толщине ли-
ста 21—40мм по ГОСТ 23570—79 Ry =210 МПа).
Расчет траверсы. Усилие в траверсе (рис. 3.42, а) определяем по
, а? |У| , М 316,34 , 269,8 сс тт г- „ „
формуле Ntr = + — =--------------F - = 702,56 кН. Соглас-
z tt и,4Уоо
но п. 12.8 [9], минимальные катеты угловых швов при полуавтомати-
ческой сварке /г/min — 6 мм. Принимаем kf = 8 мм и определяем их дли-
, 702,56-10-0,95 л
ну по формуле (3.45) lw — —-------1=29,8 см,
* V Р У V 7 WfkfRWJywfyc 2-0,7-0,8.200.1.1
что не превышает 850/fy = 85-0,7-0,8 = 47,6см. Требуемая высота
траверсы htr,cai = lw + 1,0 = 29,8 + 1>0 = 30,8 см. Принимаем htr =
= 36см, что соответствует ГОСТ 82 — 70*, и производим проверку ее
прочности на изгиб и срез (рис. 3.42, б).
Сечение т—п. Погонная нагрузка на траверсу (в запас—с по-
ловины ширины плиты) для невыгодной комбинации 1 при расчете
плиты: ^(г>шах = О/тахВрг/2^'0,827-38/2= 15,71 кН/см; q'r=<j"fBpll2=
= 0,571-38/2 = 10,85[kH/cm; о"/ = (44,3— 13,72)/44,3-8,27=5,71 МПа-
Изгибающий момент консоли траверсы MtT = qtr^l^ + 1/2 -(</tr,шах—
— <?Гг)а-2/3.а = (10,85-13,722)/2 + 1/2 (15,71 — 10,85) • 13,72 • 2/3 x
X 13,72 = 1021,19 + 304,95 = 1326 кН-см. Попереч ная сила =
6-28,45-10-0,95
13. Зак. 1295
193
= tetr,max + q"tr)/2 • a = (15,71 + 10,85)/2 • 13,72 = 182,2 кН; =
= — (Sr + NtT/2 = — 182,2 + 702,56/2 = 169,1 кН < Q?r = 182,2 кН.
Сечение p — г. Сосредоточенная нагрузка на траверсу от на-
ибольшего усилия в анкерных болтах Qtr = zmax/2 = 335,7/2 —
— 167,85 кН. Изгибающий момент в месте приварки к колонне Л4{г =
= Qtr (а + 5) = 167,85(13,72 + 5) = 3142 кН-см. Так [как в сечении
т— п Mtr= 1326 кН-см, Q?r = 182,2 кН, а в сечении р — г Mtr =
= 3142 кН-см, Qtr— 167,85кН, то проверку прочности траверсы про-
изводим в двух сечениях.
Площадь сечения листа траверсы Д(г =/(г/г<г = 1,0-36 = 36 см2.
Момент сопротивления сечения листа WtT = +М/6= 1-3676=216 см3.
Сечение т — п. Нормальные напряжения о(г = MtT]Wtr =
= (1326-10)/216 = 61,39 МПа; касательные i;tr = Qtr/Atr — 182,2 х
X 10/36 = 50,61 МПа </?8ус/уп = 0,58/?^с/уп = 0,58 • 220 • 1/0,95 =
= 134,3 МПа. Приведенные напряжения по (3.46) ored= V <Jtr + Зт* =
=Уб1,392 + 3 • 50,612 = 107 МПа< 1,15^с/уп = 1,15-220 1/0,95 =
= 266,3 МПа, т.е. прочность траверсы по сечению т — п обеспечена
с большим запасом. Расчетное сопротивление Ry — 220 МПа принято
по табл. 51 [9] для листа траверсы ttr= 10 мм.
Сечение p — r. atT — (3142 • 10)/216 = 145,46 МПа; Tir =
= (167,85 - 10)/36 = 46,62 МПа < lRsyc/yn = 134,3 МПа. ored =
= У 145,462 + 3-46,622 = 166,4 МПа< 266,3 МПа. Следовательно,
прочность траверсы по сечению р — г также обеспечена.
Далее рассчитываем траверсу в пролете при полном ее загружении
реактивным давлением фундамента на длине с для невыгодной комби-
нации 1 при расчете опорной плиты (рис. 3.42, в). Для этой же ком-
бинации усилия в анкерных болтах по (3.47): ?Z3 = ~~ d
у
269,8.102 - 316,34-23,73 ойо 7 т,„. . 77 44,3 „„ „„
----------------------------- 289,/ кН; а. =---------------== 2о,73 см;
67,23 23
у = 77 + 5-----= 67,23 см; с — 44,3 см.
О
Реакция опоры т(2Мр = 0): Z3/2-(a + 6) + l/2-c9tr,max-(a + h—
—c/3) — Vmh = 0. Vm = [144,85(13,72 + 5) + 1/2-44,3-15,71 (13,72 +
+ 49,56 — 44,3/3)1/49,56 = 395,34 кН.
Изгибающий момент в середине пролета траверсы Л1* = (а +
+ h/2)2/2> -y(9tnmaX- qtr) (а + /i/2)-2/3-(a+/i/2)-Vm-/i/2=2 ,057х
X (13,72 + 49,56/2)72 + 1/2 - (15,71 — 2,057) X (13,72 + 49,56/2) х
X 2/3 • (13,72 + 49,56/2) — 395,34 - 49,56/2 = 1528 кН • см; q?r =
= ?t’--max[c~(g + fe/2)I = 15,71 [44,3 — (13,72 + 49,56/2)]/44,3 =
Я ,] k
= 2,057 кН/см. Поперечная сила = —ir,ma^—^2) — ут =
= 15>71 + 2.’°’57__ (13,72 + — 395,34 = — 53,3 кН; =
2 \ * /
194
= J-5—10 = 70,74 МПа; т£ = 53,3 — = 14,81 МПа < 134,3 МПа.
216 36
<jhred = V70.742 + 3-14,812 = 75,25 МПа<266,3. МПа.
Прочность траверсы в середине пролета (точка Л) обеспечена
с большим запасом.
Расчет анкерных болтов. Расчетные комбинации усилий в ниж-
нем сечении колонны (см. табл. 3.8) для расчета болтов (рис. 3.43):
1) N = —166,29 кН; МСООТВ = 269,8 кН-м; 2) Mmin=—59,77 кН;
МСОотв = —123,97 кН-м.
Определяем усилие в анкерных болтах по формуле (3.47) г =
М~|1У|4
tz У Л 1 1^1
Комбинация 1. Oymax = “~ m
A pl w р1
= 0,568 + 7,185 = 7,753 МПа; o/min = N
7,753
М
166,29-10 269,8-103 _
“ 2926 + 37550 “
- + -У— = — 0,568 +
Api Wpl
+ 7,185 = 6,617 МПа; с= „ -77 = 41,54 см; d = -^~ —
I, /оо -f- О ,01 <
них болтов
13*
195
с
г-*---
3
77 41,54 c 41,54 eo ,-
----------------= 24,65 см; u = 77 +5--------1--=68,15 cm;
2 3 3
269,8-102 — 166,29-24,65 ooc 7 „
---------------------= 335,7 кН.
68,15
Комбинация 2. =
= 0,204 + 3,301 = 3,505 МПа;
+ 3,301 =3,097 МПа; с =
3,505 + 3,097
40,88 о_ с
-----------= 24,87 см; у = 77 + 5 —
123,97-102— 59,77-24,87 , сп _ „
— = 159,6 кН.
IM |ЛГ| _ 59,77-10 123,97-103
Api ' Wp[ 2926 + 37550 ~
<Ып = -y~ + = - 0.204 +
Apt W pi
3,505 qq , 77
•77 = 40,88 cm; d =-----------
2
44 ,88 CO 0-7 -7
--------= 68,37 cm; Z2 =
3
68,37
Более невыгодной является комбинация 1, при которой 2шах =
= 335,7 кН. Принимаем анкерные болты из стали ВСтЗкп2. По табл.
60 [9] расчетное сопротивление растяжению фундаментных болтов
Rba = 145' МПа.
_ 335,7-10-0,95
~ 2-145-1,0
По табл. 62
= 11,2 см2). Длина нарезной части болта 100 мм, длина заделки
болта в бетон — 1500 мм.
Расчет плитки под анкерные болты. Изгибающий момент в сере-
дине пролета плитки М = Zinax/4•[(& + ttr) — b2] = 335,7/4-[(20+ 1) —
— 10] = 923,2кН-см. Принимая отверстия под болты + = 45мм, оп-
ределяем ширину анкерной плитки (табл. 39 [9]) bpi 3d0 = 3*45 =
= 135 мм.
Округляя, принимаем bpi = 150 мм.
Толщину анкерной плитки определяем по формуле (3.49) tpt =
= 1/ 6Л4уп = 6-923,2-10+95~ = 4 89 см
Г (b’pl~da) Ryyc f (15 —4,5)-210-1,0
Так как tpi = 48,9 >• 40 мм, то плитку принимаем из стали 10Г2С1
(ГОСТ 19282 — 73 для листа 33 — 60 мм) с Ry = 310 МПа. Тогда
tpi - у Y15 — 4 5) 310 1 0 = 4 СМ’ ПРинимаем tpi = 40 мм.
Расчет швов, прикрепляющих элементы базы к плите. При тол-
щине плиты базы tPi=28 мм и полуавтоматической сварке мини-
мальные катеты швов, прикрепляющих траверсы к плите колонны,
&/min = 8 мм (табл. 38 [9]). Напряжения среза по металлу швов по
формуле (3.50):
xwf = NlAwi + M/Wwf < RWfywfyclyn-,
Awf = 2 [₽^ (Lp t - 1,0) + 2 &kf (a - 1,0)] =
= 2[0,7-0,8 (77— l,0) + 2-0,7-0,8(13,72— 1,0)] = 113,61см2;
Площадь сечения одного болта АЬп — —Z^n
nRbafc
= 11,0 см2.
[9] принимаем анкерный болт с?=42 мм (ЛЬи,=
6-923,2-10-0,95
,2-10-0,95
196
+ Р+/ (а —1 >0) X
, JPA (Ipz-1,0)3 , о[ ₽^(a-l,0)3
1 wi 2( 12 + 2 L 12
f Lpi а VII _ ( 0,7-0,8(77—1,0)? Г0,7-0,8 (13,72 — 1,0)3
X ^-2 2J Jj = 2 ( 12 + 2 [--------12-------
+ 0,7-0,8(13,72— 1,0) ----^~)2]} = 69879Cm4;
_ 21 wf 2-69879 r e 316,34-10
^wf = Lpi = 77 1815 CM ; iwf = jjg-gj F
269 8.103 10
2ЬУ1Й ИГ = 176 5 МПа 200-1)0= 210,5 МПа.
1815 0,95
Швы прикрепления полок колонны к плите базы также прини-
маем &/ = 8 мм.
Проверка принятого расчетного сопротивления фундамента вы-
полняется следующим образом. Назначаются размеры верхнего
обреза фундамента в плане на 2Д больше протяженности опорной
плиты в двух направлениях (см. рис. 3.41): Л/ = Л/В/=(Л1>г+2Д)Х
Х(5рг+2Д) = (77 + 2-16) • (38+2-4,5) =5123 см2.
Тогда коэффициент увеличения сопротивления бетона смятию у =
= / Atl Аpi = у/ 5123/2926 == 1,2, т. е. равен принятому ранее.
3.6.5. РАСЧЕТ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
Исходные данные. Требуется рассчитать стропильную ферму
производственного здания. Параметры здания и нагрузки те же,
что и в примере компоновки и расчета рамы (см. гл. 3). Ферма с
параллельными поясами. Длина панели верхнего пояса /т=3 м.
Высота на опоре Лс = 2250 мм (по обушкам).
Ферма проектируется из сталей марок: ВСтЗпсб-1 (ТУ
14-1-3023-80)—пояса и элементы решетки и ВСтЗсп5-1 (ТУ
14-1-3023-80)—узловые уширения, накладки. Пояса фермы из
тавров, решетка — таврового сечения из парных уголков.
Расчетные нагрузки. Расчетная нагрузка на ферму от собствен-
ного веса покрытия подсчитана в табл. 3.6 и составляет q =
= 0,71 кПа. Временная (снеговая) равномерно распределенная
расчетная нагрузка, р — 2,39 кПа.
Сосредоточенные нагрузки на узел фермы: постоянная Fq =
= qBlm = 0,71 -6X3= 12,8 кН; снеговая Fp = pBlm=2,39-6-3=
= 43,0 кН; полная F=Fq + Fp = 12,8+43,0=55,8 кН.
Опорная реакция фермы V= 1/2-55,8-7 = 195,3 кН.
Усилия в стержнях фермы находились построением диаграммы
Максвелла—Кремоны. Результаты расчета приведены в табл. 3.9.
Расчетные длины стержней определялись согласно п. 6.1 [9].
Точками верхнего пояса, закрепленными от смещения из плоскости
фермы, являются узлы опирания прогонов, примыкающих к узлам
197
co
00
Таблица 3-9. Таблица подбора сечений стержней фермы
Элемент фермы Стер- жень Расчетное усилие, кН Сечение по расчету Пло- щадь, см2 Расчетные длины, см Радиусы инерции, см Гибкости Vmin a, МПа Mc/Vn- МПа Принятое сечеиие
Xeg « *
1х ‘у
Верхний пояс С—2 0—3 —462 —462 |т 13КТ1 37,8 300 300 580 600 3,01 6,53 100 92 0,542 225 240 т 13КТ1
£—5 —622 т 13КТЗ 47,8 300 600 3,05 6,62 98 91 0,556 234 240 Т 13КТЗ
Нижний А-1 262 ± юшт* 16 580 580 2,48 3,56 234 163 164 240 _L ю шт*
ПОЯС Л-4 582 J. Н.5ШТ2 24,5 600 1200 2,91 3,74 206 321 — 238 240 J_ 11.5ШТ2
Раскосы В—1 —330 1 г-110Х X 70x6,5 22,8 178 356 2,0 5,22 89 68 0,619 234 240 -|г 110x70x6,5
1—2 246 “I Г56Х5 10,82 294 367 1,72 2,6 171 141 —— 227 240 ПГ 56x5
3—4 —148 ПГ80Х6 18,76 298 372 2,47 3,58 121 104 0,414 191 202 ПГ 80x6
4—5 50 Пг70х5 13,7 294 367 2,16 3,16 136 116 — 36 240 1Г 70x5
Шпрен- гель В-В 0 Г50x5 4,8 175 =0,98 ^max =180 — — — г 56X5
Стойки 2—3 —55,8 “|Г5ОХ5 9,6 172- -215 1,53 2,38 112 90 0,466 125 202 1 г 56x5
СП 1 Сл —55,8 -‘г50х5 9,6 215 *min= =1,92 Mnax = 112 0,466 125 202 -- 56x5
Примечание. Гибкость верхнего пояса на период монтажа из плоскости фермы ^=1180/6,53=181 <[%]=220.
связевого блока в торце здания. Таким образом, расчетная длина
панелей D — 3; £ — 5; Е' — 5' и D' — 3' верхнего пояса из плоско-
сти фермы равна 6 м, а панелей С—2 и С'—2 — 5,8 м (рис. 3'44, а).
По нижним поясам предусмотрены продольные горизонтальные
связи, раскрепляющие вдоль здания вторые от опоры узлы. Поэто-
му расчетная длина из плоскости фермы стержней А=1 и А=Г
равна 5,8 м, а стержней А—4 и А—4'— 12 м. Расчетные длины
всех стержней фермы также приведены в табл. 3.9.
Рис. 3.44. К примеру расчета стропильной фермы:
а—схема фермы; б—поперечное сечение пояса; в—сеченне стыка пояса в узле 2; г—сечение
фрикционного стыка в узле 5
Подбор сечений начинается с наиболее нагруженного стержня
сжатого верхнего пояса (панель Е-5). Расчетное усилие в нем
Л/’(е=5) = 622 кН; расчетные длины в плоскости фермы /же/=3 м, из
ПЛОСКОСТИ — lyej = f} М.
При таком соотношении расчетных длин наиболее рационально се-
чение из колонного тавра. Ориентировочно определяем требуемую пло-
ЛГ₽_В?П 622-0,95.10
щадь сечения Асаг = (о,б —о,9)Я„ус = 0,6-240.0,95 43,2 см'
(Тп = 0,95; ус = 0,95).
По табл. 2 прил. [20] принимаем колонный тавр 13 КТЗ. Его
геометрические характеристики: А = 47,8 см2; 7ж=3,О5 см; iy =
= 6,62 см.
Гибкости принятого стержня в плоскости и из плоскости фер-
мы: Л,ж=/же//1ж=300/3,05 = 98<[М = 120; \v=lyefliv=600/6,62=91<
<[!]= 120.
199
f По наибольшей гибкости находим <pmin = 0,556 (табл. 72 [9]) и
ЛГр-Я 622-10
проверяем напряжение в стержне: о = = 0 556 47 8 —
= 234 МПа < Roslyn = 240 МПа. Гибкость стержня и напряжения в
нем не превосходят допустимых величин. Результаты расчета заносим
в таблицу подбора сечений (табл. 3.9).
Согласно [20], отношение свесов полок к их толщинам bej/tf
(рис. 3,44, б) тавров БТ, ШТ и КТ, используемых в качестве цен-
трально-сжатых элементов, не превышает пределов, установленных
в [9]. Свесы стенок этих тавров следует проверять в соответствии
с п. 7.18 [9].
bf bf 261,7
Так как в данном случае —г— = —т—;------= 1ОП оп—7?-=
J nef п — if — г 129,2—14—16
= 2,64 >2, то в формулу (91) [9] следует подставить bffhei = 2.
Отношение расчетной высоты стенки тавра к ее толщине ~f =
h — tf — r 129,2—14—16 _ -
„------- = 11.4 < (0,35 + 0,07 4j/-e_ =
=- (0,35 + 0,07-3,34) У 2'”'01М = 17,1, где X = Х„„]/98х
т/ 240 g .эд
Х V 2,06-105
Следовательно, условие местной устойчивости стенки тавра вы-
полняется. Аналогично подбираются сечения и остальных сжатых
стержней.
Порядок подбора сечений растянутых стержней рассмотрим на при-
мере расчета панели А-4 нижнего пояса. Расчетное усилие Мл-4 =
= 582 кН; расчетные длины: /же7 = 600см, Lef = 1200 см. Определяем
NA_. Уп 582-0,95-10
требуемую площадь сечения: Acat = - R = 240.0 95 = 24,25 см2.
Принимаем широкополочный тавр 11,5 ШТ2. Его геометрические ха-
рактеристики: А = 24,5 см2; ix = 2,91 см; iy = 3,74 см.
Проверяем гибкость стержня в вертикальной плоскости Хж =
= ^e//ix=600/2,91 =206< [X] =400. Определяем напряжение а =
Мл-4
= —т-= (582-10)/24,5=238 МПа<7?г,ус/уп==240 МПа.
При подборе сечений необходимо наиболее полно использовать
напряжения. Если с первой попытки подобранное сечение недона-
пряжено, его требуется уменьшить (если позволяет сортамент) и
затем вновь проверить напряжения. Сечения стержней с малыми
усилиями могут лимитироваться не напряжениями, а предельной
гибкостью. Так, в среднем раскосе 4—5 возникают небольшие на-
пряжения, однако уменьшить сечение нельзя. Если же средние
раскосы имеют небольшое усилие растяжения (примерно до
100 кН), то при односторонней нагрузке (монтаж покрытия, очист-
ка снега и т. д.) оно может уменьшиться и поменять знак. Учиты-
вая это, в средних растянутых раскосах не допускается гибкость
200
более 150; поэтому их подбирают по предельной гибкости как для
сжатых стержней.
Сечение стоек 2—3 и 5—5' могло бы быть меньшим, однако
оно назначается из уже подобранных уголков, чтобы избежать в
одной ферме большого количества типоразмеров профилей. Исхо-
дя из условия обеспечения необходимой жесткости, при монтаже
и перевозке в сварных фермах не применяют уголки размером ме-
нее 50X5. При значительных усилиях в поясах их проектируют из
низколегированной стали. Окончательные результаты подбора се-
чений стержней, проверки гибкости и напряжений в них приводят-
ся в табл. 3.9.
Расчет и конструирование узлов
Толщину узловых уширений в узлах фермы принимаем по тол-
щине стенки поясного тавра. Толщины сварных швов, прикрепляю-
щих элементы решетки к узловым уширениям и стенкам тавров,
назначаем в соответствии с п. 12.8 [9].
Чтобы добиться эффективного конструктивного решения узлов
(минимальные длины сварных швов и минимальные размеры фа-
сонок), необходимо подобрать тип электродов (ручная сварка)
из условия 1,1 Rwz^Rwf^Rwz^z/^f- При этом расчет угловых швов
достаточно выполнить только по металлу шва. В данном случае
Rwz = 0,45 Run — 0,45 -365 = 164,25 МПа (табл. 3 [9]). Тогда для
ручной сварки при 0/=О,7; 0Z= 1,0 (п. 11.2 [9]) получим: 180,7^
^7?w/^ (164,25-1)/0,7=234,6 МПа. Принимаем пр табл. 55 и 56
[9] электроды Э46 (7?ю^ = 200 МПа).
