/
Текст
ПРОЕКТИРОВАНИЕ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ
А.П. Мандриков. И.М. Лялин
стройиздат
А. П. МАНДРИКОВ, И. М. ЛЯЛИН
ПРОЕКТИРОВАНИЕ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ
КОНСТРУКЦИЙ
(Примеры расчета и конструирования)
Допущено
Министерством строительства предприятий
тяжелой индустрии СССР
в качестве учебного пособия
для строительных техникумов
по специальности «Промышленное
и гражданское строительство»
МОСКВА
СТРОЙИЗДАТ 1973
УДК 624.014(075.3)
Рецензенты: Горьковский строительный техникум
и канд. техн, наук Б. Н. Кошутин
Мандриков А. П., Лялин И. М. Проектирование металли¬
ческих конструкций. (Примеры расчета и конструирования).
Учеб, пособие для техникумов. М., Стройиздат, 1973. 128 с.
Книга содержит примеры расчета и конструирования не¬
сущих металлических конструкций. Рассмотрены проектирова¬
ние балочной клетки рабочей площадки, расчет и конструиро¬
вание центрально и внецентренно сжатых колонн, стропиль¬
ных ферм из прокатных уголковых профилей и из бесшовных
горячекатаных труб; описана компоновка покрытий и дан рас¬
чет стального оцинкованного профилированного настила для
промышленного здания. Расчеты выполнены в соответствии
со СНиП П-В. 3-72 (проект).
Книга является учебным пособием при выполнении рас¬
четно-графических и курсовых работ для учащихся строитель¬
ных техникумов и может быть использована техниками-про¬
ектировщиками в практической работе по расчету и конструи¬
рованию стальных конструкций.
Табл. 60, ил. 26, список лит.: 8 иазв.
© Стройиздат, 1973
0325 — 202
М 047(01)—73
77—73
ВВЕДЕНИЕ
Расчет строительных конструкций состоит из определения воз¬
никающих в них усилий от действующих нагрузок и назначения
необходимых размеров поперечных сечений элементов, соединитель¬
ных деталей и стыковых соединений, обеспечивающих прочность
и жесткость конструкций в течение всего срока их эксплуатации,
а также при их возведении.
Строительные конструкции рассчитывают по методу предельных
состояний, гарантирующих сохранение эксплуатационных качеств
конструкций при наиболее неблагоприятном сочетании нагрузок
и возможном снижении прочностных свойств материалов. Согласно
СНиП П-А. 10-71 предельные состояния подразделяются на две
группы: первая — по потере несущей способности или непригод¬
ности к эксплуатации (ввиду потери устойчивости, прочности или
образования явлений разрушения), вторая — по непригодности
к нормальной эксплуатации (ввиду появления недопустимых пере¬
мещений, прогибов, колебаний, трещин и т. п.).
Согласно указанной методике изменчивость величин действую¬
щих нормативных нагрузок учитывается введением коэффициентов
перегрузки п, которые, как правило, больше единицы: для собст¬
венного веса конструкций п = 1,1 4- 1,2, для временных нагрузок
п = 1,2 4- 1,4 (коэффициент п меньше единицы принимают в тех
случаях, когда уменьшение нагрузки для расчета конструкции
опаснее, чем ее превышение). Отклонение нормативных характе¬
ристик прочности материалов, обусловленное его структурной
неоднородностью, особенностями технологии изготовления и дру¬
гими факторами, учитывается коэффициентами безопасности по ма¬
териалу k, величиной больше единицы (k > 1): для стали k = 1,1 4-
4- 1,6, для бетона k = 1,2 4- 1, 3,5 (а с учетом коэффициента из¬
менчивости k = 1,7 4- 2), для каменной кладки k = 2 4- 2,5. Не¬
которые особенности работы материалов и конструкций, которые
нельзя отразить в расчетах прямым путем, учитываются введением
коэффициентов условий работы т, равных в зависимости от вида
материала и условий работы конструкции от 0,7 до 1,1.
Расчет конструкции обычно начинают с подсчета действующих
нагрузок. Различают нагрузки нормативные и расчетные. Норма¬
тивные {g“ или р") — это нагрузки, действующие на конструкцию
при нормальных условиях эксплуатации. Расчетные (g или р) по¬
з
лучают при умножении нормативных нагрузок на коэффициенты
перегрузки п:
р=рнпР, (I)
где g* — постоянная нормативная равномерно распределенная на¬
грузка; р" — временная нормативная равномерно распределенная
нагрузка; пв — коэффициент перегрузки для постоянных нагрузок;
пр — коэффициент перегрузки для временных нагрузок.
Сосредоточенная нагрузка возникает от действия веса техноло¬
гического оборудования и установок, кранов, транспортных средств
и др., а также подсчитывается путем умножения постоянной или
временной равномерно распределенной нагрузки на соответствую¬
щую грузовую площадь Frp (G = gFrv или Р = рГгр).
По времени действия различают нагрузки постоянные^ временные
и особые. К постоянным относятся собственный вес конструкций,
давление грунта и воды (для заглубленных сооружений). Времен¬
ные могут изменяться в период эксплуатации как по величине, так
и по расположению: это — вес людей, мебели и оборудования, дав¬
ление сыпучих материалов и жидкости, нагрузки от снега, ветра,
кранов и подвижного транспорта. К особым относятся нагрузки
при сейсмических воздействиях, взрывах, от деформации при про¬
садочных грунтах и просадках на горных подработках.
Нагрузки подразделяют также на длительно и кратковременно
действующие. К длительно действующим относятся все постоянные
и некоторые временные нагрузки, такие, как давление сыпучих
материалов и жидкости в емкостных сооружениях (бункерах, сило¬
сах, резервуарах, башнях), вес стационарного оборудования в про¬
мышленных зданиях, временная нагрузка на перекрытиях складов,
книгохранилищ, библиотек и т. п. К кратковременно действующим
относятся временные нагрузки от веса людей, мебели, снега, ветра,
крановые нагрузки, а также особые нагрузки всех видов.
При расчете конструкций учитывают различное сочетание на¬
грузок, наиболее неблагоприятное для данной конструкции или ее
частей. Различают три сочетания нагрузок: основное, дополнитель¬
ное и особое. Основное сочетание включает одновременное действие
постоянной нагрузки, длительно действующих временных и одной
(наиболее существенной) кратковременно действующей. При до¬
полнительном сочетании учитывают все нагрузки основного сочета¬
ния и добавляют остальные кратковременно действующие. Особое
сочетание включает все виды нагрузок, в том числе и особые.
Учитывая малую вероятность одновременного действия всех
временных нагрузок, при расчете конструкций на дополнительные
сочетания величины кратковременно действующих нагрузок (или
усилий от них) умножаются на коэффициент 0,9, а при расчете на
особые сочетания — на коэффициент 0,8.
При подсчете веса покрытий и перекрытий необходимо знать
собственную массу его элементов. Нормативная объемая масса не¬
которых материалов в кг!м* принимается следующей:
4
Железобетон монолшный 2400
> сборный 2Ь(Ю
Сталь . . . 7850
Алюминиевый сплав 2700
Цементный выравнивающий слой 2000—2200
Асфальтобетонный слой песчаный 2000
Асфальтобетон среднезернистый 2300
Пароизоляция (два слоя пергамина на битумной ма
стике) .• 5—б
Утеплители!
из ячеистых бетонов (пенобетон, газобетон, пе¬
носиликат и др.) . . . 400—600
минераловатные плиты 300—500
перлитовые и вермикулитовые плиты на цемент¬
ном вяжущем 300—500
пеностекло и газостекло 200—300
шлаки гранулированные, пемза 400—700
диатомиты (трепел), керамзит 300—700
плиты из пористых пластмасс 35—200
Рулонный ковер из рубероила:
в один слой на битумной мастике 3—5
то же, в три слоя 10—15
Асбестоцементные волнистые листы усиленного про¬
филя (ВУ) толщиной 8 мм 15—16
Основными параметрами сопротивления материалов силовым воз¬
действиям являются нормативные сопротивления в кгс!см\ ус¬
танавливаемые нормами проектирования строительных конструкций
по величине контрольной или браковочной характеристики с учетом
условий контроля и статистической изменчивости сопротивлений.
Расчетные сопротивления R в кгс!см* получают путем деления нор¬
мативных сопротивлений на коэффициент безопасности по материа¬
лу k > 1, а в необходимых случаях и умножением на коэффициент
условий работы /и< 1:
« = (2)
Степень ответственности и капитальности зданий и сооружений,
значимость последствий наступления предельных состояний, а так¬
же недостаточность изученности работы отдельных видов конструк¬
ций учитываются коэффициентами надежности Ая. На коэффициенты
kB следует делить предельные значения несущей способности, рас¬
четные сопротивления (/?/Ая), величины раскрытия трещин (ат/Ан)
либо умножать величины расчетных нагрузок (NkB).
Величины нормативных сопротивлений используют при установ¬
лении предельной (соответствующей моменту разрушения) несущей
способности конструкции. Расчетные сопротивления используются,
как правило, в практических расчетах конструкций. Значения R"
приведены в приложении 3, а величины R для сталей разных клас¬
сов даны в табл. 1.
При расчете по предельным состояниям первой группы (по не¬
сущей способности) максимальные усилия от действующих нагру¬
5
зок (левая часть формулы) не должны превышать расчетной несущей
способности элемента (правая часть формулы):
М^ф-f firnS}, (3)
2V<f(₽,S), (4)
где N=ZNHn — расчетная нагрузка, определяемая суммирова¬
нием при наиболее неблагоприятном сочетании
нормативных нагрузок умноженных на
соответствующие коэффициенты перегрузки п.
<t>=f(RS)— фактическая, расчетная несущая способность
элемента, характеризуемая расчетным сопротивле¬
нием материала R и геометрическими величинами
сечения S.
Так, например, для стальных элементов, работающих на цент¬
ральное растяжение, это условие примет вид:
N RFи», (5)
а для изгибаемых элементов
M^RWm.
(6)
Расчетное условие для конструкций, проверяемых по предель¬
ным состояниям второй группы (по прогибам), имеет следующее
выражение:
f
Т
(7)
т. е. относительный прогиб fit, подсчитанный при действии норма*
тивных нагрузок (левая часть формулы), не должен превышать
установленный нормами максимально допустимый относительный
прогиб 1/ло (правая часть формулы) для данного вида конструкций,
равный обычно от */150 до
Расчет бетонных, железобетонных и каменных конструкций по
образованию и раскрытию трещин производят по предельным
состояниям второй группы.
§ 1. ОСНОВНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
И СОРТАМЕНТ МЕТАЛЛА
Для строительных конструкций применяют в основном мало¬
углеродистые стали, обладающие достаточной прочностью и плас¬
тичностью, хорошей свариваемостью, прочностью при динамиче¬
ских воздействиях. Этим требованиям полностью удовлетворяет
углеродистая сталь обыкновенного качества мартеновская и конвер¬
торная марок группы ВСт. 3 (по ГОСТ 380—71), В18Гпс (по ЧМТУ
1-47-67), а также низколегированные стали марок 09Г2С, 14Г2,
10Г2С1, 15ХСНД и 10ХСНД (по ГОСТ 5058—65*), имеющие спе¬
циальные легирующие добавки марганца (Г), кремния (С), хрома
(X), никеля (Н), меди (Д), которые повышают механические свойст¬
ва стали. Из высокопрочных сталей рекомендуются стали марок
14Г2АФ и 16Г2АФ (по ЧМТУ 1-349-68), 18Г2АФпс (по ЧМТУ 1-741-
69), 15Г2СФ (по ТУ 14-1-64-71) и др. Согласно СНиП П-В.3-72
«Стальные конструкции. Нормы проектирования», применяемые для
строительных конструкций стали подразделяются в зависимости от
прочностных показателей на семь классов: С 38/23, С 44/29, С 46/33,
С 52/40, С 60/45, С 70/60 и С 85/75 (где после буквы С в числителе
указано временное сопротивление разрыву, а в знаменателе — пре¬
дел текучести в кгс/мм2).
Перечень марок стали по классам, применяемых при различных
наружных температурах (до —65° С), указан в приложениях 1 и 2.
Для массовых типовых конструкций назначают стали класса
С 38/23 марок ВСт. 3 и В18Гпс5, как наиболее дешевые и достаточно
прочные. Низколегированные стали классов С 44/29 — С 52/40 ре¬
комендуются, как правило, для конструкций, подвергающихся не¬
посредственному динамическому воздействию подвижных или виб¬
рационных нагрузок, при эксплуатации конструкций на открытом
воздухе или в неотапливаемом помещении в районах с расчетной
температурой воздуха минус 40° С и ниже, а также в сооружениях
с большими пролетами и нагрузками, где это может дать экономию
стали и снизить стоимость конструкций. Высокопрочные стали
классов С 60/45 — С 85/75 целесообразны для статически сильно
нагруженных элементов при эксплуатационных температурах не
ниже минус 40° С.
Механические характеристики стали (нормативное сопротивле¬
ние/?" в кгс/см1 и относительное удлинение в в %) устанавливаются
путем испытания образцов стали на растяжение. Наименьшее зна¬
чение предела текучести (браковочный минимум) стали от прини¬
мается за нормативное сопротивление стали при растяжении, сжа¬
тии и изгибе — /?": например, для стали класса С 38/23 /?“ =•
« 2300 кгс/см2, для стали класса С 44/33/?“ = 3300 кгс/см2 и т.д.
(см. приложение 3). Расчетные сопротивления /? равны нормативным
/?", деленным на коэффициент безопасности по материалу k, кото¬
рый равен для стали классов С 38/23 и С 44/29 — 1,1, для стали
классов С 46/33—С 60/45— 1,15— 1,2 и для высокопрочной стали
7
классов С 70/60 и С 85/75—1,6 (считая Ян=оВр» см. приложение 3).
Величины расчетных сопротивлений для прокатной стали при¬
ведены в табл. 1. Для конструкций, эксплуатация которых возмож¬
на и после достижения металлом предела текучести, нормативное
сопротивление растяжению принимают по наименьшему значению
временного сопротивления стали разрыву, и коэффициент безопас¬
ности в этом случае равен 1,45—1,6. Величины расчетных сопро¬
тивлений стали R для некоторых элементов конструкций умень¬
шают умножением на коэффициент условий работы т < 1. при¬
нимаемый по табл. 2.
Таблица 1
Расчетные сопротивления прокатной стали
Вид напряженного состояния
Условное
обозначение
Расчетное сопротивление R в к.гскм*
стали классов
С 38/23
I.V
*
*
О
С 46/33
С 52/40
С 60/45
С 70/60
ю
ь*
ю
00
и
Растяжение, сжатие,
изгиб .
R
2100
2600
2900
3400
3800
4400
5300
Срез
Rep
1300
1500
1700
2000
2300
2600
3100
Смятие торцовой поверх¬
ности (при наличии
пригонки)
Rcm. т
3200
3900
4300
5100
5700
6500
8000
Смятие местное при плот¬
ном касании
Rcm, м
1600
2000
2200
2500
2900
3300
3900
Примечание. Для стали класса С 88/23 при толщине проката 6® 314
4 40 мм принимать значение R == 1900 кгс/см\ а при толщине ft ■= 414160 мм
R= 1700 клс/см*.
Прокатная сталь выпускается промышленностью в виде листов,
уголков равнобоких и неравнобоких, двутавров, швеллеров, труб,
полос и рифленых листов, круглого и квадратного сечений, рель¬
сов и т. д. В сортаментах прокатных профилей указываются все
основные характеристики сечений: размеры, площадь, моменты
инерции и моменты сопротивлений, радиусы инерций и масса 1 пог. м
(см. приложение 8).
При проектировании конструкций в целях унификации решений
необходимо назначать минимальное количество разнотипных про¬
филей и их сочетаний. В несущих стальных конструкциях для рабо¬
чих элементов принимают в качестве минимальных профилей угол¬
ки 50x5 и 63 x 40 x 5. Длина уголков, двутавров и швеллеров 9—
12 м\ по согласованию с заводами-изготовителями длина швеллеров
и двутавров может быть принята до 18 м.
В перспективе более широкое применение должны найти бесшов¬
ные стальные трубы (ГОСТ 8731—58 и ГОСТ 8732—58). Трубчатое
сечение является самым экономичным для сжатых элементов. Гну¬
тые тонкостенные профили (ГОСТ 8276—63 и ГОСТ 8278—63), из¬
готовляемые из тонколистовой стали путем холодной гибки
8
Таблица 2
Коэффициенты условий работы т элементов стальных конструкций
№
п /п.
1
2
8
4
Б
6
Наименование элементов конструкций
т
Сплошные балки и сжатые элементы ферм перекрытий под
залами театров, клубов, кино, под трибунами, под помеще¬
ниями магазинов, книгохранилищ, архивов и т. п. при весе
перекрытий, равном или большем временной нагрузки . .
Сжатые основные элементы (кроме опорных) решетки ферм
покрытий и перекрытий (например, стропильных и анало¬
гичных им ферм) при гибкости их Х>60
Сжатые раскосы пространственных решетчатых конструкций
иэ одиночных уголков, привариваемые по одной полке?
а) при елочной и перекрестной решетке с несовмещенными
в смежных гранях узлами
б) при перекрестной решетке с совмещенными в смежных
гранях узлами
в) то же, при болтовых соединениях
Подкрановые балки под краны грузоподъемностью 5 тс
и более, тяжелого и весьма тяжелого режимов работы . .
Колонны гражданских зданий и Qnop водонапорных башен
Сжатые одиночные уголки, прикрепляемые односторонне (одной
полкой), за исключением указанных в п. 3
0,9
0,8
0,8
0,9
0,75
0,9
0,9
0.75
Примечания: I. Коэффициенты условий работы, установленные в пп. 2 и 3,
не распространяются на крепления соответствующих элементов конструкций в узлах.
2. Коэффициент условий работы для уголков, прикрепляемых односторонне, уста»
новлен для равнобоких уголков а также неравнобокнх, прикрепляемых узкой полкой.
специальных машинах, имеют профили в виде уголков и швеллеров,
П-образных, коробчатых и других сечений и наряду с аналогичными
прокатными профилями могут применяться для ферм, колонн и ба*
лок.
Весьма эффективными для легких пространственных стержневых
систем (арок, куполов, ферм, стоек, мачт и др.) являются конструк¬
ции из алюминиевых сплавов. Из сплавов марок АМг (алюминий —
магний), АМц (алюминий — марганец), АВ (авиаль), АД (алюми¬
ний—магний —кремний), Д (дюралюмины, составленные из соче¬
тания алюминий—магний—медь), В (высокопрочные сплавы соста¬
ва алюминий—магний—медь—цинк) путем прессования или гибки
получают профили любой конфигурации: уголки, швеллеры, тав¬
ры, двутавры, трубы и т. д. Алюминиевые профили ввиду меньше¬
го модуля упругости материала (в три раза меньше, чем для стали)
характеризуются значительной деформативностью. Поэтому при
применении их в несущих конструкциях нужно учитывать эту осо¬
бенность их работы путем введения при расчете сечений соответст¬
вующих коэффициентов условий работы т — 0,6 -i- 0,9 (см. СНиП
П-В.5-64 «Алюминиевые конструкции. Нормы проектирования:»).
Ниже рассматриваются методика расчета и конструирование
только стальных конструкций, как наиболее массовых. Они состав¬
ляют основной объем по учебной программе для строительных тех¬
никумов по специальности ПГС.
9
$ 2. РАСЧЕТ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
Металлические конструкции рассчитываются по первой и второй
группам предельных состояний. Первой группе предельных состоя¬
ний отвечает расчет конструкций по несущей способности (на проч¬
ность) с учетом для гибких элементов устойчивости, а также расчет
на выносливость при непосредственном воздействии многократно
повторных, подвижных и вибрационных нагрузок. Расчетные со¬
противления основного металла и соединений при расчете конструк¬
ций на выносливость дополнительно понижаются умножением на
коэффициент у < 1, принимаемый согласно СНиП II-B.3-72:
fl» = Y₽, (8)
где — по табл. 1.
Второй группе предельных состояний отвечает расчет деформа*
ций элементов: прогибов и перемещений. Величины относительных
прогибов элементов конструкций (в долях от пролета) приведены
в табл. 3.
Таб лица 3
Предельные прогибы изгибаемых элементов
при действии нормативных нагрузок
Б
Наименование конструкций
Величина пре*
дельного прогиба
в долях от про¬
лета
(Hz)
1
Подкрановые балки и фермы:
а) при ручных кранах
б) при электрических кранах грузоподъемностью
^500
до 50 тс ...... . .............
*/600
в) то же, грузоподъемностью 50 тс и более ....
Монорельсовые пути
Х/750
2
г/400
3
Балки рабочих площадок промышленных зданий:
а) при отсутствии рельсовых путей:
главные балки . . . .
V 400
прочие »
J/250
б) при наличии узкоколейных путей
*/400
в) при наличии ширококолейных путей
1/б00
4
Балки междуэтажных перекрытий:
а) главные балки
*/<00
б) прочие »
1/250
5
Балки покрытий и чердачных перекрытий:
а) главные балки . ....... ...... . . . .
1/zso
б) прогоны.
<200
6
Элементы фахверка:
а) стойки, ригели .
б) прогоны остекления (в вертикальной и горизонталь¬
Vaoo
ной плоскостях) . • • •
1/200
10
Основные формулы расчета элементов по несущей способности;
а) по прочности при центральном растяжении и сжатии:
N < FmR, откуда Fm = (9)
б) по устойчивости при центральном сжатии:
N < <р FR, откуда F = (10)
в) по прочности при изгибе в одной из главных плоскостей:
M<WmR, откуда 1^ = ^; (11)
или ^<7?ер; (12)
по прочности элементов при изгибе в двух главных плоскостях:
а с учетом допустимости развития пластических деформаций соот¬
ветственно
г) по устойчивости при изгибе
Л1<фб^ или ^<7?;
(14)
(15)
д) по прочности сплошностенчатых внецентренно сжатых и вне-
центренно растянутых элементов при действии статических на¬
грузок:
( N \9lt I Мх . Му <
(16)
то же, при действии динамических нагрузок
(17)
е) по устойчивости при внецентренном сжатии в плоскости дейст¬
вия момента:
^<7?, откуда (18)
то же, из плоскости действия момента:
Р
14-атх *
(19)
11
В указанных формулах обозначены: N — расчетная продольная
сила; ₽ — расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию
или изгибу; Rcp — то же, срезу; F„ и F — площадь сечения нетто
и брутто; <р (фу) — коэффициент продольного изгиба центрально
сжатого элемента; фвн — коэффициент снижения несущей способ¬
ности внецентренно сжатого элемента вследствие действия момента
и продольного изгиба; фб — коэффициент для проверки общей
устойчивости балок; М (Л1Х, Mv) — расчетный изгибающий момент
(то же, относительно двух главных осей); Q — расчетная попереч¬
ная сила; B7HI, IF“t (^"нт! ^"нт) — упругий и пластический мо¬
менты сопротивления сечения нетто (то же, относительно двух глав¬
ных осей); S — статический момент (брутто) сдвигающейся части
сечения относительно нейтральной оси; 6 — толщина стенки балки;
J (Jxh-г', — момент инерции сечения элемента (то же, относи¬
тельно двух главных осей, нетто); х и у — координаты рассматри¬
ваемой точки сечения относительно его главных осей;
/л=—=е-^( или тя=*ея
—относительный эксцентрицитет (в скобках — для сквозных стерж¬
ней с решетками, расположенными в плоскостях, параллельных
плоскости изгиба); е = M/N — эксцентрицитет приложения про¬
дольной силы; а и 0 — коэффициенты, учитывающие тип сечения
и эксцентрицитет (см.табл. 17); хг и у^— расстояние от нейтраль¬
ной оси у или х до оси наиболее сжатой ветви.
§ 3. РАСЧЕТ СОЕДИНЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
1. Сварные соединения
Сварные соединения выполняют четырех основных типов: встык,
встык с накладками, внахлестку и втавр. Соединения встык осу¬
ществляются стыковыми швами (прямыми или косыми под углом
45—60°), а соединения встык с накладками, внахлестку и втавр —
угловыми швами.
Прочность сварных швов характеризуется их расчетным сопро¬
тивлением (табл. 4). Расчет сварных швов производится из условий
предельного состояния первой группы по формулам:
а) стыковые швы:
N R °в, откуда /ш = , (20)
Таблица 4
Расчетные сопротивления сварных швов RCB
Шов
Вид напряженвого
состояния
Условное обозначение
Ясв кас/cjw2 в конструкциях из
стали классов
С 38/23
С 44/29
с*5
п
'■х
«О
м»
О
С 62/40
С 60/45
о
со
■х.
О
fx
и
ю
tx
•х.
Ю
во
О
при сварке автоматической
и полуавтоматической/ а также
ручной электродами типов
СЧ<Х
Э46А;
ЭбО
<
со о
о
со
5
со
о
tx
(0
ю
во
Встык
Сжатие
Сж
2100
2600
2900
3400
3800
4400
5300
»
Растяжение при меха*
низированной и руч¬
ной сварке с приме¬
нением для контро¬
ля качества швов!
физических способов
«г
2100
2600
2900
3400
3800
4400
5300
визуальных »
1800
2200
2500
—
—
—
—
Срез
ПСВ
^ср
1300
1500
1700
2000
2300
2600
3100
Угловой
Сжатие, растяжение
и срез
1500
1800
2000
2400
2400
2800
3400
Примечания: 1. К физическим способам контроля качества швов относятся
рентгено-и гаммаграфирование, ультразвуковая дефектоскопия, магнитографические спо¬
собы и др.
2. К визуальным способам контроля относятся наружный осмотр, измерения швов,
Фотографирование и т. п.
3. Применение физических способов контроля качества швов должно оговаривать¬
ся в проекте.
П
где N — расчетная продольная сила, действующая на шов; 7?св —
расчетное сопротивление стыкового шва: при растяжении — /?рв,
сжатии — ₽сж> срезе — /ш и 6 — расчетная длина и толщина
шва (б обычно равна меньшей толщине соединяемых элементов);
б) угловые швы:
N
N < Р уВ> откуда 1Ш = р Аш^й, (21)
где ₽ЛШ — расчетная толщина углового шва; коэффициент р зави¬
сит от вида сварки: для многопроходной (более трех) ме¬
ханизированной и для ручной сварки р — 0,7; для по¬
луавтоматической однопроходной сварки — 0,85; для
автоматической однопроходной сварки — 1; для авто¬
матической двух- и трехпроходной сварки — 0,9; для
двух- и трехпроходной полуавтоматической сварки —
0,8;
₽ув — расчетное сопротивление углового шва.
Основные конструктивные требования к сварным соединениям:
толщина угловых швов hm должна быть не менее 4 мм и не более
1,2 меньшей из толщин свариваемых элементов; расчетная длина
шва — не менее 4йш и не менее 40 мм; наибольшая расчетная длина
флангового шва — не более 50/гш; для элементов ферм наименьшая
длина флангового шва 60 мм; расстояние между соседними швами
на фасонке — не менее 50 мм.
При сварке полок прокатных профилей вдоль кромок, имеющих
скругления, наибольшая толщина углового шва йш принимается
меньше толщины полки:
для уголков о толщиной полки 6 < 6 ММ Йш = 6 — I мм;
то же, 6 = 7-5-16 мм ft™ = 6 — 2 мм,
» 6>16ммЛш=О— 4 мм;
для двутавров № 14—16 и швеллеров № 10—14 Лш < 5 мм;
то же, Ns 18—27 и швеллеров Ns 16—27 йш < 6 мм;
» Ns 30—40 и швеллера Ns 30 Лш ч. 8 мм;
для двутавра Ns 45 и швеллеров Ns 36 —40 йш < 10 мм.
2. Заклепочные и болтовые соединения
Заклепочные соединения ввиду значительной трудоемкости
в настоящее время имеют ограниченное применение. Их используют
в основном для соединений элементов конструкций с тяжелым режи¬
мом работы, при значительных динамических воздействиях. Болты
применяют главным образом для монтажных соединений стальных
конструкций. Болты бывают повышенной точности (точеные), нор¬
мальной и грубой точности (из прокатных прутков).
Отверстия для заклепок и болтов выполняют способом продавли¬
вания или сверления. Сверленые отверстия обеспечивают более
доброкачественные соединения, чем продавленные.
14
Расчетные сопротивления заклепочных и болтовых соединений
(₽аакл и R6) приведены в табл. 5, 6. Группе В соответствуют соеди¬
нения, в которых заклепки или болты поставлены в отверстия, свер¬
ленные в собранных элементах или по кондукторам, а группе С —
в отверстия продавленные или сверленные без кондукторов в отдель¬
ных деталях.
Таблица 5
Расчетные сопротивления заклепочных соединений Язакя, кес/см2
Вид напряженного состоя¬
ния и группа соединения
Условное
обозна¬
чение
Расчетное сопротивление Язакл
срезу и растя¬
жению закле¬
пок из стали
марок
смятию соединяемых элемен¬
тов конструкций из стали
класса
"а
Л"
О т
09Г2
С 38/23
С 44/29
С 46/33
о
сч
ю
О
Ср?з В . .
» С
. пзакл
^ср
1800
1600
2200
—
—
—
-
Смятие В
—
4200
5200
5800
6800
» с
Растяжение (отрыв голо¬
г>закл
—
—
3800
—
—•
вок)
деэакл
1200
1500
**
—
—
—-
Примечания: 1. К группе В относятся соединения, в которых ааклепки постав¬
лены в отверстия: а) сверленые на проектный диаметр в собранных элементах; б) свер¬
леные на проектный диаметр в отдельных элементах и деталях по кондукторам; в) свер¬
леные или продавленные на меньший диаметр в отдельных деталях о последующим рас¬
сверливанием до проектного диаметра в собранных элементах.
К группе С относятся соединения, в которых заклепки поставлены в продавленные
отверстия или в отверстия, сверленные без кондукторов в отдельных деталях (без после¬
дующего рассверливания),
2. При заклепках о потайными и полупотайными головками расчетные сопротивле¬
ния соединения срезу (я*рКЛ) и смятию («ЗП умножаются на коэффициент 0,8.