Узел 1 (рис. 3.45). Принимаем торцевой лист толщиной 14мм и
шириной 180 мм (из условия размещения болтов). Проверяем на смя-
1,2V 1,2-195,3-10
тие торцевую поверхность: о = —-— = — t 4 18------------= МПа <
< RP —— = , 3_63 = 374,8 МПа (У — давление торцевого листа
Yn 1,025*0,95
на плиту оголовка колонны; А-—-площадь поверхности смятия; 1, 2—
коэффициент, учитывающий некоторую нечеткость работы узла).
Требуемая расчетная длина стыкового шва, которым приварен
нижний пояс к фасонке, может быть определена по формуле lw =
= 1,07 ПГТ- • — V 1 + /1 + 20 PFFF{RWy = 0,85-7? =
Rwyt Ye У r \ ЛХ-lYn ) U
= 0,85-240 = 204 МПа (табл. 3 [9]); t — 0,5—толщина стенки профи-
ля 10ШТ*; Ул-i—усилие в крайней панели нижнего пояса; e=h —
— z0 = 9,47 — 1,69 = 7,78 см — эксцентриситет продольной силы, сов-
падающей с осью тавра относительно сварного шва; h — высота тавра;
z0 — расстояние от центра тяжести до нижней грани профиля); lw =
= 1 07 - 262F--------FL . 1 /1 + 1/1 + 20- /-№°,5-204-1 =
204-0,5 1,0 У ' \ 262-0,95-10 /
= 43,2 см.
201
Принимаем полную длину стыка фасонки с поясом l=lw+2t=
= 43,2+2-0,5 «45 см. Назначаем толщину швов крепления опор-
ного раскоса по обушку 6 мм, по перу — 4 мм; лобовой шов —
6 мм.
Усилие, приходящееся на один уголок опорного раскоса, У] =
= 330/2=165 кН. Сила, воспринимаемая лобовым швом, У=
= ₽/Мю^шЛМТс/'уи = 0,7-0,6(7—1)20-1 • 1/0,95 = 53 кН.
Расчетные длины швов у обушка и пера:
0,75(17!—IV) уп _ 0,75.(165 — 53)0,95-10
M/J?wfYw/Yc ~ 0,7-0,6-200.1.1
0,25 (1V1 — N) уп = 0,25 (165 -53)0,95-10
yfkfzRwftwfYc 0,7.0,4.200.1.1
Рис. 3.45. К примеру
/—опорный узел; 2—промежуточный узел нижнего пояса (а); 3—то же
202
По расчетным длинам швов с учетом конструктивного требова-
ния (добавка 1 см длины шва на непровар) намечаем конфигура-
цию и размеры узлового уширения. Рекомендуется концы уголков
раскосов смещать вдоль оси раскоса относительно друг друга та-
ким образом, чтобы в одном узле (например, верхнего пояса) верх-
ние уголки прикреплялись и к стенке поясного тавра, и к узловой
расчета узлов фермы:
верхнего; 4—укрупнительный стык верхнего пояса; 5—то же нижнего (б)
203
фасонке, а в узле нижнего пояса — только к узловой фасонке [20].
В необходимых случаях узловые фасонки должны иметь скосы
(разделки) кромок, выполняемые согласно табл. IV.7 [31].
Проверим на срез угловые швы крепления узловой фасонки, а так-
же стенки тавра и ребра к торцевому листу (толщину швов назначаем
с ч V 195,3*10 -о о п
6 мм): xwf = —------=------------------= 78,8 МПа < RWfVWf =
1 wt 2^fRflw 2*0,7*0,6*29,5 wtXwi Vn
= 211 МПа, где lw = 14 + 9,5 — 2,0 -j- 8 = 29,5 см — расчетная длина
вертикального шва крепления торцевого листа.
Узел 2 (рис. 3.45). Расчет швов, прикрепляющих раскосы
1—2 и 3—4 к фасонке, выполняется аналогично расчету швов опор-
ного раскоса. Результирующая усилий в соседних панелях нижнего
пояса М=582—262 = 320 кН. Эксцентриситет e=h—г0=11,2—
—2,08=9,12 см.
При толщине стыкового шва t = 6 мм (по толщине фасонки) lw —
320*10*0,95 Г -> Г /о 1О.0 6.904*1 \2
= 1,07--------------1/ 1 + 1/ 1 + 20 (- -’- ’ М ) =45,4см.
204*0,6-1 V ? \ 320*0,95.10 /
Принимаем l=lw+2 /«47 см, из условий конструирования узла
длину фасонки — 72 см. Фасонки в остальных узлах также приня-
ты исходя из конструктивных соображений.
Допустимая минимальная толщина фланговых швов, прикреп-
ляющих элементы решетки к фасонкам, принимается kf—4 мм, так
как толщина полок уголков // = 5 мм. Длина одного флангового
шва — не менее 5 см. При изменении сечения поясов следует про-
верять смещение их осей. Если оно превышает 1,5% высоты пояса,
то элементы фермы, сходящиеся в узле, следует рассчитывать с
учетом изгибающего момента. Последний распределяется между
элементами пропорционально их жесткости (п. 13.6 [9]).
В данном случае смещение осей eQ=2,08—1,69 = 0,39 см>
> 0,015 h=0,015 X9,5=0,14 см. Это может привести к перенапря-
жению панели А-4, так как напряжения в ней близки значению
ДуУс/уп- Поэтому изменять сечение нижнего пояса нецелесообразно.
Расчет заводского стыка. Заводской стык нижнего пояса конст-
руируется с помощью вертикальной листовой вставки /=6мм и
горизонтальной накладки сечением 185x6 мм (рис. 3.44, в).
Прочность стыка проверяем в сечении у сопряжения вертикаль-
ной вставки с тавром 10ШТ*. Площадь сечения А = 0,5*9,5 + 0,6Х
X 18,5= 15,85 см2.
Смещение центральной оси сечения относительно центра тяжести
вертикальной вставки ус = °»6-18*5(4,75 + 0,3) _ 3 см эксцент.
15,85
риситет усилия крайней панели А — 1 нижнего пояса е = 1,69 —
— 1,21 = 0,48 см.
Момент инерции сечения /0 = °’5^’5—]- 0,6* 18,5*5,052— 15,85 х
Х3,542 = 120,2 см4. Наибольшие напряжения растяжения возникают в
120 2
верхней фибре сечения. При TT0,sup = ——= 14,5 см3
204.
NA-t , NA_,e 262-10
SUP A ^0, sup 15,85
X = Rv = 252,6 МПа.
Yn Yn
262.0,48-10
14,5
= 252 МПа < Rwy X
Для обеспечения прочности шва его следует выполнить с физи-
ческим контролем качества. В этом случае Rwy=Ry (табл. 3 [9]).
Напряжение в нижней фибре сечения Ginf=Na-\/A-^NA-ie/Wo, tnf =
262-0 48-10
= 262-10/15,85— . ’ ° 1 =146,4 МПа; W0,inf = 120,2/1,81 =!
66,4
— 66,4 см3.
Длину швов, прикрепляющих накладку к нижнему поясу, рас-
считываем на усилие в накладке Nst — Qinjbt= 14,64-0,6-18,5=
= 162,5 кН. Толщину швов принимаем 6 мм. Их суммарная длина
с одной стороны стыка
2/ =— = ,. 162,5-0,95-10 = 18 4 ш
₽/Mw/Yw/Yc 0,7-0,6.200-1.1
Узел 3 (рис. 3.45). В узле верхнего пояса стыкуются стержни
Т 13KTI иТ 13KT3. Смещение осей ео = 2,О8—1,92=0,16 см<
<0,015 й=0,15-12,6=0,19 см. Стык элементов осуществляется
сварным швом. Так как при сжатии сварной стыковой шов равно-
прочен с основным металлом, то его прочность обеспечена.
Узел 4 (рис. 3.45). Соединение верхнего пояса в середине про-
лета (монтажный узел) выполняется с помощью фланцевого соеди-
нения, элементы которого назначаются конструктивно. Размеры
фланца определяются из условия размещения болтов и прикрепле-
ния распорки на монтаже. Требуемая толщина лобовых швов, при-
крепляющих поясной тавр к фланцу, определяется из условия их
прочности:
Np.yn 622-10-0,95
= —о vz—б---------= и т 7л опп 1 1 = 9,57 см; S/w = 26 + 25 +
1 ?>f^lwRwfywfya 0,7.74-200-1.1 w
+ 2(12,9— 1,4) = 74 см—длина швов по периметру тавра. Принимаем
kf = 6 мм.
Узел 5 (рис. 3.45). Стык нижнего пояса выполняется с по-
мощью фрикционного соединения. Размеры сечений накладок уста-
навливаются исходя из условия их равнопрочности с перекрывае-
мыми полкой и стенкой тавра 11,5ШТ2 с учетом ослабления от-
верстиями под болты.
Сечение горизонтальной листовой накладки принимаем 155-Х
Х4 мм, а двух вертикальных — 85X9 мм (см. рис. 3.44, г); ширина
листа определена из условия его постановки. Площади сечений на-
кладок с учетом ослабления отверстиями d0=23 мм составляют:
Ап= (15,5-2,3-2) 1,4= 15,26 см2; Av= (8,5—2,3)0,9=5,58 см2.
Прочность стыка проверяем по усилию Nef= Л/А-4+Л/4-5 cos а, но
не менее усилия в поясе, если знаки усилий в раскосе и поясе раз-
личны: Л/Д =582+50 cos 36°=622,5 кН.
205
Nef 622,5-10
Среднее напряжение в накладках о = дп±2д~ = 15 26+2-5 58 =
= 235,6 МПа< Ru = 252,6 МПа.
tn
Требуемое число высокопрочных болтов определяем по предель-
ному усилию, воспринимаемому накладкой. Для прикрепления го-
ризонтальной накладки число болтов по одну сторону от оси стыка
ns=(An-Ry)/(Qbh-ns), где ns — количество плоскостей трения;
Qwi — расчетное усилие, которое может быть воспринято каждой
поверхностью трения соединяемых элементов, стянутых одним вы-
сокопрочным болтом, и определяться в соответствии с пунктами
11.13 и 3.7 [9].
Применяем термообработанные болты М20 из стали 40Х «Селект»
и газопламенную обработку соединяемых поверхностей без консерва-
ции. Натяжение болта регулируется по углу закручивания гайки.
В данном случае Qbh = Rbhtb^bn — = 0,7 ПО • 0,9 • 2,45 • =
fh 1,U2
= 69,9 кН-
Усилие натяжения высокопрочного болта Р = RbhAbn = 77-2,45 =
= 188,7 кН; пп = —^бд2^’;4 ' = ^’2’ Принимаем 6 болтов.])
тт
Для прикрепления вертикальной накладки требуется nD = =
= 2= 1>9. Принимаем 2 болта.
69,9.2 н
Проверка прочности нижнего пояса по ослабленному сечению не
выполняется, так как оно усилено фасонкой. Длина фасонки назна-
чается из конструктивных соображений и с таким расчетом, чтобы
полная длина двух ее половинок была больше длины горизонталь-
ной накладки.
3.7. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННОГО
ЗДАНИЯ С ПОДВЕСНЫМИ КРАНАМИ
3.7.1. КОМПОНОВКА РАМЫ
Исходные данные. Требуется скомпоновать поперечную раму
производственного здания мастерских по ремонту и техническому
обслуживанию сельскохозяйственной техники пролетом 18 м. Зда-
ние оборудовано двумя однопролетными подвесными кранами гру-
зоподъемностью Q = 3,2 т. Длина здания 108 м, отметка низа не-
сущей конструкции покрытия 8,4 м. Здание отапливаемое. Место
строительства — Минская область.
Конструкция кровли: по фермам уложены клеефанерные утеп-
ленные панели (ФКД) 1,5X6,0 м с деревянным каркасом и обшив-
ками из плоских листов фанеры (прил. III). Кровля — рулонная.
206
10.80
Рис. 3.46. К примеру компоновки поперечной рамы здания с подвесными кранами
В соответствии с указаниями п. 3.2 устанавливаем генеральные
размеры элементов конструкции рамы (см. рис. 3.4, б и 3.46).
Вертикальные размеры: /г=Н+200+Ас=8400+200+
+ 2000=10600 мм; /гс = 2000 мм — для типовых стропильных ферм
из ГСП с параллельными поясами и уклоном ската кровли i= 1,5%.
Отметку верха покрытия вычисляем с учетом толщины клеефа-
нерной панели, гидроизоляционного ковра (150—250 мм) и уклона
18000
кровли: 8400+2000+185+ — -0,015=10720 мм.
Горизонтальные размеры. Для зданий с подвесными
кранами, исходя из условия жесткости, ширина сплошной колонны
постоянного сечения 6^ 1/25-/г =10600/25=424 мм. Принимаем
Ь = 430 мм. Привязку наружной грани колонны к разбивочной оси
принимаем 6о=250 мм. Пролет кран-балки 1П=Г—2-1500 =
= 15 000 мм. Длина консольных частей балки /1=900 мм. Ширина
надколонника //=/>о = 250 мм.
3.7.2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК,
ДЕЙСТВУЮЩИХ НА РАМУ
Постоянные нагрузки
Вычисление нагрузок от веса покрытия сведено в табл. 3.10.
Расчетная нагрузка на 1 пог. м длины ригеля рамы qi=ynqB =
= 0,95-0,78-6=4,45 кН/м. Опорное давление ригеля на одну ко-
лонну от постоянной нагрузки Fq = qiL/2=4,45-18/2 = 40,05 кН.
207
Таблица 3.10. Постоянная поверхностная распределенная нагрузка от покрытия
Нагрузка Нормативная нагрузка ?п, кПа Коэффициент надежности по нагрузке Расчетная нагрузка t?, кПа
Трехслойная рулонная кровля фанера (верхняя обшивка t = 8 мм, нижияя t — 6 мм): (0,008+0,006) 640 Каркас из древесины: 0,04-0,146Х 0,10 1,2 0,12
0,09 1,1 0,10
X500/1,5-6 Утеплитель (мииераловатные плиты на синтетической связке): /=75 мм; 0,15 1,1 0,16
р=2 кН/м3 0,15 1,2 0,18
Паронзоляция (один слой паронзола) Собственный вес металлоконструкций 0,05 1,2 0,06
(ферм, связей) 0,15 1,05 0,16
Итого: 0,69 Y/cp= =0,78/0,69= = 1,13 0,78
Временные нагрузки
Снеговая нагрузка. Расчетная нагрузка на 1 пог. м длины риге-
ля рамы pi—yfynpo^B= 1,4-0,95-0,7-0,63-6=3,52 кН/м; у/= 1,4,
так как q-n/po=0,69/0,441 = 1,56> 1; ро=0,7 кН/м2—нормативный
вес снегового покрова для Минской области (II снеговой район);
с=1-6=0,7—коэффициент перехода от веса снегового покрова
земли к снеговой нагрузке на покрытие с учетом пункта 5.5 [121;
6=1,2—0,1п=1,2—0, Ь5 = 0,7.
Для зданий шириной до 60 м коэффициент k дополнительно
снижается на 10%. В этом случае с = 0,63, ра= 0,7 -0,63 =
=0,441 кН/м2. Опорное давление ригеля на одну колонну от сне-
говой нагрузки Fp = p(Z./2=(3,52-18)/2 = 31,68 кН.
Ветровая нагрузка. Нормативный скоростной напор ветра для
Минской области (I ветровой район) </Q=0,27 кН/м2.
Расчетная нагрузка на 1 пог. м длины колонны от активного
давления ветра по формуле (3.4) qA=ytynqokcB = 1,2-0,95-0,27X
X 1,0-0,8-6=1,48 кН/м. Интенсивность нагрузки от активного дав-
ления на уровне верха покрытия qA\=zyfynqo(k + \k)cB—1,2-0,95Х
Х0,27(1 + 0,02)0,8-6= 1,507 кН/м.
Ввиду того что высота на уровне опирания фермы лишь на 0,4 м
превышает отметку 10,0 м, коэффициент k, учитывающий измене-
ние скоростного напора в зависимости от высоты, принимаем рав-
ным 1.
Расчетная сосредоточенная сила в уровне верхнего пояса ригеля
по формуле (3.8) WA = <7л+9'41 -0,4 = —’-48 + 1 ’50L -0,4=0,6 кН.
2 2
208
Расчетная нагрузка от отсоса </в=0,6/0,8-</а = 0,75- 1,48=
= 1,11 кН/м; Wb=0,6/0,8-WA = 0,75-0,6=0,45 кН.
Крановые нагрузки
Вертикальное давление на ферму. Расчетная вертикальная нагруз-
ка, действующая на ферму в узлах крепления подкрановых путей по
формуле (3.12), F/max=ipYnTfFmax^ + Tf1g-nB=0,85-0,95-1,1 -24,58 х
Х3.4803+ 1,05-0,568-6 = 79,56 кН; F/min =
= 0,85-0,95-1,1-6,15-3,4803+1,05-0,568-6=22,59 кН. Здесь Fmax=
G —Gt . Q + GT — /mtn 3050 — 470 . 3200 + 470 4z
= .— ---------- ---------- = --------- „I".
42 Ln 42
X • 15+ 0’9^0’75 = 2498 кгс = 24,58 кН; Fmin= ~^G - FmaX =
la 2
3200 + 3050
2
— 2498=627 кгс=6,15 кН; Q=3200 кгс=31,39кН;
G = 3050 кгс = 29,92 кН; GT = 470 кгс =4,61 кН; I = 0,9 м; /min=
= 0,75 м; gn = 57,9 кгс/м = 0,568 кН/м—погонный вес подкранового
пути из двутавра 36 М; Sz/; = 1,0 + 0,9996 + 0,7921 +0,6886 =
= 3,4803—сумма ординат линии влияния опорной реакции V (рис. 3.47).
Вертикальное давление на колонны. Опорные реакции фермы от
подвесных кранов (см. рис. 3.27) по формуле (3.13) FOmax = Va =
= 1/2-[F/maI(1+ LnlL) + F/mln(l -£„/£)] = 1/2-[79,5б(1 + 15/18) +
+ 22,59.(1 - 15/18)] = 74,81 кН; FDmin=VB = 1/2-[F/max(l-Ln/L) +
+ F/min (1 + £„/£)] = 1/2(79,56(1 - 15/18) + 22,59(1 + 15/18)] =
= 27,34 кН.
Поперечная горизонтальная расчетная нагрузка на ферму (колон-
ну) рамы по формуле (3.14) FT тах = = 0,85-0,95-1,1 х
X0,9-3,4803= 2,78 кН. Здесь Fh = °.05KQ,+ gt) = g+GT. =
“ 2 40
3200 + 470
40
= 91,75 кгс = 0,9 кН.
в'-А
Рис. 3.47. К примеру определения нагрузок от подвесных кранов
14. Зак. 1295
209
3.7.3. СТАТИЧЕСКИЙ РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
Расчетная схема
В соответствии с конструктивной схемой поперечной рамы
(рис. 3.46) назначаем ее расчетную схему (рис. 3.48), которая при-
ведена с действующими на раму расчетными нагрузками. Жест-
кость ригеля принята равной бесконечности (ЕА=оо).
Определение расчетных усилий. Результаты статического рас-
чета, полученные по формулам табл. 3.3, сводим в таблицу расчет-
ных усилий для колонны ряда А (табл. 3.11) и по ним составляем
возможные наиболее невыгодные сочетания расчетных усилий в
соответствии с п. 3.4.3. Наибольшие усилия для подбора сечений
элементов рамы выделены рамкой.
3.7.4. РАСЧЕТ КОЛОННЫ
Перед подбором сечения стержня колонны выбираем из табл.
3.12 наиболее невыгодные комбинации расчетных усилий: Мх—
=—86,09 кН-'м; А’= 146,17 кН; Q= 15,18 кН.
Определение расчетных длин колонны. В плоскости рамы ниж-
ние концы стоек защемлены, а верхние — свободны и могут пере-
мещаться вместе с ригелем (рис. 3.50, а). Для колонн постоянного се-
чения одноэтажной рамы в ее плоскости коэффициент расчетной
длины цх== 2 (п. 6.10 [9]). Расчетная длина lxej=\ixl=2-10,6=
= 21,2 м.
Из плоскости рамы концы стоек закреплены шарнирно. Поэто-
му ру= 1, a lyej=\iyl— 1 • 10,6= 10,6 м.
Подбор сечения стержня колонны. По табл. 50 [9] для колонны
(третья группа конструкций) принимаем сталь марки 18 кп (ГОСТ
Рис. 3.48. Расчетная схема рамы с подвесными кранами
210
Таблица 3.11. Расчетные усилия в колонне рамы ряда А
Номер нагрузки Нагрузки Коэффициент со- четаний ф Сечение 1—1
/- ) i
М, кН-м W, кН Q, кН
1 Постоянная (собствен- ный вес) 7 Я К ч 7, 1 0 50,05 0
7. 7
2 Снеговая 7 F;, 7 1 0 31,68 0
?, 7/
0,9 0 28,51 0
3 Z^Dmax на левую стой- ку 7 Г птах ^iBin 1 0 74,81 0

0,9 0 67,33 0
3* Fz)max на правую стойку 'г])тц/ 1 0 27,34 0
ж
0,9 0 24,61 0
4 Ft max На левую стойку 1 + 14,73 +0,31 + 1,39
L \ Frmox !
0,9 +13,26 +0,28 + 1,25
4* Ft max НЗ правую стойку 1 + 14,73 ±0,31 ±1,39
L \ F7fnax /
0,9 + 13,26 ±0,28 ±1,25
5 Ветер слева *4 _ 1 —80,92 0 15,48
% L
0,9 —72,83 0 13,93
Ж/, У////
5* Ветер справа 1а 1 75,72 0 —13,03

0,9 68,15 0 — 11,73

14»
211
Таблица 3.12. Наиболее невыгодные комбинации расчетных усилий в сечении 1—1
____________________________колонны рамы ряда А
Комбинации усилий Коэ ффици- ент соче- таний ф Сечение 1 — 1

М, кН-м N, кН Q, кН
1 2 3 5 6
№ нагрузок 1, 5*
+Мтах. ''ч Nсоотв Усилия 1 75,72 50,05 —13,03
№ нагрузок 1, 2, 3, 4, 5*
Усилия 0,9 81,41 145,61 —12,98
Основ- ные соче- тания № нагрузок 1, 5
4 ~Мтах NcootB Усилия 1 —80,92 50,05 15,48
№ нагрузок 1, 2, 3, 4, 5
Усилия 0,9 —86,09 146,17 15,18
Хр Мтах X -tWiueiS Ns нагрузок 1. 3, 4
Усилия 1 14,73 124,55 —1,39
№ нагрузок 1, 2, 3, 4, 5*
Усилия 0,9 81,41 145,61
Ns нагрузок 1, 3, 4
1 ~Ч, Nmax , -МттВ Усилия 1 —14,73 125,17 1,39
Ns нагрузок 1, 2, 3, 4, 5
Усилия 0,9 —86,09 146,17 15,18
Комбинации усилий для расчета анкерных болтов
Основ- ные соче- тания Nmin 1 -МсоотВ Ns нагрузок 1, 5
Усилия 1 —80,92 39,86* 15,48
у ~McoofB № нагрузок 1, 3*. 4, 5
Усилия 0,9 —86,09 64,75*
212
Окончание табл. 3.12
1 2 3 1 4 1 S 6
Основ- ные гсоче- Q max - № нагрузок 1 1,5
'тания Усилия ‘•о 1 1 15,48
Примечание. Усилие N от постоянной нагрузки в комбинациях для расче-
та анкерных болтов взято с коэффициентом надежности по нагрузке -у у =0,9.
23570—79). Согласно табл. 51 [9], для листового проката толщиной
до 22 мм Rv=220 МПа.
Так как усилия в колонне невелики, то ее сечение подбираем по
предельной гибкости. Для основных колонн 120 (табл. 19 [9]).
Находим минимальный радиус инерции /т!т1 — /ге//7.п— 2120/
120= 17,67 смА2 0,42 й. Отсюда требуемая высота сечения йа>
~ Gnin/0,42= 17,67/0,42=42 см. Относительный эксцентриситет
т = еЛ/Гс =еЛ//ж-й/2 = = е/0,353 й « 3 е/й = 3-0,589/
0,42 = 4,21 (t»=0,42ft; е=/Иж/1У=86,09/146,17 = 0,589 м).
Условная гибкость'^ = kV^/£r= 1201/220/2,06-105=3.92. Ко-
эффициент влияния формы сечения при Af/Aw = 0,5, согласно табл.
73[9], л = (1,75 — 0,1 т) —0,02(5 —т)-%=(1,75-0,1-4,21)—0,02х
X (5—4,21)3,92 = 1,267. Приведенный относительный эксцентриси-
тет mef = т]-т= 1,26 7-4,21 = 5,33. По табл. 74 [9] <ре = 0,154.
т- Л . У 146,17-10 ,
1ребуемая площадь сечения Аса, —----- = ----------= 43,14см .
фе7?уУс 0,154-220-1
Компонуем составное сечение колонны с учетом обеспечения мест-
ной устойчивости стенки и поясных листов (рис. 3.49). Приняв стенку
Л ________________________________________________________ Л
из листа 420x5 мм, определяем площадь пояса: Af=*----------— =
43,14 -42-0,5 2 уч , к 11,07 _
--------------= 11,07 см . При tf = 5 мм bf = —= -----------------«
2 tf 0,5
22 см. По табл. 28 [9] гибкость стенки hefitw=(0,9 + 0,57,) VE/Ry —
= (0,9 + 0,5-3,92) VE/Ry = 2,86 х VE/Ry<
<3,1 УД/Д^т.е..— =2,86l/2-06'105 87,5.
v tw Т 220
Фактическая гибкость стенки (hef=hl^-~s~ =
42
= —=84<87,5, т. е. условие местной
0,5
устойчивости выполняется.
Максимальное отношение расчетной ши-
рины свеса поясного листа к его толщине
по табл. 29 [9]: ^ = (0,36 + 0,11) т/~ £ =
tf _____________________ ' Ry
= (0,36 + 0,1-3,92) 1/ 2л^1=23>Ц^=
' ' 220 4tf
в/-220
60
У
Рис. 3.49. К примеру
расчета колонны (по-
перечное сечение)

213
=--------'— =21,5. В данном случае местная устойчивость ПОЯС-
2.0,5
ных листов также обеспечена.
Находим геометрические характеристики принятого сечения: А =
= 42.0,5 + 2-22.0,5=43 см2; /ж= twhw— + 2brt}(+ -l.\2 =
х 12 7 \ 2 2 /
= 0'5-.423 + 2-22-0,5 13021,4 см4; / =2 ^-+
12 \ 2 2 J v 12
= ^.0,5.22^ 42^5з s 21* =
12 12 12 h
2-13021,4 слк ск ч 1/13021,4 .
=--------1— = 605,65 см3; tx = I/ —— = I/----------— = 17,4 см; tu—
43 “ А V 43 у
1/ 1и 887,8 . с.
= I/ :—= 4,54 СМ.
г А 43
Проверка устойчивости внецентренно-сжатого стержня колонны
в плоскости действия момента выполняется по формуле (п. 5.27
[9]) N/(<peA)^Ruyc.
Предварительно определяем относительный эксцентриситет т =
еА 58,9-43 л 1п •7
=-----=----------=4,18 и условную гибкость в плоскости рамы лж=
IFx 605,65
00901'7
Рис. 3.50. К расчету колонны:
а—расчетной длины в плоскости рамы; б—то же из плоскости;
в—изгибающие моменты
214
= У= 120 У , == 3,92; 7Х= -^L = -^- » 120.
г £ 1 2,06-105 х ix 174
Коэффициент влияния формы сечения вычисляем по табл. 73 [9]
при =' 0,5: т] = (1,75 — 0,1m) — 0,02(5 — m) • Хж =
= (1,75 — 0,1-4,18) — 0,02(5 — 4,18)хЗ,92= 1,268.
Приведенный относительный эксцентриситет mef = rjm = 1,268 х
X 4,18 = 5,3. По табл. 74 [9] в зависимости от /.х = 3,92 и те/= 5,3
определяем <ре= 0,1546. Тогда а= ——= 146’17,10 —219,9 МПа»
к фе4 0,1546-43
» Rvyc — 220 МПа.
Проверка устойчивости стержня колонны из плоскости действия
момента выполняется по формуле (п. 5.30 [9]) N/(c(pyA)=Ryyc-
Так как предельная гибкость Хп = 120, то максимальное рас-
стояние между точками, закрепленными от смещения перпендику-
лярно плоскости действия момента, ly^7.niy— 120-4,54=544,8 см.
Следовательно, необходима постановка одной распорки по высоте
колонны (рис. 3.50, б), что приведет к уменьшению расчетной дли-
ны из плоскости рамы в два раза, т. е. 1У—7/2= 1060/2 = 530 см.
Л4Ж
Относительный эксцентриситет тж= —-— • —
X —-— = 2,98; М'х= —Mf_, + +
605,65 ’ 6
/
расчетный момент,
— Qi-1*
А __ 61,35-Ю3
Wx 146,17 Х
°’94л / I V
г-------... равный максимальному в пределах
6
средней трети нижней части колонны (рис. 3.50, в), но не менее по-
ловины наибольшего момента по длине стержня (п. 5.31 [9]), вычис-
ленного при комбинации усилий (1—5). Здесь в сечении 1—1: Mi—i —
= 13,26 кН-м—изгибающий момент от силы поперечного торможения
при ф = 0,9 (п. 4 табл. 3.11); М1_1=72,83 кН-м — изгибающий мо-
мент от ветровой нагрузки при ф = 0,9 (п. 5 табл. 3.11); Qx_i =
= 13,93 кН—поперечная сила от ветровой нагрузки при ф= 0,9 (п. 5
табл. 3.11). М; = —-13,26+ 72,83 + °’9'1,48 (13,93!^^
' х 6 2 \ 6 / 6
= 61,35 кН• м> —— = 43,045 кН-м.
2
Согласно п. 5.31 [9], определяем коэффициент с= -----------=
___ _____ 1 + атх
=-------L18?-------- о,335; 0= У-^- = У= 1,132 при Х„=
1 + 0,799-2,98 r ' <ру______ г 0,467 К v
= -7— = 530 = 117 >%с = 3,14 У= 96. фс и фу определяются
I у *^У
по табл. 72 [9] соответственно в зависимости от и а = 0,65 +
+ 0,05тх = 0,65 + 0,05 • 2,98 = 0,799 при 1 < тх = 2,98 < 5. Тогда
’ = = о.ззХоХз = 217/5 МГЬ<«Л - 220 МПа.
215
Проверка местной устойчивости элементов колонны. Так как про-
верка местной устойчивости поясных листов, согласно п. 7.23 [9], и
стенки, согласно п. 7.15 [9], проводилась при компоновке сечения
колонны (Хп = 120), а фактическая гибкость стержня = лп, то нет
необходимости в проверке местной устойчивости ее стенки и полки.
Проверку стенки колонны также необходимо выполнить в соответ-
ствии с п. 7.16 [9]. В этом случае ее предельная гибкость определя-
ется в зависимости от значения а= СТ~~СТ1 ; а = —— + .-^- =
а А 1Х 2
146,17-10 , 8609-10 42 „ ,дгт ,
-- Ь — 172,8 МПа — наибольшее сжимаю-
43---------------------------13021,4-2
щее напряжение у расчетной границы стенки, принимаемое со знаком
„ N Мх hw 146,17-10 8609-10 42
(Li = - — ------- • ----- = ------------ — -------- . --- =
А 1Х 2 43 13021,4 2
= — 104,8 МПа — соответствующее напряжение у противоположной
расчетной границы стенки. Параметр а = = 1>606.
Среднее касательное напряжение в рассматриваемом сечении
т = ——• = 15’ - = 7,23 МПа. Так как а = 1,606 >1, то пре-
twhw 0,5-42
дельную гибкость стенки вычисляем по формуле 90 [9] = 4,35 х
X У----------(2и~1)£ < 3,8 1/-^— ; Р = 1,4 (2а — 1) — =
' а(2-а+ У<х2 + 402 ) " а
= 1,4(2-1,606— 1) —L-?3- = 0,13. Тогда = 4,35 X
172,8 tw
(2-1,606- 1)2,06-105 __ ~ = =
/ 172,8(2— l,606+Vl,6062 + 4-0,132) Г 22о
= 116. Гибкость стенки —у— = -- 42 - = 84 < 116, следовательно, ее
местная устойчивость обеспечена.
-г ал о о 1Л & п О 1Z2,06-105
Так как —— = 84 >2,2 I/ ---------- 2,2 I/ —-----= 67, то, со-
tw У Ry г 220
гласно п. 7.21 [9], стенку следует укреплять поперечными ребрами
жесткости, расстояние между которыми принимается (2,5—3) hw.
Ширина их выступающей части bh -уу- + 40 = - 42^ + 40 = 54 мм.
Принимаем bh = 60 мм. Толщина ребра ta 2bh 1/ - . = 2-60 х
X ]/” 2 = 3,92 мм.£Принимаем’/3’= 5 мм (см. рис. 3.49).
Расчет оголовка колонны (рис. 3.51). Опорная реакция фермы
V = Fq + 0,9Fp + 0,9FDmax — 0,9FTmax = 40,05 + 0,9-31,68 + 0,9 х
Х74,81+ 0,9-0,31 = 136,17 кН. Принимаем конструктивно толщину
плиты tPi= 14 мм, ширину ребра bh= 100 мм, его толщину ts=6 мм.
Требуемая толщина горизонтальных сварных швов, через которые
давление с опорной плиты передается на вертикальные ребра оголов-
216
Ka kf>----------------= 1’2'136’-—.° - = 0,324 см. Здесь коэффици-
^f2.lwRwfywf^c 0,7-36<200-1-1 и/щ п
ент 1,2 учитывает некоторую нечеткость работы узла: 22^=4(10—1) =
= 36 см — суммарная расчетная длина швов. Согласно табл. 38 [9],
принимаем kf = 6 мм.
Длину ребер определяем из условия прочности на срез.
колонны ls ------------=-------136,1740-----_ ю gy см pj3
2twRsye 2.0,5.0,58.220.1,0
прочности сварных швов, прикрепляющих вертикальные ребра
ке колонны, 1а^— -----------------Ь 10 мм =
^fkfRwfywfye
= 5,05 см. Принимаем ls = 120 мм.
Расчет базы колонны (рис. 3.52). Так как усилия в заделке ко-
стенки
условия
к стен-
4-0,7-0,6-200-1.1
лонны невелики, то для снижения трудоемкости изготовления про-
ектируем базу без траверс. Для крепления ее к фундаменту прини-
маем не менее четырех анкерных болтов.
Материал плиты — сталь марки 18 кп (ГОСТ 23570—79); фун-
дамент из бетона М150 (Rb=7 МПа). При толщине листового про-
ката 21—40 мм =210 МПа. Расчетные комбинации усилий в
нижнем сечении колонны (табл. 3.12): М=—86,09 кН-м, N=.
= 146,17 кН; для расчета анкерных болтов: 1) Mmln=39,86 кН;
Мсоотв=—80,92 кН-м; 2) 2V=64,75 кН; Мооотв=—86,09 кН-м.
Рис. 3.51. К примеру расчета оголовка сплошной колонны
217
Определение размеров опорной плиты в плане. Расчетное сопротив-
ление бетона фундамента при местном смятии Rbp=yRb= VAf/Api =
= 1,2-7=8,4 МПа; у=1,2. Из конструктивных соображений назнача-
ем ширину плиты .Врг=300 мм, что соответствует ГОСТ 82—70* на
широкополосную универсальную сталь. Из условия 07 гааХ=RbP опреде-
ляем требуемую длину опорной плиты по формуле (3.38) Lpi,cai =
— N _1_ \2 6|Л11 — Г 146’17,10 I 1/7146,17-10x2
2bRbp + У \2bRbp ) + bRbp 2-22-8,4 У U-22.8,4/ +
4- =57 см; b=bf = 220 мм—ширина рабочей площади
Рис. 3.52. К примеру расчета
базы виецентренно-сжатой ко-
лонны:
а—горизонтальных размеров опор-
ной плиты; б—толщины плнты; в—
анкерных болтов
218
плиты (рис. 3.52, а). Из условий конструирования принимаем Lpl =
= 630 мм. Рабочая площадь плиты А = b-Lpi = 22-63 = 1386 см®.
Момент сопротивления W = (bL2pi)/6 = (22 • 632)/6 = 14553 см8.
Определение толщины плиты (рис. 3.52, б). Толщина опорной
плиты определяется ее работой на изгиб как пластины под действием
реактивного давления бетона фундамента. Максимальное напряжение
, . . К , |Л4| 146,17-10 .
в бетоне фундамента под плитой <yf max = — + =------—----1-
A w luob
+ .8609-10 = 6,97 МПа < Rbp = 8,4 МПа. Изгибающий’ момент в за-
14553 р
0--
щемлении консольного свеса плиты в сечении 1—1 Л1 =---------- =
= —— = 34,85 кН-см/см. Требуемая толщина плиты по фор-
муле (3.44) tpi—^-&М-~ = =3>15 см. Согласно ГОСТ
82—70*, принимаем tpl = 32 мм.
Расчет анкерных болтов (рис. 3.52, в). Усилие в анкерных бол-
тах определяем по формуле (3.47) Z ~!— .
tz л , lpi ft । N т \ 63 /, । 39,86
Комбинация 1. с = —14---------------LviI =---- 14---------X
2 \ 6 |Л4| p7 2 \ 6-80,92-102
X63^ = 33,1 cm; d = -------— = —-----= 20,5 cm; y=Lpl—
I 2 3 2 3 H
С КП CO 33,1 R JCn7 -7 W----
--------50 мм = 63 ------------5 = 46,97 cm; Zj = —!—1-------=
3 3 У
— 80,92.102-39,86-20,5 _ 49 rH
46,97
Комбинация 2. c = -^-(l 4--------6—63 * * * * * * * * * * * 75 *6,3^ = 33,99 cm; d~
2 \ 6-86,09-102 )
63 33,99 'по ,co 33,99 г* дс с? Л 7
=----------—=20,17 см у — 63----------’----- 5 = 46,67 cm; Za =
2 3 3
86,09-102 — 64,75-20,17 TT r?
= -—!---------:-----— = 156,48 кН. Более невыгодной является
46,67
комбинация 2 при ZmaX = 156,48 кН.
Принимаем анкерные болты из стали ВСтЗкп2. Усилие в одном
болте A^6=Zmax/2= 156,48/2 = 78,24 кН. По табл. 4.17 [19] прини-
маем анкерные болты с?=36 мм (Аъп=7,58 см2). Проверяем проч-
ность плиты по сечению 2—2 в защемлении консольного участка
a=M/W= (782,4-10)/37,55=208,36 МПа</?йус=210 МПа (М =
=Zmxa<5 = 156,48 (10—5) =782,4 кН-см; W=(bt2pl)/Q= (22Х
Х3,22)/6=37,55 см3).
Расчет швов, прикрепляющих стержень колонны к плите. При-
варка колонны к опорной плите выполняется односторонним швом
kf=6 мм. Сварка — ручная электродами Э46 (ГОСТ 9467—75).
Так как fifRwf yw/=0,7-200-0,1 = 140 МПа<[М?гиуг<к= 1,0-0,45X
X 355X 1,0= 159,75 МПа, то расчет ведем только по металлу шва.
219
Момент инерции угловых швов Ixw= 2-0,6-22~
= 16251 см4. Расчетный момент сопротивления угловых швов с уче-
том разрушения по опасной плоскости ф/ = 0,7) Wwf == =
h’
-----—----= 522 см8; п — расстояние между центрами горизон-
тальных проекций угловых швов, прикрепляющих полки колонны’к
опорной плите. Площадь горизонтальных проекций угловых швов
Aw = 2-0,6-22 + 42-0,6 = 51,6 см2. Их расчетная площадь Awf =
= РИю = 0,7-5 1,6 = 36,12 см2. Суммарное напряжение среза от про-
дольной силы и изгибающего момента xt= —— 1—L51L = 146,17-10
1 Awf Wwf 36,12
+ 86g;10 = 205 МПа » «w/Tw/Ye = 200 МПа.
3.7.5. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЙ
В СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЕ ИЗ ЗАМКНУТЫХ
ГНУТОСВАРНЫХ ПРОФИЛЕЙ
С ПОДВЕСНЫМИ КРАНАМИ
Исходные данные. Требуется рассчитать стропильную ферму
покрытия сельскохозяйственного производственного здания. Пара-
метры здания и нагрузки те же, что и в примерах компоновки и
расчета рамы с подвесными кранами (п. 3.7.1—3.7.3).
Ферма с параллельными поясами
Длина панелей верхнего и нижнего поясов /т=3,0 м. Высота на
опоре /ic=2000 мм (по наружным граням поясов).
Расчетные нагрузки. Постоянная нагрузка. Ра-
счетная нагрузка на ферму от собственного веса покрытия подсчи-
тана в табл. 3.10 и составляет 9 = 0,78 кПа. Расчетная погонная по-
стоянная нагрузка qi=4,45 кН/м.
Временные нагрузки. Снеговая нагрузка. Рас-
четная равномерно распределенная погонная нагрузка от снега
pz=3,52 кН/м.
Крановые нагрузки. Узловые расчетные нагрузки в
виде двух сосредоточенных сил от подвесных кранов: Ff max=
==79,56 кН; F/mm=22,59 кН. Вертикальные нагрузки от них при-
ложены в узлах крепления подвесных путей (рис. 3.53, а). Горизон-
тальная расчетная нагрузка на ферму от поперечного торможения
кранов, действующая вдоль ее нижнего пояса как сосредоточенная
сила, составляет Гт тах=2,78 кН.
Ферма, входящая в состав рамы в качестве ригеля, при шарнир-
ном ее сопряжении с колоннами, кроме перечисленных нагрузок,
испытывает дополнительное воздействие горизонтальной сжимаю-
щей сосредоточенной силы FR (рамной составляющей) от ветровой
и крановой нагрузок поперечного торможения. Последняя прило-
220
жена в уровне верхнего пояса фермы (рис. 3.53, а). Продольная
сила FR=ty(FRl +FR2) = 0,9(0,808+1,39) = 1,98 кН (FRi~Wa +
+ qAh—Qi-i = 0,6+1,48-10,6—15,48=0,808 кН — сосредоточенная
сила от ветровой нагрузки, приложенная по оси верхнего пояса;
<21—1 — поперечная сила в сечении 1—1 от ветровой нагрузки (см.