Работа таких заклепок на растяжение не допускается —Яр 23 0.
Заклепки и болты по плоскостям сопряжений элементов работают
на срез, по боковым поверхностям — на смятие, а по продольной
оси — на растяжение. Расчет заклепок и болтов производят по
формулам прочности из условий первой группы предельных со¬
стояний:
а) на срез:
А' <'1пСр-^у-/?ср, откуда п = ~} (22)
яср—
б) на смятие:
Л<л426ми;1/?см, откуда п=-=7 ~—I (23)
МИН °СМ
15
<0
ca
x
4
©
co
H
енин
рук-
асса
0fr/3S э
6100
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1
lh
С6/9> Э
5200
5200
4600
1 1 1
1 1 1
1
%
2
я
SS
и s
6S/H О
4700
4700
4200
1 1 1
1 1 1
1
£
8
15?
ег/ве э
' 11
3800
3400
3800
3400
1
счетные сопротивления R& е
X
Ч
Я
н
tfHDXSI
•ID2J0I
;г j>i
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
| 0061
т
X
о
и
X
X
а
<0
DZJ60
:sJ60
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
00ZT
4 срезу бол*
в ос
и S X
СО со «о
ним
ж
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1
со
ft
2
X
X
8’8
4200
4200
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1
Я
в
а
СО
о
и
а
ч
8’fr
1 1 1
2100
1800
2100
1600
1 1 1
1 1 1
1
X
9'fr
1 1 1
1 1 1
1 1 1
1700
1500
§ § 1
т
-енеодо
эинэь
эонаокэд
' л ft *
аю ию и
О' О'
Ю ОАО &Ю S
о: О' О'
'О О.Ю §
ft: ft: ft:
- ft я
ю ОАО ию О
ft: ft: ft:
ft 2
Ю О.Ю UO Q
О' О'
X ft
О'
X
ш
ж
к
а
с
X
а
CQ
вого состояния I
и группа
соединений
Растяжение
Срез В
Смятие В
Растяжение
Срез
Смятие
Растяжение
Срез
Смятие
Растяжение
Срез
Смятие
Растяжение
Срез
Смятие
| Растяжение |
Вид болтового
X
X
X
а»
X
в одноболтовых
соединениях
в многоболтовых
соединениях
в одноболтовых
соединениях
в многоболтовых
соединениях
5
8
Болты повышен¬
ной точности
Болты нормальной
точности
Болты грубой
точности
Анкерные болты
Примечания. 1 Определение группы В болтового соединения см. в примечании 1 к табл. 5.
2. При применении в соединяемых элементах конструкций толстого проката приведенные в табл, б значения расчетных coddo
тивлений смятию снижаются в соответствии с указаниями примечаний к табл, 7 СНиП U-B.3-72,
16
в) на растяжение:
N < п Rp, откуда п = —т~—
4 ndn /?
4
или
Л/ < nFRpt (25)
где N — расчетная продольная сила, действующая на соединение;
п — число заклепок или болтов в соединении; пер — число рабочих
срезов одной заклепки или болта; FHT — площадь сечения болта
по резьбе:
FНТ =*|g’ (^2 4*4з)г!
da — средний диаметр резьбы;
d3 = dr —
d, — внутренний диаметр резьбы;
Й — высота резьбы; d — диаметр отверстия для заклепки или
наружный диаметр стержня болта; d0 — внутренний диаметр резь¬
бы болта (для заклепочного соединения d0 = d); 2бмии — наимень¬
шая суммарная толщина элементов, сминаемых в одном направлении;
/?ср; йеы; Rp — расчетные сопротивления срезу заклепок или бол¬
тов (/??рКЛ и /?ср); смятию соединений (/?емкл и /?см) и растяжению
болтов (Rp) или растяжению (отрыву головок) заклепок (₽ракл).
При конструировании соединения принимают большее значение
п, вычисленное по формулам на срез и смятие.
Основные конструктивные требования к заклепочным и болто¬
вым соединениям:
минимальное расстояние между центрами заклепок и болтов
в любом направлении 3 d0;
максимальное расстояние в средних рядах 16 dp или 24 6;
минимальное расстояние вдоль усилия от центра заклепки (бол¬
та) до края элемента 2 d0;
минимальное поперек усилия 1,2—1,5 d0;
максимальное до края элемента 4 d0 или 8 б,
где dp — диаметр отверстия; б — толщина наиболее тонкого наруж¬
ного элемента.
Диаметры отверстий под заклепки и болты принимают (числи¬
тель d — диаметр заклепки или болта, знаменатель do — диаметр
отверстия) d/d0:
для заклепок — 12/13, 14/15, 16/17, 18/19, 20/21, 22/23, 24/25,
27/28,5; 30/31,5 и 36/37,5;
для болтов — 12/15, 14/17, 16/19, 18/21, 20/23, 22/25, 24/27,
27/30, 30/33 и 36/39.
17
$ 4. ПРОЕКТИРОВАНИЕ БАЛОЧНОЙ КЛЕТКИ
МЕЖДУЭТАЖНОГО ПЕРЕКРЫТИЯ
1. Компоновка конструктивной схемы перекрытия
Балочная клетка представляет собой систему пересекающихся
балок, предназначенных для опирания настила перекрытия. Ба*
лочная клетка состоит из главных балок, опирающихся на верти*
кальные несущие конструкции здания (стены, колонны), и второсте¬
пенных балок, опорами для которых служат главные балки. Взаим¬
ное расположение балок может быть различным (рис. 1):
а) этажное, когда второстепенные балки укладываются сверху
главных балок (рис. 1, а);
Рис. 1. Типы балочных клеток
/•— главная балка; 2 — второстепенная балка; 3 —настил; 4 — дополнительная балка
настила; 5 — колонна
б) верх второстепенных балок находится на одном уровне с вер¬
хом главных балок (рис. 1, б);
в) второстепенные балки располагаются ниже верха главных
балок, между их полок (рис. 1, в);
г) комбинированная схема, состоящая из трех типов балок —
главных, второстепенных и дополнительных под настил (рис. 1, г).
18
Кроме этого, может быть схема только с балками, уложенными
в одном направлении с шагом а (рио. 1, д).
Тип балочной клетки, где применяются главные и второстепен¬
ные балки (см. рис. 1, а—в), называется нормальным, а состоящий
только из балок одного направления — упрощенным (см. рис. 1, д).
Комбинированная схема (см. рис. 1, г) представляет собой услож¬
ненный тип балочной клетки. Передача нагрузки по этой схеме про¬
исходит от настила непосредственно на дополнительные балки, с до¬
полнительных — на второстепенные и затем на главные балки и ко¬
лонны. В балочных клетках нормального типа нагрузка от настила
передается непосредственно на второстепенные балки, а затем на
главные и от них на колонны. При упрощенном типе балочной клет¬
ки нагрузка от настила передается на балки и затем от них на вер¬
тикальные несущие конструкции (стены).
При проектировании балочной клетки необходимо в зависимости
от назначения балок и эксплуатационных условий составить схему
их расположения, наметить основные размера и определить при¬
ходящиеся на балки нагрузки. Второстепенные и дополнительные
балки проектируют, как правило, из прокатных профилей (двутав¬
ров, швеллеров), а главные — составными из прокатных профилей
или сварными и клепаными из листа и уголков. Генеральные разме¬
ры балок определяют так: расчетную длину — по схеме балочной
клетки, а по сечению (высоту балок и ширину полок) — в резуль¬
тате расчета.
Главные балки устанавливаются в увязке с расстановкой колонн.
Расположение второстепенных и дополнительных балок произво¬
дится с учетом расстановки оборудования и зависит от типа настила
и величины нагрузки. При стальном плоском настиле шаг этих ба¬
лок принимают от 0,6 до 1,8 м, при железобетонном — от 1,5 до 6 м
и более, кратно размерам стандартного настила. При применении
для перекрытий сборных железобетонных плит назначают, как
правило, упрощенный тип балочной клетки с укладкой плит не¬
посредственно на главные балки. Толщину железобетонной плиты
для определения нагрузки рекомендуется принимать (при времен¬
ных нормативных нагрузках от 1,5 до 3
при расчетном пролете 1.5—2 м 10—12 он
то же. 2,1—2,5 м 12—14 >
» 2,6—3 м 14—16 »
Объемную массу железобетона принимают у = 2500 кг/м3.
2. Определение нагрузки на балки
и расчетных усилий
Каждая балка в перекрытии рассматривается раздельно, не
связанной с другой. Нагрузка на второстепенную балку передает¬
ся от настила с участков перекрытия, расположенных на смежных
от балки пролетах, а на главную балку — от второстепенных
(рис. 2, а).
2*
1»
Площадь перекрытия, с которой нагрузка передается на балку,
называется грузовой площадью. Для главной балки ширина грузо¬
вой площади равна расстоянию между главными балками или про¬
лету второстепенной балки, а для второстепенной — равна шагу
этих балок или пролету настила. Нагрузка на среднюю колонну
передается с площади, равной произведению величин пролета глав¬
ной балки на пролет второстепенной балки (/2Z2). Для крайних ко¬
лонн среднего ряда нагрузка от перекрытия принимается в два
Рис. 2. Распределение нагрузки на элементы балочной клетки (а) н схема рас¬
чета настила на изгиб (б, е)
Настил
® С распором
1ц
= 50t300
раза меньшей, чем для среднего ряда, а для угловых колонн —
в четыре раза меньше. Погонная равномерно распределенная на¬
грузка на балку равна:
нормативная
?и=(рн + гн)1г;
расчетная
7=(«р P^ + ngg^li,
(26)
(27)
где Ц — шаг балок (соответственно /2 или а по рис. 2): рн — нор¬
мативная временная и gH — постоянная (включая собственный
вес балки) равномерно распределенные нагрузки.
Максимальные расчетные значения изгибающего момента М и по¬
перечной силы Q для разрезной балки равны:
(28)
По величине М подбирают сечение балки по формулам первого
предельного состояния и проверяют прогиб балки по условию вто¬
рого предельного состояния.
20
3. Расчет плоского стального настила
Для настила применяют листы толщиной 6Н от б до 14 мм в за¬
висимости от интенсивности нагрузки: при нагрузке g = 1 тс/м*
принимают листы толщиной 6 мм, при g =■ 1 4- 2 тс!мг — 8 мм
и при g > 2 тс!м* бн = 10 4- 14 мм.
Плоский настил при опирании по двум сторонам (при отношении
длины листа к пролету балок, на которые он опирается, более двух)
рассчитывается либо как балочный элемент на поперечный изгиб,
т. е. когда настил сравнительно толстый (/Я/6В < 50) и он недоста¬
точно закреплен на опорах или опоры подвижны (рис. 2, б), либо
как упругая высячая конструкция на изгиб о распором, что имеет
место при жестком закреплении тонкого настила (/я/бя 50) на не¬
подвижных опорах, когда возникающее осевое усилие растяжения
Н при изгибе настила может быть воспринято закреплением на
опорах, а сами опоры неподвижны (рио. 2, в).
Расчет настила при работе его только на изгиб производится из
условий прогиба простой балки по предельному состоянию второй
группы;
_L<J_==_L/npH_L>_L^
/н 150\ к /н 120/
ун 5 *
£УЦ ~ 36 ’ ЕЬбц л0 ’
(29)
(настил рассчитывают так же и по прочности).
Относительный прогиб настила у- при равномерно распределен¬
ной нагрузке равен:
_L=.JL
/н 384
Еббз
где с/ц = — цилиндрическая жесткость пластинки; р, —
коэффициент Пуассона, для стали равный 0,3; величина (1 — ц2) —
поправка, учитывающая отсутствие в длинной пластинке (настиле)
поперечной линейной деформации; /я — пролет настила; Ь — рас¬
четная ширина полосы настила, обычно принимается равной 100 см.
Тогда толщину листа определяют по формуле
(30)
см,
<н // А
1,93 V ЬЕ
а напряжение в настиле будет равно:
о=21 =
Толщина листа при работе настила на изгиб с распором вычисля-
ется по формуле
6-\^ЬЕСМ' (31>
21
а напряжение в листе
кгс/см2.
3d
(32)
Вначале вычисляют нормативную нагрузку на 1 пог. см полосы
настила шириной Ь = 100 см, устанавливают величину относитель¬
ного прогиба 1/п0 СЛм или г/200) и по соответствующим формулам
вычисляют толщину настила б.
4. Подбор сечения прокатных балок
Требуемый момент сопротивления прокатных балок вычисляют
по формулам
или «7^ =
м
1.12R
где 1,12 — коэффициент перехода от упругого момента сопротивле¬
ния W к пластическому моменту сопротивления (Й7П = 1,12117 —
для двутавров и швеллеров при изгибе в плоскости стенки и W" =
= 1,21^ — при изгибе параллельно плоскости полок).
По величине 1Ртр в сортаменте находят соответствующий номер
профиля. Проверка прочности назначенного сечения производится
по формулам
о=— ^7? или а = —
Сечение считается подобранным удовлетворительно, если недо-
напряжение составляет 7—10%.
В тех случаях, когда верхняя полка балок недостаточно закреп¬
лена от потери устойчивости [отсутствует сплошной жесткий настил,
непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки, или отношение
расчетной длины балки I к ширине сжатого пояса b превышает ве¬
личины (от 15 до 30), приведенные в СНиП П-В.3-72], напряжение
следует проверять с учетом устойчивости балки по формуле
где фл — коэффициент, определяемый по указан ням приложения
СНиП [21.
Относительный прогиб балки при равномерно распределенной
нагрузке проверяют по формуле
/ __ 5 д"13< 1
I 384 EJ "" л0
(33)
где — нормативная погонная нагрузка в кгс!пог. см\ Е — модуль
упругости стали в кгс/см1-, J — момент инерции балки в аи4; — —
предельный относительный прогиб по табл. 3.
22
5. Подбор сечения составных сварных балок
Проектирование составных балок выполняют в два этапа: на
первом производят компоновку и подбор сечения, а на втором —
проверяют прочность и устойчивость балки в целом и ее элементов
и проверяют по прогибу. Компоновку составного сечения начинают
с установления высоты балки.
Из условия экономичности, характеризующей наименьший рас¬
ход стали, вначале вычисляют оптимальную высоту балки по форму¬
ле
где
iv/ _ ^маке .
т₽_ R ’
бст — толщина стенки; предварительно бет можно определить по
эмпирической формуле: ос, =■ (7 + ЗЛ) леи; a h « (1/8 4- 1/15)/,
где / — пролет балки в м (см. табл. 7);
k — коэффициент, равный для сварных балок постоянного се¬
чения 1,1 — 1,15 и переменного — 1; для клепаных соответственно
1,25 и 1,1.
Из условия обеспечения жесткости высота балки должна быть
не менее (для балок из стали класса С 38/23, марки ВСт. 3):
h
мив 4800 nq ’
(35)
где nq — средний коэффициент перегрузки, принимаемый обычно
по величине лр для временной нагрузки.
Назначаемая окончательно высота балки должна быть близкой
к Лопт (обычно на 5—10% меньше полученного по формуле Лопт),
не меньше Лмин и не выше заданной строительной высоты перекрытия
//Стр за вычетом необходимых зазоров Д (Ястр — Д).
После установления высоты балки определяют минимальную
толщину стенки 6СТ. мии из условия работы ее на срез и сравнивают
с ранее назначенной величиной:
к _ ^Фмакс
иет-мин ь D >
'‘СТ ‘'Ср
(36)
где k = 1,5 при работе на срез без учета поясов и k = 1,2 — с уче¬
том работы поясов; приближенно Лст ■» А — (2 4-5 см) или Аст sC
(120 4- 150) S0T.
Если величина 6СТ. мин будет отличаться более чем на 2 мм от
ранее принятой в формуле для Аопт (где 60Т = 7 + ЗЛ), то следует
назначить 6СТ > SCT. мин и затем скорректировать величину Аопт.
23
Установив размеры стенки, определяют момент инерции стенки:
6стЛ2т г i г г
JС1 = —и момент инерции полок Jn = J — J0T, где J —
— ^тр~5 момент инерции симметричной балки.
Приближенно Jn At 2Р„ откуда площадь сечения одной
полки равна:
где Ло — расстояние между центрами тяжести полок (ha = h —
-6„).
Задавшись толщиной полки 6П (16 4- 40 мм), находим ее шири¬
ну: bn = Fn/6„. Из условия обеспечения устойчивости ширина пол¬
ки из стали класса С 38/23 должна быть Ьп < 306п (для балок из
низколегированных и других сталей Ьа 306п У 2100//?). Отноше¬
ние свободного свеса полки ftCB к ее толщине бп не должно превы¬
шать значений табл. 7а. Кроме того, Ьп рекомендуется выдерживать
в пределах V3—х/5 высоты балки ft. Отношение толщины полки
6П к толщине стенки 6СТ не должно превышать 3 (6П/6СТ 3).
Назначив сечения стенки и полок, вычисляют фактическое зна¬
чение W и проверяют нормальные напряжения о = /?;
перенапряжение, как правило, не допускается, а недонапряжение
для удовлетворительно подобранного сечения балки должно со¬
ставлять не более 5%. Для экономии стали по мере уменьшения из¬
гибающего момента можно изменять ширину полок. Принимаемые
размеры стенки и полок балки необходимо согласовывать с сорта¬
ментом на листовую и полосовую сталь по ГОСТ (см. приложение 8,
табл. 5).
Затем производят проверку балки на прогиб по формулам второй
группы предельных состояний и проверку общей и местной устой¬
чивости балки, назначают расстановку и сечение ребер жесткости,
рассчитывают сварные швы прикрепления полок к стенке.
Пример 1. Расчет балочной клетки рабочей площадки. Для примера при¬
нимаем балочную клетку рабочей площадки производственного цеха по схеме
рис. 1, б со следующими данными: пролет главных балок I, = 9 м, пролет
второстепенных балок /2 = 6 м. По второстепенным балкам уложен
стальной настил с рифленой верхней поверхностью (см. рис. 2). Нормативная
полезная равномерно распределенная нагрузка на площадке pj =
= 1200 кгс/см2; коэффициент перегрузки лр = 1,2. Материал — сталь класса
С 38/23, марки ВСт.З псб. Допустимые относительные прогибы приняты
(см. табл. 3): для главных балок 1/л0 = для второстепенных балок
1/л0 =1/25о» Для настила 1/л0 = l/iso или V»# (по расчетным условиям).
Требуется: рассчитать настил, вспомогательные и главные балки.
1. Расчет плоского настила. Предварительно назначаем толщину риф¬
леного настила 6=8** (так как р£ = 1200 кгс!мг), Собственный вес на¬
стила согласно ГОСТ 8568—57 равен 66,8 кгс/м2, принимаем 67 кгс!м2.
24
Вычисляем нормативную нагрузку на 1 пог. см полосы настила шириной
b = 100 см:
*н»(рно + гннр=
(12004-67) 100
10 000
= 12,67 «12,7 кгс/см,
где 10 000 — число пересчета нагрузки из кгс/м2 в кгс!см2\
g” — собственный вес настила.
Так как ?н = 12,7 > 10, то расчет настила при 1/л0 = Viso ведем по
формулам на изгиб (при qn < 10 расчет ведут по формулам на изгиб с рас¬
пором):
I у/ <?н-150
1,93 Г 100-2,1-10* “ 216
Назначим предварительно шаг второстепенных балок а = 80 см\ рас¬
четный пролет настила равен шагу балок: I = а = 80 см.
Тогда
» 0,85 см.
Согласно ГОСТ 8568—57 максимальная толщина рифленой листовой стали
равна 8 мм. Принимая листы 6=8 мм, проверяем прогиб:
12,7-803 1_ 1_
I “ 36 ’ 2,1-10® . 100.0,83 “ 126 > 150*
разница в 19% недопустима»
Уточняем шаг балок а при 6=8 мм:
принимаем шаг балок а = 75 см.
Находим напряжение в листе при I = 75 см:
3 дн / а \2 3-12,7-752
°= 7’Til) = 4.1оо.'о,у"836 <2100 '“с/сж2-
2. Расчет второстепенной балки. Расчетная погонная нагрузка на балку
6ng e 1200-1,2-0,754-67 X
XI, 1-0,75 4-22-1,1 = 1135 + 25®= 1160 кгс/м,
где £„ — собственный вес настила; q" б — собственный вес балки, принятый
ориентировочно 22 кгс/м (обычно предварительно назначают 30—50 кгсЛн*).
Максимальный изгибающий момент
ЯЦ 1160-6*
"=Т= 8 =
5220 кгс*м.
Требуемый момент сопротивления
тр^
М 522000
1,12 R ~ 1,12.2100
= 221
По сортаменту принимаем двутавр Na 22, имеющий Wx= 232 см3. Про¬
веряем минимальную высоту балки из условия жесткости по формуле
(для стали класса С 38/23):
^2 п0 1
Чин~ 4800 • -
600-250
4800-1,2
= 26,1 см> 22 см.
Из условия обеспечения требуемой жесткости принимаем балку из дву¬
тавра Na 24, собственная масса которого равна 27,3 кг/м*. Wx = 289 см3;
Jx = 3460 см4.
Расчетное напряжение в балке при фактическом значении М и q:
о=
ql% 1170-62
Л4 = —- ~ — =5270 кгс*м,
8 8
9=11354-27,3-1,1 = 1170;
М 527 000
7Л1К = 1^Й9 = 1630 кгс,см3 <2100 кге1см2'
Фактический относительный прогиб балки будет:
f 5_ д*132 5 9.77-6003 1 1
12 ~ 384 ’ EJ ~ 384 ‘ 2,1Ю‘.346О " 264 < 250‘
где
= 1200 -0,75 4- 67 - 0,75 + 27,3 = 900 + 50 4- 27 =
=977 кгс/м^.П кгс/см.
3, Расчет главной балки. Главная балка воспринимает нагрузку от вто¬
ростепенных балок, расположенных с шагом 0,75 jk. При таком частом раз¬
мещении второстепенных балок можно считать, что главная балка нагружена
равномерно распределенной нагрузкой.
Расчетная погонная нагрузка на главную балку будет равна:
9=₽o«p z2+’S.6-“яв+^.б|'»<=
= 1200.1,2-64-67.1,1-64-27,3-4-1,14-200.1,1 =
0,75
= 86304-4404-2404-220=9530 кгам,
где /2 — пролет второстепенной балки;
а — шаг второстепенных балок;
лр, ng — коэффициенты перегрузки для полезной нагрузки, настила и балок;
9р б — собственный вес главной балки, предварительно принимаемый
0,2 тс/м (по опыту проектирования).
Максимальный расчетный изгибающий момент в середине пролета балки
Л4 =
qlj _ 9530-92
8 ~ 8
=96 700 кгС'М.
Требуемый момент сопротивления
9 670000
2100 ~
4600 см3,
что больше Wx максимального прокатного профиля двутавра N2 70 (по
ГОСТ 8239—56*),
26
Однако следует иметь в виду, что в нашей стране осваивается выпуск
широкополочных двутавровых балок высотой сечения от 20 до 100 см и длиной
от 6 до 24 м (по ГОСТ 6183—52). Из профилей этого сортамента можно про¬
ектировать балки высотой сечения и более 70 см, например 80, 90 и 100 см.
Так как более общим расчетным случаем является умение производить
расчет и конструирование составной балки любого сечения, то ниже приво¬
дится пример проектирования сварной двутавровой главной балки.
Таблица 7
Отношения минимальной высоты сечения балки
к пролету в зависимости от нормативного прогиба
(для балок из стали класса С 38/23)
Нормативный
относительный
прогиб
1 f
По ~ 1
1000
1
750
1
600
1
500
1
400
250
1
200
^МИН
1
1
1
1
1
1
1
1
6
т
10
та
15
25
30
Минимальная высота сечения сварной балки из условий жесткости
при [Пг = V400 должна быть (см. табл. 7):
^мин 1 г 900
~~ = "15 ’ °ТКУДЗ АмИН > "15 =6° СМ*
Толщина стенки по эмпирической формуле будет:
5Лмин ==7’4" 3*0в6 8,8 мм,
принимаем рекомендуемую четную толщину 8 мм.
Оптимальная высота балки при бСт = 8 мм
где k = 1,15.
Назначаем высоту балки h = 90 см и толщину стенки 6СТ = 8 мм.
Подбор сечения сварной балки:
/= ГТр 4-=4вОО‘¥г =207 000 CJH4;
v 2 2
_ Сетует _ 0,8(90—26П)3 _ 0,8»86,83
/ст- 12 _ 12 “ 12
= 43 700 см*,
где ftw = ft — 2бп;
6П= 1,6 см — толщина полки;
Ул=/—/ст=207 000—43700= 163 300 см*;
2Л63300
88.42
= 41,8 см2а
где Ап = 90 — 1,6 = 88,4 см (расстояния между осями полок);
41 8
6П = = 26 см (максимальное отношение бСв/£п принимается по
табл, 7а),
27
Таблица
Наибольшая величина &св/^п неокаймленного сжатого свеса
листа (полки) в составных балках
Класс стали
С 38/23
С 44/29,
С 46/33
С 52/40
С 60/45
С 70/60
С 85/75
^СВ
6П
15
13
II
10,5
10
Примечание. При недонапряжении сжатого пояса балки значения Ьсв/бп
умножаются на if R/Q, но не более чем на величину 1,25* При этом величина на¬
пряжений принимается по большему значению, вычисленному по формулам
или
Учитывая допущения, принимаем сечение полок 280x16 мм (рис. 3)
Fn= 28-1,6 = 44,8 см2.
Производим проверку принятого сечения (см. рис. 3) на прочность
Для этого предварительно вычисляем фактический момент инерции и момент
сопротивления балки:
Напряжение
9 670 000
4870 =
1980 кгс/см2 <2100 кгс!см2.
Рис. 3, Общий вид и сечение главной балки
28
Проверяем прочность стенки на срез у опоры:
QS 43 000-2733
т= —т— = -- ; =670 кгасм2 < 1300 кгс/см2,
Мст 218 700-0,8
где S — статический момент полусечения:
S = Fn-^ + ^-^=44,8.44,2+ О-8:86-8-86-.8- = 2733 СЛ1з;
2. 2 4 2*4
Q — максимальная расчетная поперечная сила на опоре:
qh 9530-9
q = УА = -_^2_==43000
Полная площадь сечения балки:
7 = 86,8-0,8 + 2-44,8= 159,1 см2 ж 159 см2.
Вес 1 пог. м балки (без ребер жесткости)
7850
G= 159* 100 —— = 125 кгс/м,
106
а с ребрами жесткости примерно 130 кгс!м.
Расчет соединения поясов со стенкой
Сдвигающее усилие 7, приходящееся на 1 пог. см длины балки:
с QSn 43 000-1980
Г=т6ст= — = ——- = 390 кгс/см,
где $п — статический момент пояса (сдвигаемого по стыку со стенкой) отно¬
сительно нейтральной оси:
Sn = Fn-y =44,8-44,2=1980 см3.
Сдвигающая сила Т воспринимается двумя швами, тогда минимальная
толщина этих швов при длине /ш = 1 пог см:
и <№1 Т 390
Лщ = = — =0,15 см
2PJ6/?'B 2р/?" 2-0,85.1500
где Р = 0,85 для полуавтоматической однопроходной сварки; /?уВ =
= 1500 кгс!см2 по табл. 4, для угловых швов в конструкциях из стали клас¬
са С 38/23, электроды марки Э42; принимаем конструктивно минимальную тол¬
щину шва Лш =6 мм, рекомендуемую при толщине листов пояса 11— 20 мм.
Проверка общей и местной устойчивости глав¬
ной балки. Потеря общей устойчивости (выпучивание в сторону) бал¬
ки может наступить тогда, когда сжатый пояс балки не раскреплен в боковом
направлении и напряжения достигли критического значения (акр). В нашем
примере главная балка раскреплена второстепенными балками через 0,75 м.
Отношение расстояния между точками закрепления сжатого пояса I к ши¬
рине пояса Ь равно:
I 75
— = —=2,68<19
(табл. 8), следовательно, проверка балки на общую устойчивость не тре¬
буется.
29
Таблица 8
Наибольшие отношения 1/Ь, при которых не требуется проверки
общей устойчивости сварных балок из стали класса С 38/23
ft : вп =
100
Л:6П=
= 50
при нагрузке, прило¬
при наличии про¬
при нагрузке, прило¬
при наличии про¬
h
женной
межуточных за¬
женной
межуточных за¬
r h
креплений верхне¬
креплений пояса.
О
го пояса, незави¬
независимо от
к верхнему
к нижнему
симо от места
к верхнему
к нижнему
места приложения
поясу
поясу
приложения
нагрузки
поясу
поясу
нагрузки
2
16
25
19
17
26
20
4
15
23
17
16
24
18
6
13
21
16
15
22
17
Примечания: 1. За расчетную длину балки I принимается расстояние меж¬
ду точками закрепления сжатого пояса от поперечных смещений или от поворота
сечения балки, а при отсутствии закреплений величина I равна пролету балки; Ь и
6^—ширина и толщина сжатого пояса; Л—полная высота сечения балки.
2. Приведенные в таблице значения действительны для балок из стали класса
С 38/23; при других классах стали указанные значения ЦЬ умножаются на
где Я—расчетное сопротивление принятой стали.
Потеря местной устойчивости (местное выпучивание) может произойти
в стенке или поясе балки под действием нормальных (сжимающих) или каса¬
тельных напряжений. Критическое состояние быстрее наступает в тонких
гибких элементах при отношениях высоты к толщине больше предельных»
Проверку местной устойчивости стенок (для стали класса С 38/23) про¬
изводить не требуется, если отношение Лст/6Ст < ПО и при отсутствии мест¬
ного напряжения (ом = 0), а при наличии местного напряжения (ом =# 0)
при ЛСТ/6СТ < 80.
При больших отношениях проверку производят по формулам
СНиП П-В. 3-72.
Проверка местной устойчивости стенки в нашем примере:
а) находим отношение ЛСТ/6СТ «= 86,8/0,8 « 108 <110, следовательно,
проверку устойчивости стенки не делают;
б) проверяем, необходима ли постановка ребер жесткости:
Лст/Ост *=* 108 > 80, т. е. постановка ребер жесткости необходима.
При Лст/бст < 100 расстояние между поперечными ребрами жесткости
принимается не более 2,5ЛСТ, а при ЛСТ/6СТ > 100 — не более 2hCT. Наме¬
чаем расстановку ребер жесткости с максимальным расстоянием 2ЛСТ =
= 2.86,8 ~ 174 см. Конструктивно увязываем расположение ребер о шагом
второстепенных балок. Тогда при шаге балок 0,75 м ребра располагаем через
два шага, т. е. через 150 см (см. рис. 3).
Определяем размеры ребер жесткости. Ширина ребра др > Лст/30 +
+ 40 == 868/30 + 40 = 69 мм, принимаем = 80 мм. Толщина ребра
8р > 6р/15 а 80/15 « 5,3 мм, принимаем 6Р « 6 мм.
Проверка прогиба главной балки. Относительный
прогиб балки (f/l) не должен превосходить величины (1/л0), установленной
нормами (см. табл. 3). В нашем примере:
400
f 5_ qttll 5_ 77,5-9003 1_ J_
~ 384 ' EJ ~ 384 ’ 218 700-2.1-10’ “ 626 < 400 '
где
9Н = ₽о /8+?2 + <’.б=1200.64-
+ 66,8-64-27,3-4-+130 = 7752 кгс/л—
0,75
нормативная нагрузка на 1 пог. м балки (или 77,5 кгс/см).
4. Расчет прикрепления второстепенных балок к главным. Второстепен¬
ные балки крепим к главной балке при помощи опорных столиков (рис. 4).
Столик воспринимает все опорное давление второстепенной балки Т?А, ко¬
торое передается на главную балку.
Кроме этого, второстепенная балка
дополнительно крепится к стенке
главной балки на болтах при по¬
мощи уголков или непосредственно
к ее поперечным ребрам жесткости.
Такой узел — шарнирный вследст¬
вие податливости всего соединения
(изгиба полок уголков, податливости
гаек, смещения болта в отверстии
н др.).
Определяем величину опорной
реакции:
„ ql2 1170-6
ЯА = — = —-— = 3510 кгс,
А 2 2
Расчетную длину сварного шва
(1Ш) на одной стороне столика опре¬
деляют при усилии 2/з#д ввиду
возможной перегрузки одной сто¬
роны при неизбежных неточностях
при изготовлении и монтаже:
27? А 2-3510
/ш =
а)
Главная
балка
Второстепенная Н
бал на joe.
/к
\ L80*8
, L=2(!P
(полку обрезать
до 40 мм)
Рис. 4. Крепление второстепенной
балки к главной (а) и расчетная схе-
жесткости
30ЛшЯ'в 3.0,7.0,7.1500
= 3,2 см,
4. Крепление второстепенной
ма опорного столика (б)
где 0 = 0,7 — при ручной сварке; — принято 7 мм конструктивно,
/?уВ = 1500 кгс!см2.
Конструктивно принимаем равнобокие уголки 80x8 мм с обрезкой на
половину ширины опорной полки. Длина уголка равна ширине полки
двутавра балки плюс 80 мм-.
/у = Ьп + 80= 11,5 + 80= 195 ж 200 мм.
Для предотвращения изгиба укороченной полки уголка ставим по оси ребро
жесткости 6=8 мм (см. рис. 3).
Такой же уголок привариваем к стенке второстепенных балок. Его дли¬
на определяется из условия размещения двух монтажных болтов. При при¬
менении болтов диаметром 20 мм минимальная длина уголка на стенке бу¬
дет равна:
/y = 2-2d0 + 3,5d0 = 4-22 + 3,5.22= 165 мм ~ 170 мм,
где dQ — диаметр отверстия под болты;
2^о — минимальное расстояние до края элемента; 3,5d0 — то же, между
центрами болтов.
31
Проверка прочности верхней полки уголка от действия изгибающего мо¬
мента: считаем, что опорная реакция ЯА при прогибе балки действует на
внешнюю кромку полки опорного столика о эксцентрицитетом е = Ь? =
=4 см, а по отношению к внутренней грани уголка с е' = — бу = 4 —
—0,8 =3,2 см; тогда:
М=Т?А б' =3510-4 =14040 кгс-см;
ЛГ = 3510’3,2= 11 300 кгс-см;
11300 ₽
’ ss 5,4
2100
см3;
фактически для полки, усиленной ребром жесткости 6=8 мм, W опреде¬
ляют так (см. рис. 3):
площадь таврового сечения с полкой вверху
Р = бп6п + брЛр = 20.0,8+0,8.6 = 20,8 см2;
статический момент сечения относительно оси, проходящей через центр
тяжести полки,
St = 0,8*6.3,4= 16,3 cjh3;
расстояние от оси полки до центра тяжести сечения
16,3
20,8
= 0,78
см;
момент инерции сечения
моменты сопротивления сечения:
верхней части
нижней части
что больше 1РТр = 5,4 он3; можно принять ребро толщиной 6 мм.
Если не ставить ребро жесткости, то толщину полки уголка нужно брать
следующей:
by бу , , <6^4
а = -55Г--1.28СЛ..
т. е. уголок с полкой толщиной 14 мм (например, уголок 100x14 с обрезкой
опорной полки до ширины бу = 40 мм).
32
Проверка прочности сварных швов опорного столика на действие опорной
реакции Т?А и момента М =
*ш =
«А
3510
2-7.0,7.0,7
= 512 кгс/см\
где
/ш = 2 (бу —1 сл0 = 2 (8 — 1) = 14 см.
М
14 040» 6
2«0,7.72
= 1230 кгс/см2,
где
11,4 см3.
Суммарное напряжение в швах будет:
о= /тш4-Ош = у 512» +1230» =- 1330 «гс/см»<1500 ыс/см*
при этом лобовой шов вдоль вертикальной полки уголка столика обычно
выполняется конструктивно и его работа идет в запас прочности; если же его
учесть в расчете №ш, может оказаться возможным толщину шва Лш несколько
уменьшить, например до 6 мм вместо 7 мм.
2 Зак. 115
§ 5. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТОЙ КОЛОННЫ
1. Общие положения
Центрально сжатые колонны воспринимают продольную силу,
приложенную по оси колонны. При этом все поперечное сечение
колонны испытывает равномерное сжатие.
Колонна состоит из трех основных частей: стержня, оголовка
и базы (башмака). По типу сечений различают колонны сплошные
и сквозные (рис. 5). Сплошные состоят либо из прокатных элемен¬
тов, либо из листов, соединенных на сварке или клепке (рис. 5, а—
е); сквозные — из отдельных ветвей, соединенных между собой для
совместной работы планками или решетками из уголков (рис. 5, ж—
к).
При проектировании центрально сжатых колонн необходимо
обеспечить равноустойчивость колонны относительно ее главных
осей сечения. После вычисления действующих на колонну расчетных
Рис. 5. Типы сечений сплошных и сквозных центрально сжатых колонн
усилий N требуемую площадь сечения FTP стержня колонны опре¬
деляют из условия расчета сжатых стержней по первому предель¬
ному состоянию (по устойчивости):
° = откуда'Г”>й‘’ (37>
где R — расчетное сопротивление стали;
Ф — коэффициент продольного изгиба, определяемый в зави¬
симости от гибкости колонны X = 10/г и класса стали
(табл. 10); в предварительных расчетах величиной ф за¬
даются в пределах 0,7—0,85;
г — радиус инерции сечения стержня колонны;
34
Расчетная (приведенная) длина колонны равна: 10 = р/, где I —
полная длина колонны от основания опорной плиты башмака до
верха оголовка; р — коэффициент, учитывающий способ закрепле¬
ния концов колонны (табл. 9).
Таблица 9
Расчетные длины сжатых стержней
с
£
£
Способ закрепле¬
ния концов
стержня
Расчетная схема
стержня
Коэффи¬
циент ц
Расчетная
длина
стержня
=
Примечание
1
Шарнирное обо¬
их концов
W1
‘—
>
H-I
1
1 Ч>
/
/
1
/о = /
Горизонтальное сме¬
щение концов невозмож¬
но, поворот возможен
2
Жесткое для
нижего конца
и шарнирное
для верхнего
-*
^т
\
1
/
1
7Г.
0,7
/0 = 0,7 1
Горизонтальное сме¬
щение концов невозмож¬
но, поворот верхнего
конца возможен
3
Жесткое для
обоих концов
ы
-
к»
\
» Ч?
f
777
0,5
= 1
Горизонтальное сме¬
щение и повороты обоих
концов невозможны
4
Жесткое для
нижнего кон¬
ца и свобод¬
ный верхний
конец
о
1
V
о
•
2
l0 = 2 1
Возможны горизон¬
тальное смещение и по¬
ворот только верхнего
конца
Проектирование стержня сплошных колонн по вычисленному
значению площади сечения FTP производят путем подбора для
выбранной схемы сечения соответствующих прокатных профилей
так, чтобы моменты инерции сечения относительно главных осей
были равны или близки друг другу (Jх « Jy). При решении стерж¬
ня в виде сварного двутавра, составленного из трех листов (см.
рис. 5, а), размеры сечения назначают по следующим соображениям:
2*
3J
для поясов применяют листы толщиной 6 = 8 4- 40 лл, для стенки—
толщиной 6 = 6 4- 16 мм\ высоту сечения Л при длине колонны
Н = 10 4- 20 м принимают не менее х/15 — х/г0 Я; ширина пояс¬
ных листов Ьп должна быть не более высоты сечения h (ba Л);
при этом с целью обеспечения устойчивости поясов отношение свеса
листа (6СВ) к его толщине 6П принимают для стали класса С 38/23
не более 14 4- 22 0св/бп ’С 14 4- 22) в зависимости от гибкости X
колонны (см. табл. 16). При Л/6СТ 70 ставят поперечные ребра
жесткости на расстоянии 2,5—ЗА по высоте колонны.
Стержень сквозных колонн состоит из двух или нескольких про¬
катных профилей (швеллеров, двутавров или уголков), соединенных
в плоскостях полок планками или решетками. Равноустойчивость
колонны в обоих плоскостях (по главным осям х—х и у—у) дости¬
гается путем раздвижки ветвей на такое расстояние, чтобы приведен¬
ная гибкость Хпр по свободной оси у—у была не более гибкости
колонны по материальной оси х—х (Хпр Хж). Подбор сечения
стержня сквозной колонны производят по требуемой площади се¬
чения ветви Fjp, вычисленной по формуле:
а) при колоннах, состоящих из двух ветвей,
(39)
б) то же, из четырех ветвей:
ft₽
N
4<pR
По Flp из сортамента подбирают ближайший номер швеллера,
двутавра или уголка и определяют гибкость Хж относительно мате¬
риальной оси х—х. Ветви расставляют на расстоянии Ь, чтобы удов¬
летворялось условие Хпр Хж. Значение приведенной гибкости
Лпр вычисляют по формулам:
для колонн из двух ветвей с планками
(40)
для колонн из двух ветвей с решетками
(41)
для колонн из четырех ветвей с планками
Хпр = ]/ X2 + Хв 14-Х?2; (42)
то же, с решетками
(43)
36
где Ъ — наибольшая гибкость всего стержня;
%у = — гибкость всего стержня относительно свобод¬
ной оси у—у\
Хв = — гибкость ветви на свободном участке между
планками (Лв = 30 4- 40);
F — площадь сечения всего стержня;
Fpi и Fp2 — площадь сечения двух раскосов решетки пер¬
пендикулярно осям 1—1 и 2—2 ветвей;
и k2 — коэффициенты, принимаемые в зависимости от
величины угла а между раскосами решетки
и ветвью: при а = 30° k = 45, при а = 40°
k = 31, при а = 45 — 60° k = 27.
Расчет соединительных планок и решеток производят на услов¬
ную поперечную силу (?усл, определяемую в зависимости от пло¬
щади сечения стержня (брутто) по формулам:
для стали класса С 38/23 <?усл = 20 А кгс\
то же, С 44/29 0усл =30 F » ;
» С 46/33 и С 52/40 0усл = 40 F » ;
> С 60/45 Оусл = 50 F » ;
» С 70/60 (?усл = 60 F > ;
> С 85/75 <?усл = 70 F ъ
где F — площадь сечения стержня колонны
В дальнейшем рассчи¬
тывают базу колонны
(опорную плиту и траверсу)
и решают оголовок. Мето¬
дику расчета и конструиро¬
вания центрально сжатой
колонны легко усвоить по
следующему примеру.
Пример 2. Расчет и конст¬
руирование центрально сжатой
колонны составного сечения.
Для перекрытия по примеру 1
рассчитать и сконструировать
составную центрально сжатую
колонну при высоте этажа 7 м
от пола первого этажа до верха
балок перекрытия помещения
промышленного цеха (рис. 6).
Толщину настила ввиду ма¬
лости в отметках не учиты¬
ваем. Материал —сталь клас¬
са С 38/23, марки ВСт.Зкп2.
Колонна имеет жесткое креп¬
ление в уровне фундамента и
шарнирное в уровне опор ба¬
лок перекрытия.
в
СМ2.
W6 Главная балка
несткост
Расчетная
полоса —
плиты-1см
0(00 00^25
Рис, 6. Сквозная колонна с планками
(к примеру)
я.
Л? —т -
I ffflT
37
1. Определение действующих нагрузок. Грузовая площадь перекрытия,
приходящаяся на колонну:
frp=6*9=54 jh54.
Подсчет расчетных нагрузок в кгс!м2*.
аг веса настила и второстепенных балок: 66,8» I,Ц-27,3*!>f = 114;
от веса главной балки: 130*1,1 -j- = 24;
Полезная нагрузка 1200*1,2 = 1440.
Всего — 1578 ж 1580 кгс!м\
Нагрузка на колонну от перекрытия N = 1580*54 = 85 400 кгс.
2. Расчет стержня колонны. В соответствии с условиями закрепления
концов колонны определяем расчетную длину стержня:
/о=иН=0,7*6,1 = 4,27 м,
где Н — — 7 —“ 0,9 — 6,1 м.
Требуемую площадь сечения определяем по формуле, задаваясь <р = 0,8:
85400
тр=фЯ “ 0,8-2100
51 cjh2.
Принимаем колонну из двух швеллеров № 22 (по типу рис. 5), для которых
Г = 26,7*2 = 53,4 C4i2, гх=8,89.
Гибкость по материальной оси
= ~ = =48,2 <Хмакс= 120;
ф=0,875 (табл. 10).
Фактическое напряжение будет:
85400
с- Л оте со'/д 1830 ^/слс2</?=2100 кгс! см2.
и.о/0*Эо,4
Недонапряжение 13% велико. Так как сечение используется не пол¬
ностью, принимаем 2 [№ 20, F = 23,4*2= 46,8 см2; гх = 8,07 см. Тогда
427 85400
еа g Q7 53 и ф — 0,853; ох ® q 353* 46 8 1=3 2120 кгс!слР 2100 кгс!см\
Соединение ветвей решаем планками. Ветви раздвигаем на такое расстояние
от свободной оси у—у, чтобы соблюдалось условие Хпр < ^х*
Требуемая гибкость относительно свободной оси при гибкости ветви
Хв = 30 равна:
XjP = У — X? = /532 — 302 = 43,8.
Необходимый радиус инерции
1У 427
— = = 9 77
43,8 ’
см.
По табл. 11 найдем для сечения из двух швеллеров
Гу=0,44 Ь,
Гу 9,77
"-о.»- о.и-22'2"1'
принимаем b = 26 см.
38
Таблица 1Q
Коэффициенты ф продольного изгиба центрально сжатых элементов из стали
и алюминиевого сплава
Значения ф для стали класса | Значения <р для алюминиевых аплавов марки
Д16-Т;
В92 (профиль)
о
ООЮОООЮСЧООО«ч - 00 гч м
о» 00
СО О СО Ю Ю СО "И
00 рч Ю Ф со СЧ 04
РЧ Ф — во
о 1 f 1 | 1 1 | |
о
0,9
0,9
о
-• — о
ооо
о
о о
о о
о
о
О»
СО
о
о о
о о
ю
РЧ
ю
Ю со ао
Н •
о»
о»
СО
СО СО
а» о
сч
из
о»
со ао О
00
о
о
о»
с»
00 Рч
СО со Ю
ф
СО
со сч сч
- 1 1 1 1 1 1 1 1
*"*
о
о
о
о о
о о
о
о о
ООО
с
ф
сч
сП ю
о ю
ю
со
из «о о
о
рч
ф
сч
о»
СО сл
00
сч
СО
Ч (ч О
о
о
О»
о»
00 СО
Рч со
ю
из
ф
Ф со со
« 1 1 1 1 1 1 1 1
1
о
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
о
ю
сч
о
СО
ОО о
о оо
сч
со
00
О СЧ Ф
СЧСОСО(0<ОРчО)СО(^
со
ю
о
СО СО
со ю
со
ф
00
СО о со
ФСЧОО>аОРч<0<ОЮ
ю
о
о>
О»
о»
00 ь-
со 1Л
ф
СО
сч
и
"*
о
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
ооооооооо
о
СО
со
со
о»
сч о
о со
со
сч
со
со о со
аосооросчсчсчюао
00
1Л
о
ю а»
О -и
со
Рч СО О)
РОФСО^ООООрчСО
о
о
3>
о»
о
СО Рч
РЧ СО
ю
ф СО
сч СЧ -ч
-< -И -‘ < О О О О
рч
и
о
о
о
о о
О о
о
о о
ООО
ооооооооо
<о
ф
ф
со
со
со о
о о
о
сч
со
Ю со сч
аососО(чсчаосоо>~
СО
ю
со
Ф ю
рч
00
о>
СЧ рч СО
орчюсосчооаоао
о
о о»
о>
о
00 00
Сч (О
из
ф
со
со сч сч
СО
О
«■ч о
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
ооооооооо
о
чф
ю
сч
Рч
СО СО
Ф сч
ф
со
рч
о из ф
аососорооосчсчсо
оо
со
сч
Рч сч
СО 00
о
сч
СО
рч " СО
счо>рчизсосч-*оо)
СЧ
о
О»
о»
О)
со СО
РЧ СО
со
из
ф
со со сч
сч -* «М -«о
ю
_«
о
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
ооооооооо
о
со
СО
ю
сч
00 рч
о о
р*
СО
сч
СО о сч
юрооаоосчоаоао
со
со со
00 со
со •-»
со
со
ао
—> из о
и>СЧОР*<ОФСЧ~<0
со
о
О»
О)
о»
00 00
Рч Р»
со
Ю
ф
Ф со со
СЧСЧСЧ’^-’’-'-
ф
«н
о
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
ооооооооо
О
о»
сч
г*
со
ю
сч со
сч о
о
сч
из
о со о
изооизизаосчоа
00
со
со
О) Ф
а> со
со
а»
Ф ао со
еоизсча>рчюфсо~м
Ф
о
о»
о
<л
00 аО
рч СЧ
со
из
из
ф со со
Ф
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
ооооооооо
О
со
сч
00
о
СО
Ю Сч
о о
из
о
сч
СЧ О0 гч
QOU300<0<OU30<0
00
Рч
Ф
О со
СЧ рч
р*
00
’-’ФО)
ФОРчФ’-'ОРчЮФ
СО
о
о
О)
О)
а> со
00 Рч
рч
со
из
из ф со
СООСЧСЧМ^^ЧН
со
_<
о
о
о
о о
о" о
о
о
о
ООО
ооооооооо
и
-К
Л
II
ь
у
«<
о
о
о
о
о о
о о
о
о
о
ООО
ооооооооо
О
сч
00
ф ю
(О Р*
со
О)
о
СЧ со
ФЮ<0рчсоа»О'-'СЧ
X
ь
X
S
S
ч
л
н
Таблица 11
Приближенные значения радиусов инерции сечений
’ Zj.L=0.30h
xll ЛН®5
*j 1г=Ы951
If у tx=0.40h
JTir-I ly*0.2tb
21 У -^i^O.381
xl | K[-V=WCt
}31 к к
2 2ГГУ1 lx=0.32h
(St
12
qr*
jIl
rlx=0.45/i
ty-QJ235l
22 У
■0
к
' ix=0.38h
<у=О.44Ь
ад
К
1 ixs0.32h
iy=0.49b
ix‘0.50h
- i^0.2/5b
/3,
n
L J
L— b
У
ГТ
— j=
L J
~ix=044h
ly=0.28b
S3 у
ix*0.32h
‘ 1у^0.58Ь
33 у
Tlij|
-ш
k
~rlx=0,29h
ly-0,50b
'Чр
Ji-;
ix=0.32h
iga0.20b
14 1/
Г !
T|
’ lx=0.43h
iy=0.43b
« 1>0.32А
■ЩЗ
34 у К
vlul
lTj^56
-*н
У ^Tix*0.28h
iy* 0.24b
/5 у
Х.ТП
L h>o.39/r
' i у-0.20b
хТТТ г*=о.з8л
lil 1г°-21Ь
У
35
X
и ь
iixz029lt
■ iy=0.29b
6 H b -1 ix-0.30h
i^a'7b
,S '■<' ■ tx=0.42h
x 1 * 1у‘0.22Ъ
26 У К
xl i
J 7 t_U=«2i
ста
38
X
bz\. Jk
bi ~
ix-Q24hcp
? iy=0.41bCp
7 t~~6-~l ix=0.20h
—г ix-0.43h
J J
Ub—I T
27 у *
Г^ТЛ ix=0.44h
Ч -НН iy=O.38b
СьС
37
i-0.25d
>
" K2
jix=0.2th
iu=0.2fb
i^0J85h
18 ix*0.3G5h
у I I iy-0.275b
У 1
2%i и 1П
Щ3'>=“я‘
38
’ПЭ’
i=835dcp
»Л <*+D
Оср^г-
’-fc
□&
■rix=0.21h
■ iy~ 0.21b
19 у
a
r~~[Lx=0.35h
M iy =0.56 b
99 ч К
1Г|1п1х’а37А
Ш'-ия
иК1
39
1
X .
J
У
|XE
4I L
lx=0.39h
. iy=0.53b
ю у
-| 1 I Jix=0.45h
^^y-0.24b
20 ^-0.39»
Mjj6 iy’0.29b
30
xnf=h‘* ‘040h
У
Проверяем устойчивость колонны по свободной оси, предварительно
вычисляя Jy, гу,
FB) =2 (113-f-10,932-23,4) = 5826 см4;
b 26
а = ——г0= — — 2,07 = 10,93 см;
Гибкость ветвей при 13 =
Fe = 23,4 cjh2—площадь сечения ветви— 20;
ЬВ
5826
^ми11’2сж!
Проверяем гибкость для колонн с планками:
*пр" /**+*-? = 1/38,1’4-34’ = 51 1 <11=53.
Напряжение в колонне по свободной оси можно не проверять, так как
ХПр < следовательно, <ру > <рх и оу будет меньше ах.
3. Расчет планок (первый вариант). Вычисляем условную поперечную
силу, приходящуюся на систему планок с одной стороны колонны:
Qycji 20/*Qp 20«2«23,4
Qn“ ~Р = — <68 кгс.
Планки рассчитываются на перерезывающую силу ТПл и момент Л1ПП,
возникающие в плоскости планки от действия поперечной силы Qn.
Определяем эти усилия по формулам:
468*91
21,86
= 1950 кгс,
где
с=2а = 2-10,93 — 21,86 см;
/=/в+^пл=75+16=91 ем;
МПл =
468*91 олл
—-—=21 300 кгс • см.
2
Задаемся толщиной планки 6 = 8 мм и шириной йПЛ = 160 мм, вычис¬
ляем момент сопротивления поперечного сечения:
пл
6ПЛ йпл
6
см3.
Проверяем напряжение в планке от изгиба
Мпл 21300
а = —— = ■■ ■ --=625 кгс/см1 <2100 кгс(см2.
^пл 34>1
Крепление планки выполняем на сварке электродами Э42, толщину шва
назначаем Лш = 6 мм, длину шва /ш = 160 мм (в расчет вводятся только
вертикальные швы). Вычисляем момент сопротивления н площадь сечения
шва:
6 8
Гш — 0,7 йш dnjl=0,7«0,6-16 = 6,72 см’.
41
Напряжение в сварном шве от совместного действия перерезывающей
силы и момента:
пл
1111 =
Гш
л ^ПЛ
Ош==1Гш
1950
-^-^■ = 290 /сас/сл2;
21 300
-■■■ — =i 1190 кгс/см2
17,9
и суммарное напряжение
о = V Тш + Ош = V2902 +1190’ = 1220 кгс/см* < Я«в = 1500 кгс/с^
4. Расчет решетки из уголков (второй вариант). Решетка из уголков
обычно назначается при большом расстоянии между ветвями. Угол накло*
на раскосов к горизонтали а = 45° (рис. 7). Для данной колонны малого
сечения расчет решетки из уголков выполнен как
сравнительный вариант для показа методики их рас¬
чета. Предварительно примем для раскосов рекомен¬
дуемый минимальный профиль уголков 45x5, для ко¬
торых из сортамента находим Гр1 » 4,29 см2, /миН =
»0,88 см. Длину раскоса между узлами решетки
определяем из условия центрировки уголков на внеш¬
нюю грань швеллеров ветвей (такая центрировка до¬
пускается для малонагруженных центрально сжатых
колонн из швеллеров; как правило, центрировка
уголков решетки должна производиться по осям ветвей
колонн):
Рис. 7. К расчету
рзшетки из угол¬
ков сквозной ко¬
лонны
b 260
/р= - = -—— = 368 мм «37 см.
F sin a sin 45°
Гибкость раскоса:
/р 37
р гмин 0,88
Ф = 0,90 (по табл. 10).
Усилия сжатия в раскосе от действия поперечной силы
Qn Фусл 20F(jp 20 • 2 • 23, i
cos а 2cos а 2cos45Q 2*0,71
= 660 кгс.
Напряжение в раскосе
/Vp 660
а = —— = ■- '=170 кгс/сл<2 < т/? = 0,75-2100= 1575 кгс/см\
фАр1 0,90-4,29 ’
где т » 0,75 — коэффициент условий работы для решетки из одиночных
уголков.
Требуемая длина сварных швов
Ур 660
/ш= 0,75-0,7йш/?=в = 0.75.0,7.0,5-1500 "1’7 °М'
принимаем конструктивно общую длину швов у обушка и у пера не менее
40 мм.
42
Проверяем гибкость колонн по свободной оси для случая соединения вет¬
вей решетками из уголков;
*пр- у =]/ 38*р+275^ =40<^=53-
Соединение ветвей решеткой обеспечивает ббльшую жесткость колонны
в сравнении с соединением планками. Соединения ветвей на планках допуска¬
ется в центрально сжатых, а также во внецентренно сжатых колоннах, если
фактическая поперечная сила меньше условных усилий, определяемых
по СНиП П-В. 3-72, т. е. меньше величины (?усл = 20F 4- 70F кгс, в зависи¬
мости от класса стали.
5. Расчет и конструирование базы. Размеры опорной плиты определяют
исходя из условий смятия бетона под плитой по формуле
Г. N
^ПЛ > Т »
^СМ
где N — нагрузка на колонну, включая ее собственный вес;
#пр — расчетное сопротивление сжатию бетона (призменная прочность),
принимаемое по СНиП П-В. 1-62*;
F0 — площадь фундамента, на которую опирается плита.
В нашем примере
tf=A>nep+GcB=85 500 +18,4.1,1-6, Ь2 = 85 750 кес.
Марка бетона фундамента 100, следовательно, /?Пр = кгс!см*
для массивных бетонных фундаментов (для железобетонных фундаментов
/?пр = 65 кгс/см2 при бетоне марки 150).
Принимаем /?См = 1»5/?Пр = 1>5-40 = 60 кгс!см\ тогда
Лтл —
85750
60
= 1430 cjh2,
принимаем плиту размером 40x40 см> FnJI == 1600 еж2.
Определяем толщину плиты. Плита работает на изгиб от равномерно
распределенной нагрузки (реактивного давления фундамента):
N 85 750
Рассматривая различные участки плиты, видим, что в невыгодных ус*
ловиях изгиба находятся консольные участки плиты и участок между вет¬
вями колонны, опертый по контуру.
Выделяем в консоли плиты полосу шириной 1 см (см. сечение а—а и
рис. 6) и определяем момент,
53,6-92 _
=2170 ъгс*см.
2
Требуемый момент сопротивления сечения плиты
М 2170
r-=T = ^=1’04^
Толщина плиты равна при b ® 1 см
UZ = -Ц-—; бпл=Уб¥=УбТТ^4 = 2,49 см.
6
Проверяем работу среднего участка плиты, заключенного между ветвями
b 24
и являющегося опертым по четырем сторонам. Отношение сторон — = =
= 1,2. Используя табл, 19, изгибающие моменты для полос шириной 1 см вы¬
числим по формулам:
Ма=а1 ga2=0,063*53,6«202 = 1350 кгс*см;
Мв = а2 ga2 = 0,05* 53,6«202= 1080 кгс*см,
где 0Ц = 0,063 и а2 = 0,05 при Ыа = 1,2,
Требуемая толщина плиты по Л4а:
е 1 /б^а 1 Г6-1350 . _
6„Л=]/ — = ]/ -^- = 1.96 см.
принято бпл = 2,5 см. Как видим, консольный участок плиты оказался
более нагруженным> чем опертый по контуру. По нему и назначена толщина
плиты. Толщина плиты может быть уменьшена, если поставить дополнитель¬
ные ребра жесткости между ветвями колонны. В данном случае ввиду услож¬
нения работ и при сравнительно малом расстоянии между ветвями постановка
ребер нецелесообразна.
Высоту листов траверсы Лтр находим из условия полной передачи усилия
от ветвей на опорную плиту через еварные швы:
Л-jn — 1 л л . =25,5 см у
0,7.0,8*1500.4
где йш в 8 мм и лш = 4 — количество швов;
принимаем йтр = 260 мм.