табл. 3.11); FR2=F.1 max/2=2,78/2= 1,39 кН — сосредоточенная
сила от поперечного торможения кранов). Опорные реакции фер-
мы: УА=74,81 кН; Ув=27,34 кН.
°_________ 1кН!м
| | | I r'i I I f I * -I- t г v I I'ilLi I + /П v I I I I I
Puc. 3.53. К примеру расчета стропильной фермы из ЗГСП:
а—расчетная схема; б—усилия от единичной равномерно распределенной нагрузки; цифры
в кружках—номера стержней; 1—1, 1—2 — номера сечений; цифры в узлах —их номера
Определение расчетных усилий в стержнях фермы. В фермах
из замкнутых гнутосварных профилей стержни поясов и решетки
имеют в основном жесткое сопряжение в узлах. Вследствие этого
такие конструкции являются многократно статически неопредели-
мыми системами. Их расчет следует выполнять на ЭВМ по соот-
ветствующим программам. Для удобства расчета усилия в стерж-
нях фермы рекомендуется определять от каждого вида нагрузки в
отдельности.
Так как постоянная и снеговая нагрузки являются распреде-
ленными, т. е. внеузловыми, то в каждой панели верхнего пояса
необходимо определять усилия не менее чем в трех сечениях по
длине стержня: в начале, середине и в конце элемента. Для ос-
тальных стержней, за исключением шарнирно прикрепленной под-
вески, усилия достаточно вычислить в начале и конце стержня.
Продольная сила FR, приложенная по оси верхнего пояса ригеля,
не оказывает влияния на усилия нижнего пояса и решетки.
Итак, первоначально усилия в стержнях фермы вычисляются
при следующих загружениях:
а) единичной равномерно распределенной вертикальной нагруз-
ке, приложенной к верхнему поясу;
221
222
Таблица 3.13. Расчетные усилия в стержнях фермы
i Усилия в стержнях фермы от нагрузок
единичных постоянной <7^4,45 кН/м кратковременных
4=1 кН/м F,=l кН Fi,=l кН снеговой Pj=3,52 кН/м
Ф=1 ф=0,9
фер •Е * g.
g S ф о М, кНм N, кН М, кН-м N, кН М, кНм N, кН М, кНм N, кН М, кН-м Л1, кН М, кНм N, кН
о S
X 1 2 2а
1 2 3 4 5 6 7 8 9 1 10 1 11 1 12 1 13 14
Верх- ний по- 1 0,831 6,4404 0,0101 0,742 0,0007 0,0679 3,698 28,66 2,925 22,67 2,633 20,4
яс 2 0,8036 16,237 0,0087 0,6076 0,0001 0,203 3,576 72,25 2,829 57,15 2,55 51,45
3 0,597 21,108 0,0025 0,4734 0,0011 0,338 2,657 93,93 2,101 74,3 1,89 6 6,87
Ниж- ний по- 7 0,1038 12,647 0,0017 0,6728 0,001 0,1356 0,462 56,28 0,365 44,52 0,33 40,07
яс 8 0,0677 19,832 0,0021 0,5414 0,0003 0,2704 0,301 88,25 0,238 69,81 0,21 62,83
9 0,1425 22,264 0,0014 0,4056 0,0019 0,4051 0,634 99,07 0,502 78,37 0,45 70,53
Рас- 13 0,2615 9,972 0,0006 1,1682 0,0003 0,1064 1 , 164 44,38 0,92 35,1 0,83 31,59
косы 14 0,0415 9,894 0,0005 0,1112 0,0004 0,1075 0,185 44,03 0,146 34,83 0,131 31,34
15 0,0141 . 5,589 0,001 0,1027 0,0004 0,1054 0,063 24,87 0,05 19,67 0,045 17,71
16 0,0276 5,752 0,0003 0,105 0,0005 0,1073 0,123 25,6 0,097 20,25 0,087 18,22
17 0,0373 1,944 0,0003 0,1063 0,0007 0,1059 0, 166 8,65 0,131 6,84 0,1 18 6,16
18 0,0187 1,876 0,0001 0,1078 0,0006 0,1065 0,083 8,35 0,066 6,6 0,06 5,94
Стойки 19 — 0,5412 — 0,0116 — 0,0116 — 2,41 — 1,91! — 1 ,72
Элементы фермы Номер стержня Усилия в стержнях фермы от нагрузок Номер загружений Расчетные усилия
кратковременных
крановой к^’ ^fmin=22,59 КН от про- дольной силы = 1,98 кН М, кН-м N, кН
таль слева таль справа
ф=1 ф=0,9 Ф=1 ф=0,9
М, кН-м N, кН М, кН-м N, кН М, кН-м N, кН М, кН-м N, кН
3 За 4 4а
1 2 15 16 17 | 18 19 | 20 21 | 22 23 24 25 26
co
to
Верх- ний по- 1 0,819 60,57 0,737 54,5 0,248 22, 16 0,255 19,94 1,98 1 2а 5,59 105,54
яс За 5
2 0,69 52,93 0,621 47,64 0,189 29,88 0,17 26,89 1,98 1 2а За 5 5,51 173,3
3 0,224 45,3 0,2 40,77 0,144 37,59 0,13 33,83 1 ,98 1 2а За 5 4,35 203,55
Ниж- ний по- яс 7 0,158 56,59 0, 142 50,93 0,118 25,99 0,106 23,39 — 1 2а За 0,934 147,28
1 2 1 15 16 17 18 19 20
8 0,174 49,18 0.156 44,26 0,071 33,74
9 0,154 41,42 0,139 37,28 0,183 41,39
Раско- 13 0,04 95.35 0,036 85,82 0,01 34,85
сы 14 0,049 6,42 0,044 5,78 0,043 6,04
15 0,089 5,79 0,08 5,21 0,054 6,07
16 0,113 5,93 0,012 5,34 0,033 6,16
17 0,008 6,06 0,007 5,45 0,049 6,02
18 0,006 6,17 0,005 5,55 0,045 6,04
Стойки 19 1.18 1,06 1 ,18
Окончание табл. 3.13
21 22 | 23 1 24 25 26
0,064 30,37 — 1 2а За 0,667 195,34
0,165 37,25 1 2а За 1,223 206,88
0,009 31 ,37 — 1 2а За 2,03 161,79
0,039 5,44 — 1 2а 4а 0,277 80,81
0,049 5,46 — 1 2а 4а 0,157 48,04
0,03 5,55 — 1 2а 4а 0,24 49,37
0,044 5,42 — 1 2а 4а 0,328 20,23
0,041 5,43 — 1 2а 4а 0,184 19,72
—• 1,06 — 1 2а За — 5,19
б) единичной сосредоточенной вертикальной силе, приложенной
в узле 2 нижнего пояса;
в) то же в узле 13 нижнего пояса.
Расчетная схема фермы, обозначение стержней, узлов и сечений
приведены на рис. 3.53, а.
Статический расчет фермы произведен на все виды загружений
с учетом жесткого сопряжения стержней в узлах. Расчет выполнен
на ЭВМ ЕС-1022 по программе «LOTOS», разработанной на кафед-
ре металлических конструкций Брестского инженерно-строительно-
го института.
Эпюры изгибающих моментов и продольных сил в стержнях
фермы от единичной равномерно распределенной' вертикальной на-
грузки <7=1 кН/м, приложенной к ее верхнему поясу, приведены
на рис. 3.53, б.
Усилия от всех видов загружений сводим в таблицу расчетных
усилий в стержнях фермы (табл. 3.13). Для каждого стержня уси-
лия определялись во всех трех сечениях (рис. 3.53, а). Однако в
целях сокращения объема таблицы для каждого стержня приведе-
ны усилия лишь тех сечений, в которых они имели максимальные
значения.
Расчетные усилия в i-м стержне фермы от каждой нагрузки в
отдельности определялись по следующим формулам:
постоянной: М1 = М^=1(?г; № = ЛЛ^=к7г; снеговой при ф}= 1: Мг ~
== М^=1 pi, = 2Vj=i Pi', крановой вертикальной при ф= 1,0: а) таль
слева — Мг = Л4Л2==1Е/тах + • Fy щ1п; N1 = ’ F/max +
4-Ук,=1 ••P/min', б) таль справа—М1 = Mf„=i -Ffmhl + Mf1s=i Ffm3X;
Nl = N'f2=i -F/min + NfI3=i -FfmaX.
Здесь Ff max и Ff тщ определялись при крайних положениях тали
на кран-балке.
Усилиями в стержнях фермы от поперечного торможения кра-
нов, действующего в уровне ее нижнего пояса, пренебрегаем ввиду
их незначительности.
При вычислении продольных усилий в панелях верхнего пояса
учитывалось продольное усилие сжатия в ригеле рамы от ветровой
и крановой нагрузок Д/д = = 1,98 кН, которое принимают из
расчета поперечной рамы. Суммарные расчетные усилия М и N в
каждом стержне определялись от основных сочетаний нагрузок,
действующих на ферму (табл. 3.13). При этом кратковременные
нагрузки вводились с коэффициентом сочетания ф = 0,9.
По полученным расчетным усилиям подбирались сечения стерж-
ней фермы, а затем конструировались и рассчитывались ее узлы.
Пример подбора сечений стержней ферм из ЗГСП и расчета ее
узлов приведен в главе 2 (п. 2.4.4).
Типовые стропильные фермы из замкнутых гнутосварных про-
филей (сер. 1.460.3-14) рассчитаны на два вида нагрузок: равно-
мерно распределенную от массы покрытия и снега, приложенную к
верхним поясам ферм (максимальная величина дг—20 кН/м); тех-
15. Зак. 1295
225
нологическую и от подвесных кранов, приложенную в узлах ферм.
В верхнем поясе стропильных ферм учтена рамная сжимающая си-
ла Ffi=100 кН от ветровых и крановых нагрузок.
При этом сосредоточенные нагрузки от подвесных кранов и тех-
нологического оборудования заменены эквивалентными равномер-
но распределенными нагрузками, приложенными к верхнему поясу
фермы. В целях сокращения объема вычислений составлены спе-
циальные таблицы по определению эквивалентной расчетной на-
грузки при одном и двух спаренных подвесных кранах на пути при
грузоподъемности 1; 2; 3,2 и 5 тс для пролетов фермы 18, 24 и 30 м.
Расчетные эквивалентные нагрузки при различных схемах подве-
ски одно- и двухпролетных подвесных кранов грузоподъемностью
1; 2 и 3,2 т для ферм с пролетами 18 и 24 м и шагом 6 м приведены
в табл. 26 [29].
Заметим, что при расчете стропильных ферм с подвесным обо-
рудованием целесообразно учитывать не сосредоточенные нагрузки,
а эквивалентные равномерно распределенные от подвесных кранов,
что объясняется также возможной перспективной реконструкцией
подвесного транспорта с перевеской балок.
3.8. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
3.8.1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Подкрановые балки — это конструкции, по которым передвига-
ются мостовые подъемные краны, обслуживающие производствен-
ные помещения. На верхний пояс балки укладываются рельсы.
Подкрановые балки имеют пролет, равный шагу колонн в про-
дольном направлении. Для сельскохозяйственных производствен-
ных зданий он, как правило1, составляет 6 м. Шаг колонн 12 м в
таких зданиях встречается сравнительно редко. Поэтому в сельско-
хозяйственных производственных зданиях наибольшее распростра-
нение получили сплошные разрезные подкрановые балки пролетом
6 м. По сравнению с неразрезными они обладают рядом преиму-
ществ: простотой конструктивного решения, отсутствием монтаж-
ных стыков, более низким опорным давлением на колонны, удобст-
вом монтажа, незначительной чувствительностью к осадкам опор.
Основной недостаток — увеличение расхода стали.
Конструктивная форма сплошных подкрановых балок в наи-
большей степени соответствует специфике работы подкрановых
конструкций (большие нагрузки при сравнительно небольших про-
летах, минимум концентраторов напряжений в отдельных точках).
При пролетах 6 м и грузоподъемности кранов до 20 т включи-
тельно балки проектируются без тормозной конструкции асиммет-
ричного двутаврового сечения с развитым верхним поясом и номи-
нальной высотой 800 мм без ребер жесткости (рис. 3.54, а). Спе-
циально разработаны типовые рабочие чертежи (сер. 1.426-1, вып.
4) разрезных подкрановых балок без проходов вдоль подкрановых
путей с поясами из тавров — 6 типов. Верхние и нижние пояса та-
226
ких балок принимаются из тавров КТ. Стенки-вставки из полос
толщиной 8 и 10 мм. Масса балок пролетом 6 м составляет 5,6—
1,23 кН.
Типы сечений подкрановых балок зависят от нагрузки, пролета,
режима работы кранов. В сельскохозяйственных производственных
зданиях, оборудованных кранами небольшой грузоподъемности
(5—10 т), для разрезных подкрановых балок пролетом 6 м при-
меняют прокатные двутавры с верхним поясом, усиленным листом
Рис. 3.54. Разрезные подкрановые балки:
<а— типовые составные с поясами нз тавров под краны <2^20 т; б—прокатные с усиленным
верхним поясом под краны Q^lO т
или уголками (рис. 3.54, б) для восприятия горизонтальных сил,
либо сварные двутавры несимметричного сечения (рис. 3.55, а).
Однако следует иметь в виду, что балки из прокатных профилей
несколько тяжелее сварных балок из трех листов.
Подкрановые балки целесообразно проектировать в основном
сварными. Их наиболее рациональным сечением является двутавр
с поясами из тавров со стенкой-вставкой из полосы.
При пролетах 6 м и кранах легкого и среднего режимов рабо-
ты грузоподъемностью до 20 т горизонтальные усилия от попереч-
ного торможения и боковых воздействий воспринимаются непо-
средственно верхним поясом подкрановой балки (специальные
тормозные устройства отсутствуют). В этом случае наиболее ра-
ционально применение асимметричного сечения с развитым верх-
ним поясом (рис. 3.55).
Составное сечение подкрановых балок может быть выполнено
из листов. Кроме того, для верхнего пояса асимметричного двутав-
ра применяют колонные тавры КТ, для нижнего — либо колонные
тавры КТ, либо нормальные тавры БТ (ТУ 14-2-24-72 [20]). Типы
поперечных сечений составных подкрановых балок представлены
на рис. 3.55.
а* 227
Ширина верхнего пояса подкрановых балок Ьг принимается не
менее 260 мм в случае применения железнодорожных рельсов типа
Р38 и Р43 и не менее 350 мм — при использовании крановых рель-
сов типа КР60 и КР70 в зданиях без проходов вдоль подкрановых
путей (табл. 1, прил. VI).
Сварные подкрановые балки с поясами из тавров по расходу
стали практически не отличаются от балок, сваренных из трех ли-
стов, в которых наиболее часто повреждаются верхние поясные
Рис. 3.55. Типы асимметричных поперечных сечений составных подкрановых балок:
а—из трех листов; б—верхний пояс из тавра КТ, нижний—из листа; в—пояса нз тавров КТ
швы и примыкающие к ним участки стенки. В балках с поясами
из тавров, в которых сварные швы удалены от самой напряженной
зоны, этот недостаток отсутствует, благодаря чему они более на-
дежны и долговечны.
Сечения подкрановых балок могут быть скомпонованы либо из
одной марки стали (обычной или повышенной прочности), либо из
двух; причем стенка-вставка из более низкой марки, чем пояса.
Разность между толщиной стенок тавров и стенки-вставки не долж-
на превышать 2—3 мм.
Общая компоновка подкрановой балки с поясами из тавров
практически не отличается от компоновки сварных балок из трех
листов. Подкрановые балки пролетом 6 м под краны грузоподъем-
ностью до 20 т включительно рекомендуется компоновать без про-
межуточных ребер жесткости с соблюдением условия обеспечения
ее устойчивости.
Для подкрановых балок пролетом 12 м в уровне верхнего пояса
предусматриваются тормозные конструкции, благодаря чему до-
полнительные напряжения в нем от боковых воздействий кранов
невелики. В связи с этим такие балки конструируются в виде со-
ставного симметричного двутаврового сечения. Подобное решение
является наиболее технологичным. Для поясов балок симметрично-
го сечения также применяются колонные тавры КТ.
228
3.8.2. НАГРУЗКИ НА ПОДКРАНОВУЮ БАЛКУ
Подкрановые балки подвергаются действию вертикальных и го-
ризонтальных нагрузок. Условно принято, что воздействие верти-
кальных нагрузок воспринимается всем сечением подкрановой бал-
ки, а поперечных горизонтальных — ее развитым из плоскости верх-
ним поясом.
Нагрузки от крана (вес груза Q, тележки GT, моста GK) пере-
даются на подкрановую балку через катки (колеса) крана, распо-
ложенные на концевой балке кранового моста. С каждой стороны
моста крана грузоподъемностью до 20 т имеются по два катка.
По крановому мосту движется подъемная тележка с грузом, пе-
редающая на катки вертикальное давление и горизонтальную силу
при торможении — FT. В зависимости от местоположения грузовой
тележки давление колес крана может принимать максимальное или
минимальное значение. Схема передачи нагрузки на подкрановую
балку приведена на рис. 3.56.
При предельном приближении тележки к одному из путей Ц на
ближайшие катки передается максимальное давление
Лпах = - /х) + . (3.51)
При торможении тележки на эти же катки может передаваться
и боковое давление
л-<3-52*
где f—0,1—коэффициент трения заторможенного колеса тележки
(половина колес тележки являются тормозными). Значения Fmax и
FK, а также геометрические размеры кранов, указанные на рис. 3.56,
приведены в прил. IV.
Подкрановая балка обычно рассчитывается на нагрузку от
двух сближенных кранов при одновременном действии Fmax и FK.
Рис. 3.56. Геометрическая схема мостового крана:
1—главная балка моста; 2—концевая балка; 3—грузовая тележка
229
Расчетные значения вертикальных и горизонтальных сил опре-
деляются по формулам:
Р = МТ/Лпах и FT = фууГк, (3.53)
где kd—1 —динамический коэффициент для кранов нормального и
облегченного режимов; у/=1,1; ф = 0,85.
3.8.3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИИ В ПОДКРАНОВОЙ БАЛКЕ
Подкрановые балки, опираясь шарнирно на колонны, работают
по схеме разрезных конструкций в вертикальной плоскости от дей-
ствия давления колес крана и собственного веса, а в горизонталь-
ном направлении — от приложения силы поперечного торможения
каждого из колес крана в уровне головки рельса.
Наибольший изгибающий момент в разрезной балке от задан-
ной системы сил определяется по правилу Винклера (рис. 3.57, а),
для вертикальных сил F от трех колес.
Если сместить систему нагрузок вправо на Z—A/3-—B'/Q, т. е.
поместить среднее колесо в середине пролета балки, то с допусти-
мой для практических расчетов погрешностью (менее 2%) можно
Рис. 3.57. К определению расчетных усилий для разрезной подкрановой балки:
а—наибольший изгибающий момент; б—наибольшая поперечная сила при двух грузах; в—
то же при трех грузах на балке
230
приближенно определить Afmax как момент в середине пролета под-
крановой балки по формуле
Миха* = W(3-2B7L). (3.54)
Если на балке располагаются два колеса, то, по правилу Винклера,
Мщах------ j (3.55)
Расчетное значение момента с учетом влияния собственного ве-
са баЛКИ Мх= 1,03 Мтах-
Изгибающий момент от горизонтального воздействия нагрузки
определяется при тех же положениях катков крана; поэтому
=MmRX-F^/F.
Максимальное значение поперечной силы для подкрановой бал-
ки Qmax = 2F(l — (В'—A)/2L) —при двух грузах, установленных на
балке (рис. 3.57, б) ; Qmax— <?Е(1—(2В'—A)/3L)—при трех гру-
зах (рис. 3.57, в). (3.56)
Расчетное значение поперечной силы с учетом влияния собствен-
ного веса балки определяется по формуле Q= 1,02 Qmax-
3.8.4. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
Подбор сечения начинают с определения высоты балки исходя
из условия Минимальная высота, диктуемая жест-
костью балки,
hmia=~- , (3-57)
24 Еу} [f/L] уп
где [f/L] = 1/400 — допустимый относительный прогиб для балки
под краны облегченного режима работы; [f/L] = 1/500— то же для
нормального режима; у/=1,1.
Оптимальная высота балки, обеспечивающая минимальный
расход стали,
(3-58>
Здесь %w=heflt — гибкость стенки.
В целях унификации высоту подкрановой балки пролетом 6 м
следует назначать /г = 680 мм. Наибольшие нормальные напряже-
ния в верхнем и нижнем поясах подкрановой балки приближенно
можно определить по формулам:
Osup = Ч" MyfWy -С/ /?j/Yc/Ynl (3.59)
Oinf = x.lnf КуУс/Чпг
где Wx, SUp=Ix/Z-, Wx,int = Ix/h—z — моменты сопротивления для
крайних волокон соответственно верхнего и нижнего поясов (см.
рис. 3.55); Wy — момент сопротивления верхнего пояса относитель-
но оси у—у; ерь — коэффициент для проверки общей устойчивости
231
балки асимметричного сечения, определяемый по прил. 7 [9]. При
этом
<Рь = <Р1![о,21 + 0,68 + —1 п , (3.60)
где <pi = ^1УЦХ- (2h0hw}lllfElRv-, <р2 = • Фп ф=5>(5+УВ2+С);
0 = 2,247; В = и+ 1,1450— 1; С=0,481 р; 0={О,47—ОДЗб-^/Ло X
X [1 + &i//i0 —0,072 (fei/йо)2]} (2n—1); р = п(1 — п) (9,87 + 04); п —
= IJIy, а = 0,385 (ЛШШЧ^о)2-
Заметим, что под h0 понимается расстояние между центрами тя-
ШЫ* / + • vt
жести поясов: h10 =’Z----— , Л20 = h — Z----—; I± = (tjtf)/12, I2 =
2 2 ;
— t2bl/12—"моменты инерции верхнего и нижнего поясов относитель-
но оси у; 1У = Л + 12; Ц= 1,25/32&г/? — моменты инерции сечения
при кручении.
Для предварительного подбора сечений можно принимать <р& из
выражения
Фь = 4&1(1-Ь1), (3.61)
где bi — ширина верхнего пояса балки, м.
Предварительно площадь нижнего пбяса A2=b2t2 можно опре-
делить, как и для балки симметричного сечения, по формуле
Мхуп
hRvyc
Лз
6
(3.62)
где AA=hwtw — теоретическая площадь стенки.
Исходя из условия выполнения проверки нормальных напряже-
ний Qsup получим формулу для предварительного определения тре-
буемой площади верхнего пояса:
/Ij^a+Va2 + 0Л3; a
+ 0 + (3.63)
2<Рь 4<рь
ъмиуп
biRyyc
Толщина стенки должна быть проверена на прочность:
а) при срезе на опоре:
3
2 '
t
Qyn
hRsyc
(3.64)
где Rs=0,58Rv;
б) от сосредоточенного давления катка крана:
^уУс
(3.65)
232
Здесь yf = 1,1 — коэффициент увеличения вертикальной сосредото-
ченной расчетной нагрузки от колеса крана для нормального и .облег-
ченного режимов работы; /еу= 3,25^/j///; 1ц — сумма собственных
моментов инерции пояса балки и кранового рельса или общий момент
инерции рельса и пояса в случае приварки рельса швами, обеспечи-
вающими совместную работу рельса и пояса (п. 13.34 [9]). При ис-
пользовании для верхнего пояса колонных тавров КТ проверка на
прочность стенки от давления катка крана может не производиться;
в) на местную устойчивость согласно п. 7,6 [91 При выполнении
условия y-Jt sC 1,1 VE/Ry проверка местной устойчивости стенки бал-
ки может не производиться, и поперечные ребра жесткости не тре-
буются. Здесь У1 = z — (ti + rj (см. рис. 3.55); Ry — расчетное
сопротивление по пределу текучести для поясов.
Толщина верхнего (сжатого) пояса из листа (рис. 3.55, а)
должна определяться с учетом обеспечения его местной устойчиво-
сти. При этом ___
t1^2bef'\/RylE, (3.66)
где bef—(bx—t) /2 — свес неокаймленной полки.
Компоновку сечения балки необходимо выполнять с учетом
стандартных толщин листов в соответствии с ГОСТ. Для поясов ре-
комендуется универсальная сталь ГОСТ 82—70*. При этом следует
принимать во внимание ранее сделанные указания относительно ге-
неральных размеров балки (h, bit b2).
В случае применения колонных тавров КТ номера их профилей
подбираются по значениям площадей полок Аг и Л2. Далее определи-
f / ^2 \
ется положение центра тяжести сечения Z = + Л2I h—+
А /г + — /2 )
+ Л*-----§----|{Л1 + Л2 + Л*}'1 (для составного сечения из лис-
тов). Здесь Л* = (h — ti — /2) t- Моменты инерции:
t(h — A — /.)3 (h — t2 \2
1* = Лай|0+12—- + л* (^- —Л1О) ; (3-67)
1,25
Ц = —3- [Ь^+(ЬЛ1 + Р].
Аналогично определяются геометрические характеристики сече-
ния подкрановой балки с поясами из тавров.
В заключение проверяется прочность принятого сечения балки.
Этот расчет иллюстрируется приведенным ниже примером.
3.8.5. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ СОЕДИНЕНИЙ
И ДЕТАЛЕЙ БАЛКИ
Опорный узел. Балка опирается на колонну через опор-
ное ребро, строганый торец которого выступает за грань нижнего
пояса на 10—20 мм. Ширину опорного ребра принимают равной
233
ширине нижнего пояса балки. Оно соединяется с торцевой гранью
стенки угловыми швами (рис. 3.58, а).
Толщина опорного ребра определяется из условия смятия его
торца:
Стах?»
(3.68)
где Rp=Ru — расчетное сопротивление стали смятию торцевой по-
верхности (табл. 1 [9]), принимаемое по временному сопротивле-
нию.
Угловые сварные швы соединения проверяются по формуле
Q "ir
Р-69)
при lw < 850,^ < hef, 0, = 0,7; ywf = 1; ус = 1; Rwf = 180 МПа
(Э42А). Высота шва kf > -д— 1Z . 7flg .
Поясные швы (рис. 3.58, б). Пояса из листов соединяются
со стенкой сварными угловыми швами, высота которых принимает-
Рис. 3.58. Узлы и соединения подкрановых балок:
• а—опорный узел; б—крепление ребер жесткости; в—опирание на колонну
234
ся минимальной по табл. 38 [9]. Прочность верхнего поясного шва
проверяется по формуле
/7-2 +
2$fki ВиУУш1Ус/Уп,
(3.70)
где T—QS/IX; V=yfwF'F' — yfwPmaXt S — —ti/2) —стати-
ческий момент верхнего пояса относительно нейтральной оси; —
коэффициент увеличения вертикальной сосредоточенной нагрузки
на отдельное колесо мостового крана (п. 4.17 [12]).
При несоблюдении неравенства толщина сварного шва увеличи-
вается и производится его повторная проверка. При применении в
качестве верхнего пояса колонного тавра расчет поясного шва не
производится.
Ребра жесткости (рис. 3.58, б). При невыполнении условия
yjt < 1,1 /E/Ry устанавливаются поперечные ребра жесткости с ша-
гом не более 1,2 м. Сечение ребер жесткости принимается обычно
(90x6) мм; длина на 50 мм меньше высоты стенки. Ребра жесткости
ставятся с одной стороны стенки и привариваются односторонними
швами kf = 4 мм.
Монтажные узлы и детали (рис. 3.58, в). Крепление
балки к опорной плите консоли колонны осуществляется на болтах.
Опорные ребра соседних балок соединяются болтами с установкой
монтажных прокладок в нижней части ребер. Для передачи гори-
зонтальной силы поперечного торможения верхний пояс балки
соединяется на опоре с колонной с помощью горизонтальных пла-
нок и монтажных болтов.
Все болты принимаются конструктивно из стали класса 4.6 диа-
метром d& = 20 мм.
Планки рассчитываются как центрально-сжатые элементы на
силу
Та = 4FT (1 — B'/2L) • hjh. (3.71)
Напряжение в планке ors = Tal2qbata Ryyc/yn. Коэффициент tp
определяется по табл. 72 [9] в зависимости от гибкости планки А =
= ZS/ZS-1^12. Конструктивно ta назначается не менее 10 мм.
Крепление крановых рельсов. Железнодорожные
рельсы крепятся к балке при помощи специальных крючьев из
круглой стали с нарезкой для гайки на конце, входящих в отвер-
стия шейки рельса. Крановые рельсы (КР) крепятся к балке план-
ками с подкладками, устанавливаемыми через 600—700 мм. План-
ки прижимают рельс к верхнему поясу балки болтами М22 (по
два на каждую планку). В верхнем поясе в данном случае пред-
усматриваются отверстия d0=23 мм. Все типы креплений должны
обеспечивать рихтовку рельса.
2.35
3.9. ПРИМЕР РАСЧЕТА СПЛОШНОЙ СВАРНОЙ
ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
Исходные данные. Требуется рассчитать подкрановую балку
пролетом L = 6,0 м под два крана облегченного режима работы гру-
зоподъемностью Q = 20/5 т. Пролет здания 24,0 м; пролет крана
22,5 м. Материал балки — сталь марки 18сп по ГОСТ 23570—79.
Нагрузка на подкрановую балку. Схемы наиболее невыгодного
расположения крановой нагрузки (вертикальное и горизонталь-
ное давление катков) приведены на рис. 3.59. Максимальное нор-
мативное вертикальное давление катка крана Fmax=220 кН; гори-
зонтальное нормативное FK=7,1 кН; ф = 0,85; у/=1,1. Тип краново-
го рельса КР-70.
Определение расчетных усилий. Максимальный изгибающий
момент в вертикальной плоскости располагается в сечении балки
под грузом, ближайшим к середине пролета (рис. 3.59, б): Мх=
= 1,03 -2,525 (1,03 — коэффициент, учитывающий собственную
массу балки; опорная реакция 7?! = 0,8417 F, по формуле
(3.53) F = MY^max=l,0-0,85-1,1 -220=205,7 кН). Получим Мх =
= 450,3 кН-м. Максимальный горизонтальный изгибающий мо-
мент My=Mx[l,Q3-FT/F, где по формуле (3.53) FT = ipy/FK= 1,1 X
X0,85-7,1 =6,64 кН. Получим -4^= 14,1 кН-м. Максимальная
поперечная сила равна опорной реакции Ri (рис. 3.59, в); Qmax=
= 1,02 7?i; /?!= 1,683 F. В результате получим Qmax = 353 кН.
Подбор сечения балки. По формулам (3.58) и (3.57) определяем
соответственно оптимальную и минимальную высоту балки состав-
ного сечения с поясами из тавров типа КТ по ТУ 14-2-24-72 при
7^ = 240 МПа и стенкой из листа при /?у=230 МПа (табл. 51 [9]).
а
Рис. 3.59. Схема крановых нагрузок:
а—размеры двух сближенных кранов, Q=20/5 т; б—определение наибольшего момента- в-
определение наибольшей поперечной силы
236
Ye = 1.
И ftmin —
= 56 см. Принимаем высоту балки
353-10.0,95
Приняв = heflt = 100; = L/f = 400; = 0,95;
определяем ftOpt =V 1 >5-100.45030-0,95/24,0-1 = 64,4 см
5 240 1
= ~24~ ' 2,06-106 600’400 1,1-0,95
ft = 68 cm.
Требуемая толщина стенки из условия прочности на срез по’фор-
3 „ 353-10.0,95 л ‘
муле (3.64) tw=-^~ • 68-0,58-230.1 = см' учетом
обеспечения местной устойчивости стенки увеличиваем ее толщину до
tw — о,8 см. Требуемая площадь нижнего пояса по формуле (3.62)
Мхуп А3 45030-0,95 0,8-65
А,.„, =-5^-----------ё-= 68-24,0-1--------S— = 17’55 С" ПР"™-
маем колонный тавр 10КТ1, у которого А2 = 20-0,98 = 19,6 см2.
Задаемся шириной верхнего пояса = 30 см. При этом по фор-
муле (3.61) коэффициент (pb = 4ftx(l — ftx) = 4-0,3-0,7 = 0,84; коэф-
3Mvyn 3-1410-0,95
фицяент ₽ = -ВДЛ
щадь верхнего пояса по формуле (3.63) А
+ /18,52 + 5,58-52 = 43,64 см2;
17,55 ____ 1—0,84
30 24 0 t = 5,58 см2. Тогда требуемая пло-
а+ Ка2+ Мз= 18,5 +
Хз п 1 — фа л
а = -и-----1- В 4—-— А3 —
2<р6 г г 1 4<р6 3
----2 о 84—5>58 Н—4 o ’g4 -0,8-65 == 18,5 см2. Принимаем колон-
ный тавр 15КТ1, у которого А [ = 30-1,35 = 40,5 см2.
Скомпонованное сечение подкрановой балки в виде несимметрич-
ного двутавра представлено на рис. 3.60, а. Геометрические харак-
теристики подобранного сечения: А — 53,3 + 43,5 • 0,8 + 25,8 =
= 113,9 см2;
Рис. 3.60. К примеру подбора сечения подкрановой балки:
п—поперечного сечения; б—опорного ребра; е—промежуточного ребра жесткости
237
53,3.2,29+34,8-36,53+25,8.66,45
Z =--------------j-fg-g----------= 27,3 см;
0,8-43,53
/ж= 664 + 53,3-25,2+-------+ 34,8-9,232 +
+ 138 + 25,8-39,22 = 82212 см4;
/ = Л + /2 = 3040 + 654 = 3694 см4; Wx sup = =3011 см3;
82212
^,lnf = ~40 7~ = 2020 см3;
1,25
It = (30-1,353 + 20-0,983 + 65,7-0,83)=52,6 см4; IF =203 см3.
Так как Xw= Al j/-A_ = 2,06°i05 2,61 > 2,2> T0’ соглас'
но n. 7.10 [9], стенка укрепляется односторонними ребрами жесткости
с выступающей частью bh = 80 мм>Ле//24 + 50=76 мм и толщиной
ребра по формуле (3.66) t3 = 6 мм’> 2bh ~VRy/E = 5,3 мм.
Шаг ребер ориентировочно назначается а = 150 см<;2,5-/ie/ =
= 156,4 см (в середине и четвертях пролета балки).
В торце балки предусматривается опорное ребро, ширина которого
принимается равной ширине ее нижнего пояса, т. е. Ь2 = 200 мм и
ts = 8 мм. Строганый торец ребра выступает за грань пояса на 10 мм
(рис. 15 [9]). При этом из формулы (3.68) b2ts — 160 см2>
353-10.0,95 e *PVC
— 360-1 ~ 9’3 см
Проверка общей устойчивости и прочности балки. Вначале опре-
деляем коэффициент <рь. Для этого последовательно вычисляем коэф-
52,6-3694/ 600 \2 3040
фициенты: = 3,385 3040.654 ( 6g g-J =3,04; п= 36д4 = 0,82; р, =
= 0,82-0,18(9,87 + 3,04) = 1,91; с = 0,481-1,91 = 0,919; D = 2,247
( / 30 \ Г 30
(табл. 79 [9]); 0 = |0,47 — 0,035- J [ 1 + ----- 0,072 х
X (-^Гё*)2]} (2-0,82— 1) = 0,29; В = 0,82 + 1,145-0,29 — 1 = 0,15;
ф= 2,247(0,15 + КО, 152 + 0,919) = 2,52; Ф1= 2,52g|^J--{2-66,8x
2,06-105 40,2
X 26,6} {6002}-1 • 240 = 0,96; <р2 = 0,96 =1,46; <рь = 0,96х
Г [ °.82 0,18 ~
X р,21 +0,68 о дб +
совпало с предварительно принятым по приближенному выражению.
При этом расчетное напряжение в верхнем поясе по формуле (3.59)
Мх Му 450300 14100
Gsup = 4>bWx,Sup + = 0,84-3011 + “20F = 247,5 МПа<7?у-Тс/Тп =
= 252,6 МПа. Расчетное напряжение в нижнем поясе (3.59) ctnf —
т. е. значение срь полностью
238
Mx 450300
= -=------= —==;— = 222,9 МПа. Таким образом, [общая устойчи-
zUzU
вость и прочность балки обеспечены.
Проверка местной устойчивости. Сжатая верхняя полка устой-
чива, ибо bef/ti = (30—0,85)/(2- 1,35)= 10,8 <0,5 VElRy = 14,6. Ус-
тойчивость стенки должна быть проверена для двух схем расположения
нагрузки на балке под катком крана, считая в запас устойчивости
стенки, что каток устанавливается в середине отсека между ребрами.
— 62,57 . / 240
Так как А,,, = , I/ о п„ = 2,5, то, согласно п. 7.3 [9], ус-
О,85 г z,ио•10» **
тойчивость стенки балки при наличии местного напряжения проверять
не требуется. Здесь t = 0,85 см—толщина стенки верхнего тавра.
Расчет сварных швов. Сварные швы, соединяющие лист стенки с
таврами, выполняются автоматической сваркой. В связи с этим они
равнопрочны с основным металлом. Толщина катета сварного шва,
соединяющего опорное ребро со стенкой, по формуле (3.69) kf =
1 1/ 3530-‘0,95 _ п '
— —а~ V 1-тп------------ — л -7 V ,тл icn i i = 0,47 СМ. ПрИНИ-
₽/ V 170Rwfywfyc 0,7 Г -170-180-I-I г
маем толщину сварного шва kf = 5 мм и выполняем его вручную
электродами типа Э42.
Проверка жесткости балки. Относительный прогиб балки опреде-
ляется по формуле fiL = MnlJ\QEIx, где нормативный изгибающий
457,3 f 409400-600
момент Мп = ( ] = 0,94 кН-м. Итак, — = ю.2,06-106.82212 =
11
~ 689 ’’ < 40Q • Балка удовлетворяет требованиям жесткости (про-
верка по второму предельному состоянию).
Фрагменты стенки подкрановой балки, содержащие конструк-
тивные решения опорного и промежуточного ребер жесткости,
представлены на рис. 3.60.
n
3.10. БАЛКИ ПОДВЕСНЫХ ПУТЕЙ
3.10.1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
В сельскохозяйственных производственных, животноводческих
и птицеводческих зданиях с легкими стальными каркасами широ-
ко применяются различные типы подвесного подъемно-транспорт-
ного оборудования. Внутрицеховой подвесной транспорт включает:
монорельсовые механизмы (кошки, ручные и электрические тали,
однорельсовые тележки), кран-балки, подвесные краны (ручные,
электрические, в том числе многоопорные).
Подкрановые пути для такого оборудования состоят из дву-
тавровых балок, подвешенных к несущим конструкциям покрытия.
На нижние полки балок с двух сторон опираются ходовые реборд-
ные колеса грузоподъемных механизмов. Балки подвесных моно-
рельсовых путей (состоящих из одной балки) могут прикрепляться
к узлам нижнего или верхнего пояса стропильных ферм, балки под-
239
весных путей электрических кранов — к узлам нижнего пояса.
Подвесные пути наиболее часто применяются при шаге стропиль-
ных ферм 6 м. По несущей способности при пролете балок 6 м
обычно проходят прокатные двутавры общего назначения или спе-
циальные, с утолщенными полками. Для такого шага ферм' разра-
ботаны типовые балки путей подвесного транспорта (сер. 1.426-1,
вып. 3).
Подвесные пути проектируют в виде разрезных или неразрез-
ных балок. Как правило, они выполняются по неразрезной схеме
с устройством сварных монтажных стыков вне опор.
Это позволяет снизить расход стали на пути и улучшить усло-
вия эксплуатации механизмов. Установлено, что даже при легкой
кровле по стальным фермам применение неразрезных систем
обеспечивает уменьшение расчетных изгибающих моментов на
15—27% по сравнению с разрезной [32]. При этом неразрезные
балки должны рассматриваться как статически неопределимые
системы на упруго-податливых опорах. При пролете 6 м и учете
осадки опор расчетным является крайний пролет неразрезных
балок.
При креплении вблизи колонны подвесной путь может рассмат-
риваться как неразрезная балка на несмещаемых опорах. Следует
отметить, что влияние осадки крепления подвесного пути тем зна-
чительнее, чем больший удельный вес нагрузки от подвесного тран-
спорта в суммарной нагрузке на ферму.
При строительстве на просадочных грунтах рекомендуется ис-
пользование разрезных конструкций балок.
Главная особенность балок подвесных путей заключается в том,
что колеса подвесных механизмов передвигаются по верхней плос-
кости их нижнего пояса, являющегося по существу подкрановым
рельсом. В процессе эксплуатации нижний пояс балки подвергается
усталостному износу в результате многократного передвижения
подвесных механизмов. Для увеличения срока службы целесооб-
разно принимать его из более износостойкой стали, например мар-
ки 14Г2.
Для пролетов 6 м применяют следующие типы балок подвес-
ных путей (рис. 3.61):
горячекатаные специальные двутавровые бал-
ки типа Мс уклоном внутренних граней утолщенных полок по
ГОСТ 19425—74 * и ТУ 2-427-80 (рис. 3.61, а). Сортамент двутавров,
предназначенных для путей подвесных кранов грузоподъемностью
1—3,2 т, приведен в прил. V и содержит профили 18М; 24М; ЗОМ;
36М и 45М. Из всех горячекатаных двутавровых профилей эти
двутавры по расходу стали наименее экономичны, поэтому их при-
меняют только в качестве балок путей подвесного транспорта;
из обычных двутавров по ГОСТ 8239—72 * с усилени-
ем в необходимых случаях нижней ездовой полки полосой, прива-
ренной фланговыми швами (рис. 3.61, б). Для подвесного оборудо-
вания грузоподъемностью более 2 т полоса дополнительно крепит-
ся по оси пояса электрозаклепками [29];
240
из сварных бистальных двутавров с развитым
верхним поясом из стали марки ВСтЗпсб и нижним поясом
из специальных низкотавровых профилей по ЧМТУ-УкрНИИмет
23—65 из стали марки 14Г2 (рис. 3.61, в);
из сварных двутавров с развитым верхним
поясом и нижним поясом из специального тав-
рового рельса по ГОСТ 5157—53* (рис. 3.61, г). Такие бал-
ки вследствие ограниченной прочности таврового рельса приме-
няются при грузоподъемных механизмах до 1 т;
из специальных тавровых рельров с нижним
поясом из низкотаврового профиля (рис. 3.61, д),
используемых в качестве самостоятельных балок малого пролета
(1—3 м), подвешиваемых к несущей конструкции на гибких под-
весках.