Анкерные болты назначаем конструктивно диаметром 20 мм. Размеры
фундамента в плане принимаем на 15—20 см больше в каждую сторону
от опорной плиты, т. е,
£ф х Вф = 80 х 80 см или 70 X 70 см.
Проверка расчетного сопротивления бетона фундамента при LaX#* =
= 70x70 см: Ф Ф
1 Z 1 /тоТто
'’•-""’И ^=,01',5=
= 58 кгс!см* > аб = 53,6 кгс!см*.
условие прочности фундамента соблюдается.
Глубина заделки анкеров диаметром 20 мм нота быть не менее 700 мм
(табл, 12).
44
45
$ 6. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ
ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТОЙ КОЛОННЫ
1. Общие положения
Внецентренно сжатые колонны наиболее часто применяются
в каркасах промышленных цехов с крановыми нагрузками. Колонны
рассматриваются как элементы поперечных рам, на которые дейст¬
вуют нагрузки от веса несущих конструкций, покрытия, крановые
нагрузки вертикальные и горизонтальные, стеновые ограждения,
ветровая нагрузка и др. Колонны обычно жестко заделывают в фун¬
дамент, а с ригелем (фермой или балкой) они имеют либо жесткое
(см. рис. 8, д), либо шарнирное соединение (см. рис. 12, узел /).
Применяемые типы внецентренно сжатых колонн показаны на
рис. 8. Различают три типа колонн: постоянного сечения, перемен¬
ного сечения (ступенчатые) и раздельные.
Колонны постоянного сечения (рис. 8, а) с консолью для подкра¬
новой балки рациональны при кранах сравнительно небольшой гру¬
зоподъемности — 10 — 15 тс. В настоящее время в целях экономии
металла такие колонны чаще проектируют железобетонными.
Колонны переменного сечения (рис. 8, б, в) наиболее распростра¬
нены в каркасах промышленных зданий, так как пригодны почти
Рис. 8. Виды внецентренно
а —> постоянного сечения: б, в — переменного сечения; л — раздельного типа; д — узел
жесткое крепление фермы; 4 — шатровая ветвь; 9 — подкрановая ветвь; 6 —« диафрагма
46
для любых крановых нагрузок. Верхняя (надкрановая) часть этих
колонн обычно выполняется сплошной постоянного сечения, а ниж¬
няя часть, подкрановая, — либо сплошной, либо сквозной.
В сплошных колоннах обе ветви соединяются сплошным листом
обычно на сварке и реже на клепке, а в сквозных — решетками из
уголков или планками из полосовой стали.
Колонны раздельного типа (рис. 8, г) рациональны в цехах с тя¬
желыми крановыми нагрузками (более 150 тс) и при небольшой
высоте (до 20 м). Наружная (шатровая) и внутренняя (подкрановая)
ветви этих колонн соединены гибкими в вертикальной плоскости
планками; благодаря этому каждая ветвь работает самостоятель¬
но. Шатровая ветвь воспринимает нагрузку от конструкций покры¬
тия и стенового ограждения, а подкрановая — от крана как цент¬
рально сжатая стойка.
Типы и размеры сечений внецентренно сжатых колонн назначают
предварительно. В колоннах постоянного сечения высота сечения h
принимается примерно при высоте колонн 10—12 м, 4i8l —
Пристрогать
200
500
ООО
1.100*100*10
1-200
. .к (опорную полку обре-
Усь Jomb do 50мм)
привязки поперечной рамы
\ Цифровая ось
сжауых колонн
жесткою крепления фермы к колонне; I — ригель; 2 * шарнирное крепление фермы; 3 —
жесткости; 1 — шатровая колонна; 8 — подкрановая стойка; 9 — горизонтальные планки
47
при высоте 14—16 м и Уаа1 при высоте более 20 м, где I — расстоя-
ние от верха фундамента до нижнего опорного узла фермы покры-
тия. В колоннах переменного сечения высота сечения Л2 надкра-
новой части принимается в пределах Чв—У12 ее высоты /2 (обычно
fia = 500 мм и реже 750 — 1000 мм), а высота сечения h2 под¬
крановой части от до г/20/1( в зависимости от высоты и типа
сечения — сплошного или сквозного. Сплошное сечение по условиям
экономии металла назначают при высоте сечения h до 1 м, а при
h 1,2 м — сквозные сечения. Некоторые типы поперечных сече¬
ний колонн показаны на рис. 9. Высота 1Х нижней части колонны
(подкрановой) принимается от низа базы колонны до подкрановой
Рис. 9. Типы сечений внецентренно сжатых колонн
а, б, е, сплошные; г, д, е, з — сквозные
площадки, а верхней части /2 — от подкрановой площадки до опор¬
ного узла фермы покрытия. В задании на проектирование цеха
обычно указывается высота от пола до головки подкранового рельса
/н и пролет цеха. Все остальные размеры колонны по высоте необ¬
ходимо определять конструктивно, учитывая габариты мостовых
кранов, расположение фундаментов технологического оборудования
вблизи колонн и т. д. В общем случае имеем:
^=1ф+(1н—Лп.б); 1Ъ = hw 4- йп.б + аь (44)
где /ф — заглубление низа базы колонны по отношению к полу
цеха; если нет примыкающих к колонне приямков или других фун¬
даментов, то /ф принимают равным 0,6—1 м; /„ — расстояние от
пола до головки кранового рельса; Лп б—высота подкрановой бал¬
ки (по расчету) с учетом высоты кранового рельса; й„ — габаритный
размер крана по высоте (принимается по ГОСТ на мостовые элект¬
рические краны, например ГОСТ 3332—54 или ГОСТ 6711—53);
ак — расстояние между верхом габарита крана и низом конструкции
покрытия, назначаемое по требованиям ГОСТ на краны не менее
100 мм, обычно принимается 200—250 мм.
Полная высота помещения равна:
^ = 1н + ^в или //==/1 + /2—/ф+ (2004-250) мм, (45)
где /в — расстояние от головки кранового рельса до низа фермы.
48
Расчетная высота участков колонны определяется по формуле
l = (46)
где и» — коэффициент приведения длины, принимаемый в зависи¬
мости от числа пролетов рамы и условий закрепления колонн в уров¬
не фундамента и с ригелем.
Для ступенчатых колонн однопролетных рам промышленных
зданий, жестко закрепленных в фундаментах анкерными болтами,
значения коэффициентов р., находят по табл. 72 и 73 СНиП II-B.3-72,
рассматривая колонну как отдельно стоящую стойку, имеющую
вверху свободное горизонтальное смещение при поперечной силе
у верхнего конца Q = 0. В многопролетных рамах (о числом проле¬
тов два и более) при наличии жесткой кровли и системы горизон¬
тальных и вертикальных связей верхние опоры стоек рамы счи¬
таются не смещающимися в горизонтальном направлении и коэф¬
фициенты находят по табл. 74 и 75 приложения СНиП П-В.3-72
при Q =^= 0.
Расстояние А.к между осью кранового пути и разбивочной осью
ряда колонн принимается с учетом минимальных разрывов между
габаритами крана и телом верхней части колонны (рис. 10); обычно
это расстояние назначают 0,75 или 1 м. В общем случае
= 4-5,+ (60 4-75)4*41, (47)
где 51 — величина свеса габарита крана за ось кранового пути,
дается в ГОСТ на краны; йв — высота сечения верхней части колон¬
ны, обычно равна 500 мм.
По ГОСТ 3332—54 на краны мостовые электрические грузо¬
подъемностью от 5 до 50 тс величина 5t изменяется от 230 до 300 мм.
Следовательно, для этих кранов минимальное значение А,к = у +
+ (300 4- 400) мм. Для кранов грузоподъемностью от 75 до 250 тс
по ГОСТ 6711—53 Вх = 400 и 500 мм, тогда наименьшая величина
К = (460 4- 560) мм.
В колоннах с большой длиной надкрановой части /2 и при тяже¬
лых кранах (QKp > 100 тс) высота сечения надкрановой части мо¬
жет оказаться больше 500 мм. В этих случаях разбивочная ось край¬
него ряда колонн сооружения располагается на расстоянии 250
или 500 мм от наружной грани колонны. Величина Хн будет равна:
Хк^[/гв—(250 или 500 мм)\ + -f-(60-h 75) мм.
Пример 3. Расчет внецентренно сжатой колонны. Требуется произвести
расчет и подобрать сечение ступенчатой колонны промышленного одноэтаж¬
ного цеха пролетом 30 м при следующих данных, полученных из статического
расчета поперечной рамы (рис. 11):
а) расчетные усилия: в надкрановой часть колонны М2 — 80 том,
/V2 = 65 тс, в подкрановой части = +250 том, = 150 тс и =
= — 100 том, N[ = 80 тс; Q = 10 тс.
49
Наибольшая вертикальная сила, действующая в надкрановой части,
Ломакс = 85 тс и соответствующий момент М2 = 52 тс-м\ в подкрановой
части Ломакс = 230 тс и соответствующий момент = 120 тс*м\
б) размеры колонны: высота подкрановой части 1±= 15,5 м, высота
надкрановой части /2 = 4,7 м, полная высота помещения Н — 19,8 м (от
уровня пола до оси нижнего пояса фермы). Материал конструкции — сталь
класса С 38/23, марки ВСт.Зкп2.
Рис. 10. Габариты приближения
крана
Рис. 11. Схема расчета крайней колонны
цеха
а — компоновочная; б — расчетная
Решение. /. Назначение размеров сечений колонны и определение расчет¬
ных длин. Принимаем предварительно:
для верхней части колонны А2 = 500 мм, что составляет
h2 ол =
Г, = 4,7 9,4*
для нижней части
сквозных колонн
Aj
1250 мм, тогда
All
при = 15 4- 20 м рекомендуется 7^ = ТТ Т4 для
1 1 1
и Тб для сплошных колонн; назначаем А, =
__ 1,25 1___
- 15,5 - 12,4*
Для определения расчетных длин вычисляем:
к _ ±1 n w . - "1 + - 230 + 85 _ о 7. _ 230
G “ 15,5 = °’304’ т~ V2 ~ 85 “3’7’ N2 - 85 -
= 3,3.
$0
Отношение J2U\ принимаем 0,1 (для предварительных расчетов обычно
принимают = 0,08 0,2), Отношение погонных жесткостей участков
tg J2^1 1 * 15,5
it Jxl2 10-4,7
0,33;
по СНиП П-В. 3-72 (приложение, табл. 72) находим коэффициент щ = 2,20.
Коэффициент расчетной длины ц2 равен:
“-Т<3: ^-мй-4-,2>3'
принимаем ц2 = 3.
Таким образом, расчетные длины участков колонны равны:
в плоскости действия момента:
Ixi =Ц1 /1 = 2,2- 15,5 = 34,1 м;
== р>2 /25= 3*4,7 = 14,1 м;
в плоскости, перпендикулярной действию момента, расчетная длина
верхней части колонны равна расстоянию от тормозной балки, расположенной
в уровне верхнего пояса подкрановой балки (см. рис, 11, о), до нижнего опор¬
ного узла фермы lVt = 4,7 — 0,9 = 3,8 ле, а нижней части — расстоянию
от верха фундамента до низа подкрановой балки, т, е. = 15,5 м.
2. Расчет сечения верхней части колонны. Сечение верхней части колонны
обычно принимается в виде сварного двутавра (см. рис. 9, а). Требуемую
площадь сечения определим из формулы расчета внецентреппо сжатых эле¬
ментов на устойчивость в плоскости действия момента:
F 65 000 см2
Тр фВН д — фВН.2100 СМ ’
Для нахождения коэффициента фвн предварительно определяем величины:
I.
гх=0,42Л2 = 0,42-50 = 21 см; Хх = —
г X
1110
= 67,1;
21
W ri 212
Р = "7Г = — = 77 = 17>6 см
И F г 25
/ hi
I здесь г= —
50
- = 2oC4.J,
условная гибкость стержня
2100
2 100000 ~ ’ 1
относительный эксцентрицитет
51
<о
Л
1«<
о
04
V
Б
V/
о
ю
■Л
ю
<£>
см
—
V/
1
V/
|<<
U
£
V
ю
ю
V/
■с
«г
Б
<о
ю
о
со
1
V/
|<<
<о
|«<
*
V/
V
В
о
04
ю
У/
Л
Б
i«e
V/
о
о
ю
V/
V/
7
1«<
|«<
£
V
о
V/
ю
04
Б
L.O
•
|«<
сч
04
у/
У/
|<<
г*
6
1
53
По табл. 13, п. 4 определяем (при ХЛ=0-г5 и т =5+20) коэффициент
влияния формы сечения тр
q = 1,5=0,08 X » 1,5 —0,08.2,13= 1,33.
Приведенный относительный эксцентрицитет равен:
гщ = х\т = п — =1,33*6,98 = 9,3.
Р
По табл. 14 при ffij = 9,3 и = 2,13 по интерполяции определяем
<рвн = 0,134.
Для колонн сквозного сечения значения <рвн приведены в табл. 15.
После подстановки (рвн в расчетную формулу получим
Намечаем минимальную ширину сечения колонны b исходя из условия
обеспечения достаточной жесткости колонны относительно оси у—у*.
1У1 380
Гу= —— = —= 7,6сл< (где ку = 504-60 и
Ли 50
обычно назначается меньше Хх, так как
для двутавровых сечений гу = 0,24 Ь, откуда
Намечаем стенку колонны из листа 460х 10 мм, тогда при FTp = 225 см2
на одну полку приходится:
Fn = 0t5 (FTp—FCT)=0,5 (225—46,1) = 89,5 см*,
при толщине листа 20 мм ширина его будет:
Фактическая площадь сечения равна:
F = 46*1+2*45*2 = 226 cjh2.
После назначения размеров полок и стенки сечения колонны вычисляем
фактические значения величин Jy, Wx, rxt ry, p, Xx, т], m и и затем
проверяем расчетное напряжение о, которое не должно превосходить расчет¬
ного сопротивления стали Rz
моменты инерции
бет Лет 1*463
Jx= ст '-+2а2 F„= ——+2-242-90= 111 930 см*;
1^
момент сопрогивления
2111930
50
4470 см3;
54
Коэффициенты фвн для проверки устойчивости внецентренно сжатых (сжато-изогнутых) сплошностенчатых стержней
в плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии
Значения фвн при приведенном эксцентрицитете /Л1
о
см
СМООГ-иЗСООООСОФОМОСОиЗСООкСОФМОТГаЮ
1ч<О'0<О<0ОиЗиОи>иЗиЗФФФСОСОСООЗСЧС«СМ
ооооооооооооооооооооо
г*.
О СО Ф СП U3 СМ оОиЗСМОГ*и>СЧОиЭСМаОфСМОаЗ
от оо ю г» ь» <о to со 'О ю io чэ из со со .о со см
ооооооооооооооооооооо
ф
ОизО»ФО><0СЧаоСООГ*.Ф~«соСЧСО»-'<0ФСОСЧ
’^ОО)ОТСОоосОГ>.1'*^ч<0<О<0иэиЗФфСОСОСОсО
— «ООООООООООООООООООО
см
U3 СМ Ф Г* —<(O-<NCMNC3OT<D?5<£)-• U3 — CO U3 СО
СМСМмОООТОТаОсОГч>Ь*СО<ОСОизиЗФФСОсОсО
о
OCMM'innC'ICCOrtcOM'O’rOWi/Jm'tONtO
Ю Ф СО СМ —<~<00)0)OCdON®r*(OlO't Ф Ф СО СО
— « — «— — «ОООООООООООООО
от
Ф^эООООСОиЗСО*миЗОТФОФиЭООСЧСОСМСОСО
(0иЗФС0с0СМ««ОО0>с0 00 00Ь.С0изи>ФФС0с0
00
соизсосоФизиэсооосоиэотсоаосо-^иэсоФО»г*
OOStOl/iM'O^-H'-’OmoOeONtDOl/J’f'J'COn
« — «« — «« — — ччООООООООООО
с*
O(0WOC0h<tsr'tDMM,O0)C0M,a)NO(0^C0
-«OlootsiOM'C’JWCO’^OOlCOCONtDiniO’rM'CO
to
со
СМОТиЭСМа0сО10изиЗГ*.С0ОФГчС0изс0 -1 N о
СМООТООСОЮфСОСМ —' О О Л JO S Э U3 U3 Ф Ф «О
СО
NiOSCOOOOrtOOONM'N-’COOOTOIOOMa)
сосмоо»е*.соизфсосм*^оототг*.<оизизффсо
из
>-0
oonooinwaistos СП—«Ф’-’СПОСООТСОО
ЮФСМООС^СОФСОСМ^ОООТСОСОСОиЭфФФ
смсмсмсч — -*—— оооооооо
из
оотосмфгчсмооо^фиэсолсосмсмиэ О Ф О
ЭДиЗФСМОаО(>>иЗФсООТ —’ оотаоьчоиэиэфф
ю
ф
t’*COCMOOCMCOCOWCOGMOCMCMt*iO»Ot*-<*0’^
О>ООС0ФСМОСО<0изФСОСМ-*ОООС*.ЮиэиЭФФ
СОСЧСМСМСМСМ — — — —« — —’-ООООООО
ф
fsNCOOCOSCO-’LOOaOOONOO-’OlOOCMSCM
СООоОСОеО-’ОТСОСОЮСОСМ-’ООТГчЦЗСОиЗФФ
СОСОСМСМСМСМ’-’—’—«’"''^ООООООО
из
сО
О-чСМСОСЧОООС— oOCMOO^lOiQlQCMO-’COoOCO
n м> -«оососо^огчсоФс^см^отсое^соиэФФ
СОСОСОСМСМСЧСМ’Ч — —' — — «—ООООООО
со
SCSNlOSOCOOltNiO юиЗСМ’-'ОЮСМСМфаОСО
-< со -« ао о со — от с*, из ф со см о ао г*, из из ф ф
U3
см
ОО>аОСМГ*Ь»сОСМООаООСОог^с0СОЮСОЮО'Ф
ЦЭСМООиЭ-^оО»ОСООСОГаЮФСМОООС*.<0иЭФФ
ФФСОСОСОСМСМСМСМ-’’^—< — — —• о о о о о о
см
ооФа>ь.ь.ог'*соа>»о-г<оа>сососоа>оооооиэ
СОоЭСООТизСМаоиЗСМОаОсОФСО — ОТ Гч (О U3 U3 Ф
•ОФфсОСОСОСМСМСМСМ — — — — — ОООООО
из
г*
г^ооиэсосмсоосмизсмсмиз—изсоо от от о о
ЬчСМ^.СЧаОФОС'чФ’-’ОТ^иЗФ~»ОТСОС0иЭиЭФ
изизФФсосососчсмсч»-*»-<*-<-<-*оооооо
из
ОСОГч.Ь.ОЮЮОС'-ЮОСООЮ^ОО-и—’ ОТ "* (Ч
СЧСООЮ-*СОСМООиЗСЧОЬ.иЭФ-*ОТоОС*»Ю1ЛФ
ОЮЮффс0С0СМСМСМСМ’-*»-*-’»-<ОООООО
из
см
OTOCO<0CMU3OOTCMOTCMOOCM—OU3COO»ntx
<0ОФОТФОТЮОЬ»«О — ОТГчЮСМО00Гч>С010Ф
С0СОиЭФФеОСОСОСМСМ<Х-’-*-«’-«’ЧООООО
-
СМСОСОСООЮиЗОаОСОФООСОГчООСООЮСМСМСО
СМи>ОТСОаОСМГ^СОооиЭСМОТЬчиЭСМООТ(^<ОЮФ
Г’чОиЗИЗФФСОСОСМСМСМ-и-.-.-ИчиООООО
0,75
СМмч(^Гч.<ОиЗСО<ООСОООЮСОСОЬ>—* О со СО со
СО»-<фООСМ<0ОЮя-«ГчФ-<аоиЭСООО>Г'.оиЗф
Г^ГчОЮЮФФСОСОСМС'1СМ—’ООООО
из
о"
ОоОСОСОЬ.ОЮФСМиЗ<ОСОоСОоОСМСО»^ффОТ
иЗГч*“,и>ООСМиЗОТФОТиЗСМОТГ*СО»*ОТС'ч<0иЭФ
сО^РчОиЗЮФСОсОСМСМСМ-^ — ’Х-иООООО
ю
см
о
СМФФСМСМЬчСМГчСМСООФСО<0<О^чЬ»<ОТГ>ч’-<О>
СМЮОФЬ.ОТСМФСОСМСОФ«ООФ—<ОТЬ-ОСОФ
ОТаОСОГ'чоЮиЗФСОСОСМСЧСЧ^-^-иООООО
о
С'.Ю‘ОСОсчС^Гч1/ЭоОФСМООСОФС<1СМОСООТСМСМ
(О СМ N -1 ФЮСОО^иЗоиЭСМОТиЗСЧОСОСОСОиЭ
ототаосогч.сошизфсососмсм^’-*—< — о о о о
Условная
гибкость
из из из из из из из
Ж ж ж ж Ж Ж •
0-.’-’СМСМСОСОФФизиЗО<ОГчООО)0’-1СЧСО’»<
Примечания: 1. Значения коэффициента фвн в таблице увеличены в 1000 раз.
2. Значения фви принимаются не выше значения ф> приведенных в табл. 10.
Таблица 15
Коэффициенты <рвн для проверки устойчивости внецентренно сжатых (сжато-изогнутых) сквозных стержней
в плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии
о
во
СО
10
Ю
чГ
со
сч
О
03
03
00
N.
СО
ю
10
со
о
ао со
10
сч
ЧГ
чг
чг
чф
ЧГ
чГ
чГ
чф
СО
со
со
со
СО
со
СО
со
со
сч сч
сч
о
о
е
о
о
о
о
о
О
®
о
о
о
о
о
о
о
о
о о
о
10
со
сч
—
о
о.
Х>
0
’Г
со
м
со
сч
о ОО
N
io
10
10
10
10
ю
10
чГ
’Г
чГ
ЧГ
ЧГ
ЧГ
со
со
со
СО сч
сч
о
о
о
о
о
о
о
о
О
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о о
о
N
со
10
чГ
сч
г-ч
ОЗ
N
Ю
Чф
сч
-м
о
N.
’Г
сч
□0
ю
сч о
лз
<£>
со
со
со
<О
<г
10
10
10
10
10
10
>0
чг
«г
»г
со
СО
со
О
о
о
о
О
о
о
о
О
о
о
о
о
с
о
о
о
о
о о
с.
СЧ
N
N
N.
со
4f
т—<
ОЗ
N
10
сч
03
СО
чГ
—
00
10
оо
чг OJ
N.
N
t*
N
N
N.
со
со
СО
со
10
10
10
10
ЧГ
чг
ЧГ
СО
СО со
со
о
о
о
о
О
О
о
о
О
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о о
Сз
—<
о
ОО
со
со
-н
ао
СО
со
ао
ю
—
аг
сч
оо
СО
—
N. L0
Tt
оз
оз
со
00
ао
оо
N.
N
N
N
•о
со
10
10
*Г
ЧГ
чг
СО со
о
о
о
о
О
о
о
о
О
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о о
с
о
ао
О
10
СО
~ч
00
чГ
сь
со
ЧГ
о
со
со
10
о
10
сч
ао со
iO
аз
о
оз
о»
сз
оз
а»
00
оо
N
N
N.
N
со
со
10
10
ЧГ
чг
со со
со
—*
о
о
о
о
о
о
о
О
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о о
о
—«
аз
со
СО
СО
о
со
со
ОЗ
со
—,
N.
сч
ао
о
со
N.
со
03 N
со
00
—■
о
о
о
о
о
сз
00
00
00
N.
N.
со
со
10
ЧГ
ЧГ
со со
со
о
о
О
о
о
О
о
О
о
о
о
о
о о
о
10
Г-1
О)
N
со
о
со
о
со
сч
N-
со
N.
чГ
10
со
о
ЧГ
О ОО
N.
N
сч
сч
о
о
егз
оз
со
во
N.
N
со
ю
10
ЧГ
чг СО
со
о
о
о
о
о
О
о
о
о
о
о о
о
ю
СО
—<
СО
10
о
со
о
10
о
10
-м
10
о
<£3
N
03
сч
со
сч о
ОО
со
со
сч
сч
сч
о
о
03
03
со
00
N.
<0
10
10
ЧТ
’Г чг
СО
СО
о
о
о
о
О
о
о
о
о
о о
о
со
сч
N
сч
N.
-м
10
о
10
о
lO
о
10
03
о
сч
ао
СО -X
аз
Е
СО
м*
*
со
со
СЧ
сч
о
сз
03
оз
СО
N
N.
СО
10
чг
ЧГ чГ
со
<u
о
о
о
О
О
о
с
о
о о
о
10
чг
со
со
о
со
00
о
чф
оо
со
ОО
СО
со
ЧГ
со
о
10 сч
а.
Ю
10
10
чГ
чг
со
со
сч
о
оз
03
00
00
N.
со
10
10
чг ЧГ
СО
X
X
о
о
о
о
О
СЗ
о
о
о о
о
x
Q.
с*
10
со
СО
со
ао
о
ч*
со
со
сч
N
сч
N.
N.
N
ао
сч
N. чг
о
N
10
СО
«о
со
iO
СО
со
сч
о
о
03
03
со
N.
со
10
10
«Ф чг
ЧГ
3
о
о
о
О
о
о
о
о о
о
ST
ю
сч
о
ао
о
сч
СО
со
со
чг
Гч,
о
со
Г^_
а.
оз
о
СО
ст, чг
X
30
ао
N
N
со
10
чГ
СО
сч
м
о
03
03
N.
со
со
10
»Г ЧГ
чГ
о
о
о
О
о
о
о
о о
о
о
о
N.
о
со
10
10
10
10
СО
N
00
03
сч
10
СЧ
сч
сч
’Г
аз in
X
Ч*
о
оз
аз
ао
N
со
«0
чф
со
СЧ
о
о
оз
00
N
со
10
ЧГ ЧГ
чг
л
в
сч
о
о
о
о
о
о о
с
ф
ю
сч
ОО
сч
сч
сч
о
о
03
00
СО
О)
о.
10
10
чг
СО
О СО
сч
X
СО
сч
о
ал
00
N
со
чф
со
сч
о
о
оо
N.
СР
10
10 чг
чг
и
о
сч
сч
сч
сч
о
о
о
о
о О
с
X
(ч
о
СО
о
ао
io
сч
N
со
о
аз
N
<0
N
ао
03
N.
со
СО N-
сч
о
СО
10
чг
сч
о
00
00
со
чГ
СО
сч
О
03
N.
со
10
1О чг
ЧГ
X
сч
сч
сч
сч
сч
сч
о
о
о
о
о о
о
а
Е
о
10
<0
о
10
ао
сч
со
СО
N
10
чг
N.
сч
о
о
чг ао
со
ао
со
N
10
со
сч
о
03
N
со
чф
СО
сч
03
00
N
со
10 чг
чг
X
сч
сч
сч
сч
сч
сч
сч
сч
о
о
о
о
о о
о
"э-
со
со
со
чГ
10
10
10
со
со
со
аз
N
10
ю
N.
СО
чг
СО 03
СО
В
сч
со
сч
г—
оз
N.
10
со
•X
03
N
со
чГ
СО
сч
о
00
N
со
Ю чг
ЧГ
X
со
со
со
сч
сч
сч
сч
сч
о
о
о
о о
о
3
10
'ф
со
ао
N
10
00
N
00
сч
СО
сч
о
со
о
со
со
N 03
ЧГ
<0
10
со
03
N
10
сч
О
оо
N
10
ЧГ
со
о
а>
N
со
10 чг
чг
X
СП
со
со
со
со
сч
сч
сч
сч
сч
о
о
о
о о
о
о
о
N
N
со
сч
со
о
со
СО
—
сч
10
03
10
со
ЧГ
о
оо
ао о
10
о
ао
СО
чГ
сч
о
N
чф
сч
о
00
со
чг
СО
-н
оз
ОО
со
10 10
«X
чГ
СО
со
СО
со
сч
сч
сч
сч
сч
о
о
о
о о
о
10
сч
чг
N
-Г
чГ
чф
чГ
N
сч
сч
чГ
N
00
00
чг
о —
со
чг
СО
о
со
IO
сч
03
СО
СО
03
N
10
03
00
N
СО 10
-
*
*
со
со
со
сч
сч
сч
сч
•“*
о
о
о
о о
о
о
СО
СО
со
о
00
00
о
со
СО
10
о
со
сч
N
со
— сч
X
о
оо
10
сч
оз
10
сч
00
10
со
о
со
СО
10
сч
о
ао
N
со 10
чг
ю
•*
чг
чГ
со
со
со
сч
сч
сч
сч
о
о
о о
о
10
со
N
ОЗ
с.
03
10
N
о
со
ОО
со
о
о
N.
о
со
СО со
N
N
10
N
со
оз
10
00
10
сч
03
N
со
со
о
а.
N
СО 10
чг
о
10
10
10
ч*
чГ
со
со
со
сч
сч
сч
—
о
о
О о
о
10
ю
о
о
с©
N
10
сч
N
10
N
10
со
О
сс
со
о
N
чг -Ф
00
«Э
чГ
о
10
О
10
о
10
N
03
СО
со
оз
N.
со 10
чг
со
<0
со
10
10
чГ
чг
СО
со
сч
сч
сч
**
—
о
о
G3 О
о
10
сч
о
сч
N
со
а;
10
о
сч
10
1O
со
N
00
чГ
сч
чг
чГ
00
СО 03
о
СО
сч
N
о
чф
во
сч
СО
N
со
о
оо
чГ
03
N
СО 10
41-
о
ао
N
N
со
хз
10
чГ
ЧГ
со
со
сч
сч
сч
о
о
о о
о
—
ао
сч
о
чГ
ао
сч
•ф
10
о
о
10
сч
оо
N.
N
см
00 О
С-
•
о
N
СО
N.
О
со
со
00
10
о
10
сч
Оз
чг
ОЗ
со
СО со
10
о
оз
со
во
N
N
СО
ю
ЧГ
ЧГ
СО
СО
сч
сч
о
с
о с
-
к
<в
X W
£
® X 1
о
10
10
10
iO
10
10
10
ЕГ П 1
о
ф О х
п R'S
о
сч
СЧ
со
со
чф
чф
10
10
со
со
N
00
ОЗ
о
сч со
чг
X О I
г
|<<
Примечания: I. Значения коэффициента фвн в таблице увеличены в 1000 раз.
2. Значения фвн принимаются не выше значений <р* приведенных в табл* 10*
56
радиусы инерции и гибкости:
- /
F
4470 о
——=19,8 см.
226
Р=Т
111930 поп
~й6-=22’2 ем;
30 500
-£Г=и’6сл,!
е 123 й ™
— = 77“Х=6,22,
р 19,8
/
хя=
тх
/? лл Е
7=63,6
1410
- = —= 63.5; ^-33.3
П = 1.г —0.08.2,01 = 1,34; ту = цтх =1,34-6,22 = 8,33.
По табл. 14 при Хх = 2,01 и т1 = 8,33 по интерполяции находим зна¬
чения коэффициента фвв = 0,149. Фактическое напряжение в сечении будет:
.'Vz 65 000
/= —— = ' *= 1930 Асас/слг2 <2100 кгасм*,
Фвн F 0,149*226
разница сосовляет 8% (>5%). Можно несколько уменьшить сечение за счет
сокращения ширины полок, например, до b = 400 4- 420 мм и сделать кто
ричную проверку. При b = 400 мм в итоге получим: F = 206 см2; Jx »
= 100 300 см*; = 21400 см4; Wx = 4000 см3; гх = 22 см: гу = 10,2 см;
Рд = 19,4 см; кх = 64,1; ^ = 2,03; т)х = 1,34; тх = 6,34; т, = 8,5 и
(рвн в 0,147. И тогда
65000
А "Т""* =2140 кгс!сМ1 > 2100 кас/сж2 ( + 2%, допустимо).
0,147-206
Проверяем несущую способность верхней части колонны на действие
максимальной вертикальной силы Ломакс = 85 /лс и М2 = 52 тс>м. Для
этого вычисляем:
о =
= 2,01;
е =
Мг Б2 Л„1о
— —0,612 м;
/v2MaKC <*>
<рвн=0.252
е
т*=-~
Р.т
m1 = i]mx= 1,34*3,16 = 4,23;
а =
Расчетное напряжение
85 000
0 252 "206= 1640 кгс1см* < 2100
несущая способность обеспечена.
Произведем проверку местной устойчивости стенки. Гибкость стенки
сплошной колонны равна:
-р=46 < ^макс — 75,
^ст —
Ло.
6СТ
где hQ = Лет (Л — 26п) — для сварных двутавровых сечений.
Не требуется проверка местной устойчивости стенки, если ЛСт <
< 40 j/ Ц20 + °»2^* Проверяем это условие для сечения колонны с полкой
57
h = 400 mmi kCT = 46 < 40 4* 0,2’64 = 52,8; услевие соблюдается,
проверка не требуется. Ребра жесткости ставим конструктивно через 2,5—
Проверяем местную
соблюдается условие:
устойчивость полок. Проверка не требуется, если
Лп = < ^пр= 16,
где
Ьсв —
величина свеса листа полки; 6П « 2 см — толщина полки; ЛПр — предельное
огношение свеса листа к его толщине, устанавливаемое нормами в зависимости
от гибкости колонны и класса стали (см. табл. 16, 16а);
Ап= 2 =9.75 < £Пр = 17-
Условие соблюдено, следовательно, полка, как и стенка, устойчива
при действии нормальных напряжений.
Таблица 16
Предельные значении отношений свеса листа (полки) &св
к его толщине 6П (^ов/^п) Для составных центрально
и внецентренно сжатых двутавровых элементов
Класс стали
Значения &св/лп при гибкости А
25
50
/5
.00
125
с 38/23
14
16
18,5
20,5
23
С 44/29; С 46/33
12
15
18
20
22
С 52/40
10
14
17
18,5
19,5
С 60/45
9,5
13,5
16,5
П,5
18,5
С 70/60
9
12,5
15,5
16,5
17,5
С 85/75
8,5
11,5
14
15
16
Проверяем напряжения в сечении верхней части колонны из плоскости
действия момента (по оси у—у). Напряжения вычисляются из условия рас¬
чета колонны на устойчивость при изгибе в плоскости наибольшей жесткости
(Jx > Jy)* Расчетная формула имеет вид:
где
Р
1 + <шх
е =
= 0,22.
1+0,86’4,23
Коэффициенты а и 0 приняты по табл. 17. При Кт/ < X. = 100
(табл. 18, для стали класса С 38/23) Р = 1«
1и 380
Ку = = ——= 37,3 < Хс = 100,
у гу 10,2
При тх = 1+5 а = 0,7 + 0,05(тж — 1) = 0,7 + 0,05(4,23 —1) = 0,86.
$8
л
я
sf
X
₽:
ю
я
И
Предельные значения ЭСВ/8П для полок
одиночных равнобоких уголков и полок гнутых профилен
в центрально и внецентренно сжатых элементах
*-<
а
и
s
ч
ю
а
Н
Значение коэффициентов а и р в формуле
ляемое по табл, 18.
Примечание. Пользование коэффициентами, установленными для стержней замкнутого сечения* допускается только при нали¬
чии ие менее двух промежуточных диафрагм по длине гтержня. В противном случае следует пользоваться коэффициентами, установлен*
60
Таблица 18
Значение гибкости Хс
Класс стали колонн
С 38/23
100
С 44/29
92
С 46/33
88
С 62/40
86
С 60/45
77
С 70/60
70
С 85/75
63
По значению Ку в табл. 10 находим (ру = 0,917;
65 000
о= - =1560 кгс!см? <2100 кес/си2.
0,22-0,917.206
3. Расчет сечения нижней части колонны. Действующие на ветви ко¬
лонны усилия из задания равны:
для подкрановой ветви N[ = 80 тс и = —100 тс»м\
для шатровой (наружной) ветви Л/х = 150 тс и Afj «= +250 тс-м.
Расчетная длина нижнего участка колонны в плоскости действия моментов
lXi = 34,1 м, а из плоскости действия моментов /У1 = 15,5 м.
Предварительно задаемся типом сечения нижней части колонны. Шатро¬
вую ветвь принимаем из прокатных уголков и листа, а подкрановую—из дву¬
тавра. Ветви соединяются решеткой из одиночных уголков, располагаемых
под углом 40—45° к горизонтали. Высоту сечения ранее приняли = 1,25 м.
Расчет сквозной колонны производится по ветвям раздельно. Действую¬
щие на колонну вертикальные силы и момент раскладывают по ветвям и за-
тем каждую ветвь рассчитывают как центрально сжатый стержень. Усилие,
приходящееся на ветвь, определяют по формуле
(48)
где г — расстояние от центра тяжести сечения колонны до оси ветви, проти¬
воположной рассматриваемой [в симметричных сечениях z = 0,5, в несим¬
метричных z = (0,4 4- 0,5) h до наиболее нагруженной ветви].
В примере сечение принято несимметричным, задаемся величиной г2 =
= 0,4 hr = 0,4-1,25 =0,5 м и z2 = hr — Zj = 1,25 — 0,5 = 0,75 л, где
?! — расстояние от центра тяжести сечения до наиболее нагруженной ветви
(по заданию более нагружена шатровая ветвь, так как момент в ее сторону
равен Л4Х = +250 тс»м, а в сторону подкрановой ветви Af2 = —100 тс»м).
Вычисляем максимальные усилия в наружной (шатровой) ветви:
Л'н. в =
^1 г2
Л1
150-0,75
1,25
250
+ —.290
в подкрановой ветви
100
1,25
= 112 тс.
Из условий обеспечения общей устойчивости колонны из плоскости дей¬
ствия моментов (или из плоскости рамы) высоту двутавра подкрановой ветви
назначают в пределах^—j 4- —) llt что соответствует гибкости Л = 60 4-
61
4- 100. При 1У1 = Z, = 15,5 м высота двутавра будет от -gg- = 77.5 см
1550
до -эд- = 51,7 см. Назначаем ближайший двутавр № 50, площадь сечения
F = 97,8 см2; гх = 20 см, Wx = 1570 см3, Jv = 39290 см4. Гибкость =
1и. 1550
= = -gg- = 77,5, чему соответствует <р = 0,733.
Проверяем расчетные напряжения:
Nn,B _ 112 000
(pF “ 0,733-97,8
= 1560 кгс!см2 < 2100 кгс!см2.
Согласно СНиП [2] при определении тх за расчетный момент М'х прини¬
мают максимальный моменте пределах средней трети длины стержня, т. е.
в данном случае высоты верхней части колонны 12, но не менее половины ве¬
личины наибольшего момента в пределах верхней части колонны.
В рассматриваемом примере при Мв = 0 (что имеет место при шарнир-
f 2
ном закреплении верхнего конца стойки) расчетная величина Мх = -£ М2.
2 2
Принимаем М'х = у М2 = -^ 80 = 53,4 тс*м.
Эксцентрицитет
«х = = 0,821 м = 82,1 см,
N2 65
относительный эксцентрицитет
е'х 82,1_
Рх 19,4
Ввиду значительного недонапряжения делаем перерасчет. Принимаем
I № 45, для которого:
гЛ= 18,2 см; F = 83 см2; Jx=27450 см4; 1FX= 1220 см3;
Jy = 807 см4; №у=101 см3; ^ = 3,12 см;
Л 1550
= IQ g =85,2; фу = 0,692;
112 000
о = 0 egg =1950 кгсгсм2 <2100 кгасм2 (—7,1%).
Ориентировочная площадь сечения наружной ветви при (р = 0,75
„ Л\т. в 290 000 о
FTP = = - — ---- = 184 см2.
р фЯ 0,75-2100
Предварительно проектируем сечение из двух уголков 160x16, Fy =
= 49,1 см2 и листа 420x20, площадь всего сечения FHeB = 49,1-2 + 42-2 =
= 182,2 см2. Геометрические характеристики уголков: Jx = 1175 cjm4; rx =
= 9,89 см; z0 = 4,55 см.
Для проверки несущей способности колонны в целом определяем геомет¬
рические характеристики принятого сечения.
Общая площадь сечения
2F = Fn. вФЛь в = 83+ 182,2 = 265,2 см2.
62
Расстояние от центра тяжести наружной ветви до наружной грани пол¬
тей уголков
2-49,1 (4,55+0
182,2
— 1 = 1,99 см ж 2
см,
где гоу = 4,55 см — по сортаменту расстояние от центра тяжести уголка
до наружной грани полки; 6Л — толщина листа наружной ветви.
Расстояние от центра тяжести и всего сечения колонны до осей ветвей
при h = 1250 мм равно:
FH. в-1,25 83-1,25
z1= —=0,392 41^39 см;
1 F 265,2
г2 = 125—39 = 86 см
С учетом фактических величин и z2 вычисляем значения усилий в вет¬
вях колонны и проверяем напряжения в сечениях. В подкрановой ветви:
усилие
гибкость ветви
м;
hi
80-0,39
1,25
100
1,25
105 тс;
^=77=^=85-2: <р»=о.692;
гибкость ветви между узлами решетки при /в ~ 140 см
140
3,12
44,8 <^ = 85,2;
напряжение в сечении I № 45
105 000
о= —г;—=~AQO~Q'o =1830 кгс/см2 <2100 кгс/см2.
Фу^п.в 0,692-83
В наружной ветви:
усилие
Л1г 150.0,86
” 1,25
250
1,25
= 303 тс;
момент инерции сечения всей ветви
^н.в = Ул+2(-,оГ + ва fy)=-^r+2(1175 + 17,95».49,1)=--
= 12 350 + 33 950 = 46 300 см4,
где а = у—z0=-y—4,55=17,95 см;
— ширина колонны (соответствует I № 45);
•/«о = 2(У?г + ^y) + ^Fa = 2(1175 + 2,55M9,l) +
+ З2 • 84 = 2990 + 756 = 3746 см4,
где = 20—Zoh b = 4»55—2 = 2,55 см;
Ал = 2он в + —= 2+— = 3 см.
б:
h fi3 12-23
При подсчете JXQ величиной = -^-пренебрегаем ввиду малости.
Радиус инерции наружной ветви колонны из плоскости действия момента:
46 300
182,2
= 15,9 см
9
то же, в плоскости действия момента:
Гибкость всей ветви
1550
15,9
97,5;
срг/ = 0,60.
Гибкость ветви между узлами решетки
Напряжение в сечении наружной ветви
о =
N
303 000
фу" 182,2-0,6
= 2770 кгусм2 > 2100 кгс)см2.
перенапряжение на 32%, следовательно, сечение ветви недостаточное.
Для увеличения сечения возможно увеличить профиль уголков, либо
сделать более широкую колонну, раздвинув уголки до необходимых вели¬
чин, либо изменить и то, и другое. В последних случаях потребуется увели¬
чение профиля подкранового двутавра. Учитывая, что на гибкость ветви
большее влияние оказывают внешние габариты сечения, чем размеры отдель¬
ных элементов, увеличиваем ширину колонны до Ьк — 50 см и несколько
утолщаем уголки. В наружной ветви ставим уголки 160x18, лист принимаем
сечением 460x20 мм, а в подкрановой ветви проектируем двутавр Xs 50
(рис. 12). В этом случае расчетные величины наружной ветви будут сле¬
дующими:
FH.в=46*2 + 2*54,8 = 201,6 см2;
2.463
J1Jh D = —jp-+2 [1299 + (25—4,63)2 54,8] = 64 500 см4;
303 000
?01,6.0,69
=2160 кгс/см2 > R = 2100 кгс/см2 (+ 3%, допустимо).
Уточняем расположение центра тяжести сечения ветви и колонны и це¬
лом.
SF = Fn.B-|-FII.B = 97,8 + 201,6 = 299,4 см2;
2-54,8 (4,63 + 1) , о
% .в
201,6
97,8-1,25
^ = "999 Y" = 0>408 л: 0,41 м;
з2= 1,25—0,41
0,84 м.
64
распределение усилий по вегвям:
^п.в
80*0,41
1,25
100
1,25
= 106,2 nis\
н.в
Расчетные напряжения будут:
в подкрановой ветви
106 200
=1480 кгс!см1 < 2100 кгс/сч2
0,733*97,8
ечение двутавра принято завышенным конструктивно по данным габари¬
те наружной ветви);
в наружной ветви
о - =2140 кгв/смг > R=2100 кгс/см2 (4-2%)
’01.6-0,69
Проверяем несущую способность всего сечения нижней части колонны
о целом. Предварительно вычисляем Jx, гх, тх; Апр и
h-(JXi 4-fH.B +Fa.a г£)=(4184 4-201,6.41*) +
4-(10404-97,8.84г)=42 1844-691040=1 033224 сж4,
где JXs = 2 (1299 4- (4,63= 2,04)2 54,8J 4- 92 (2,04 4-1)2 = 3334 4- 850 = 4184 сж4;
JXl =1040 см* (по сортаменту I № 50 по оси у—у),
1033 224 = 58,6 сж.
299,4
Относительный эксцентрицитет вычисляем по формуле
ех Mi Fzt 25 000 299,4.;>1
т<«= р в IV, ’ J. “ 150 ’ 1033224 я1’98’
где = 250 тс*м, или 25 000 тс-см.
Гибкость
Для составных колонн необходимо определить условную приведенную
гибкость ХПр и по ней коэффициент <рвн. Для колонн, ветви которых соединя¬
ются решеткой из уголков, расположенных под углом а = 40°, Хпр вычис¬
ляют по формуле:
Х24-й1-£-=1 f58,224- 31*299,4 _61.
Fp V 2.13.9
хпр=х“р]/'-7-=61 j/"?7^=1,94’
где Ьг = 31 при а = 40°, fci = 27 при а = 45 —- 60° и kv = 45 при а = 30°;
Fp—площадь сечения раскоса; принимаем раскосы из уголков 90x8 мм,
Fp = 13,9 см2, Гмин = _1,77 см.
При тг = 1,98 и А,пр == 1,94 в габл. 15 находим фин = 0,297,
3
Зак. 14о
65
Расчетное напряжение
N 150 000
а = = = 1690 кгс/см2, <2100 кас/ск2.
(рви/? 0,297-299,4
4. Расчет раскосов решетки колонн. Наибольшая поперечная сила дана
в задании Q = 10 тс. Расчетная сила, кроме этого, не должна быть меньше
20F (для стали класса С 38/23): 0уСл = 20-299,4 = 5990 кгс, где F —
площадь сечения колонны вслЛ Рассчитываем на большую силу, т. е. на Q =
= 10 тс. Усилие в раскосе, считая равномерную передачу сил на две плос¬
кости, найдем по формуле
N Q 10 000
р“2 sin а “2-0,667
= 7500
кгс,
где а — угол наклона раскоса к ветви колонны, определяется из формулы
1 25
tga= -ру = 0,893; по таблицам значений тангенсов находим a = 41°50>
sin a = 0,667.
Длина раскоса
hr 1,25
sin a "" 0,667
1,88 jm.
Гибкость
^p=~-^- = ~~ = 106 < 150; ф=0,54.
гмин I »77
Напряжение в раскосе из | 90x8 будет:
Nn 7500
a=-^-= rj ^ = 1000 кгс/см«<0,75.2100= 1575 кгс/см2.
<₽Fp 0,54.13,9
Из условий соответствия предельной гибкости и прочности можно
для раскосов принять несколько меньший профиль уголков, например
[80x7, для которых гмин = 1,58; Fp = 10,8 см2.
188
1,58
= 119;
ф=0,454, а а
7500
0,454.10,8
1520 кгс/см2 < 1575 кгс/смг.
Л’пр —
31.299,4 _в| 7.
2.10,8
^пр—61.7
2100
2,1.10е
= 0,195;
фвн=0,296.
Расчетное напряжение в сечении колонны
150000
° = 0,296-299,4 = 1690 *eC/™2 < 2100 КгС/СМ^
5. Расчет стыка верхней и нижней частей колонны. Основное требование
к стыку — обеспечение передачи усилия от верхней части колонны к нижней.
Прикрепление верхней части внецентренно сжатой колонны к нижней обычно
проектируют при помощи двустенчатой или одностенчатой траверсы (рис. 12)*
Траверса работает на изгиб как балка на двух опорах. Для повышения общей
жесткости узла соединения частей колонн дополнительно ставят ребра жест¬
кости и горизонтальные диафрагмы. Соединение с помощью одностенчатой
траверсы проще в изготовлении, доступ к сварным швам свободнее, чем в дву-
66
1енчатой траверсе. Однако жесткость узла с двустенчагои траверсом выил,
чем с одностенчатой. Поэтому при выборе типа траверсы необходимо учиты¬
вать как условия производства работ, так и требования обеспечения устойчи¬
вости колонн, особенно при высоких и сильно нагруженных колоннах.
Высота траверсы определяется длиной сварных швов /ш, необходимых
для крепления внутреннего пояса верхней части колонны. Усилие в поясе
при заданных величинах нормальных сил N и моментов М, которое передает¬
ся на швы, определяется по формуле
где W2 = 65 тс, /И2 = 80 тс>м, =йст = 50—4 = 46 сл/.
Считая, что сила передается через два шва толщиной по 14 мм, найдем
, 'Ущ 206 000
2.0,7.1,4-1500 — 70 см-
В случае необходимости уменьшить величину 1Ш можно увеличить толщину
швов, например, ди 20 мм соответственно толщине полок верхней части
колонны —’ 6Л = 20 мм. Тогда получим
206 000
2.0,7.2.1500
=49 см « 50 см.
Однако уменьшать /ш не всегда целесообразно, так как толстые швы
в стыках выполнять ручной электросваркой трудоемко и уменьшение высоты
траверсы ведет к снижению жесткости узла. Обычно /ш не должна превышать
500—700 мм для крайних ступенчатых колонн и 800—1000 мм для ередних
колонн. На наружный пояс верхней части колонны передается меньшее уси¬
лие, поэтому размеры 1Ш могут быть уменьшены либо приняты конструктивно
те же размеры»
6. Расчет базы колонны. В сквозных колоннах применяют, как правило,
раздельные базы. Они просты в изготовлении и экономичны. База под каж¬
дой ветвью симметрично располагается относительно ее оси и рассчитывается
на центральное сжатие от максимальных усилий; действующих на ветвь.
Состоит база из опорной плиты, гравере, ребер и опорных столиков для ан¬
керных болтов.
В уровне верхнего обреза фундамента действуют усилия: ^=250 том
и = 150 тс, М[ = —100 тс*м и = 80 тс. Кроме этого, при опреде¬
ленном сочетании нагружений может быть максимальная нормальная сила
А\макс = 230 тс и соответствующий этому нагружению момент Мюоотв =
= 120 том.
Определяем усилия в ветвях:
на подкрановую ветвь при учете и N[
п.в —
80*0,41
1,25
106,2 тс;
на наружную ветвь при учете действия и A/j
150-0,84
"-•»—Гй”
250
1,25
301 тс.
Аналогично вычисляем А/П.в и ^н»в от действия А^1маьС и
230*0,41 120
1,25 ""*1,25"
230.0,84 , 120 ос,
АНп= :—-4--— = 251 тс-
1.25 .25
441СООТВ-
^п.в =
20,5 то;
140*10
,*Q*1L
-+37,5
Узел 2 M 1:20
Цифровая ось
1Н*50
накладка
£^-1000*500*20
ЧФМ171Ф
О
Сплошная диафрагма
2мостовых крана Q-50 г j
Ось .
привязки ф
L8O*7П
[X
L63*5
250
100б^~
~125Ъ '
Решетка из уголков
-3OO*l0^sjx^f
460*20180*
1№50
-520*10,4-1220
+63,0
6000
Рельс
100.
Рис. 12. Общий вид и детали узлов крайней сквозной колонны цеха (а) и
опорный узел фермы (б)
За расчегные усилия в ветвях принимаем:
в подкрановой ветви Nn,B = 106,2 тс\
в наружной ветви Nn,B = 301 тс.
Для фундаментов принят бетон марки 100, для которого расчетное сопро¬
тивление бетона осевому сжатию равно; /?пр = 44 кгс!см\ если считать фун¬
дамент железобетонным.
Базу проектируем из стали класса С 38/23, марки ВСт. Зкп2, сварка
осуществляется электродами марки Э42.
7. Расчет плиты. Площадь опорной плиты при центральном сжатии
ветви равна:
(49)
Шириной плиты В обычно задаются: В = b 4- 2бтр + 2с, где b — ширина
сечения ветви; 6тр — толщина листов траверсы (1—2 см); с — свес плиты,
принимаемый 30—50 мм.
Сопротивление бетона осевому сжатию Rq принимается несколько выше
расчетного сопротивления /?пр как Для элементов, подвергающихся местному
смятию:
&б — Япр Ф — ЯПр
г **пл
(50)
Длина плиты равна:
(51)
и л
Толщину плиты определяют из условий работы ее на изгиб, как пластин¬
ки, опертой сторонами на торцы ветвей, траверсы и ребра (по трем или четы¬
рем сторонам) или как консолей, защемленных на опоре.
Размеры фундамента под опорной плитой принимают на 40—60 см боль*
ше габаритов плиты (рис. 13).
Намечаем ширину плиты:
В=Ь 4~26Tp-f“2c = М)4-2« 14-2* 4» и0 см.
69
Требуемая площадь плиты при ф = 1,4;
Fi
Ft
^п.в
106200
/?пр Ф1
44-1,4 _
^н.в
301000
Япр Фа
44*1,4 —
1730 см *5
Длина плиты:
осп ^Разбивочная ось
-550*820*14
1.160*18
~Ч50*20
Рис. 13. Деталь базы раздельного типа
= 29 см « 30 см;
4900
Lg = = =с 82 ел*
2 5 60
Уточняем коэффициенты ф:
°j89J.= 1,72;
0.173
= 1,42.
Расчетное сопротивление бе¬
тона будет:
^пр Ф1 = 44* 1 >72=
= 75,6 кгс/см2;
/?б2 = ^пр 1р2 = 44« 1,42 =
= 62,4 кгс/см2.
фактическое давление на бетон равно:
0п.в
^п.в
106 200 ,
Fпл
30-60 ~’
Л'и.в
301000
59,1 кгс/см2 <75,6 кгс/см2;
ан.в= ~р
Гпл2
——- =61,2 кгс/см2 <62,4 кгс/см2.
60* 82
Определяем толщину плиты. Так как под плитой наружной ветви напря¬
жение на фундамент больше, чем в подкрановой ветви, то расчет ведем для
плиты наружной ветви. Рассматриваем два участка плиты: опертый по
трем сторонам (участок /, рис. 13) и консольный (участок 2).
400
Момент на участке 1 плиты при отношении сторон = ggg = 1,6:
= 0,8а3 Об d? = 0,8*0,129*61,2«252=3950 кгс/см
где а3 = 0,129 (находим по табл. 19); 0,8 — коэффициент, учитывающий
ущемление участка плиты по контуру сварки.
70
Таблица 19
Коэффициенты а1( а2 и сс3 для расчета на изгиб прямоугольных плит опертых по четырем и трем сторонам
LQ
СЧ
со
Ч сч
О
1
1
О
и
о
о
о
©
о
ф
сч
о
1
1
о
о
со
г*
со
©
Ф
<и
4>
со
о
о
Чсч
о
о
о
CQ
о
00
сч
00
©
Ф
со
о
О
о
©
СЧ
о
00
©
©
Ф
сч
о
О
Ф
*
•
•
•
о
о
о
<0
©
о
оо
ф
сч
•
о
о
сч
о
о
о
о
сч
00
ю
ю
о
о
о
о
о
©
о
г*
ю
о
о
о
©
"Н
о
©
о
©
©
о
е*
©
©
©
©
о
со
©
о
о
о
о
со
о
00
©
ю
оо
сч
о
о
г*
о
о
о
о
о
1Л
©
ф
©
ф
ж
©
о
©
о
о
о
о
о
оо
СО
о
"ф
ф
<D
м
о
о
©
О
о
о
о
©
X
X
о
о
Q.
а
о
о
ь
ь
и
и
о «
сч
о*
•€*
со
к
и
и
X
X
а
о
и
3
в
о
о
о
X
X
F
ь
о
о
о
о.
о
03
н
X
и
о
§
&
3
(U
О'
н
и
ь
£
я
S
и
и
н
X
&
С
о
к
о
X
а.
О
2
3
O.S
н
О'
<и а
(D
а х
i
х
О
1
О
—длина свободного края.
71
Момент в заделке консольного участка 2:
oq с2' 61,2«52
Л1 ? =х —-— = —- = 765 кгс • см.
Расчет плиты ведем по участку /, где > М2* Толщина плптьп
6<3950
2100
= 3,36 ом,
можно принять 6ПЛ«=34 лм/, но так как этот размер не рекомендуется ГОСТ
как основной для листового металла, то назначаем 6пП 36 мм (см. прило¬
жение 8, табл. 5).
8. Расчет траверсы и ребер базы. Усилие от ветви колонны на опорную
плиту передается через восемь вертикальных сварных швов, из которых
четыре приходятся на листы траверсы (по два ла каждый лист) и четыре —
на средние ребра жесткости. Требуемая длина одного шва равна при /iUJ ='
= 10 ММ', I
301 000
8-0,7 1-1500
= 36 см
где р « 0,7 — для ручной сварки; о учетом непровара по концам шва можно
принять /ш = 40 см. Следовательно, все ребра траверсы по высоте должны
быть равны не менее 40 см. Фактическое сечение их уточняется расчетом (ем.
ниже).
Проверяем напряжение в горизонтальных швах,, прикрепляющих тра<
персу к плите!
/Уп.в 301 000
0,7Аш2/ш ~ 0,7‘1 [2(82—2)4-(82—2—18)4*2(82-^2—2)] =
301 000
= у» — = 978 кгоюм2 < 1500 кга/ом^
где при подсчете 2/ш исключены в каждом шве по 2 см на непровар и участки
по 1 см в втыках с вертикальными швами.
В траверсе расчету подлежат также средние ребра жесткости, увиливаю-,
щие опорную плиту на участке 1. Нагрузка, приходящаяся на одно ребро/
равна:
9р=о0.25 = 61,2*25= 1530 кга!вм.
Ребро работает как защемленная в стенку ветви консоль! изгибающий
момент в заделке будет (см. рив. 13, сеч. а—а)!
и. ср 1530«43й
Л1р=^2.= —-— = 1 415 000 кгс.ел/,
где
Ор . 42=42 4-у = 43 ем.
При расчете вертикальных швов была определена высота ребер 40 ель,
Назначая толщину их 1 см, найдем момент сопротивления ребра*
1 «402
—-—=267 см*9
72
Расчетные напряжения равны;
о = = ■* ^267 Q = 5290 кгс!см* > 2100 кгс!см2 ,
сечение ребра недостаточное. Назначаем толщину листов траверсы 14 шл
11 высоту ребер Лр = 550 мм, тогда вычислим 1Рр и проверим напряжение о:
| j 1 г АЛЛ
о = 2020 кгс/см2 <2100 кгс/см2.
706
1060-40*
= 848 000 кгс/см;
Проверяем прочность вертикальных листов траверсы:
7л=об 5+= 61.2* 17,25= ЮбОкгс/ои;
м <7ndt _
/Ил- 2 -
6 Л Лд
Ц7Л=-^—
2
6
Мп 848 000
о= —- = л— =3170 кгс/см2 > 2100 кгс!см2,
Гл 267
сечение листов недостаточное. Назначаем толщину листов траверсы такую же,
как средних ребер — 14 мм, tqvm высота их будет:
848000
2100
= 404 сл(3;
®k=l/±®£_41.6M.
V 1,4
принимаем йл=45 см, кратно 5 см. Конструктивно, с целью унификации
резки листов, можно ребра и листы траверсы принять одинаковой высо¬
ты — 55 см.