Для тельферов и подвесных кран-балок грузоподъемностью до
1 т вместо специальных тавров могут применяться обычные
прокатные и составные тавры из парных нерав-
нобоких уголков (рис. 3.61, е), подвешиваемых с помощью
а—из прокатных двутавров типа М по ГОСТ 19425—74*; б—из двутавров по ГОСТ 8239—72*
с усиленным ннжним поясом; в—из сварного двутавра с инзкотавровым нижним поясом по
ГОСТ 5058—65; а—из сварного двутавра с тавровым рельсом по ГОСТ 5157—53*; б—из специ-
альных тавровых рельсов с нижним поясом нз низкотаврового профиля по ГОСТ 5058—65; е—
составные тавры из парных иеравнобоких уголков по ГОСТ 8510—72; ж—сечение ннзкотавро-
вого профиля
16. Зак. 1295
241
Таблица 3.14. Характеристики низкотавровых профилей
для нижнего пояса балок подвесных путей
Номер дву- тавра Масса 1 пог. м, кг Размеры, мм А, см2 Лг» СМ4 /z, см*
bf ft 1 1 ' 1 а 1 г
2 13,2 120 28 11 8 25 7,85 16,8 5,4 179,8
3 16,0 120 31 14 8 25 9,15 20,4 8,0 222,3
4 20,7 120 36 19 8 25 И,2 26,4 11,4 294,3
листовой подвески и штампованных накладок, скрепленных бол-
тами [32]. »
Наиболее экономичным по расходу стали и стоимости, универ-
сальным по диапазону возможных нагрузок и пролетов, долговеч-
ным в эксплуатации профилем для прямых участков путей подвес-
ного транспорта следует считать асимметричный сварной бисталь-
ной двутавр с развитым верхним поясом из листа или колонного
тавра КТ и нижним ездовым поясом из специального тавра из ста-
ли повышенной прочности и износостойкости.
Специальные низкотавровые профили (рис. 3.61, ж), предна-
значенные для нижнего ездового пояса сварных двутавровых ба-
лок и тавровых рельсов, имеют одинаковую ширину—120 мм и
снабжены утолщениями по кромкам полок, для уменьшения их
износа. Геометрические размеры и характеристики низкотавровых
профилей приведены в табл. 3.14.
Стальные подкрановые балки путей подвесного транспорта про-
летом 12 м выполняются из прокатных двутавров со сквозной стен-
кой. При этом используются чертежи альбома 7-Э10-80/83, разра-
ботанные ЦНИИПСК и ВНИКТИСК. Балки запроектированы
асимметричного сечения: верхняя часть — из прокатного широко-
полочного двутавра типа Ш (ТУ 14-2-24-72), нижняя — из двутав-
ра типа М по ГОСТ 19425—74.
3.10.2. НАГРУЗКА ОТ ПОДВЕСНЫХ КРАНОВ
Подвесные краны состоят из балок моста (одной или двух), по
которым движется электроталь, концевых балок, соединенных с
балкой моста (при одной балке моста вводятся подкосы), и 4 опор-
ных тележек (кареток), передвигающихся по подвесным путям
(рис. 3.62).
Максимальное вертикальное давление каретки на подкрановый
путь
G — GT Q 4- GT La 4- I — Zj
Fmax = 4"“^" + НН" * --4n ~ ’ <3’72>
Горизонтальное усилие на одну каретку от тали с грузом
р ~ Q + Gt
FK~ ад
(3.73)
Значения веса подвесного крана с электроталью G в зависимости
от грузоподъемности Q, пролета La и консольного вылета /, крат-
242
ного 0,3 м, а также геометрические размеры А, В' и приведены
в прил. V и ГОСТ 7890—73.
Подвесные пути обычно рассчитывают на нагрузку от двух наи-
более неблагоприятных по воздействию сближенных кранов. В це-
лях упрощения вместо давления колес каретки берется их равно-
действующая.
Рис. 3.62. Схема подвесного крана: .
1—подвесная балка; 2—балка моста; 3—концевая балка; 4—электроталь
Расчетные значения вертикальных и горизонтальных сил на
одну каретку определяются по формулам:
Р = МтЛпах и FT = if7/FK, (3.74)
где kd= 1,1 — коэффициент динамичности; у/=1,1; ф = 0,85.
3.10.3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСЧЕТНЫХ УСИЛИЙ
В БАЛКЕ ПОДВЕСНОГО ПУТИ
На балке пролетом L = 6 м устанавливаются два сближенных
подвесных крана с интервалами между силами F: А; В'—А; А
(рис. 3.63). Для разрезной балки в середине пролета значение вер-
тикального изгибающего момента составляет
МтаХ = F(L-B'). (3.75)
При загружении крайнего пролета неразрезной балки на несмещае-
мых опорах четырьмя сосредоточенными силами F максимальный
изгибающий момент определяется наиневыгоднейшим загружением
линии влияния для сечения в середине пролета. Анализ результа-
тов позволяет установить для середины крайнего пролета
MmaX«0,8F(L-5'), (3.76)
16*
243
что равносильно наличию на одной из опор (со стороны примы-
кающего пролета) разгружающего момента Afon=0,4 F(L—В').
Точнее, этот коэффициент равен 0,77. Однако податливость упруго-
оседающих опор подвесных путей — стропильных ферм — приво-
Рис. 3.63. К определению расчетных
усилий в иеразрезной балке подвесно-
'го пути
ТОЧНО Л^х==Л4шах
для неразрезной).
дит к его увеличению. Прак-
тически учет осадки опор (про-
гиба ферм) существенен для
всех видов кровли и ферм при
шаге 6 м, а также для легких
кровель при шаге ферм 12 м.
Причем прогиб узлов ферм, к
которым прикреплена подвес-
ная балка, определяется при
положении грузовой тележки
посередине пролета балки,
С учётом собственной мас-
сы балки g расчетное значе-
ние Л1х=1,05 Afmax или более
+ \,Q§gL2/k (k = 8 для разрезной балки, &=10 —
Изгибающий момент от горизонтального воздействия нагрузки
определяется при тех же положениях кареток:
Рк
-мтах л^щах .
(3.77)
а
Z7 / 2 34 5 Б 76910
Рис. 3.64. Линии влияния изгибающих моментов и прогиба балки подвесных
путей:
а—однопролетной; б—многопролетной
244
Максимальное значение поперечной силы в опорном сечении раз-
резной балки
Стах = 4F ( 1----------). (3.78)
Расчетное значение поперечной силы с учетом собственного веса
Q = Qmax+1,05 1,05 Qmax- Для неразрезной балки Qta
~ 1,2 Qmax-
Определение расчетных изгибающих моментов можно также
производить по линиям влияния, приведенным на рис. 3.64:
1,05я£2
Мх = FLZyim Ч------g---; Му = FvL2yim, (3.79)
где ytm — ординаты соответствующей линии влияния под грузом.
3.10.4. ПОДБОР СЕЧЕНИЯ БАЛКИ ПОДВЕСНОГО ПУТИ
Балка должна быть рассчитана по прочности в двух крайних
точках сечения — 1 и 2 соответственно для нижнего (растянутого)
и верхнего поясов, а также проверена на жесткость в вертикаль-
ном и горизонтальном направлениях (рис. 3.65).
Помимо Мх и Mv, напряжение в полках вызывается стесненным
кручением двутавра, характеризуемым дополнительной силовой
функцией — бимоментом Ва. Нижняя полка, кроме того, испыты-
вает локальную нагрузку Fmax/2 от давления колес каретки с каж-
дой стороны стенки балки.
Изгибно-крутящий бимомент в обоих случаях (для разрезной
и неразрезной схем) может определяться по схеме однопролетной
балки
FTea
(3.80)
где е—координата центра изгиба балки относительно линии дей-
ствия горизонтальной нагрузки FT.
Для симметричного сечения центр изгиба и центр тяжести совпа-
дают, поэтому е = h/2. Изгибно-крутильная характеристика kbt та
та У ш Здесь It = v/3 — момент инерции при свободном
кручении; v= 1,3 для симметричных двутавров; v= 1,25 для двутав-
ров с одной осью симметрии; v = 1,2 для тавров; 1а = 2 - h\ —
’у
бимомент инерции; = trb\/12; /2 = t^bz! 12; 1у = Л + /2 — соответст-
венно моменты инерции нижней и верхней полки и всего сечения от-
носительно оси у — у, — расстояние между центрами тяжести поя-
сов.
а = L [ 2 shkwai • shkbt (L — z)+ 2 shkbt (L — ' shkbtz] -
bt a-<z a,>z
1 1 (3.81)
где а—коэффициент приведения для сечений с абсциссой z; ai —
абсциссы сосредоточенных сил с началом отсчета на опоре.
245
Для случая, когда сечение расположено в середине пролета
(z = L[2) и система сил FT симметрична относительно этого се-
чения,
а = 2 . ShkbtL/2 / L-B'+A + L-B’-A\ 82)
shkbt L \ 2 2 )
; (3.83)
Номера профилей двутавровых балок для подвесного пути под-
бираются в зависимости от грузоподъемности подвесного крана
по прил. V.
Проверка прочности нижнего пояса в точке 1 (рис. 3.65) выпол-
няется по формуле
Мх . Му ва
(У;л/ —--------р --- +------р (
1 wX'inf ‘Wy
Оу,1ос^^уУе/Уп, (3.84)
где Wx, inf=1x1 У inf, Wy = 2Iy/bl- Wa = Ia/al; 6>Ь w2— секториальная
площадь для крайней точки нижнего (1) и верхнего (2) поясов
балки, равная удвоенной площади треугольника, образуемого вер-
тикальной осью сечения балки, поясом и лучом из центра изгиба
в крайнюю точку пояса (для симметричного сечения ® = /i&/4);
ох, гоС; ov, ioc — продольное и поперечное напряжения от местного
изгиба полки:
_ axk2F' a^kiF’
Ox.loc = —2-----; = -«-/----- , (3.85)
71 71
где ax, av — коэффициенты, учитывающие форму ездовой полки
и принимаемые по табл. 3.15; /?2, ki — коэффициенты, учитывающие
положение силы на полке и определяемые по графикам рис. 3.66;
F' = 1 /2• yfw• Fmax — расчетное давление на одно колесо; tfl— толщи-
на полки ездового пояса по сортаменту; у/и> — коэффициент увели-
чения вертикальной сосредоточенной нагрузки на отдельное коле-
со крана
(n. 4.17 [12]).
Puc. 3.65. К примеру расчета
балки подвесного пути
Для симметричного сечения мест-
ное напряжение в продольном направ-
лении от изгиба пояса под колесами
каретки при с/Ъе/ = 0,8, ож, ioc=2F7^,-
Здесь bef — вылет полки; с — расстоя-
ние от грани стенки до силы, опреде-
ляемое положением центра пятна кон-
такта колес каретки и полки балки
подвесного пути; c = bef—<7 (рис. 3.66);
сг= (12—16) мм [32].
Проверка устойчивости верхнего
пояса выполняется по формуле
Му В.
0)
SUP <₽bWx,sup6d
х-^
Уп
v
(3.86)
246
Таблица 3.15. Коэффициенты ах и ау, учитывающие форму
ездовой полки подвесной балки (к формуле 3.85)
Тнп двутавра Номер двутавра Усиление ездового пояса Расстояние от кромки до точки контак- та колеса Ci, мм ах аУ
По ГОСТ 19425—74* 18М— — 12—16 1,4 0,7
и ТУ 2-427-80 45М — — .— —
По ГОСТ 8939—72* 14—45 — 12—16 1,4 0,7
То же 20—45 Полоса, приварен- 16—25 2,2 1,4
ная фланговыми швами (/=5—12 мм)
» 36—45 То же (<=14—20 мм) 16—25 2,2 2,0
» 36—45 То же, и закрепле- на электрозаклепка- ми (<=14—20 мм) 16—25 2,2 1,4
Бистальной с нижним поясом из низкотавро- 2—4 .— 12—20 1,2 0,7
вого профиля по ЧМТУ 23-65
То же без утолщения 2—4 — 12—20 1,5 0,8
по кромкам
где &d=l,l; <рь — коэффициент снижения несущей способности при
проверке на потерю общей устойчивости, определяемый по прил.
7 СНиП 11-23-81 [9]. Для балок двутаврового сечения с двумя
осями симметрии: <рь = Фт при <p1CJ0,85; <рь = 0,68 -ф 0,21 1,0
при <р1>0,85. Здесь фт = ф •/уД^ДЛ//^)2 • Значения ф для ездо-
вых балок при lef = L и эквивалентной равномерно распределенной
нагрузке, приложенной к нижнему поясу, определяются по формулам
табл. 77 [9]: ф = 3,8 Д-0,08 а при 0,1^а^40 или ф = 5,35 Д-
+ 0,04а— 2,7-10-5 а2 при 40 < а ^400; lef = B = L— пролет под-
весных балок (шаг ферм). Для прокатных двутавров а = 1,54-/(/А. х
X(Ze///i)a.
Проверки общей устойчивости балок подвесных путей не тре-
буется при отношении расчетной длины балки между закрепления-
ми сжатого пояса от поворота lef (для балок подвесных путей lef
равно расстоянию между фермами — их шагу В) к ширине сжато-
го пояса bf, не превышающей значения по формуле (36) из [9]
для балок симметричного двутаврового сечения или с более разви-
тым сжатым поясом при ширине растянутого пояса не менее 0,75
ширины сжатого:
Lflbf < [0,57 + 0,0032bf/tf + (0,92 — 0,02bf/tf) bflh^VT^,
где bf и if — соответственно ширина и толщина сжатого пояса;
/ii — расстояние (высота) между осями поясных листов.
Таким образом, напряженное состояние балок подвесных путей
является сложным и многокомпонентным [32]. Двутавровые балки
подвесных путей нагружаются сосредоточенными силами от дав-
247
ления колес тележки, приложенными к нижней полке у ее кромки.
Балки путей под краны, кроме того, испытывают воздействие гори-
зонтальных сил от торможения тали на кране, приложенных в
уровне нижнего пояса двутавра и вызывающих его изгиб в гори-
зонтальной плоскости, а также кручение. Схема напряженного
состояния нижнего пояса балки под действием указанных сил
представлена на рис. 3.67.
В нижнем поясе напряжения от изгиба в горизонтальной плос-
кости Оу и кручения Со имеют одинаковый знак и по одной из кро-
Рис. 3.66. График изменения коэффициентов kx и k2 в формуле (3.85)
мок суммируются с напряжениями от общего изгиба ох. Одновре-
менно давление колес тележки вызывает местный изгиб нижней
полки, работающей как пластинка, заделанная в стенке двутавра.
В связи с этим в ней возникают два основных вида местных нор-
мальных напряжений: продольные ож, iac, достигающие наибольше-
го значения в плоскости действия сил на кромках полок и сумми-
рующиеся с напряжением от общего изгиба и кручения, и попереч-
ные Qz, loc — в месте перехода полки в стенку. Эти напряжения
могут быть значительными не только в полках обычных двутавров
по ГОСТ 8239—72 *, но и в несколько утолщенных полках спе-
циальных двутавров по ГОСТ 19425—74 * и ТУ 2-427-80. Поэтому
в специальных таврах по ЧМТУ-УкрНИИмет 23—65 для снижения
местных напряжений, в первую очередь продольных, по кромкам
полок сделаны специальные утолщения (см. рис. 3.61, в).
В верхнем поясе в общем случае возникают напряжения от
изгиба в вертикальной и горизонтальной плоскости и кручения;
причем два последних слагаемых всегда имеют противоположный
знак и частично компенсируют друг друга; их разность по одной
из кромок верхнего пояса суммируется с напряжением изгиба в
вертикальной плоскости.
248
Прогибы разрезной балки в вер ти кальном и го; изонтальном направ-
лениях (от нормативной нагрузки) определяются по формулам:
fx = 5/48.L*/EIX [i|?Fmax (L -В') + </пР/8];
(3.88)
fy = 5/48»L2/EIy-tyFK(L—-B').
Прогибы неразрезиой балки в вертикальном и горизонтальном на-
правлениях (с учетом опорного момента Мх> on — 0,4ipFmax (L В ) и
Рис. 3.67. Схема напряженного состояния нижнего пояса подвесных путей:
а—монорельса; б—краи-балки
^,оп — ^"к/^тах'Мс.оп определяются по формулам:
fx = 3,8/48-LWx-№Fmax(L-5') + ^712];
(3.89)
fB = 3,8/48 • L2/E/y • <pFK (L - B').
Прогибы можно определить по линии влияния, приведенной на
рис. 3.64, б:
fx = (ФУпЛтах ^ylf)lEI х,
(3.90)
fy = №пГк2у,/1Е1у,
где ytf — ординаты линии влияния прогибов.
3.10.5. КОНСТРУИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ
СОЕДИНЕНИИ И ДЕТАЛЕЙ БАЛОК
Крепление балок подвесных путей
При шаге колонн несущих конструкций покрытия 6 м балки
подвесных путей подвешиваются непосредственно к нижнему поя-
су стропильных ферм. Существуют два типа подвески путей: гиб-
249
кая, позволяющая балке свободно поворачиваться и смещаться,
и жесткая, препятствующая повороту опорного сечения и его сме^
щению.
Гибкая подвеска, осуществляемая на тягах из круглой стали,
располагается с шагом не более 1,5 при подвеске тавровых рельсов
и не более 3,0 м — двутавровых.
Так как шаг стропильных ферм обычно составляет 3 или 6 м,
то на прямолинейных участках в качестве типовой рекомендуется
жесткая подвеска подвесных балок. Конструктивное решение их
жесткого крепления должно обеспечивать: передачу нагрузок на
несущую конструкцию; закрепление от поворота опорного сечения
балки в его плоскости в соответствии с методикой расчета на об-
щую устойчивость; закрепление от горизонтального смещения;
возможность вертикальной и горизонтальной рихтовки путей при
монтаже.
Крепить подвесные пути к нижним поясам стропильных ферм
желательно в узлах. В противном случае необходимо ставить до-
полнительный элемент решетки фермы (подвески). Подвески про-
ектируют крестового сечения из двух уголков или трубчатого
сечения для достижения большей жесткости.
* Балки путей располагаются либо непосредственно под нижним
поясом стропильных конструкций (с монтажным зазором 30 мм
(для вертикальной рихтовки), заполненного прокладками), либо
несколько ниже него, когда имеются связи покрытия, выступаю-
щие ниже уровня поясов стропильных ферм. В этом случае прихо-
дится устраивать специальные столики.
Подвеска балок к фермам должна обеспечивать возможность
рихтовки при монтаже: в поперечном направлении на 10—12, в
продольном — на 25—30 мм.
Крепление балок подвесных путей к поясам стропильных кон-
струкций или столикам осуществляется обычно на болтах, но
может быть выполнено на лапках (при нагрузке на узел до
50 кН) и скобах (100—200 кН). На рис. 3.68 представлены схемы
указанных способов крепления к нижнему поясу балки и фермы
таврового и трубчатого сечений.
В качестве крепежных деталей применяют болты нормальной
или грубой точности в зависимости от грузоподъемности
подвесного механизма. Болты принимаются конструктивно
б/б=16и20мм, а при креплении с помощью лапок db = 20, 24
и 27 мм.
Для рихтовки балок вдоль и поперек пролета в столиках пре-
дусматривают овальные отверстия (2с?ьХЗб/ь), а под гайки уста-
навливают шайбы увеличенных размеров. Для вертикальной рих-
товки применяют набор шайб, заполняющий зазор между верхней
полкой и столиком.
Стыки балок (рис. 3.69). Прямые участки подвесных путей ком-
понуются из стандартных отправочных элементов длиной 6 и 12 м.
Монтажные стыки неразрезных подвесных балок по условиям
технологичности располагают на расстоянии 500 мм от оси фермы.
250
Рис. 3.68. Крепление балок подвесных путей к нижним поясам стропильных кон-
струкций различных сечений:
а—из сварных тавров — на лапках; б—из спаренных уголков — на скобах; в—из прокатных
тавров—на болтах; г—из гнутосварных профилей—на хомутах; б—из спаренных уголков—
через столики на болтах; е—нз прокатных тавров—через столнкн на болтах; ж—из гнуто-
сварных профилей—через столнкн на болтах; з—из круглых труб—через столики на болтах
Кроме того, стык должен быть удален от сечения с максимальным
изгибающим моментом на опоре.
Крепление разрезной балки, включающей п=2 болта, рассчи-
тывается на отрывающую силу W=Q, а неразрезной с п=4
болта — на
tf = 5F(l—B'/2L). (3.91)
Требуемая площадь нетто (по нарезке) болта Abn = NliiRbt-
Верхняя полка балки подвесного пути проверяется на изгиб в
месте прикрепления ее болтами (рис. 3.69).