Вертикальные швы, прикрепляющие средние ребра к стенке, необходимо
проверить на прочность от совместного действия изгибающего момента М
и опорной реакции V в заделке. Суммарное напряжение в шве не должно
превосходить расчетного сопротивления срезу углового шва, т. е. должно
соблюдаться следующее условие:
о = ]^Ош +тш < (52)
Определяем нормальные напряжения от действия момента:
пи
А4Р
1 415 000
987
= 1430 кгс!см2,
ош
2.0,7«1»4-552
6
= 987 слР;
лш — число швов, прикрепляющих ребро к стенке;
Лш — толщина шва, равная: = 14 мм.
Опорная реакция V консоли, сдвигающая ребро:
V =^р /р= 1530*42 = 64 200 /сес.
Напряжение среза тш в швах будет:
V 64 200
Рш 2*0,7.1,4(55-2)
617 кгс/см2.
Суммарное напряжение
о = V14302 4-6172= 1551 кгасм2 >Я = 1500 кгс/см2,
перенапряжение 15бо 100= 3,4% < 5%, допустимо.
Приведенный расчет показывает, что окончательные размеры элементов
траверсы и ребер жесткости выявляются в результате ряда проверок и рас¬
четов, которые необходимо выполнять, несмотря на их трудоемкость.
9. Расчет анкерных, болтов. Требуемая площадь сечения анкерных
болтов определяется по формуле
Л1—N-a 250.105 — 150000.84 124-Ю5 9
f”-“ " Гий'?'"' ’
где /И и Л/ — момент и нормальные силы, действующие в уровне верхнего
обреза фундамента, определяемые при выборе наихудшего случая загруже-
ния, когда получается максимальный момент /Имакс и соответствующая
этому моменту минимальная нормальная сила Л^мин. В этом примере не про¬
изводился статический расчет рамы цеха, и это сочетание является заданным:
М = 250 тс*м, N = 150 тс; а = 84 см—расстояние от оси колонны до сере¬
дины опорной плиты подкрановой ветви; у = 125 см — расстояние от оси
анкерных болтов до середины опорной плиты подкрановой ветви; Я* =
= 1400 кгс/см2 — расчетное сопротивление растяжению анкерных болтов из
стали класса С 38/23 (см. табл. 6).
Площадь одного болта
по ГОСТ 2590—57 находим ближайший диаметр 75 мм с F = 44,18 см2, пло¬
щадь сечения нетто по внутреннему диаметру нарезки FHT = 34,8 см2, что
больше Fai = 35,4 см2 на 0,8%, допустимо. Длина заделки болта в бе¬
тон согласно табл. 12 должна быть 2,1 м при отсутствии опорной шайбы
или 1,35 м при наличии опорной шайбы.
§ 7. ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТРОПИЛЬНОЙ ФЕРМЫ
ПОКРЫТИЯ ПРОМЫШЛЕННОГО ЗДАНИЯ
1. Общие положения. Устройство покрытий
Ферма представляет собой решетчатую конструкцию, предназ¬
наченную для восприятия нагрузки от покрытия цеха. Фермы, пе¬
рекрывающие поперечный пролет здания и опирающиеся непосред¬
ственно на несущие элементы (колонны, стены), называются стро¬
пильными. В случае большого расстояния между колоннами в про¬
дольном направлении цеха, когда существующими типами плит
покрытия или прогонами его перекрыть нельзя, вдоль цеха ставят
по колоннам дополнительные фермы и на них в пролете опирают
промежуточную стропильную ферму. Эти дополнительные фермы
называются подстропильными, т. е. служащими опорой стропиль¬
ных ферм. Здесь рассматриваются только легкие стропильные фер¬
мы, как наиболее распространенные.
Покрытие по стропильным фермам может быть двух типов —
с прогонами и беспрогонное. В покрытии о прогонами в качестве
несущих элементов по прогонам применяют легкобетонные, желе¬
зобетонные или асбестоцементные плиты сравнительно небольшой
длины — до 3 м. Второй тип покрытия (беспрогонное) более распро¬
странен, так как позволяет отказаться от прогонов и тем самым
сэкономить металл, и несущие плиты покрытия здесь опираются не¬
посредственно на верхний пояс стропильных ферм. Стандартные
железобетонные плиты для покрытий промышленных одноэтажных
зданий марки ПКЖ и ПНС имеют размеры в плане 1,5X6 и 3X6 м
и высоту ребер 300 мм, а марки ПНТП и ПНКЛ 1,5X 12 и Зх 12 м
и высоту ребер 450 мм (табл. 20). Шаг стропильных ферм должен
соответствовать пролету таких плит — 6 или 12 м. Для обеспечения
жесткости всего покрытия железобетонные плиты на опорах при¬
вариваются к поясам ферм.
В холодных (неутепленных) крышах по несущим плитам устраи¬
вают асфальтовую или цементную стяжку толщиной 2—3 см, а
сверху стяжки наклеивают рулонный ковер из рубероида и перга¬
мина (в 3—4 слоя). В теплых крышах по плитам устраивают паро-
изоляцию из двух слоев пергамина или асфальтовую стяжку, а за¬
тем укладывают утеплитель (минераловатные плиты, ячеистый или
легкий бетон в виде плит и др.), сверху утеплителя — асфальтовую
или цементную стяжку — 2—3 см, а потом трех-четырехслойный
ковер из пергамина и рубероида. Иногда в холодных и теплых по
крытиях применяют волнистые асбестоцементные, стальные листы
и оцинкованный стальной профилированный настил, которые кре¬
пят к прогонам Г-образными кляммерами или болтами. Стальные
листы допускается приваривать к прогонам, в этом случае болты
не ставят.
В целях снижения веса кровли и повышения долговечности рацио
нально применять плиты из алюминиевых сплавов — как холодные.
п
сч
я
=f
Плиты покрытий железобетонные предварительно напряженные для одноэтажных промышленных зданий
со
1
см
сч
«
~ С
&
X н
X
X
ГС
10 £
ю
ГС
С
- с
С
1
сч *7
CN
9
Е
«=:
X н
X
ГС
ю.гс
io
X
с
- с
W-4
с
76
Г а 0 л и ц а 21
Выбор толщины утеплителя для теплых крыш
производственных, жилых и общественных зданий
Вид утеплителя, объемная масса у в кг/лс\
коэффициент теплопроводности
К в ккал/м* ч* град
Расчетная
наружная
температура
воздуха в °C
Толпхина утеплителя
р мм для типов
зданий
производ¬
ственных
жилых
и общест¬
венных
Пенобетон или газобетон, пено-или газоси-
—20
100
100
ликат, у=400 1=0,12
—30
120
160
—40
160
200
То же, у=600, 1 = 0,18
—20
110
120
—30
160
200
—40
210
260
Минераловатные жесткие плиты на битум-
—20
50
75
ной связке, у=300, Х = 0,08
—30
60
125
—40
80
175
То же, у = 500 А,=0,12
—20
50
75
—30
80
150
—40
100
200
Фибролитовые плиты на цементном вяжу¬
—20
50
75
щем, у=350, Х=0,13
-30
60
150
—40
80
200
Керамзитобетонные плиты, у=400, Х=0,15
—20
100
100
—30
120
170
—40
160
220
Пемза, туф, трепел, керамзит, у=400,
—20
100
100
1 = 0,15
-30
120
170
-40
160
220
Перлитовые и вермикулитовые плиты на
—20
50
80
цементном вяжущем, у=300, К = 0,1-=-
—30
60
130
4-0,09
—40
80
180
Пеностекло, газостекло ячеистая керамика,
—20
50
80
у=300, 1=0,1
—30
60
130
—40
80
180
Жесткие плиты из ячеистых пластмасс»
—20
40
60
пористый пластбетон у = 1004-200, Х=
—30
50
100
= 0,05
—40
60
120
Примечания; 1. Расчетные коэффициенты теплопроводности К в ккал/мХ
Хч*град приведены в соответствии со СНиП II-A.7-62.
2» Применение рыхлых материалов с объемной массой более 500 ке/м3 для
теплоизоляции бесчердачных покрытий в зданиях с несущими металлоконструкци*
ями не допускается. ж _лл
3. Теплоизоляционные материалы с объемной массой свыше 700 кг/м3
применять в качестве утеплителей не рекомендуется.
77
так и теплые. Для холодных покрытий рекомендуются волнистые
листы длиной до 6 м п шириной 1150 мм, толщина листа 0,8мм. Теп¬
лые плиты выполняются d виде трехслойных панелей, у которых
верхний слой состоит из алюминиевого волнистого листа, средний—
утеплитель и нижний — прессованная асбофанера, водостойкие
древесностружечные плиты или слоистая фанера.
Аналогичная конструкция утепленных панелей для кровли вы¬
полняется с несущим нижним слоем из профилированного оцин¬
кованного стального настила (по ТУ 34-5831-71), утеплитель сверху
из пенополистирола и двух-трехслойное рулонное покрытие
(см, рис. 24).
В табл. 21 приведены приближенные значения толщин некото¬
рых видов утеплителей в зависимости от расчетной наружной тем¬
пературы воздуха, которые можно применять при разработке кур¬
совых проектов и контрольных работ по строительным конструк¬
циям. В условиях реального проектирования толщины необходимо
определять на основании теплотехнических расчетов в соответствии
с нормативными требованиями.
Необходимость устройства пароизоляционного слоя в покрытиях
здания зависит от влажности воздуха в помещениях. В покрытиях
над помещениями с сухим и нормальным влажностным режимом
(относительная влажность до 60%) пароизоляцию можно не устраи¬
вать, в помещениях б влажным режимом (61—75%) требуется паро¬
изоляционный слой в виде оклейки одним слоем рулонного мате¬
риала (рубероид, пергамин или гидроизол), а с мокрым режимом
(более 75%) — двумя слоями рулонного материала. При этом в ка¬
питальных покрытиях, при сплошном железобетонном основании
и неорганическом утеплителе, допускается взамен одного слоя ру¬
лонного материала выполнять пароизоляцию в виде обмазки по¬
верхности битумом слоем 1,5—2 мм, а вместо двухслойной рулонной
пароизоляции делать ее однослойной.
2. Типы стропильных ферм и связи
Стропильные фермы различают по очертанию поясов и по виду
решетки. По очертанию поясов фермы бывают с параллельными поя¬
сами, односкатные (трапецеидальные), полигональные и треуголь¬
ные (рис. 14). Выбор типа фермы зависит от назначения здания,
профиля кровли и системы водоотвода, материала покрытия и эко¬
номических факторов. В промышленном строительстве наиболь¬
шее применение имеют фермы полигональные и односкатные
(рис. 14, е, ж,з, к).
Решетка в фермах решается либо раскосной, когда она образует¬
ся непрерывным чередованием раскосов и стоек (рис. 14, б), либо
треугольной, в которой зигзаг решетки образуется из одних раско¬
сов, а стойки являются дополнительными элементами (рис. 14, а).
На практике чаще всего применяют треугольную решетку; общая
длина ее элементов меньше, чем у раскосной.
78
Рис. 14- Типы стропильных ферм (о — к)
При проектировании ферм ее пролет обычно указывается в тех¬
ническом задании. Предварительно назначается высота фермы,
размер и количество панелей. Оптимальная высота h в середине
пролета фермы, удовлетворяющая требованиям жесткости и наи¬
меньшему весу, принимается: в фермах с параллельными поясами,
трапециевидных и полигональных — в среднем r/6L, уклон верхне¬
го пояса 1:8 — 1:12, а в
треугольных фермах V4—
где L — пролет фермы.
Размер панели назначает¬
ся по ширине стандартных
железобетонных плит покры¬
тия (1,5 или 3 лг), т. е. с та¬
ким расчетом, чтобы усилия
от несущих ребер плиты пере¬
давались в центр узла ре¬
шетки фермы. В тех случаях,
когда усилие от плит покры¬
тия не совпадает с центром
узла, верхний пояс испыты¬
вает не только сжатие, но
и изгиб. В связи с этим пояса
получаются более тяжелыми
и расчет их производится по
формулам сжато-изогнутых
элементов. Для ликвидации изгибающего момента целесообразно
в решетку вводить дополнительные шпренгели, которые работают
на местную нагрузку и устраняют таким образом изгиб пояса.
Наклон раскосов решетки должен быть в пределах 35—50°, в сред¬
нем 45°.
Общий габарит фермы или ее отправочных частей зависит также
от вида транспортных средств и должен быть с ними увязан. При
перевозке по железной дороге наибольший размер конструкции по
вертикали равен 3,8 м, по горизонтали — 3,2 м, а по длине — 13 м
для одной четырехосной платформы. Поэтому фермы больших про¬
летов расчленяют на несколько равных или неравных частей. При
пролетах до 42 м типовые фермы обычно составляют из двух или
трех отправочных марок (частей).
Собственная масса типовых ферм в кг/м2 перекрываемой пло¬
щади в зависимости от расчетной нагрузки конструкции покрытия
(р + g) в кгс/м2 составляет:
для ферм пролетом 18 л/
то же, 24 Л1
» 30 Л1
» 36 л!
g$ = 2,22-|-(p + g)/125;
§ф = 2,78 + (р+я)/54,2;
£ф = 4,44 + (р+£)/34,7;
вф = 5.27+(р + ₽)/21.
Ориентировочная масса ферм в зависимости от группы цехов
указана также в табл. 22.
79
Таблица 22
Ориентировочная масса элементов покрытия
промышленного одноэтажного здания в кг/м7
Элементы покрытия
Группа цехов
легкие (с кра¬
пами грузо¬
подъемностью
до 1 5 тс)
средней мощ¬
ности (с кра¬
нами грузо¬
подъемностью
20—100 тс)
тяжелые
(с кранами
грузоподъем¬
ностью
200 — 350 тс)
Стропильные фермы
16—25
18—30
20—40
Прдстропильные фермы
0—6
4—7
8—20
Прогоны
10—12
12—18
12—16
Фонари
0—10
8—12
8—12
Связи
3—4
3—5
8—15
Итого
30—40
45—70
50—80
Связи служат для придания покрытию и цеху в целом простран¬
ственной жесткости, а также для обеспечения устойчивости отдель¬
ных стержней фермы. Связи, располагаемые в уровне верхнего
п нижнего пояса фермы, называются горизонтальными, а уста¬
навливаемые в вертикальной плоскости между смежными фермами
называются вертикальными. Горизонтальные связи по верхним поя¬
сам ферм обеспечивают устойчивость верхнего пояса при работе из
его плоскости. Ставят их в поперечном направлении в крайних
(торцовых) пролетах цеха и в отсеках у температурного шва, а так¬
же в середине блока на расстоянии 50—60 м друг от друга. Размеры
температурных отсеков даны в табл. 30.
Горизонтальные связи по нижним поясам ферм располагают по
всему периметру цеха или температурного отсека, т. е. в продоль¬
ном и поперечном направлении цеха. Главное назначение этих свя¬
зей состоит в том, чтобы обеспечить пространственную работу
каркаса при действии значительных местных горизонтальных на¬
грузок (от торможения кранов и т. п.). Связевые фермы, распола¬
гаемые в торцах здания, воспринимают ветровые нагрузки от кон¬
струкций торцевого фахверка (рис. 15). Промежуточные попереч¬
ные связи в плоскости нижних поясов устраивают, как и в пло¬
скости верхних поясов ферм, через 50—60 м.
В цехах с легким режимом работы кранов продольные связи
по нижним поясам ферм можно не проектировать, если обеспечи¬
вается предельная гибкость элементов фермы.
Вертикальные связи между фермами обеспечивают устойчивость
ферм во время монтажа, а в смонтированных конструкциях покры¬
тия они повышают общую жесткость блока, состоящего из двух
стропильных ферм и поперечных связей по верхним и нижним поя¬
сам. Вертикальные связи располагают обычно в торцах и посере¬
дине пролета фермы на расстоянии 9—12 м друг от друга по длине
фермы. При пролетах ферм до 24 м достаточно поставить одну связь
посередине, а при больших пролетах — две-три связи. По длине цеха
80
вертикальные связи ставят через три-четыре шага стропильных ферм,
обязательно совмещая их с поперечными связями в плоскостях верх¬
них и нижних поясов ферм. В промежутках, где нет этих связей,
ставят распорки.
Рис. 15. Проектирование связей в одноэтажном цехе
а — по верхним поясам ферм; б —по нижним поясам ферм; в — вертикальные связи ме¬
жду колоннами и фермами; 7 —фермы; 2 — распорки; 3 — горизонтальные связи; 4 —
вертикальные связи; 5 — колонны
К вертикальным связям предъявляются большие требования по
жесткости, чем к горизонтальным. Поэтому они устраиваются в ви¬
де фермочек со стержнями из двух уголков, а горизонтальные
связи, как правило, крестообразного вида из одиночных уголков
(см. рис. 15).
3. Основные положения расчета элементов
стропильных ферм
При расчете сечений элементов фермы допускают, что все стерж¬
ни в узлах соединены шарнирно. Это допущение возможно для
гибких стержней, у которых отношение высоты сечения стержня h
81
к его расчетной длине I меньше 0,1:
Нагрузка от покрытия прикладывается в виде сосредоточен¬
ных сил (Ру) в узлы фермы. Величина этих сил определяется по фор¬
муле
Py = hb(g+p), (53)
где (g + р) — расчетные равномерно распределенные постоянная
(g) и временная (р) нагрузки (включая собственную массу фермы,
связей, прогонов и т. д.); /2 — расстояние между фермами (шаг
ферм); b — длина панели пояса фермы.
При больших уклонах кровли (например, в треугольных фер¬
мах) собственный вес кровли принимается с учетом угла наклона
ската а:
(54)
Нагрузка от снега подсчитывается в соответствии с главой
СНиП «Нагрузки и воздействия» с учетом конфигурации и угла
наклона скатов кровли и района строительства по степени снегового
покрова. Нормативная снеговая нагрузка на 1 м2 площади горизон¬
тальной проекции покрытия р" определяется по формуле
Р" = РоС,
где ро — вес снегового покрова на 1 лз2 горизонтальной поверхности
земли, принимаемой для I климатического района СССР 50 кгс!м\
для II — 70 кгс!м\ для III — 100 кгс!мг, для IV — 150 кгс!мг, для
V — 200 кгс1мг и для VI — 250 кгс/л?', с — коэффициент перехода
от веса снегового покрова на горизонтальной поверхности земли
к нормативной нагрузке на покрытие, принимаемый по СНиП в за¬
висимости от профиля покрытия: для скатных кровель при угле
наклона ската к горизонтали 25° с = 1, при а 60° с = 0,
а при а = 25 4- 60° значение коэффициента с принимают от 1 до 0
по интерполяции.
Расчетная снеговая нагрузка р равна:
р = р"п= 1,4 рос,
где п = 1,4 — коэффициент перегрузки.
Расчет прогонов. Прогоны по верхним поясам ферм
устраивают в холодных покрытиях из металлических или асбесто¬
цементных листов, а также при применении малогабаритных плит
из легкого или тяжелого бетона. Выполняют их, как правило, из
прокатных профилей (швеллеров и двутавров). Эти прогоны, будучи
расположенными под углом а к вертикальной плоскости действия
усилия, испытывают косой изгиб (рис. 16). Действующая на прогон
32
вертикальная погонная нагрузка от веса кровля и снега (г/) раскла¬
дывается на две составляющие: qx — нормально к скату и qu —
параллельно скату (в кгс!пог. м или тс!пог. л«):
?я = ^соза; qy=q sin а.
Расчетные изгибающие моменты будут равны:
,2
Qx lx __
.8
q cos alx
8
M
и “
qy Гу q sin a ly
(55)
(56)
8 8
Суммарное напряжение в сечении прогона от действия этих мо¬
ментов при статической нагрузке и закреплении от потери устойчи¬
вости не должно превышать расчетного сопротивления стали (с уче¬
том развития пластических деформаций):
о = ах4-(ту =
мх
1,12 \VX
—</?.
1.2 IF,,
(57)
Следует иметь в виду, что хотя момент Му (от сил qy вдоль ската)
не велик по абсолютной величине, напряжения ау достигают значи-
Рис. 16. Проектирование прогонов (а)
и устройство тяжей (б)
/ — кровельные плиты; 2 — прогоны;
3 — тяжи 0 16— 18 мм
Рис. 17. Компоновка сечений элемен¬
тов ферм из прокатных профилей
(а —е)
тельной величины, так как момент сопротивления прокатных про¬
филей чрезвычайно мал (в 10—12 раз меньше, чем 1ГХ). Для
уменьшения напряжений ад прогоны в середине пролета раскреп-
ляюттяжами (см. рис. 16, б). Таким образом, пролет 1У уменьшается
в 2 раза, а изгибающий момент соответственно в 4 раза.
Прогибы прогонов проверяют по формуле второй группы пре¬
дельных состояний (по деформациям):
/ < = J_
I "" п„ 200 ' 250 ’
при несоблюдении этого условия сечение прогона увеличивают.
83
Прутковые проюны применяют для пролетов 9—12 м; они более
трудоемкие в изготовлении, чем прокатные, поэтому целесообраз¬
ность их постановки должна быть экономически обоснована [3—5],
Подбор сечений элементов ферм. Усилия
в элементах фермы определяют обычно путем построения диаграм¬
мы Кремоны. Зная усилия, стержни в основном рассчитывают по
формулам центрального сжатия или растяжения. Площадь сече¬
ния растянутых элементов находят по формуле, полученной из
условия прочности элемента:
а сжатых элементов — по формуле, полученной из условия устой¬
чивости элемента:
где N — усилие в элементе; R — расчетное сопротивление стали;
Ф — коэффициент продольного изгиба, принимаемый вначале 0,7—
0,8 для поясов и 0,5—0,6 для стержней: решетки.
Сечение стержней фермы составляют из двух уголков в виде
тавра, а в монтажных соединениях — в виде крестообразного про¬
филя (рис. 17). После подбора сечения элемента производится про¬
верка его гибкости X. Должно соблюдаться условие
Х = -1£-<Хпр, (58)
'МПП
где /0— расчетная длина стержня; гмин—минимальный радиус инер¬
ции; Хяр — предельная гибкость, принимаемая по табл. 23.
Расчетная длина /0 элементов-плоских ферм принимается:
а) в плоскости фермы — для поясов и опорных раскосов и стоек
равной расстоянию между центрами узлов I (1В = /), а для прочих
элементов 10 — 0,8/;
Таблица 23
Предельная гибкость ХПр сжатых и растянутых
элементов ферм
Элементы конструкций
Сжатые
стержни
Растянутые стержни
при непосред¬
ственном воз¬
действии ди¬
намической
нагрузки
при стати¬
ческой
нагрузке
в зданиях
с тяжелым
режимом
работы
Пояса, опорные раскосы и стойки
ферм, передающие опорные ре¬
акции . - .
Прочие элементы ферм
120
250
400
250
150
350
400
300
Связи перекрытии (за исключением
тяжей)
200
400
400
300
84
б) в направлении из плоскости фермы—для всех элементов ра^ю
расстоянию между узлами, закрепленными от смещения из пло¬
скости фермы (для поясов — это расстояние между точками за¬
крепления горизонтальных связей или точками приварки жестких
плит покрытия, т. е. /0 = Л; для элементов решетки — расстояние
между центрами узлов, или /0 = /).
Сечение сжатых стержней при малых усилиях, а также элементы
связей подбираются по заданной предельной гибкости Хпр. Находят
требуемый радиус инерции сечения:
а затем по сортаменту выбирают профиль уголков. Минимальный
профиль уголков для ферм назначают: равнобоких 50x5, неравно¬
боких 63x40x5 мм.
Пример 4. Расчет и конструирование сечений элементов и узлов фермы.
Запроектировать стропильную ферму промышленного здания при следующих
данных: пролет фермы 24 л/, шаг ферм в продольном направлении 6 м. Кров¬
ля теплая, состоящая из ребристых железобетонных плит марки ПНС разме¬
ром 3x6 м, пароизоляции, утеплителя из пенобетонных плит, у = 500 ка/л3,
толщиной 120 мм, асфальтобетонной стяжки и трехслойного гидроизоля¬
ционного ковра из рубероида и пергамина. Место строительства — Урал,
расчетный район по снеговому покрову — III.
Материал фермы — сталь класса С 38/23, марки ВСт. Зпсб по ГОСТ
380—71. Соединения стержней в узлах фермы — па сварке, электроды марки
Э42. Дать вариант расчета поясов фермы из низколегированной стали клас¬
са С 46/33, марки 14Г2 по ГОСТ 5058—65*.
Решение. 1. Определение расчетных нагрузок. Подсчет нагрузок приведен
в табл. 24. Вычисляем узловые нагрузки. Для этого предварительно наме¬
чаем величину панели фермы 3 л/, равную ширине железобетонных плит
покрытия. Нагрузка от продольных ребер плиты будет передаваться непо¬
средственно па узлы фермы.
Сила Рг на крайнюю стойку
Pi = /2 “Т" (б 4" Р)=6 "Т“(325+ 140) = 4200 кгс.
Z &
Сила Р2 па средние узлы
Р2=h *i (S+Р)=6 •3 (325 +140)=8400 кгс.
Опорная реакция от полного загружения фермы
Уа=Р1+ЗР2 ++=4200 + 3 «8400+—^—=33 600 кгс.
2. Определение усилий в элементах фермы. Усилия в элементах фермы
наиболее просто определяют графическим способом—построением диаграммы
Кремоны (см. рис. 19). Вычисленные усилия заносим в таблицу подбора се¬
чений (см. табл. 26). При построении диаграммы Кремоны обычно принимают
масштаб сил: в 1 см 5—10 тс. Целесообразно также для симметричных на¬
гружений фермы строить диаграмму от единичных нагрузок в узлах (Р == 1),
а затем полученные значения усилий в стержнях умножить на фактические
узловые нагрузки.
85
1 а б л в ц а 24
Расчетные нагрузки на ферму в кгс/я2
Вид
нагрузки
Наименование нагрузок и расчет
Норматив¬
ная
нагрузка
Коэффи¬
циент
перегрузки
Расчетная
нагрузка
Постоян¬
ная
Трехслойный гидроизоляционный ковер на
битумной мастике:
5X3
15
1,1
16,5
Цементная стяжка—20 мм, у = 2000 ка/лг3,
0,02 • 2000
40
1,2
48
Утеплитель из пенобетонных плит, у =
= 500 кг/м9—120 мм; 0,12 • 500 • • • •
60
1,2
72
Пароизоляция—два слоя пергамина:
5X2 .
10
1,1
II
Крупнопанельные железобетонные плиты
марки ПНС, приведенная толщина 5,3 см
(по каталогу) •••••
135
Ы
148,5
Собственный вес стальных конструкций
(фермы и связи) по табл. 22 ориентиро¬
вочно
30
1,1
33
Итого
—
—
325
Временная
Снеговая нагрузка по всему покрытию при
с=1 (при уклоне кровли а < 25°) рс„с=
-100*1
100
1,4
140
Всего •••••••••••
-
-
465
3. Подбор сечений. Подбор сечений производим по формулам централь¬
ного сжатия или растяжения. Для верхнего пояса Аммане = —67 тс. Тре¬
буемая площадь сечения уголков
г. N макс
Ртр—w
67 000
0,7-2100
= 45,6 ел2,
из сортамента находим равнобокие уголки 140хЮ, F = 27,3*2 = 54,6 елг2,
фасонку принимаем толщиной 6 = 12 мм (табл. 25), тогда радиусы инер¬
ции равны гх = 4,33 см, гу = 6,19 см.
Гибкость:
300
4,32.
= 69<Хпр=120;
Здесь принято 1У = 600 см для случая, когда нет указаний о приварке
ребер железобетонных панелей в местах опор на верхнем поясе и гибкость
пояса зависит от схемы горизонтальных связей. Если проектом предусмотрена
приварка опор ребер панелей во всех узлах фермы, то панели покрытия будут
Минимальные толщины фасонок
Таблица 25
Расчетное усилие в опор¬
ном раскосе в тс
До 25
26 — 40
41 — 60
61—100
Ю1—140
141—180
Более
180
Толщина фасонки в опор-
ном узле в мм
8
10
12
14
16
18
20
86
работать как жесткие распорки и тогда расчетная длина пояса 1У из плоскости
фермы будет равна расстоянию между смежными узлами, т. е. I# =
=300 см.
По табл. 10 находим фЛ = 0,775, (ру = 0,61.
Напряжения будут:
67 000
°макс== п '~е;' =2010«гс/сл2 <R=2100кгс/слг.
и,Ы •04,0
В случае необходимости иметь некоторый запас прочности и повысить
жесткость пояса из плоскости фермы можно принять неравнобокие уголки
180x110x10, для которых F= 28,3x2 = 56,6 см2, а гу = 8,69 см, гх =
= 3,12 см.
Тогда:
^,v = 8 69= И = = з 12= И =
67 000
ах = '■— - = kscicm2 <2100 кгс(см2.
В данном случае равнобокие уголки экономичнее.
При учете расчетной длины сжатых элементов пояса (/х или 1У) необхо¬
димо не забывать, что в плоскости фермы расчетная длина 1Х равна расстоя¬
нию между смежными узлами фермы, а из плоскости фермы 19— расстоянию
между узлами крепления горизонтальных связей, которое может соответство¬
вать длине одной, двух или нескольких панелей фермы (т. е. 1У = пп1х, где
пп — количество панелей, охватываемых горизонтальными связями в уровне
верхнего пояса). В данном примере 1У = 21х = 2-300 = 600 см (см. план
связей, рис. 15).
Рассчитываем сечение нижнего пояса. Максимальное усилие растяжения
равно в стержне 7—5: AfMaKC = 63 тс. Требуемая площадь сечения
63 000
2100
= 30 см2,
по сортаменту находим: равнобокие уголки I | 100x8, F = 15,6*2 =
=31,2 см2, гх = 3,07 см, гу = 4,5 см или неравнобокие уголки 11 125х
Х80Х8, F= 16*2 = 32 см2. Расчетная длина: 1Х = 6 м — расстояние между
смежными узлами фермы; 1У = 6 м — расстояние между узлами связей по
нижнему поясу.
Гибкость элемента при применении равнобоких уголков равна;
л /х 600
600
4,54
= 133 <400,
где гу = 4,54 см при расстоянии между уголками 12 мм, равному толщине
фасонки.
Стержень 1—2 нижнего пояса решаем из такого же профиля уголков,
удовлетворяющих требованию гибкосги (Л < Лпр = 400).
Аналогично вышеизложенному выполнен расчет других элементов фер¬
мы, приведенных в табл. 26. При вычислении фактических напряжений в се¬
чениях сжатых элементов решетки расчетное сопротивление стали R принято
с учетом коэффициента условий работы т = 0,84-1 согласно табл. 2, пп. 2
и 3
При назначении сечений нужно стремиться, чтобы количество разных
профилей уголков было не более 4—6 на всю ферму. Поэтому часть сечений
стержней приходится назначать конструктивно. Так, например, опорный рас-
87
iO
I
сч
СП
я
и
ч
ю
а
Н
Таблипэ подбора сечений элементов фермы
гнэ[эы а D
эннэжкйиен
2
э-
о
00
tx
о
со
tx
о
о
сч
о
о
сч
о
сч
о
сч
о
о
сч
о
сч
сч
О —
Ю Сх
~ сч
сч
СО -о
о* о
о
сч
ю
О < -J
о о
CD —
СО
С
| (О СО со
ООО
I I
ю
tx
со
о
tX
со
I ч
о
сх
со
со
о
СО
со
ез
J3
н
о
О
X
vo
и
>>
*<
и
<<
С7> Сх СХ сх
со о> сл о
ел и> сп а>
СО 'О СО со
со со
со со
из со
сз о>
со tx СО :О
СО сч —■ —
о о со со
30 СО СО СО
СО о —
Сх оо со
СП
3
о и
X g
зэ
X
и
к
zin а
j qtfelnoifu
V
X
X
а?
3"
о
о
о
о
ь
и
о.
С
<и * ,
Оф I (U о Й
sT-Fs
Q, W ь
ф
ST
W
х
о
vo
о
а>
к
к
к
§
G.
Ф
н
и
со о о> о
СО < —I
tx со со со
из из
ф ф
о. ф а сч
— О tx ГХ
СО СО со со
Ф
о
СО
ф
с
со*
tx
СО
ф
tx
со
ф
СО CJ
со со
• •
ф ф
tx
о
со
ГХ
о
СО
СО Ф tx
СО О) Ф
Ф —1 сч
tx
ф
сч
Ф Ф
а> о
о
о
со
о
о
СО
ООО
СО со со
о
о
со
о
о
со
о
о
со
со со ю ю
• » • »
Сх Ф ф Ф
сч ю ю ю
о
X
п
X
X
о.
И
о
X
о
X
о
X
£
i
>»
а.
н
и
о
X
Ф
*
о
X
о
о
о
со
о
о
со
tx
со
СО
tx FX М
оо сч сч
СО Ф ф
о
сч
сч
о
ех
сч
о
о
со
о
о
со
сч сч
со со
"о"
X
сз
н
X
>»
о.
н
о
о
X
СО
X
о
о
Сх О tx
СО ~ со
со СО со
Сх
со
со
со со
tx м
— сч
СО
ф
ю
со
сч
сч
со
tx
СО
со
г*
СО
со
сч
сч
СО
сч
сч
о
X
о
о
X
о
L
г
-J
1
L
L
о
а» о» tx
ю ю со
I I I
- со ф со
1111
= > > >
U3
tx
со
+
со
со
+
сч ю
I I
ф
X
X
а
ю
о
X
Ф
S
X
св
X
ь
х
о
S
ф
Ч
т
о
к
о
к
X
X
X
&
m
а
О
С
X
х
g
X
о
I
X
>»
а
н
и
X
X
о
X
о
ю
X
со
со
L
г
со
X
о
со
L
Г
L
г
ю
сх
ф
I
о
л
X
ь
X
&х
ь н
CJ о
X о
о х
ХЮ
X
со и
xg
о
со
L
Г
о
х
&
&
н
о
X
о
X
LO
X
со
со
1=
ю
X
со
со
L
63X5, конструктивно 12,26 256 320 2,44 2,44 105
ы,_
|\
ю
со сч •>
сч ~ —
+ I I
СЧ Ф
• * Cl
Ф СО |
I I +
сч со ю со
1111
—< СЧ Ф 10
X-
1 1 I
3 СО ОС
3
8
X
и
4
(X
кос (1—2) обычно назначается из профилен верхнего пояса, нижний пояс
можно по всей длине решить из уголков одного сечения; малонагруженные
стержни решетки принять из минимального профиля уголков и т. д. В целях
экономии металла нерабочие стержни (например, III — 1 и III' — 1') можно
решить либо путем продолжения только одного уголка верхнего пояса со¬
седних панелей, либо запроектировать из минимально допустимого профиля.
Следует иметь в виду, что расчет и выбор профиля стержня производится
обычно в результате ряда попыток. После определения требуемой площади
сечения из сортамента выбирают несколько удовлетворяющих расчету про¬
филей из равнобоких и неравнобоких уголков и затем путем сопоставления
назначают наиболее экономичный по расходу металла. Покажем это на приме¬
ре расчета сжатого раскоса 4—5.
При ф » 0, 5
N макс 1^ 0^0 кас;
1Х = 0,8 /0 = 0,8 • 421 = 337 еле,
/у=/0 = 421 см.
^тр —
12 000
0,5. 210°
11,4 см.-
Назначим в начале равнобокие уголки 80x6: из сортамента выписываем:
Л = 9.38-2= 18,76 см2 гх = 2,47 см\ гу = 3,72см.
Вычисляем гибкость стержня:
421
3,72
= 113.
По табл, 10 находим фх = 0,367 и ф7 = 0,490.
Проверяем напряжение:
Н 12 000
а= — = = 1740 кгс/см2 >т/? = 0,8-2100 = 1680 кгс/см2,
Фмин * 0,367-18,76
незначительное перенапряжение (3%), допустимо.
Принимая стержень из уголков 80x7 с F == 10,8-2== 21,6 слх2, гх =
= 2,45, кх = 137 и фх = 0,365 и проведя аналогичные расчеты, получим на¬
пряжение о= 1570 кгс/см2 < mR — 1680 кгс!см2, т. е. имеем недонапряже-
ние на 7%.
Назначим сечение стержня из неравнобоких уголков, например, 100х
х63х7, для которых по сортаменту найдем: F = 11,1-2 = 22,2 см2, радиусы
инерции при развороте коротких полок наружу гх = 3,19 см и гу = 2,72 см.
Вычисляем гибкость:
, 337 л 421
К*~3,19“,06: Ху=2,72 = 1б5:
^/>^пр=150, на 3,2%, допустимо; фу = 0,288.
Напряжение:
12000
° = Ь,288~22,2 =1870КгС'СМг >mR==
= 1680 кгс/см2, на 11,5%, что недопустимо.
Из приведенных данных видим, что наиболее экономичным сечением
стержня является профиль из уголков 80x6 с F = 18,76 см2, в то время как
даже при неравнобоких уголках 100x63x7 площадь сечения равна: F —
=22,2 см2 и а > mR,
89
Вариант расчета поясов фермы из низколегированной стали. В целях
экономии стали рекомендуется тяжелые фермы и сильно нагруженные стерж¬
ни легких ферм (пояса, опорные раскосы и стойки) выполнять из профилей,
изготовленных из низколегированных сталей классов С 44/29 — С 52/40,
марок 14Г2, 15ХСНД, 10Г2С1, 14Г2АФ. Для примера рассчитаем элементы
поясов из стали класса С 46/33, марки 14Г2 с расчетным сопротивлением
R = 2900 кгс/см2.
Расчет верхнего пояса. AfMaK0 = —67 тс. При ср = 0,60 вычисляем:
F
тр
67 000
0,6-2900
= 38,4 см2.
Из сортамента находим равнобокие уголки 140x9» для которых:
F = 24,7*2 = 49,4 см, гх = 4,34 см, гу = 6,16 см;
Кх = 300 : 4,34 = 69; Ку = 600 : 6,16 = 98;
(рх = 0,717; фу == 0,498.
Проверяем напряжение:
67 000
а=—— =2730 кгс!см2 = 2900 кгс/см2.
0,498*49,4
Экономия стали на верхнем поясе составляет:
Г(14Г2)
F (ВСт.З)
49 4
100= ZT-100 яз 10%.
54,6
Расчет нижнего пояса. ЛРмакс ~ 63 тс.
63 000
Ftp~ 2900 - 21’7сл
По сортаменту находим уголки i | 80x8, F = 12,3 • 2 = 24,6 смг9
гх = 2,44 см, гу = 3,76 см.
Гибкость!
Хх = ^=246<400;
Хр“3,76~16°<400,
Напряжение
63 000
а— —2570 < /? — 2900 кгв 1см2 •
24,6
Экономия стали на
нижнем поясе:
f(,4r2) 100— 24,6 100 = 21%,
Р(ВСт.З) 31,2
Ввиду того что легированные стали дороже углеродистой марки ВСт.З,
фактическая экономия средств в процентах будет ниже, чем экономия по рас¬
ходу стали. Учитывая неудобство подбора для элементов ферм профилей из
стали разных марок, заводы-изготовители неохотно внедряют экономичные
решения. Тем не менее в типовых проектах, как правило, закладываются раз¬
личные решения ферм, подкрановых балок и других конструкций как пол¬
ностью из стали марки ВСт.З или низколегированных, так и комбинирован¬
ные (из сталей марок ВСт.З и низколегированных — 14Г2, 10Г2С1 и др.).
90
4. Расчет связей. Связи проектируем крестового вида из одиночных угол¬
ков, когда оба стержня не прерываются. Предельная гибкость растянутых
стержней равна 400. Подбор сечения производят по заданной предельной гиб¬
кости. Вычисляем сначала требуемый радиус инерции:
Г тр =
/о
^ир
424
400
1,06 см,
где 10 = 0,5/j — расчетная длина растянутого стержня связи (см. п. 5.2
[2]), равная приближенно для горизонтальных связей 0,5 ^б2 + 62 = 4,24 м;
G — геометрическая длина стержня. По сортаменту подбираем минимально
допустимый уголок 50x5, для которого гх = 1,53 см (принимается радиус
инерции относительно оси, параллельной полке).
Для вертикальных связей в сечении по коньку кровли:
/о=/1 = уз.^д-б2=6.8 м;
680 . „
Гтр_ 400 _1,7СЛ’
этому радиусу инерции соответствуют уголки 56x5, гх = 1,72 см. В целях
унификации типов профилей вертикальные связи целесообразно выполнить
из уголков 63x5, которые уже приняты для стержней фермы (гх = 1,94 см).
5. Расчет узлов фермы. При расчете узлов фермы определяют размеры
сварных швов и назначают габариты фасонок с таким расчетом, чтобы на них
размещались все сварные швы стержней.
Действующее в стержне усилие передается на обушок и перо уголка не
одинаково, так как ось стержня смещена в сторону обушка. Следовательно, на
шов у обушка передается большая часть силы, чем на шов у пера. Для равно
боких уголков распределение силы N принимается следующим: на обушок
2/3/V и на перо х/зМ. Для неравнобоких уголков она изменяется в зависи¬
мости от полки: на обушок 2/3 или 3/4# и на перо х/3 или x/4Af, первые
отношения для длинной полки, вторые — для короткой полки (рис. 18).
Задавшись толщиной сварного шва Аш, длину его /ш па один уголок
вычисляем по следующей формуле:
у обушка (при равнобоких уголках)
9Л/
<59>
у пера
+ 1601
где /?уВ — расчетное сопротивление сварного шва; Р — коэффициент, учиты¬
вающий качество и способ сварки, равный 0,7—1; для ручной сварки Р = 0,7.
Толщина шва Лш принимается, как правило, не более толщины полки
привариваемого уголка. Конструктивная длина шва увеличивается против
расчетной на 10—15 мм, и общая длина его должна быть кратна 10 мм.
В узлах прямолинейных участков пояса фермы (верхнего и нижнего)
при расчете прикрепления фасонки принимается равнодействующая усилий,
действующих в смежных панелях:
,\'ф = ЛГ2—Л'(
Результаты расчета сварных швов сведены в табл. 27. Длины швов
даны на один уголок.
91
Рис» 18. Конструирование (а) и расчет узлов ферм (6)
Таблица усилий (к рис. 19)
Элементы
Обозначение
стержня
Расчетное
усилие в тс
Элементы
Обозначение
стержне
Расчетное
усилие в тс
111—1
0 1
1—2
-47,5
Верхний пояс
IV-3
V—-4
-59
-59
1 Раскосы
2—3
4—5
+26
-12
IV-6
-67
5-6
— 1,0
U-I
-4,2
Нижний пояс
1—2
+37.5
Стойки
3—4
-8,4
1—5
+63 И
3-6'
+2
92
Расчет сварных швов в уз-.ах фермы
Таблица 27
Наименование
элементов
Обозначение
стержня
Расчетное
усилие
в стержне
в тс
а
5
8 >>
fV
Расчетная
длина шва в см
Конструктив¬
ная длина шва
в см
Примечание
, У
обушка
°б
ЧП
у пера
/П
‘ш
обушка
об
у пера
/п
‘ш
Верх-
111—1
НИЙ
IV—3, слева
59,0
10
0,7
1500
18^8
9,4
20
11
пояс
IV—3, справа
—
6
0.7
1500
—
>4
>4)
Кон¬
V —4, слева
—
6
0.7
1500
—
—
>4
>4>
струк¬
V—4, спраг?
67 — 59 =
6
0.7
1500
4,2
2,1
5
>4/
тивно
= 8.0
IV—6 »
67
10
0.7
1500
21,2
10,6
22
12
Ниж¬
1 — 2, слега
37,5
8
0,7
1500
15
7,5
16
8
ний
1 — 2, справа
63—37,5 =
8
0,7
1500
Ю, 1
5,05
11
6
ПОЯП
= 25,5
1 — 5
63,0
8
0,7
1500
25
12,5
26
14
Раско¬
1 — 2
47,5
1°
0,7
1500
15,1
7,6
16
$
сы
2 — 3
26,0
*5
0,7
1500
16,5
8,3
18
9
4 — 5
12,0
6
0,7
1500
6,4
3 2
8
>4
5 — 6
1 »5
в
0,7
1500
0.8
0,4
>4
>4
Кон¬
струк¬
тивно
Стойки
11 — 1
4,2
5
0,7
1500
2,7
1,4
>4)
Кон¬
3-4
5,4
5
0,7
1500
5,4
2,7
7
струк¬
6 — 6
2
5
0,7
1500
2,6
1,3
>4
тивно
Поясним расчет узлов фермы на примерах. Рассмотрим опорный узел
А, где сходятся стержни II—1, 1—2 и 1—2 (рис. 19; 20). Рассчитаем прикреп¬
ление опорного раскоса 1—2, расчетное усилие Л\_2= 47,5 тс, сечение
из 2 |__ 140x10.
Принимаем толщину шва haj =* 10 л/л/, тогда длины швов у обушка и пе¬
ра одного уголка будут равны:
/Об
~~
47 500
2-0,7.1500
• — =15,1 см,
конструктивно, с учетом добавления 1 см на непровар шва по концам, при
нимаем /°б = 15,1 -I- 1 к. 16 см\
й=»1/3
0,5Л\2
= 1/3
47500
2.0,7.1-1500
= 7,6 см
f
конструктивно принимаем /щ = 7,6 +1 » 8,6 « 9 см,
где 2/3 и 1/3 — коэффициенты распределения силы на обушок и перо для
равнобоких уголков;
0,5/Vi«2 — половина усилия, приходящаяся на один уголок.
93
Рис. 20. Рабочий
Пр имечан ия: 1. Материал конструкций ВСг.Зпс.
2. Сварку производить электродами типа Э42.
3. Все дыры d=23 под монтажные болты d=2Q.
4. Детали позиций 10 и // обрезать из уголков поясов позиций 1 и 2, обушок
строгать.
5. Соединительные прокладки ставить на равных расстояниях.
6. Все неоговоренные швы принять толщиной 5 мм,
7. После монтажа полуферм отверстия в узлах 1 и 2 заварить.
Рассмотрим в узле Б верхнего пояса фермы крепление к фасонке стержней
III—1 и IV—3; расчетное усилие в стержне III—1 Л\= 0, а в IV—3 =
=59 тс. Сечение стержня — 140х 10 (см. табл. 21).
Расчетное усилие V = N?> — /V, — 59 — 0 = 59 тс. Принимая hLU =
= 10 мм, конструктивные длины швов у обушка и пера одного уголка будут
равны:
/Об L
3
0.5Л/ , , 2-59 000 . . _
_ , г^ГП “|~ 1 = л Л л « . “l“ 1 == СЛ<!
₽ЛшЛу 3.2.0,7-1-И00
0,5М , 69 000
рйшЯсув +1_3-2-0.7-1 -1500+1-1 СМ
94
По аналогии, длина сварных швов для крепления к фасонке стержней
1—2 и 1—5 (2|_ 100x8 л/л/) в узле В нижнего пояса равна (на один уголок)
при Лш = 8 мм*
расчетное усилие
#=#5—#2=63—37,5=25.5 тс;
/Об
0,5# 2_ 25 500
₽ЛшЛуВ 4 1 3 * 2-0,7.0,8.1500+1 11 СМ'
,п 1 25600 , , е
ш 3 ’ 2.0,7.0,8.1500 ' _6 СМ
Аналогично вышеизложенному произведен расчет сварных швов и для
других стержней, указанных в табл. 27. Минимальная толщина швов, соглас¬
на СНиП 1I-B.3-72, для малонагруженных стержней с толщиной полок угол¬
ков менее 10 мм принимается 4 л/л/, длина — не менее 4АШ и не менее 40 мм
(обычно конструктивно > 60 л/л/).
6. Конструирование фермы. Конструирование фермы начинают с раз¬
бавки осевых линий стержней. Все оси в узлах должны пересекаться в одной
точке — центре узла. Контурные линии стержней наносят отступая от осп
на расстояния, определяемые центром тяжести профиля уголка. В сварных
95
фермах разбивочные оси совпадают с центром 1яжести уголков, а в клепаных
не совпадают: они проходят по рискам размещения заклепок (или болтов).
Расстояние от обушка уголков до разбивочной оси принимается кратным
5 мм.
Стыки элементов осуществляют с помощью накладок так, чтобы в местах
разрыва элемента рабочая площадь сечения не уменьшалась. Для обеспече¬
ния совместной работы составных стержней фермы на участках между узлами
дополнительно ставят соединительные прокладки на расстояниях: в сжатых
элементах через 40 г и в растянутых элементах через 80 г друг от друга
(где г — радиус инерции уголка относительно оси, параллельной плоскости
расположения прокладок). Ширина прокладок 60—100 мм. Рабочий чертеж
фермы и детали узлов приведен на рис. 20,
§ 8. КОНСТРУКЦИЯ ФЕРМ ИЗ ТРУБ
При применении труб для ферм покрытий достигается сущест¬
венная экономия стали. По данным ЦНИИПроектстальконструк-
ции для зданий пролетом 18 и 24 м при применении по трубчатым
фермам теплого покрытия по прогонам из стального профилирован¬
ного настила с утеплением из пенополистирола экономия стали для
стропильных ферм достигает:
11—48% при замене элементов из прокатных уголков на трубы
из стали класса С 38/23, марки ВСт. Зпс,
28—-40% — при замене элементов из прокатных уголков на
трубы из стали класса С 46/33, марки 14Г2.
Экономия в стоимости строительства составляет от 10 до 30%.
Схемы унифицированных ферм для пролетов 18—30 м показаны на
рис. 21. Для элементов ферм применяют в основном бесшовные
трубы (ГОСТ 8732—58), а также
допускаются электросварные
трубы (ГОСТ 10704—63) из
стали классов С 38/23, С 46/33,
С 52/40 и С 60/45.
В промышленных одноэтаж¬
ных зданиях стропильные фермы
из труб рекомендуются при
расчетной эксплуатационной
температуре не ниже минус
40° С, с подвесными кранами
грузоподъемностью до 3 тс или
с мостовыми кранами — не бо¬
лее 20 тс при плоской кровле
с уклоном 1,5%.
Жесткость покрытия обеспе¬
чивается постановкой горизон¬
тальных и вертикальных труб¬
чатых связей, назначаемых как
малонагруженные элементы из
стали класса С 38/23, марки
ВСт.Зпс (рис. 22). Трубы связей
имеют сплющенные концы и
крепятся к фермам на болтах посредством фасонок. При расчете
трубчатых стропильных ферм необходимо соблюдать ряд рекомен¬
даций (согласно «Временной инструкции по расчету трубчатых
стропильных ферм с бесфасоночными соединениями в узлах»,
Москва, 1971 г.):
Рис. 21. Схемы унифицированных
трубчатых стропильных ферм
а —пролетом 18 .и; 6 — пролетом 21 я;
в — пролетом 30 л<; 1 — отправочный
элемент; 2 — вставка по нижнему поя¬
су; 3 — доборный элемент
1) нижний и верхний пояса проектируют из труб одинакового
сечения и равной длины;
2) разница в толщине стенок при одинаковом диаметре труб
должна быть не менее 1,5 мм-.
4 Зак. 145
97
3) минимальная толщина труб поясов — 3 мм, элементов ре¬
шетки — 2,5 мм;
4) отношение диаметра трубы к толщине ее стенки должно быть
не более 30 (dTP/6CT 30);
5) отношение диаметра трубы раскосов к диаметру трубы пояса—
не менее 0,5 (^расн^пояса 0»5)»
6) расчетные длины 4 элементов фермы при определении гиб*
кости принимаются следующими:
а) при расчете в плоскости фермы; пояса, опорные раскосы
и стойки — 4 = 4 прочие элементы решетки без сплющивания
концов — /0 = 0,9/ и со сплющенными концами — 4 = /;
Рис, 22. Схемы компоновки связей в покрытиях по трубчатым стропильным
фермами при £=24 000 мм (по проекту ЦНИИПроектстальконструкции)
а —при шаге ферм 6000 мм; 6 — при шаге ферм 12 000 мм; е —схема вертикальных
связей между фермами при /1=6000 мм; г —то же при /1=12 000 мм; 1 — фермы; 2 —про¬
гоны; 3 — горизонтальные связи из труб по нижнему поясу; 4 — распорки трубчатые;
5 — вертикальные связи; О — связь из трубы 102X2,2; е — связь из трубы 127X3, сталь
класса С 38/23
б) при расчете из плоскости фермы: пояса, опорные раскосы
и стойки — 4 = 4» прочие элементы решетки без сплющивания
концов — 4 = 0»94 и со сплющенными концами — 4 = 4>
где I — расстояние между центрами смежных узлов в плоскости
фермы (геометрическая длина элемента); 4 — расстояние между
узлами, закрепленными от смещения из плоскости фермы;
98
7) коэффициенты условий работы т принимают:
а) при проверке прочности элементов решетки т = 0,8;
б) при проверке прочности элементов со сплющенными концами
Я-,’3-ад,6^}>0.4:
8) центрировку элементов проектируют по осям труб.
Пример 5. Для одноэтажного промышленного здания пролетом 24 м
рассчитать ферму нз стальных бесшовных горячекатаных труб. Шаг ферм
6 м. Покрытие из утепленных панелей, состоящих из защитного стального
профилированного настила и утеплителя из пенополиетирола слоем толщиной
5 см (объемная масса у = 100 кг!мл), Район строительства — г. Калинин,
вес снегового покрова по III району равен 100 кгс!м\
Сбор нагрузок в кгс/м2*.
Норматив¬
ный вес
Коэффи¬
циент
перегрузки
Расчетная
нагрузка
Рубероидный-2 слойный ковер ....
12
1,1
13
Утеплитель из пенополистирола
0,05-100
5
1,2
7
Пароизоляция, один слой пергамина .
4
1,1
5
Стальной профилированный пастил:
(предварительно)
15
1,1
17
Итого . .
36
—
42
Прогоны при 1 = 6 м
(предварительно)
8
1,1
9
Итого . .
44
—
51
Стропильные фермы со связями
(ориентировочно)
13
1,1
14
Итого . .
57
—
65
Снеговая нагрузка
100
1,4
140
Общая нагрузка ....
157
—
205
Расчет стального профилированного настила. Определяем расчетный
изгибающий момент при 1 = 3 м от равномерно распределенной нагрузки:
а) при однопролетной схеме значение Л1макс в пролете:
qF 182«32 __
Ммакс = “-^“— g —205 кгс *м,
где q = 42 + 140 = 182 кгс/м (собственный вес покрытия и снеговая нагруз¬
ка);
б) при двухпролетной схеме момент Л1макс в пролете:
Ммакс=0.07д/2 + 0,096 р/2 = 0,07.42.32^0„096*140.32=Д47 ки-м.
Момент Л4Макс над средней опорой:
182 #32
Ммакс= g —205 кгс»ли
99
Расчетный изгибающий момент в пролете от действия равномерно расп¬
ределенной нагрузки (g = 182 кгс/м3) и сосредоточенного груза Р = 100 кгс
в пролете (вес рабочего с инструментом) при двухпролетной расчетной схеме
настила:
Л4макс = 0,07^/2+0,096 р/2+0,203Р/ = 0,07*42*32+0,096.140.32 +
+0.203.100.3 = 208 кгс*м.
При однопролетной расчетной схеме максимальный изгибающий момент
при такой же нагрузке будет:
^макс
Р1
4 ~
182.З2
100.3
4
= 280каол/.
Более легкий настил получается при расчете по двухпролетной схеме.
Поэтому при расстояниях между прогонами 3 м ыещи применять настил
длиной 6 м, а настил длиной 3 м может быть как доборный элемент.
Требуемый момент сопротивления при Л4й1акс = 280 кгс<м:
Ммакс
28 000
2100
13.4 см\
Согласно ТУ 34-5831-71 назначаем настил типа Н-60-782-0,8; IFX2 =
= 13,9 сл?, Jx = 51,4 сл/4.
Проверяем настил на прогиб по формуле предельных состояний второй
группы при действии нормативной равномерно распределенной нагрузки:
5-ЬЗ_б-зоо* =b33a()
384£7 384.2,1.106-51.4
• де
qH = 136 кгам =1,36 кгс!см;
f_ 1.33 _ 1 1
I 300 226 200 *
условие удовлетворяется. Детали настила даны на рис. 23 и 24.
Расчет прогона из гнутого профиля. Принимаем
прогон из гнутого профиля типа швеллера из низколегированной стали клас¬
са С 46/33, R = 2900 кгс/см\
qP 573-62 _
Л1 = —”= —-— = 2580 кгс* м,
8 8
где
q=(g+Р) =(51 +140) 3 = 573 кгс/м;
Ьп=3м—длина панели фермы.
Требуемый момент сопротивления
М
Р
258 000
2909
= 89сл«3.
Назначаем гнутый швеллер № 20, 6СТ = 6 мм; J= 1190 см4, IF v =
= 119 см3, масса 16 кг!пог. м;
5.4,32.600*
f _ 5.4,32.600* 1_ 1
I - 384.2.1.106.1190“ 205< 200’
условие удовлетворяется.
100
Рис, 23. Профили стального оцинкованного профилированного настила по
ТУ 34-5831-71
а —профиль марки Н 79-680; б —профиль марки Н 60—782
1'1
П'П
6>] ь \
Ш'Ш
ъГМГХ».
Рис. 24. Крепление стального профи¬
лированного настила к прогонам и
схема утепленного покрытия
а — соединение настила встык; б — то же.
внахлестку; в — к промежуточному прого¬
ну: г —схема сечения покрытия; / —двух-
(трех)слойное рулонное покрытие; 2 —
утеплитель-. из пенополистирола (у -
= 50 -ь 100 кг/м*) толщиной слоя 40-60 мм;
з — пароизоляция — один слой рубероида
нли пергамина; 4 — стальной настил; 5 —
прогон; б — самонареэающие болты ил»
заклепки
Проверка напряжений:
М 258 000
а = —-= ———=2170<7? = 2900кгс/сл<2.
Ivх 119
По сравнению с прокатным профилем швеллера № 18а по
ГОСТ 8240—56*, у которого также Jx = 1190 см\ \VX = 132 см3 и масса
17,4 кг!пог. м гнутый профиль при подобных значениях Jx и W'x Дает сле¬
дующую экономию стали:
100—100=8%.
17.4
Расчет трубчатой стропильной фермы. Подсчет расчетных узловых
нагрузок:
от собственного веса покрытия и фермы
G=gdn fis=65»3«6=sll70 кгс;
от временной нагрузки (снега)
Р=р£п /j=140*3*6=2520 кгс.
Для крайних элементов при 0,5 Ьп узловые нагрузки соответственно
равны:
Gi=0,5G= 1170*0,5 = 585 кгс\
Р±=0,5 Р в 0,5 •2520 = 1260 кгс .
Для фермы пролетом 24 м с шарнирным креплением на опорах (рис. 25)
расчетные усилия в элементах определены путем построения диаграммы
Кремоны и приведены в табл. 28.
Таблица 28
Расчетные усилия в элементах фермы в тс
(«4-» растяжение; «— »сжатие)
Наименование
элементов
№№ стержня
Усилие от
постоянной
нагрузки
Временная (снеговая)
нагрузка на 0,5 про¬
лета
Расчетное усилие
в тс
слева
справа
растяже¬
ние
сжатие
Верхний пояс
III— 1
0
0
0
0
0
IV—3
— 7
- 9,4
-5,4
—
21,8
V—4
—7
- 9,4
-5,4
—
21,8
VI —6
— 8,4
-10,6
-7,56
—
26,6
Нижштй пояс
1-2
+ 4,15
+ 6,3
+ 2,64
13,1
1 — 5
+ 8,4
+ 10,6
+ 7,66
26,6
—
1 — 7
+ 9,1
+ 9,8
+ 9,8
28,7
—
Стойки
II—1
-0,59
- 1,26
0
1,85
3—4
-1,17
— 2,52
0
3,7
5—6
+ 0,64
— 0,88
+ 2,27
2,91
0,24
Раскось»
1 — 2
— 6
-9,06
-3,8
18,9
2—3
+ 3,86
+ 4,78
+ 3,52
12,2
—
4 — 5
— 2,22
-1,51
-3,3
7,03
6 — 7
— 0,94
+ 1.26
-3,3
4,24
102
Расчет верхнего пояса. Аймаке = 26,6 тс. Принимаем
/V 26 600 _ .