За расчетную схему полки принимается защемленная по кон-
цам балка прямоугольного сечения t^b с пролетом Ь, загружен-
ная в середине пролета силой 2N]n (высота сечения t2—толщина
полки по оси болта; ширина сечения а—эффективная длина участ-
ка полки, воспринимающая усилие болта: а= (b + dra + c)/2; b —
расстояние между болтами по ширине полки; dm—диаметр круг-
Рис. 3.69. Стыки балок:
а—неразрезной; б—разрезной
Рис. 3.70. К расчету крепления разрезной балки
252
лой или сторона квадратной шайбы; с—расстояние между болта-
ми с одной стороны стенки (рис. 3.70)). При этом по условию
прочности
М = N/n • 6/4 < (а/!)/6 • • Тс/Тп.
производим проверку
1,5А^П
nRyVc
_Ь
а
(3.92)

Характеристики крепления на скобах и лапках приведены
в прил. VI.
3.11. ПРИМЕР РАСЧЕТА ПОДВЕСНОЙ
НЕРАЗРЕЗНОЙ БАЛКИ
Исходные данные. Требуется рассчитать сварную неразрезную бал-
ку подвесного пути пролетом L — 6,0 м под два однопролетных под-
весных крана нормального режима работы грузоподъемностью Q =
= 3,2 т. Пролет здания 18,0 м, пролет крана La = 15,0 м. Материал
балки—сталь марки 18 сп по ГОСТ 23570—79. Балка принята из про-
катного двутавра 36 М поГОСТ 19425—74*. Допустимый относитель-
ный прогиб //£< 1/500 (табл. 40 [9]).
Нагрузка на балку подвесного пути. Нагрузки на балку те же,
что и в примере расчета рамы (п. 3.7.2).
Нормативные нагрузки: вертикальное давление каретки —
Fmax = 24,58 кН; собственный вес пути g = 57,9 кгс/м; горизонталь-
ное усилие на одну каретку от тали с грузом FK = 0,9 кН; ф=0,85;
= 0,95; yf = 1,1; yfl = 1,05; kd = 1,1.
Расчетные нагрузки: вертикальное давление каретки крана
F = &аФ?пУ/Гтах = 1,1-0,85-0,95-1,1-24,58 = 24,02 кН; горизонталь-
ная нагрузка на одну каретку FT = if-yn-yrFK=0,85-0,95-1,1 -0,9=
= 0,8 кН. Для проверки жесткости балки Fn= ifynFniax = 0,85 х
X0,95-24,58 = 19,85 кН; FTn = if-y„-FK = 0,85-0,95-0,9 = 0,73 кН.
Для проверки местных напряжений в нижнем поясе балки вычис-
ляем вертикальное давление колеса каретки F£ax = 1/2-упУ/ц,Гтах =
= 1/2-0,95-1,1 -24,58 = 12,84 кН, где у/ш = 1,1.
Определение расчетных усилий. Расчетным является крайний
пролет при расположении в нем обоих кранов. Расчетные момен-
ты в середине пролета балки определяем по линиям влияния
(рис. 3.71, а).
Максимальные изгибающие моменты: в вертикальной плоскости
Мх = FL^yim + 0,\qL2 = 24,02-6 (0,204+ 0,177 + 0,0324)+ 0,10 X
х0,596-62 = 61,72 кН-м, где q = yfl • g = 1,05- ^рдо81 " =
= 0,596 кН/м — расчетный погонный вес балки; в горизонтальной —
Му = FTLZylm = 0,8-6-0,4134 = 2 кН-м.
Геометрические характеристики сечения подвесной балки
(двутавр 36М по ГОСТ 19425—74*): 6 = 360 мм; А = 7,38 см2; 1У =
253
= 518 см4; №ю=1347 см4; bf—130 мм; 1Х= 15340 см4; И7У=79,7 см3;
/«, = 9,5 мм; 1^х = 852 см3; 7« = 57 см4; //=16,0 мм; /ю= 148800 см6.
Проверка общей устойчивости неразрезной балки крайнего про-
лета. Условие общей устойчивости по формуле (3.87) — Г 0,57 +
_______bf L
+0,0032 — + (0,92 — 0,02 — . -^-1 . 1/ 2’06-105 = 95 Я5<<
1,6 1,6/ 34,4] V 240 — zo,oo<c.
< -^2. — 46,15, т. е. не соблюдается. Проверяем общую устойчивость
13
балки по формуле (3.86), для чего определяем ср6. Предварительно
ла 1 ел h / let V , ел 57 / 600 V
вычисляем коэффициент а = 1;54 = 1,54- ----- ----- =
1у \ h ) 518 \ 36 )
= 47,1 (/е/ = L = 600 см).
Затем по табл. 77 [9] для двутавровой балки, загруженной экви-
валентной равномерно распределенной нагрузкой, сжатый пояс которой
не закреплен в пролете, определяем коэффициент ф = 5,35 +0,04а —
—2,7 • 10-5 а2 = 5,35+ 0,04-47,1 — 2,7-10~5 • 47, Н = 7,174. Тогда
Ф1 = ^IylIx-{hllef)2.ElRy = 7,174 - 518/15340-(36/600)2 • (2,06 105)/240 =
= 0,749 < 0,85. Следовательно, фь = <рг = 0,749.
Изгибно-крутящий бимомент по формуле (3.80) Ва = -T~g'g =
kbi
Рис. 3.71. К примеру определения расчетных усилий в неразрезной балке подвесно-
го пути:
с—наибольшего изгибающего момента; б—параметра а
254
_[0,8-18-0,83 _ gg3 g? кН «см2. Здесь c= 18 см; kbt = l/o,4 /f_ =
0,0124 ° Г Л
* Cl)
= ^0,4- 14gg00~ =0,0124 см^1; коэффициент приведения по фор-
муле (3.81) а — —-—
shkbtL
1
у shkbtat - shkbt (L — Z)+ shkbt (L—ai) X
Ц<г сг>г
sh 0 0124 600 (°>0124* 240)‘ sh [0,0124-(600—240)] +
+s/i[0,0124 • (600 — 276,5)] • sh (0,0124 • 240) +sh [0,0124 - (600—516,5)] x
X sh (0,0124-240)} = 0,83; at и z, согласно рис. 3.71, б. Напряжения
. ос, 6172-10 . 200-10
в верхнем поясе по формуле (3.86) osup = р -----
----963,87-ю = J14 МПа< р 240-0,95 = 288 МПа.
1347 у
X shkbt z =
Проверка прочности нижнего пояса балки производится с
учетом местных напряжений, возникающих в нижней полке от
давления катков каретки по формулам (3.83; 3.84 и 3.85). По
табл. 3.15 поправочные коэффициенты ах= 1,4; ау = 0,7.
Вычислив bef = — 6,025 см; с = 6,025 — 1,2 = 4,825 см
и отношение cjbef = 4,825/6,025 = 0,8, по рис. 3.66 находим kr =
= 2;55; k2 = 1,6. Местные напряжения в полке по формулам (3.85)
1,4-1,6-12,84-10 --пос мп 0,7-2,55-12,84-1,1-10
ох 1::-------------------= 112,35 МПа; в .= -—:----------------!----=
х,1ос 1 62 У,‘ОС 1 63
= 98,5 МПа < Ry • ус = 240 МПа. Напряжения в нижней полке по
формуле (3.83) <jinf = Mx/WXtinf + My/Wy + Ba/Wa +cxj0C =
= 6172.10_ 200-_10_ + _963,87-10 g = 217104тМПа<7? yc =
852 79,7 1347 “ y
= 240 МПа.
Проверка жесткости балки. Вычисляем прогибы неразрезной балки
3 8 212
по формулам (3.89): в вертикальной плоскости fx = —• —— X
48 Е1Х
X IX(L — В’) + -^-1 =------------3’8'6002------ Г 19,85(600 — 276,5) +
L V 712 j 48-2,06-104-15340 |_ ’
. 0,568-10-2.6002 1 ЛС 1 г 1 елл 1 о „ „ „„„„
-]------------------- = 0,6 см<----- L =------600 = 1,2 см; в гори-
12 J 500 500
3,8 L2 „ гик 3,8-6002
зонтальнои плоскости Д, = —---------ВтпЛВ — В ) =-------------------X
1у 48 Ely т ’ 48-2,06-104-5187
ХО,73(6000 — 276,5) = 0,63 см<1,2 см.
Жесткость балки обеспечена.
255
256
Приложение 1
Номенклатура несущих металлических конструкций производственных сельскохозяйственных зданий
Номер схем Эскиз Размеры, мм Конструкция. Разработчик
пролет L | шаг В высота h
1 2 3 . । 4 5 6
1
2
3
4
5
Балки
900С—18000 6000; 3000 (1/10—1/12) 1 Балка с гибкой стенкой. ЦНИИпро- ектстальконструкция
6000—15000 6000; 3000 Прогоны (1/12—1/15) 1 Балка с перфорированной стенкой из развитого двутавра. ЦНИИпроект- стальконструкция
12000 3000 (1/8—1/10)/ Прутковый прогон. Пояса—из угол- ков, решетка—из круглой стали
12000 3000 1500 Решетчатый прогон серии 1.462-5. Верхний пояс—из прокатных или гну- тых швеллеров, решетка—из гнутых швеллеров. ЦНИИпроектсталькон- струкция
Односкатные фермы
18000 6000 (3000) 888
20500 6000 (3000) 1013
21000 6000 (3000) 1035
17. Зак.
18000 3000 2950
20500 3000 3375
21000 3000 3450
Верхний пояс—из двух уголков П-
образного сечения, нижний пояс и эле-
менты решетки—из тонкостенных труб.
Мосгипросельстрой, ЦНИИСК им.
В. А. Кучеренко
18000
20500
21000
6000 (3000)
6000 (3000)
6000 (3000)
3550
4050
4140
Двухскатные фермы
18000 21000 6000 (3000) 444 518
18000 21000 6000 (3000) 6000 (3000) 1775 2070
18000 6000 (3000) 2225
18000 6000 (3000) 2225
Верхний пояс—из двух уголков 11-
образного сечения; нижний пояс и эле-
менты решетки—из тонкостенных труб.
Вариант конструктивного решения —
нижний пояс из уголков. Мосгипро-
сельстрой, ЦНИИСК им. В. А. Ку-
черенко
Типовые фермы серии 1.860-1 (вып.
1 и 2). Верхний пояс—из горячеката-
ных прокатных или холодногнутых
спаренных швеллеров, нижний пояс и
элементы решетки—из одиночных швел-
леров. Гипронисельхоз
3 4
18000 21000 18000 24000 18000 21000 18000 18000 21000 6000 (3000) 6000 6000 (3000) 6000 (3000) 6000
Продолжение прил. I
5 6
2225 2600 Типовые фермы серии 1.860-5 (вып. 1). Верхний пояс—из двух швел- леров коробчатого сечения, нижний пояс и элементы решетки—из парных уголков и швеллера. Укрпроектсталь- конструкция, Гипронисельхоз
2212 2962 Типовая ферма серии 1.460.3-16. Верхний пояс — из широкополочных двутавров, нижний пояс и решетка — из парных уголков. ЦНИИпроектсталь- конструкция
2958 3450 Типовые фермы серии 1.860-1. I. Верхний пояс—из двух уголков 11- образного сечения, нижний пояс и эле- менты решетки—из тонкостенных труб. II. Вариант конструктивного решения из одиночных уголков. Мосгипросель- строй, ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко
2967 2225 I. Пояса и решетка—из замкнутых гнутосварных профилей (ЗГСП). II. Пояса — из ЗГСП, решетка — из холодногнутых швеллеров. Укрпроект- стальконструкция
2325 2700 Пояса и решетка — из замкнутых гнутосварных профилей (ЗГСП). ИСиА Госстроя БССР
18
19
20
18000 2225
21000 6000 (3000) 2600
24000 6000 2975
Полигональные фермы
18000 6000(3000) 2225
21000 2600
24000 6000 2975
21000 6000 (3000) 1750
Фермы с параллельными поясами
18000
21000
6000 1500
Верхний пояс—из двух уголков в
виде швеллера, нижний пояс и раско-
сы—из круглой стали. Ростпромзерно-
проект, Севкавгипросельхозстрой
Верхний пояс—из швеллера, нижний
пояс и решетка—из круглого профиля.
Ростпромзернопроект, Севкавгипросель-
хозстрой
Верхний пояс—из швеллера, нижний
пояс и решетка—из тонкостенных труб.
ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко
вариондД । вариант I
18000
24000
30000
6000 2250
Типовые фермы серии 1.860-5.2.
I. Верхний пояс—из швеллеров, ниж-
ний—из спаренных уголков таврового
сечения, раскосы—из двух уголков 11-
образного сечения; стойки—из одиноч-
ных швеллеров.
II. Верхний и ннжний пояса, а так-
же стойки из гнутосварных коробчатых
профилей; раскосы—из спаренных
уголков. Укрпроектстальконструкция
Типовые фермы серии 1.460-4 (вып. 4).
I. Пояса и решетка из спаренных
уголков.
II. Пояса — из тавров; решетка — из
спаренных уголков. ЦНИИпроектсталь-
конструкция
Продолжение прил. I
22

23
24
Фермы с параллельными поясами
18000 24000 30000 6000 (4000) 2000 Типовые фермы серии 1.460.3-14. Пояса и решетка—из ЗГСП. ГПИ Лен- проектстальконструкция, ВНИКТИ- стальконструкция
Ферм ы арочного типа
18000 24000 30000 6000 (4000) 2200 2950 3700 Пояса и решетка—из замкнутых гну- тосварных профилей. ЦНИИпроект- стальконструкция
18000 6000 4200 Типовые фермы. Верхний пояс из специальных открытых гнутых профи- лей С-образного сечения, нижний пояс и решетка—из круглого профиля, за- тяжка—из каната. Гипронисельпром
Арки с затяжками
18000 21000 6000 6000 2225 2600 Типовая арка серии 1.860-4 (вып. 1). Пояса из развитого двутавра с пер- форированной стенкой, затяжка и под- вески—из круглой стали. ЦНИИЭП- сельстрой
21000
6000
26
27
28
29
18000
21000
24000
21000
30000
18000
18000
24000
6000 (3000)
6000 (3000)
6000(3000)
6000 ( 3000)
6000
6000
6000
2600
2225
2600
2975
1
6
Пояса из холодногнутых профилей,
полки—из швеллеров, стенки—из гоф-
рированных листов, затяжка—из гну-
того швеллера
Пояса из прокатных швеллеров (рас-
стояние 500 мм), решетка, подвески и
затяжка—из круглой стали. Ростгипро-
сельхозстрой, Севкавгипросельхозстрой
Пояс из широкополочного двутавра
или круглой трубы, веерообразная за-
тяжка—из круглой стали. Кафедра
металлоконструкций Одесского ИСИ
300
Двухшарнирная сплошностеичатая
рама из прокатных профилей двутавро-
вого сечения с жесткой затяжкой из
двутавра №12. ЦНИИЭПсельстрой
900
Бесшарнириая рама из прокатных
широкополочных и сварных тонкостен-
ных двутавровых балок типа «Канск».
Серия 1.420, 3-15. ЦНИИпроектсталь-
конструкция

Продолжение прил. I
5 1 б
630 660 Двухшарнирная рама коробчатого се- чения типа «Орск». Стойки и ригель из двух прокатных швеллеров (18; 24) и листов (<=3, 4, 5 мм) с продольны- ми гофрами. Шифр 10107 КМ. ЦНИИ- проектстальконструкция
2250 Двухшарнирная рама из развитого двутавра. Вариант конструктивного решения—из сплошного широкополоч- ного двутавра. ЦНИИЭПсельстрой
2250 Трехшарнирная рама из развитого двутавра. Вариант конструктивного решения—из сплошного двутавра. ЦНИИЭПсельстрой
2250 Бесшарнирная рама с решетчатым ригелем: пояса из тавров, решетка—из уголков. Стойки рамы—из двутавров сплошного сечения, ЦНИИЭПсельстрой, ВИЛС, ЦНИИЭПптицепром
36
6000
i-1.5%
18000
24000
30000
6000
6000
6000
18000
24000
30000
6000
6000
6000
2250 Двухшарнирная рама из двутаврового профиля со шпренгелями и затяжкой из круглой стали. ЦНИИЭПсельстрой, виде
2000 Двухшарнирная рама с решетчатым ригелем из замкнутых гнутосварных профилей, колонны—из сварных или прокатных широкополочных двутавров типа Ш, а также из ГСП
2250 Двухшарнирная рама с решетчатым ригелем. Пояса—из тавров ШТ, решет- ка—из уголков, колонны—из прокат- ных широкополочных двутавров типа Ш, кровля—из профнастила по прого- нам

Окончание прил. I
5 6
1500 2000 Структурные конструкции покрытий пролетом 18 и 24 м из прокатных про- филей типа «ЦНИИСК» с подвесным оборудованием грузоподъемностью до 3,2 т и мостовыми кранами до 30 т. Серия 1.460-6/81. Верхние продольные пояса—из двутавров, нижние—из оди- ночных уголков; раскосы—из одиноч- ных уголков, поперечные элементы—из швеллеров, уголков и круглой стали. ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко, ЦНИИпромздаиий
1414 Пространственная перекрестно-стерж- невая конструкция из трубчатых стержней заводского изготовления типа «Модуль» с размерами секций 30x30 и 36x36 м и консольными свесами 6 м. Структурные секции покрытия высо- той 1414 мм с ортогональной ячейкой 2x2 м. Сетка колонн 18X18 и 24X24 м. МАРХИ
Приложение II
Марки стали для стальных конструкций
сельскохозяйственных зданий и сооружений
Группа конструк- ций Марка стали ГОСТ, ТУ Ry, МПа
ЛИСТ t, мм фасон t, мм
'4—10 | 11—20 4-10 | 11—20
ВСтЗсп5-1 ТУ 14-1-3023—80 240 230 250 240
1 ВСтЗспб ГОСТ 380-71* 225 225 235 235
4—9 10—20 4—9 10—20
09Г2С ГОСТ 19282(1)—73 330 310 330 310
15ХСНД ГОСТ 19282(1)—73 330 330 330 310
10ХСНД ГОСТ 19282(1)—73 355 355 355 355**
4—10 11—20 4—10 11—20
ВСтЗпсб-1 ТУ 14-1-3023-80 230 230 240 240
2 ВСтЗпсб ГОСТ 380—71* 225 225 235 235
09Г2 гр. 1 ТУ 14-1-3023-80 305 300 305 300
4 —— 4 . 1
10Г2С1 ГОСТ 19282(1)—73 340 — 340 —
5-9 10—20 5—9 10—20
10Г2С1 ГОСТ 19282 (1)—73 330 320 330 320
4—9 10—20 4—9 10—20
ВСтЗкп2 ГОСТ 380—71* 215 215 225 225
09Г2 ГОСТ 19282(1)—73 290 290 290 290
О 14Г2 ГОСТ 19282(1)—73 320 310 320 310
10 ХНДП ГОСТ 19282(1)—73 330 —. 330 —
4 ВСтЗкп2 ГОСТ 380—71* 215 215 225 225
* ГОСТ, оканчивающийся на цифру 1 (в скобках), относится к маркам фасон-
ной стали; ** при 7^ 15 мм.
Приложение III
Номенклатура основных ограждающих конструкций
L Номер । 1 схем 1 Марка Эскиз покрытия Состав конструкции Размеры, мм h/l Масса 51 ма, кПа Разработчик
1 Ь
1 2 3 1 4 1 5 6 1 7 8 1 9
Асбестоцементная
1 АКД
(ФКД)
2
АКП
(ФКП)
Асбестоцементная
(к л е е ф а н е’р н а я) панель с деревянным каркасом
1. Асбестоцементные волнис- тые листы усиленного профиля 2. Каркас из древесины—про- 5980 1490 1/35— 0,5— ГипроНИИсель-
дольные ребра 3. Утеплитель—минераловат- ные плиты на синтетической связке 4. Пароизоляция 5. Асбестоцементный плоский лист—8 мм (обшивка из фанеры ФСФ—6 мм) 2980 1490 1/20 0,6 хоз, ЦНИИСК им. В. А. Кучеренко
(клеефанерная) панель с плоскими обшивками
1. Трехслойная рубероидная кровля 2. Асбестоцементный плоский лист—8 мм (обшивка из фанеры ФСФ—8 мм) 3. Каркас из древесины (про- дольные ребра) 4. Утеплитель—минераловат- ные плиты на синтетической 5980 2980 1490 1490 1/35— 1/20 0,45— 0,5 ГипроНИИсель- хоз ГипроНИИсель- хоз
связке
5. Пароизоляция
6. Асбестоцементный плоский
лист—8 мм (обшивка из фанеры
ФСФ—6 мм)
1. Трехслойная рубероидная
кровля
2. Асбестоцементный плоский
лист—8 мм (обшивка из фанеры
ФСФ—8 мм)
, 3. Асбестоцементные (клеефа-
иерные) профили типа швеллеров
4. Антисептированные бобыш-
ки
5. Эффективный утеплитель
6. Пароизоляция
7. Асбестоцементный плоский
лист—8 мм (обшивка из фанеры
ФСФ—6 мм)
5980
1490
1/35— 0,4—
1/20 0,45
ЦНИИСК им.
В. А. Кучеренко
профилированной фанеры и
фенольного пенопласта
Трехслойная панель на основ
1. Трехслойная/рубероидная 5980
кровля
2. Верхняя обшивка из фане-
ры ФСФ—8 мм
3. Поперечные деревянные
ребра с шагом 1,5 м
4. Утеплитель — фенольный 2980
пенопласт (р=0,6 кН/м^)
5. Нижняя обшивка из профи-
лированной фанеры ФСФ—8 мм
1490 1/30—0,25— ЦНИИСК им.
1/35 0,3 В. А. Кучеренко,
Брестский ИСИ
1490
1/40—0,15—
1/50 0,20
Брестский ИСИ
Монопанель
1. Рулонная кровля
2. Припененный рубероид
3. Пенополистирольный пено-
пласт (р=0,3 кН/м3)
4. Профилированный алюми-
ниевый лист—0,8 мм
2980
1490
ЦНИИЭПсельст-
1/30—0,10— рой, ЦНИИПСК
1/35 0,15
Продолжение прил. 1Ц
6
Трехслойная панель с металлическими обшивками
1, Профилированные или плос- 2980 1490 1/40— 0,20— ЦНИИ ЭПсел вст-
кие металлические листы (0,6— 1,0 мм) 1/50 0,25 рой, цниипск
2. Гнутый профиль (металли- ческий, клеефанерный или пласт- массовый швеллер) 3. Пенопласт объемной массой р=0,3 кН/м3
Асбестоцементный '(клеефанерный) щит сп'лоскими обшивками
1. Рулонная кровля
2. Асбестоцементный плоский 5980
лист—8 мм (рбшивка из фанеры 2980
ФСФ—8 мм)
3. Каркас из древесины—про-
дольные ребра
1490 1/35—0,10—
1490 1/20 0,15
ГипроНИИсель-
хоз
Покрытие по стальным прогонам
1. Трехслойная рубероидная
кровля или асбестоцементные
волнистые листы УВ-7,5 по де-
ревянной обрешетке
2. Утеплитель — пенопласт
ФРП-1; р=0,5 кН/м3; <=100 мм
3. Пароизоляция—один слой
пергамина
4. Стальной профилированный
настил—(0,8—1,0 мм)
5. Стальные прогоны из про-
катных и гнутых профилей в
виде швеллеров
8
0,10
(0,22)
0,05
0,04
0,15
0,10
Беспрогонное'по крытие
1. Асбестоцементные волнис-
тые листы усиленного профиля
УВ-7,5
2. Обрешетка из деревянных
брусков 50x50 мм
3. Утеплитель из мииерало-
ватных плит на синтетическом
связующем
4. Пароизоляция—один слой
пергамина
5. Облегченные железобетон-
ные плиты типа ПГ
0,22
0,05
0,05—
0,09
0,04
1,61
Приложение IV
Для краноВ
Характеристики мостовых электрических кранов нормального (облегченного)
режима работы (ГОСТ 25711—83)
Грузоподъ- емность Q, тс Пролет Ч- м База крана Д, мм Ширина крана В’, мм мм В1г мм Нагрузка на колесо F rmax’ кН Вес, кН
крана (7К тележки GT
10,5 50(35) 90(50)
5 16,5 3700 4700 1650 230 55 (45) 110(78) 20
22,5 60 (50) 130(107)
10,5 70 (55) 100 (55)
8 16,5 4400 5400 1900 230 80 (60) 125(86) 22
22,5 85(70) 145(117)
10,5 80 — 110 —
10 16,5 4400 5400 1900 230 85 — 130 — 24
22,5 95 — 158 —
10,5 105(75) 130(66)
12,5 16,5 4400 5500 1900 230 120 (85) 160(103) 30
22,5 135(95) 205(141)
10,5 120 — 158 —
16 16,5 4400 5600 2200 230 140 — 187 — 37
22,5 150 — 217 —
10,5 120 — 171 —
16/3,2 16,5 4400 5600 2200 230 140 — 200 — 47
22,5 150 — 230 —
10,5 155(120) 190 (95)
20/5 16,5 4400 5600 2400 260 170(135) 220(149) 63
22,5 180(150) 255(203)
270
Приложение V
Характеристики подвесных электрических кранов (ГОСТ 7890—73)
Грузоподъем- ность Q, тс Пролет £п> м Габариты, мм Нормативная нагрузка, кН Вес, кН Номера профилей двутавровых балок по ГОСТ 1942 5—74*
А В' на каретку ГЩах на одно колесо F' max краиа GK тали °т для несущей балки для подкранового пути
1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
Однопролетные краны
0,5 6,0 9,0 1500 1800 1850 2150 5,4 6,4 2,7 3,2 6,45—6,7 9,3—9,9 0,96 24М 18М; 24М; ЗОМ; 36М
6,0 1500 1850 8,6 4,3 8,6—8,9 1,95 24М 18М; 24М; ЗОМ; 36М
9,0 1800 2150 9,65 4,83 Ю.,45—11,0 24М
12,0 2100 2450 10,5 5,25 13,65—14,4 ЗОМ
15,0 2400 2750 10,5 5,25 17,5—18,3 36М
2,0 6,0 1500] 1850 14—15,5 7—7,75 11,0—11,35 2,9 ЗОМ 24М; ЗОМ; 36М
9,0 1800 2150 16,2 8,1 14,25—15,05 36М
to Q- , TC- fl/ум 4 м A 6 КН / К-рЛНА ^pttl-ПуП Окончание прил. V
J 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10
2,° 12,0 15,0 2100 2400 2450 2750 16,4—17,1 17,9 8,2—8,55 8,95 18,00—18,9 24,05—25,1 36М 36М
' о 6,0 1500 1865 21,6 10,8 14,6—15,0 4,7 36М ЗОМ; 36М; 45М
9,0 1800 2165 21,6—25,26 10,8—12,63 19,45—20,45 45М
12,0 2100 2465 25,26—26,25 12,63—13,13 22,35—23,35 45М
15,0 2400 2765 26,25—26,6 13,13—13,3 30,5—31,7 45М
Двухпролетиы е краны
1,0 2X7,5 1500 1910 8,8 4,4 12,7—12,9 1,95 24М 18М; 24М; ЗОМ; 36М
2X9,0 1800 2210 9,3 4,65 16,7—17,3 ЗОМ
2X10,5 1800 2210 9,3 4,65 18,2—18,8 ЗОМ
2,0 2X7,5 1500 1920 15,4 7,7 16,6-16,9 2,9 ЗОМ 24М; ЗОМ; 36М
2X9,0 1800 2220 15,7 7,85 20,35—21,0 36М
2x10,5 1800 2220 15,7 7,85 22,1—22,8 36М
3,2 2X7,5 1500 1940 23,5 11,75 21,65—22,0 4,7 36М ЗОМ; 36М; 45М
2X9,0 1800 2240 24,0 12,0 28,05—29,0 45М
2X10,5 1800 2240 24,0 12,0 30,45—31,35 45М
Примечание. Левые значения принимать при консолях кран-балкн до 0,9 м могут иметь размеры 0,3; 0,6; 0,9; 1,2; 1,5 м). , правые—прн консолях 1,2—1,5 м (консоли
Приложение VI
Характеристика рельсов и креплений для крановых путей
Табл. 1. Крановые и железнодорожные рельсы
Грузоподъ- емность кранов Q, тс Тип рельса Высота h, мм Ширина подошвы, мм Ширина головки, мм Толщина шейки, мм Площадь сечения Д, см* Момент инерции 1х, см* Вес 1 пог. м, кг
5—10 КР60 105 105 60 24 50,7 654,6
Р38 135 114 68 13 49,1 1222,5 38,5
15—20 КР70 120 120 70 28 ' 67,3 1082,0 52,7
Р43 140 114 70 13 55,7 1472,0 43,6
Табл. 2. Крепления на скобах
Двутавр пути № 30 30 36 36 40 45 45
Нагрузка на узел кН 110 200 Размеры длина 250 300 скобы высота мм 89 99 94 101 100 102 ПО ширина полки 60 70 толщина 22 20 28 Стяжные диаметр мм 16 болты кол-во шт. 2 3 Распорка-швеллер № 16 18 Вес 1 узла кг 24,7 25,7 25,5 26 32,2 45,4 46,4
Табл. 3. Крепления „на лапках“
Номер двутавра пути Нагрузки на узел, кН Размеры лапок, мм Диаметр болтов, мм Вес узла, кг
длина 1 ширина b толщина t
16—22 20 200—260 65 12,2 20 5,5—6,5
24—30 35 220—300 80 14 24 7,4—10,8
33—45 50 270—300 95 15,2 27 11,8—14,1
Примечание. Длина лапок зависит от номера профиля 'или размеров листа
поддерживающего элемента (пояс фермы, полка балки).
18. Зак. 1295
273
ЛИТЕРАТУРА
1. Продовольственная программа СССР на период до 1990 года н меры по
ее реализации.— М.: Политиздат, 1982.— 110 с.
2. Технические правила по экономному расходованию основных строитель-
ных материалов (ТП-101-81) / Госстрой СССР.— М.: Стройиздат, 1983.— 40 с.
3. СНиП П-28-73 «Защита строительных конструкций от коррозии. Нормы
проектирования» / Госстрой СССР.— М.: Стройиздат, 1980.— 45 с.
4. Рекомендации по проектированию панельных конструкций с применением
древесины и древесных материалов для производственных зданий / ЦНИИСК
им. Кучеренко.— М.: Стройиздат, 1982.— 120 с.
5. Тез. докл. III Укр, респ. конф, по метал, констр. «Перспективы развития
и пути повышения эффективности применения легких и особо легких металличе-
ских конструкций».— Киев, 1981.— 49 с.
6. Сарычев В. С. Эффективность применения железобетонных, металли-
ческих и деревянных конструкций.— М.: Стройиздат, 1977.— 223 с.
7. Мельников Н. П. Металлические конструкции: Современное состоя-
ние и перспективы развития.— М.: Стройиздат, 1983.— 543 с.
8. Руководство по применению стальных канатов и анкерных устройств в
конструкциях зданий и сооружений.— М.: Стройиздат, 1978.— 90 с.
9. СНиП 11-23-81. Стальные конструкции / Госстрой СССР.— М.: Строй-
издат, 1982.— 96 с.
10. СНиП П-24-74. Алюминиевые конструкции.— М.: Стройиздат, 1975.—
46 с.
11. Пособие по расчету и конструированию сварных соединений стальных
конструкций (к главе СНиП П-23-81)/ЦНИИСК нм. Кучеренко,—М.: Строй-
издат, 1984.— 73 с.
12. СНиП П-6-74. Нагрузки н воздействия / ЦНИИСК им. Кучеренко.— М.:
Стройиздат, 1976.— 60 с.
13. СТ СЭВ 384-76. Строительные конструкции и основания: Основные по-
ложения по расчету.— М.: Стройиздат, 1974.— 10 с.
14. Волкова Т. С. Рекомендации по защите от коррозии металлических
конструкций зданий н сооружений сельскохозяйственного назначения, в том чис-
ле для хранения минеральных удобрений н сельхозпродуктов / ЦНИИпроектсталь-
конструкция.— М., 1980.— 62 с.
15. Мельников Н. П., Левитанский И. В., Каленов В. В. Тонко-
стенные стальные балки — эффективный внд строительных конструкций / Пром,
строит.— М., 1974.— С. 18—21.
16. Б е л е и я Е. И. Предварительно-напряженные несущие металлические
конструкции.— 2-е изд., доп. и перераб.— М.: Стройиздат, 1975.— 416 с.
17. Изменения СНиП 11-23-81//Бюл. строит, техн.— № 12.— М., 1984.—
С. 13—16.
18. Металлические конструкции: Учеб, для вузов/Под общ. ред. Е. И. Бе-
леня.— 6-е нзд., доп. и перераб.— М.: Стройиздат, 1985.— 560 с.
19. Лихтарннков Я. М., Л.адыже некий Д. В., Клыков В. М.
Расчет стальных конструкций: Справ, пос.— 2-е изд., доп. н перераб.— Киев:
Буд1вельник, 1984.— 368 с.
20. Каплун Я. А. Стальные конструкции из широкополочных двутавров
и тавров/Под ред. Н. П. Мельникова.— М: Стройиздат, 1981.— 143 с.
21. Руководство по проектированию стальных конструкций из гнутосварных
замкнутых профилей / ЦНИИпроектстальконструкцня.— М., 1978.— 43 с.
274
22. Пособие по проектированию стальных конструкций из круглых труб /
ЦНИИСК им. Кучеренко— М., 1983 — 69 с.
23, Рекомендации по расчету узлов с ребрами трубчатых стальных кон-
струкций / МИСИ им. В. В. Куйбышева.— М., 1977.—22 о.
24. М ур а ш к о Н. Н, С о б о л е в Ю. В. О расчете узлов легких конструк-
ций покрытий производственных сельскохозяйственных зданий / Вопросы строи-
тельства и архитектуры.— Минск: Выш. шк., 1977.—‘Вып. VII.— С. 106—117.
25. СНиП II-A.4-62. Единая модульная система: Основные положения про-
ектирования.— М.: Стройиздат, 1985.— 64 с.
26. Металлические конструкции: Справ, проектировщика / Под ред. Н. П.
Мельникова.— 2-е изд., доп. и перераб.— М.: Стройиздат, 1980.— 776 с.
27. И ж е в с к а я Г. М. Строительные конструкции производственных сель-,
скохозяйственных зданий: Учеб, для студ. вузов.— М.: Высш, шк., 1978.— 431 с.
28. Рекомендации по учету жесткости диафрагм из стального профилирован-
ного настила в покрытиях одноэтажных производственных зданий при горизон-
тальных нагрузках//ЦНИИпроектстальконструкция.— М., 1980.— 24 с.
29. С а х н о в с к и й М. М. Легкие конструкции стальных каркасов зданий
и сооружений.— Киев: Буд(вельник, 1984.— 160 с.
30. Общесоюзный строительный каталог типовых конструкций и изделий
для всех видов строительства//Сб. 3.01.П-6 «Легкие металлические конструк-
ции и изделия комплектной поставки одноэтажных зданий промышленных пред-
приятий».— М.: ЦИТП, 1982.— 176 с.
31. Мух а нов К. К. Металлические конструкции: Учеб, для вузов.—
3-е изд., доп. и нспр.— М.: Стройиздат, 1978.— 572 с.
32. Ложкин Б. Г., С м и л я н с к и й Г. М. Конструкции путей подвесного
промышленного транспорта.— М.: Стройиздат, 1968.— 143 с.
18*
СОДЕРЖАНИЕ
Предисловие .......................................................... 3
1. Общая часть ................................................... 5
1.1. Специфика проектирования, возведения н эксплуатации сельскохо-
зяйственных объектов ......................................... 5
1.2. Номенклатура и область применения металлических конструкций
в зданиях и сооружениях сельскохозяйственного назначения . . 8
1.3. Особенности применения металлических конструкций сельскохозяй-
ственных зданий и сооружений н предъявляемые к ним требования 13
1.4. Материалы несущих и ограждающих металлических конструкций.
Основные положения по их проектированию............................15
1.5. Защита металлических конструкций от коррозии...................20
2. Облегченные балочные конструкции покрытии производственных сель-
скохозяйственных зданий...............................................24
2.1. Схемы-балочных конструкций, их общая характеристика и конструк-
тивные особенности.................................................24
2.2. Эффективные типы двутавровых балок.............................32
2.2.1. Балки с гибкой стенкой ..................................32
2.2.2. Перфорированные балки....................................34
2.3. Прутковые прогоны..............................................42
2.4. Стропильные фермы .... .......................47
2.4.1. Определение расчетных нагрузок........................48
2.4.2. Определение усилий в стержнях ферм.......................48
2.4.3. Подбор сечений"..........................................50
2.4.4. Типы облегченных ферм.....................................58
3. Каркасы одноэтажных производственных сельскохозяйственных зданий 94
3.1. Общая характеристика и основные требования.....................94
3.2. Конструктивные схемы каркасов с легкими мостовыми н подвесными
кранами ..........................................................100
3.2.1. Схемы поперечных рам ....................................100
3.2.2. Компоновка конструктивной схемы каркаса..................101
3.3. Компоновка каркасов из легких металлических конструкций комп-
лектной поставки..................................................113
276
3.3.1. Рамные сплошностенчатые каркасы....................... 114
3.3.2. Рамные каркасы со сквозными ригелями.....................131
3.4. Расчет каркасов с мостовыми н подвесными кранами . . . . 138
3.4.1. Определение нагрузок, действующих на рамы .... 138
3.4.2. Статический расчет поперечной рамы..................145
3.4.3. Определение расчетных усилий в элементах рамы . . . 152
3.5. Колонны .......................................................153
3.5.1. Типы колонн .............................................153
3.5.2. Расчетные длины ..................................156
3.5.3. Основы расчета...........................................156
3.5.4. Компоновка сечения.......................................158
3.5.5. Проверка местной устойчивости............................168
3.5.6. Конструирование и расчет узлов колонны ................159
3.6. Расчет и конструирование поперечной рамы производственного зда-
ния по ремонту сельхозтехники......................................174
3.6.1. Компоновка рамы..........................................174
3.6.2. Определение нагрузок, действующих на раму . . . . 175
3.6.3. Статический расчет поперечной рамы.......................176
3.6.4. Расчет колонны .................................182
3.6.5. Расчет стропильной фермы............................ 197
3.7. Расчет и конструирование поперечной рамы производственного
сельскохозяйственного здания с подвесными кранами .... 206
3.7.1. Компоновка рамы.........................................206
3.7.2. Определение нагрузок, действующих на раму .... 207
3.7.3. Статический расчет поперечной рамы.......................210
3.7.4. Расчет колонны...........................................210
3.7.5. Определение расчетных усилий в стропильной ферме из замк-
нутых гнутосварных профилей с подвесными кранами . . . 220
3.8. Подкрановые балки..............................................226
3.8.1. Общие сведения...........................................226
3.8.2. Нагрузки на подкрановую балку ...........................229
3.8.3. Определение усилий в подкрановой балке.................. 230
3.8.4. Подбор сечения подкрановой балки.........................231
3.8.5. Конструирование и расчет соединений и деталей балки . . 233
3.9. Пример расчета сплошной сварной подкрановой балки . . ‘. 236
3.10. Балки подвесных путей ........................................239
3.10.1. Общие сведения.........................................239
3.10.2. Нагрузка от подвесных кранов...........................242
3.10.3. Определение расчетных усилий в балке подвесного пути . 243
277
3.10.4. Подбор сечения балки подвесного пути.................245
3.10.5. Конструирование и расчет соединений и деталей балок . 249
3.11. Пример расчета подвесной неразрезной балки..................253
Приложение I. Номенклатура несущих металлических конструкций
производственных сельскохозяйственных зданий......................256
Приложение II. Марки стали для стальных конструкций сельскохо-
зяйственных зданий и сооружений...................................265
Приложение III. Номенклатура основных ограждающих конструкций 266
Приложение IV. Характеристики мостовых электрических кранов
нормального (облегченного) режима работы (ГОСТ 25711—83) . . 270
Приложение V. Характеристики подвесных электрических кранов
(ГОСТ 7890—73) ......................................... 271
Приложение VI. Характеристика рельсов и креплений крановых путей 273
Литература..........................................................274
Николай Николаевич Мурашко,
Юрий Всеволодович Соболев
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ
ПРОИЗВОДСТВЕННЫХ
СЕЛЬСКОХОЗЯЙСТВЕННЫХ ЗДАНИЙ
Зав. редакцией А. Я. Канторович
Редактор А. С. Гликман
Обложка В. В. Бессонова
Худож. редактор И. А. Демковский.
Техн, редактор И. П. Тихонова
Мл. редакторы А. Я. Сыромятникова,
Л. И. Сташенко
Корректоры Т. К. Скрипкина,
Н. И. Бондаренко
ИБ 1983
Сдано в набор 06.08.86. Подписано в печать 07.05.87.
АТ 16678. Формат 60 X 90’/ie- Бумага кн.-жури. Гарнитура
литературная. Высокая печать. Усл. печ. л. 17,5. Усл. кр.-
отт. 17,5. Уч.-изд. л. 18,66. Тираж 4200 экз. Заказ 1295.
Цена 1 р. 10 к.
Издательство «Вышэйшая школа» Государственного ко-
митета ВССР по делам издательств, полиграфии и
книжной торговли. 220048. Минск, проспект Машерова, 11.
Типография им. Франциска Скорины издательства «Наука
я техника». 220600. Минск, Ленинский проспект, 68.
Мурашко Н. Н., Соболев Ю. В.
М91 Металлические конструкции производственных сельскохо-
зяйственных зданий: Учеб, пособие для студентов вузов.—Мн.:
Выш. шк, 1987.— 278 с.: ил.
Рассматриваются области эффективного применения в сельскохозяйственном строи-
тельстве металлоконструкций, их материалы и номенклатура. Излагаются основные
вопросы проектирования облегченных балочных конструкций покрытий и каркасов
производственных сельскохозяйственных зданий, оборудованных легкими мостовыми
и подвесными кранами. Приводятся примеры их расчета и конструирования.
Пособие предназначено для студентов специальности 1205 «Сельскохозяйственное
строительство» и других строительных специальностей. Ойо может быть также ис-
пользовано инженерно-техническими работниками проектных и производственных
строительных организаций.
3202000000—069
м----------------62—87
М304(03)—87
ББК 38.54я73

«ю тэ яз
feS Л'ад;;
' TC'.w
'» V !.•-»«