предварительно <р= 0,7, тогда гТр — = о j ."2900 = 13,1 см ’ при’
нимаем трубу 121x4 мм, F= 14,7 см2, J = 242 еле4, IF = 40 ел?, г =
= 4,06 см (ГОСТ 8732—58).
Вычисляем гибкость X при l0 = I = 300 см, так как верхний пояс фермы
раскреплен прогонами через 3 м:
. 'о 300
л =—=ТТ^=74;
г 4,06
по табл. 10 находим фактическое значение ф = 0,67 и проверяем напряже¬
ние:
о=—— = ^в600 = 2700 <7?=2900 кгс/см*.
фГ 0,7*14,7
Расчет нижнего пояса. Л^макс = 28,7 тех
N 28700 Л
FTP=—- 2900 — 9,9сл ,
можно принять трубу 83x4 мм, F — 9,94 см*. Однако из условий унифи¬
кации сечений и удобств решения бесфасоночных соединений труб поясов
с элементами решетки рекомендуется сечения верхнего и нижнего поясов
принимать одинаковыми. Поэтому для нижнего пояса конструктивно на¬
значаем трубу 121x4 мм, F = 14,7 см2, но из стали класса С 38/23, а =
28 700
= ■ |4~~7" = 1950< R = 2100 кгс/см2.
Расчет опорного раскоса 1—2. /Умакс = 18,9 тс.
N 18 900 п 9
FTD = = =10,9 ел/2;
тр <р7? 0,6-2900
принимаем трубу 121x4 мм, F = 14,7 смг, J = 242 ел»4, W = 40 ли3,
г = 4,06 см, Вычисляем
420
4,06
103 < 120,
г
по табл. 10 находим <р = 0,46 (для класса стали С 46/33). Проверяем на¬
пряжение:
N 18 900
а=—- = „ = 2800 кгысм2 <R= 2900 кгс/см2.
(pF 0,46*14,7
Расчет стальных элементов решетки и принятые сечения поясов произве¬
дены в табличной форме (табл. 29). При проверке прочности элементов решет¬
ки (кроме опорных) введен коэффициент условий работы т = 0,8. Чертеж
фермы см. рис. 26.
Расчет сварных соединений в узлах. Все элементы фермы по данному
примеру соединяются в узлах без фасонок путем фигурной вырезки концов
труб стержней решетки и примыканий их впритык к поясам. По контуру при¬
мыкания труб производится обварка угловыми швами. Расчетная толщина
шва принимается равной меньшей толщине стенки соединяемых труб.
Проверка прочности шва опорного раскоса 1—2 в опорном узле А
(рис. 26):
Усилие среза
Nep = Nf_2sin 45° = 18,9-0,5 = 9,45 тс*,
усилие отрыва
Notp == — 0,5Л\_2 = 13,1 — 0,5'18,9 = 3,65 тс,
площадь шва по контуру примыкания при а = 45°:
=675 кгс/см;2 <
1-0,7-0,4= 15 см2;
< /? = 2 000 кгс/см2 (для стали класса С 46/33),
где
N0Tp
иш— •
г ш
Р = 0,7‘—для ручной сварки.
Сварку выполняют электродами Э50А.
Проверку прочности сварных соединений в других узлах не произво¬
дим, так как их прочность обычно вполне обеспечивается контурной обвар¬
кой примыкания фигурных торцов труб.
104
СЧ
СО
=1
«=:
ю
а
Е-
Расчет элементов стропильной фермы из труб (обозначение стержней по рис. 25)
предель¬
ные R
2100
2900
2900
2900
2100
2100
2100
2100
2100
2100
2900
2900
2900
2900
о
к *
Я д
о
0Э Нч
ЕГ О
о
о
о
о
о
о
СО
о
сч
о
о
о
о
В
х v
1
сч
сч
о
о
иэ
СЧ
Сч
иэ
о
’Т
о
сч
сч
СЧ
Сч
со
00
а>
иэ
со
оо
Сч
Сч
Ы !£
СО ®
сч
СЧ
Ci
сч
сч
СЧ
сч
-е
ш
1нэнииффео>]
1
-
-
-
-
-
-
-
00
о
00
о
-
00
о
оо
о
со
о
Л
с*.
сч
Сч
иэ
со
Сч
1
со
со
СО
иэ
иэ
со
со
тэи'пиффсо}!
о
о
о
о
о
о
о
о
Л
ч
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о
о
св
|
сч
сч
сч
о
о
о
сч
иэ
о
иэ
сч
о
иэ
иэ
2.®
•’Г
■“
*“*
ь
8
с
ю
чет-
ая
о
м*
оо
со
сч
СЧ
со
о
е^
0>
иэ
гч
еч
Сч
ь.
<ф
о
со
о
а>
*-*
■’Г
а »
•—
*■*
р.
W3
а кип
со
со
СО
со
со
со
со
со
о
о
о
о
о
о
со
со
о
о
о
сч
со
-daни DXiitfBj
сч
м*
ЧГ
тГ
чр
**
сч
сч
сч
сч*
со
сч
ОО
со
со
оо
оо
со
а винэьээ
qtfemoirn
иэ
иэ
сч
*г
Сч
СЧ
ЧГ
СЧ
Ч*
СЧ
чг
Сч
м*
о
сч
о
Сч
иэ
иэ
СЧ
иэ
»
иэ
СО
00
о
Сч
*"*
° -
'<Г
•ф
со
СО
со
со
со
СО
X «а
ХЮ
i 52
х
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
X
_|
—
со
со
о
о
иэ
со
5 ®
о а
со
сч
сч
сч
СЧ
сч
С4
сч
Сч
со
сч
со
о
сч
со
со
со
со
со
со
со
со
СО
СО
со
СО
со
СО
о
X
(5
со
сч
сч
сч
сч
СО
СО
со
СО
W
W
со
со
со
со
со
со
00
со
00
00
со
со
со
со
Ь
и
со
^г
со
со
со
со
со
со
чг
и
О
и
и
и
о
о
и
а
и
о
и
и
а
и? а
BHHIftt
о
о
о
о
о
о
о
290
о
420
о
СО
00
СО
BEHXahOEJ
со
СО
со
со
со
со
со
сч
сч
со
СО
со
0)
со
о
0)
ОО
со
со
1-4
со
Сч
иэ
^4
О)
сч
чС
X
5 о
a
со
Сч
О)
сч
•
о
сч
F
5 е
со
СО
со
00
со
сч
sr
х с
сч
сч
сч
сч
сч
м
со
сч
о
еч
и
а
£ «
1
1
1
+
+
+
1
1
+
1
1
+
1
1
CU
«
со
1
X
£
7
7
I
сч
1
иэ
1
Сч
1
1—II
м-
1
<0
1
сч
1
со
1
иэ
1
Сч
1
со
%
а
а>
н
м
>
>
>
1
1
1
1
СО
1
иэ
1
1
сч
1
и
именование
элементов
S
в
<х
X
X
a
1ЖНИЙ пояс
Стойки
Раскосы
В
m
г
105
Центрирующая
'прошдка 60*10*330
Рис. 26. Стропильная ферма из труб и детали узлов
Температурные швы, Предельные размеры отсеков зданий
и сооружений, при которых не учитываются климатические температурные
воздействия на стальные конструкции одноэтажных зданий и сооружений,
принимаются по табл. 30.
Таблица 30
Предельные размеры в м температурных отсеков зданий и сооружений
Категория зданий
или сооружений
Предельное расстоя¬
ние от торца отсека до
оси ближайшей вер¬
тикальной связи при
расчетной тем¬
пературе G °C
Предельная длина
отсека вдоль здания
при расчетной темпе¬
ратуре tt °C
Предельная ширина
отсека (здания) при
расчетной темпера¬
туре t, °C
40°
— 40° >
>/> — 65°
—40°
— 40®>
— 65°
—40°
— 40°>
>/>—65°
Отапливаемые здания
Не отапливаемые зда¬
90
60
230
160
150
110
ния н горячие цехи
75
50
200
140
120
90
Открытые эстакады ,
50
40
130
100
—
пределах температурного отсека здания
наличии
Примечания: 1. При
или сооружения двух вертикальных связей расстояние между последними (в оаях)
не должно превышать 40 — 50 м для зданий и 25—30 м для открытых эстакад.
2. Предельные размеры стальных конструкций в зданиях и сооружениях со
смешанным каркасом принимаются в соответствии о указаниями главы СНиП П-В.
ЛИТЕ РАТУРА
1. Бородич М. К., Зубарев Г. Н., М а н д р и к о в А. П.,
Добродеев А. Н., Пешковский Л. М. Строитель¬
ные конструкции. Учебник для техникумов. Под ред. И. А. Симвулидн.
Стройиздат, 1971.
2. СНиП II-B.3-72. Стальные конструкции. Нормы проектирования,
1972 (проект).
3. М у х а н о в К.К. Металлические конструкции. Основы проектирова¬
ния. Госстрой изд ат, 1963.
4. Справочник проектировщика. Металлические конструкции промышлен¬
ных зданий и сооружений. Госстройиздат, 1962.
5. Б е лен я Е. И., Балдин В. А., Г е н и е в А. Н. и др.
Металлические конструкции. Стройиздат, 1973.
6 Шестак Г. А. Стальные конструкции. Изд. 2-е. Стройиздат, 1968.
7. СНиП П-А.11-62. Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования.
Госстройиздат, 1962.
8. СНиП П-А. 10-71. Строительные конструкции и основания, Основные
положения проектирования. Стройиздат, 1972.
107
Рекомендации по применению стали в строительных конструкциях,
эксплуатируемых при расчетной температуре t > —30 и —40° С
Марки стали по классам
С 85/75
1
I I
1 f
С 70/60
1
1 1
12Г2СМФ;
14ГСМФР
12Г2СМФ;
14ГСМФР
G 60/45
1
15ХСНД
16Г2АФ
18Г2АФпс
15Г2СФ
15ХСНД
АГ с »Q* а Ф
1 QO —ц
С 52/40
10Г2С1;
10ХСНД
10Г2С1
10ХСНД
14Г2АФ
18Г2АФпс
15Г2СФ
10Г2С1
10ХСНД
10Г2С1;
14Г2АФ;
18Г2АФпс;
15Г2СФ
10Г2С1;
14Г2АФ;
18Г2АФпс;
15Г2СФ
С 46/33
09Г2С
«=(
мцЕ Оу К
*
2s ®2 й
СЧ СЧ
U U
-Ф тг
С 44/29
бт.Тсп
09Г2С
С D
н н
Q ОО
Ст.Тпс
Ст.Тпс
С 38/23
ВСт.ЗГпсб;
ВСТ.Зсп.б;
В18Гпс5;
М16С
ВСт.Зпсб,
ВСт.ЗГпсб;
В18Гпс5;
09Г2С
ВСт.ЗГпсб
ВСт.Зспб;
В18Гпсб;
09Г2С
ВСт.Зпсб;
ВСт.ЗГпсб;
В18Гпс5
ВСт.Зпсб;
ВСт.ЗГпсб;
ВСт.Зспб;
В18Гпсб
Наименование конструкций
Сварные конструкции, рабо¬
тающие в особо тяжелых
условиях при t>—40° С
Сварные конструкции, находя¬
щиеся под непосредственным
воздействием динамической
или вибрационной нагрузок
при t> —30° С
То же, при —30° С>/>—40° С
Сварные конструкции перекры¬
тий и покрытий (фермы, риге¬
ли рам, главные балки пере¬
крытий и т. п.) при ^>—30° С
То же, при ——30° С>£>—■'40° С
cuuAdj
%
=
ЮЗ
I I
1
1
1
1
1
ей §й
3® 3®
ей ай
СЧ М* СЧ тг
1
1
1
1
1
зч
ЗЕ! S£
fe!2 <312
—<
1
1
1
1
1
• » . - О л . - . - О
—< Л CV -<л й V
S^£JJ2
—< 00 -м 00
1
1
10Г2С1
10Г2С1
1
. 04
U
1 ТГ
F-4
09Г2С;
15ХСНД
1
14Г2
сч
U
1
О
с
1 ь
б
09Г2С;
09Г2
1
£ci
б°
Е
W
Н
б
1
3 <8*14
н ь J 00
У ббш
и тш
1
сч
с
5
СО
ВСт.Зпс6;
ВСт.ЗГпс5;
В18Гпс5
ВСт.Зкп2
сч
Е
со
б
CQ
Сварные конструкции, не под¬
вергающиеся непосредствен¬
ному воздействию подвижных
или вибрационных нагрузок
(колонны, стойки, прогоны
покрытий, опорные плиты
и т. п.), при t>—30° С
То же, при —30° С>£>—40° С
Конструкции I, II, III групп,
монтируемые при расчетной
наружной температуре ниже
—40° С и эксплуатируемые
1 в отапливаемых помещениях.
То же, IV группы при
^нар^- 50 С
Вспомогательные конструкции
зданий и сооружений и сла-
бонагруженные конструкции
при о < 0,47? (связи, элемен¬
ты фахверка, лестницы
и т. п.) при t > —40° С
Конструкции I, II, III групп
при выполнении их клепаны¬
ми при t > —40° С
Конструкции IV группы при
выполнении клепаными при
t > —40° С
Конструкции V группы без
сварных соединений при
i > -40° С
>
>
>
VIII
109
СЧ
Щ
S
s
a
о
о
га
Ч
X
о
с
ч
га
6
я
о.
га
3
С 85/75
I
1
1
1 1
С 70/60
I
1
1
1 1
С 60/45
I
1
1
1 1
G 52/40
10Г2С1;
10ХСНД
10Г2С1;
10ХСНД
10Г2С1;
10ХСНД
у их
s
С 46/33
09Г2С
09Г2С;
10Г2С1;
15ХСНД
09Г2С;
10Г2С1;
15ХСНД
..дггз
Uu OQE
счсч PJr’CJ
S2 §2Й
С 44/29
09Г2С
09Г2С
09Г2;
09Г2С
jjcjQQ У
6SS2 S
С 38/23
1
09Г2С
1
-
u
СП *
о
Наименование конструкций
Сварные конструкции, работающие
в особо тяжелых условиях
Сварные конструкции, находящие¬
ся под непосредственным воз¬
действием динамической или
вибрационной нагрузок
Сварные конструкции, перекрытий
и покрытий (фермы, ригели рам,
главные балки перекрытий
и т. п.)
Сварные конструкции, не подвер¬
гающиеся непосредственному
воздействию подвижных или
вибрационных нагрузок (колон¬
ны, стойки, прогоны покрытий,
опорные плиты и т. п.), при
-40° С>/>—50° С
То же, при —50° С > i > —65° С
vuuXdj
НК
=
нм
>
110
I
1
1
1
1
I
1
1
1
1
I
1
1
1
1
I
1
10Г2С1
10Г2С1
1
09Г2С;
15ХСНД
1
14Г2;
10Г2С1
14Г2;
10Г2С1
1
09Г2С;
09Г2
1
Ст.Тсп;
09Г2;
09Г2С
Ст.Тсп;
09Г2;
09Г2С
1
1
ВСт.Зспб;
ВСт.ЗГпсб;
В18Гпс5
1
1
ВСт.Зспб;
ВСт.ЗГпсб;
В18Гпсб
Конструкции I, II, III групп,
монтируемые при расчетной на¬
ружной температуре ниже —40° С
н эксплуатируемые в отапливае¬
мых помещениях. То же,
IV группы при /пар > —50° С
Вспомогательные конструкции
зданий и сооружений и слабо-
нагруженные конструкции при
о < 0,4/? (связи, элементы
фахверка, лестницы и т. п.)
Конструкции I, II, III групп
при выполнении их клепаными
Конструкции IV группы при ЁЬР
полнении клепаными
Конструкций V группы без свар¬
ных соединении
1 =■
>
>
VIII
И
111
приложение 3
Значения нормативных сопротивлений /?п в кгс/см2, и коэффициентов
безопасности k по материалу для прокатной стали
Наименование значений
Ян
Условное
обозначение
Величина Л11 в кгс{с1лг и А
для прокатной стали классов
С 38/23
С 44/29
С 46/33
С 52/40
С 60/45
С 70/60
G 85/75
Нормативное сопротив¬
ление установлено по
пределу текучести
стали /?п=от
R*
2300
2900
3300
4000
4500
—
—
k
1.1
1,1
1,15
1,15
1,2
—
—
Нормативное сопротивле¬
ние установлено по
временному сопротив¬
лению стали на раз¬
рыв
3800
4400
4600
4600
6000
7000
8500
k
1,45
1,45
1,5
1,5
1,6
1.6
1,6
ПРИЛОЖЕНИЕ 4
Временные нормативные нагрузки на перекрытия
и коэффициенты перегрузки
№ п/п
Наименование зданий и помещений
Нормативная
нагрузка в кгс!м>
Коэффициент
перегрузки
1
Квартиры, комнаты детских садов
и яслей, спальные комнаты школ-
интернатов и домов отдыха; пала¬
ты санаториев, больниц и других
лечебных заведений
150
1,4
2
Комнаты общежитий, гостиниц, науч¬
ных и административных учрежде¬
ний; бытовые помещения промыш¬
ленных предприятий, классные
комнаты, читальные залы
200
1,4
3
Аудитории; залы столовых, кафе,
ресторанов; вестибюли, коридоры
и лестницы в жилых в обществен¬
ных зданиях (кроме учебных заве¬
дений)
300
1,3
112
Продолжение приложен ия 4
Ке п/п
Наименование зданий н помещений
Нормативная
нагрузка в кгс/м1
Коэффициент
перегрузки
4
Залы учебных заведений» администра¬
тивных и научных учреждений,
вокзалов, театров, кино, клубов;
концертные и спортивные залы,
трибуны с сиденьями
400
1,3
5
Вестибюли, коридоры и лестницы
столовых, кафе, ресторанов, учеб¬
ных заведени’1, вокзалов, театров,
кино, магазинов, музеев, архивов,
выставочных, концертных, спортив¬
ных залов, книгохранилищ . . .
400
1,3
6
Торговые залы магазинов, музеи,
выставочные залы и павильоны . .
Не менее 400
1,3
7
Книгохранилища, архивы, трибуны
для стоящих зрителей, сцепы зре¬
лищных предприятий .
Не менее 500
1,2
8
Чердачные помещения .
Вес оборудования
плюс 75
1,4
9
Террасы и плоские покрытия (при
условии, когда указанная нагрузка
дает большее значение, чем снего¬
вая нагрузка):
а) на участках без значительно¬
го скопления людей
200
1.4
б) на участках, где возможно
скопление людей
400
1,3
10
Балконы . . . .
400
1,3
11
Специальные и подсобные помещения
Не менее 200
1,2—1,4
12
Основные помещения производствен¬
ных зданий:
а) нагрузка от людей и деталей
в проходах и проездах ....
Не менее 200
1,2-1,4
б) нагрузка от оборудования . .
По технологи¬
ческим данным
1,1-1.3
13
Склады и складские помещения . .
Не менее 400
1,3
14
Сельскохозяйственные помещения:
а) для мелкого скота
Не менее 200
1,4
б) для крупного скота .....
>500
1,2
Зак. 145
113
ПРИЛОЖЕНИЕ 5
Коэффициенты перегрузки для нагрузок
от веса строительных конструкций, грунтов
п статических нагрузок от оборудования
4=
с
£
Наименование конструкций, материалов,
грунтов и оборудования
Коэффициент перегрузки
для расчетного условия
при увеличении
нагрузки
1
при уменьшении
нагрузки
1
Бетонные, железобетонные, каменные,
армокаменные, металлические и дере-
вянные конструкции
1,1
0,9
2
i
Теплоизоляционные и звукоизоляцион¬
ные изделия, засыпки, выравнивающие
слои, кровельные стяжки, штукатурки
1 и т. п . . . .
1,2
0,9
3
1
Грунты в природном состоянии:
' а) скальные . . . . .
1,1
0,9
б) нескальные
1,2
0,8
4 1
| Насыпные грунты
1,3
0,8
5 '
Собственный вес стационарного обору¬
дования с деталями, приводом и опор¬
ными устройствами .........
1,2
6
Вес теплоизоляции оборудования ....
1,2
—
7
Вес заполнения оборудования:
а) жидкостями .
1,1
__
б) суспензиями, шламами, сыпучи¬
ми материалами
1,2
3
Нагрузка от погрузчиков, каров ....
1 »з
—
9
Краны грузоподъемностью менее 5 тс ,
1 »з
—
0
То же, 5 тс и более .........
1»2
ПРИЛОЖЕНИЕ 6
ТРУБЫ СТАЛЬНЫЕ БЕСШОВНЫк
Формулы для подсчета геометрических характеристик
сечения:
площадь Г = 0,785 (D2—d2):
момент инерции </^0,05 (D4—d4);
момент сопротивления 117 = 0,1
радиус инерции * = 0,25 / D2 + d2
Холоднотянутые и холоднокатаные
трубы (выборка из ГОСТ 8734—58)
Горячекатаные трубы
(по ГОСТ 8732 — 58)
Наружный
диаметр
D в мм
Толщина стенки 6СТ в мм
Наружный
диаметр
D в мм
Толщина стенки бст в мм
38; 40
1; 1,2; 1.4; 1,6; 1.8; 2; 2.2;
2 5' 2 8е 3 3 5 10 через 0,5
45
4
50
3.5; 4; 4,5; 5; 5,5
50; 53;
56; 60;
63; 65;
70; 75
1; 1,2; 1,4; 1,6; 1,8; 2; 2,5;
2,8; 3; 3,2; 3,5—10 через
0.5; 11; 12
54
3.5; 4; 4,5; 5; 5.5; 6; 7;
8; 9; 10; 11
57
3,5; 4; 4,5; 5; 5,5; 6; 7; 8;
9; 10; И; 12
80; 85;
90; 95;
100; 110
1,4; 1,6; 1,8; 2; 2.2; 2,5;
2,8; 3; 3,2; 3,5—10 через
0,5; И; 12;
60; 63,5
3,5; 4; 4.5; 5; 5.5; 6; 7; 8;
9; 10; 11; 12; 14
120
1.6; 1,8; 2; 2,2; 2.5; 2,8;
3; 3,2; 3,5—10 через 0,5;
11; 12
68; 70
3,5; 4; 4,5; 5; 5,5; 6; 7; 8;
9; 10; 11; 12; 14; 16
73; 76;
83
3,5; 4; 4,5; 5; 6; 7; 8; 9;
10; 11; 12; 14; 16; 18
125
1.8; 2; 2.2; 2,5, 2.8; 3; 3,2;
3,5—10 через 0,5; 11; 12
89; 95;
102
3,5; 4; 4.5; 5; 5,5; 6; 7; 8;
9; 10; 11; 12; 14; 16; 18;
20; 22
130
2,5; 2.8; 3; 3,2; 3,5—10
через 0,5; 11; 12
108; 114;
121
4; 4.5; 5; 5,5; 6; 7; 8; 9;
10; 11; 12; 14; 16; 18; 20;
22; 25; 28
140; 150
3; 3,2; 3,5—10 через 0,5;
11; 12
127
4; 4,5; 5; 5,5; 6; 7; 8; 9;
10; 11; 12; 14; 16; 18; 20;
22; 25; 28; 30
115
Продолжение приложения 6
Холоднотянутые и холоднокатаные
трубы (выборка из ГОСТ 8734—58 <
Горячекатаные трубы
■ (по ГОСТ 8732-58)
Наружный
диаметр
D D мм
Толщина стенки бст в мм
Наружный
диаметр
D в мм
Толщина стенки бст t мм
160; 170;
180
3.5—10 через 0,5; Ц; 12
133
4; 4.5; 5; 5,5; 6; 7; 8; 9;
Ю; 11; 12; 14; 16; 18; 20;
22; 25; 28; 30; 32
190; 200
4—10 через 0,5; 11; 12
140; 146;
152; 159
4,5; 5; 5,5; 6; 7; 8; 9; 10;
11; 12; 14; 16; 18; 20; 22:
25; 28; 30; 32; 36
168; 180;
194
5; 5,5; 6; 7; 8; 9; 10, 11;
12; 14; 16; 18; 20; 22; 25;
28; 30; 32; 36; 40; 45
203; 219
6; 7; 8; 9; 10; 11; 12; 14;
16; 18, 20; 22; 25; 28; 30;
32; 36; 40; 45; 50
245; 273
7; 8; 9; 10; 11. 12; 14; 16;
18; 20; 22; 25; 28; 30; 32;
36; 40; 45; 50
299; 325;
351
8, 9; 10; 11; 12; 14; 16. 18;
20; 22; 25; 28; 30; 32; 36;
40; 45; 50; 56; 60; 63: 70: 75
377—530
9—75; 16—75; 25—75
(см. ГОСТ)
ПРИЛОЖЕНИЕ 7
СТАЛЬНОЙ ОЦИНКОВАННЫЙ ПРОФИЛИРОВАННЫЙ НАСТИЛ
ДЛЯ УТЕПЛЕННЫХ ПОКРЫТИЙ
(ПО ТУ 34-5831-71)
Марка
профиля
*
п
св
н ч
Площадь се¬
чения В ОИ2
Масса 1 пог, м
профиля в кг
Данные на профиль
Данные на 1 м ширины
Масса 1 л2 про¬
филя в кг
0
и
W'xl, СЛ13
^ха, см?
*
0
н
1ГХ1>
W X2, см*
в пролете
на опоре
в пролете
на опоре
в пролете
на опоре
в пролете
на опоре
Н 79-680-1
1
12,5
10,4
86,7
18,3
20,9
20,9
37,8
127,5
26,930,7
30,7
55,6
15.3
Н 60-782-1
1
12,5
10,4
54,4
16,6
18,4
15,1
31,2
69,6
21,2 23,5
19,3
39,9
13,3
Н 60-782-0,9
0,9
11,3
9.4
47,2
14,8
15,7
13
27,9
60,4
18,9 20,1
16,6
35,7
12
Н 60-782-0.8
0,8
10
8,5
46,2
13
13,3
10,9
24,6
51,4
16,617
13,9
31,5
10,9
Иб
я
d
я
н
я
1 оо-4
1 1
111
ЮСО
х
яг
1 1
1 счсч*
я
«о
я
а
о
■&
-
— СО
11Огч
X
*
=5
1 1
1 1 1
и
сч
счсч
S
t
Ь Ш
Q*
J*
со io
•5
1 1
1 1 1
1^.
о
счсч
§
СП СО
•^со
33$
О-^
счсч.со
•*
о
—4 —4
-4-4₽-
-4—4—1
н
ю со
S-«
* со о>
1
сою
*• W <
,И0 • лг
осчю
см со о
ц*
CD 00
-4-^СЧ
зХ
О
о
яг<?
ОСО
оооо
О) оо
к
о
жинМ,
оо оо оо
оо>
ч
«3>
1
оо
ООО
—»оо
2
X
£
«НИЛ°£л
ь*
сч* со
ю со
5s
• •
-4j**o
о °о со
X
R
1
*■< ^4
сч'сч* со
сч’со*
«9
ItJ
юсо
ю*сч
ю * сч
СП о о
3
.ояем%
шю
ь-с^г*-
X
3*
Ч
~-4 —4
«—• —• •-*
—4—4—4
о
|
<0
Я
а.
с
О
»?
<эягн“г/.
5,63
7,26
Sin ь*
ооосч*
ЮСО 00
*-«*
—«
-4—4—4
WJ ,Х1
23
22
ООО tv¬
coco со
ю*со
ююю
К
1
-4-4
-4 «^^4
—4 —< —
Ч
*х
ю оо
ззд
—4 —4
.in г
юю
*-«счсч
со*
1О<ОС0
ьГоГ^*
ги а
ЮСЧ
оо со ь.
счюь,
сооЬ.
СО*
Ot^CO
яг
*гои ! eooBW
4» • *
-Гсч
счсчсо
сч со со
№ a bit
in 00
со о
ЮООО)
со *сч
со о
ООО 00
-ифоаи <швшо1гц
сч’со
сч*со-*
сч*со*
Ьч
•-0
•
—4
2
ю
ч
X
о:
ю
ю
ю
3
СХ
S
СО
C'J
си
хз
СО*
со *ю
со *ю
-о
ю
*
8
ю
вкифойн г//
•*
*
ю
117
Q
3
си
£
§
ГО
О
Q.
ft
а
2,81
2,84
00— хГ
0-4—1
СО СОСО*
СО Й Xf х? §
со со со со со
12 мм
2,74
2,77
—1 хг СО
о <э о
со со со
О СО со г-
сч со со со со
со со со со со
1
о
|S.S.
счсч
со со оз
ООО
сч“сч"сч*
СЧ СО Ю 00 ОЗ
сч сч сч сч сч
со со СО СОСО
| Справочные величины для осей |
5
N
IO S to
03 хГ 00
со
Ш А •
СО Xf о> о
ООО О СП о
7
ч
со со сч
о“ со* сн
сч сч сч
33,1
41,5
50
cs.xj< — ОЗ
ю 8 S S 5
т
о
=h
HTJ
сч»-
—4 WM РЧ
» • »
»Н «— М
in io Xf
СЧ СЧ СЧ
оз 2 92 ь» Г"
со со со со со
• Л * • ♦
.НИИ1°Л^
-и СП
0°м* Ю
хг* юсо
оойсч
г^Го—Г
СЧ Ю0О
222Ь*сч
•
1
ч
.эмви°^2
оо оо со
сч*сч*сч"
Ю хг СО
xj* хГ хГ
сч*сч*сч“
СЧ СЧ — ОЗ Ор
Is* NNCDCO
СЧ*СЧСЧ сч*сч*
t>HU
.OHBW0^
хГ Q0 х*
288
29.9
36,6
42.9
Ь.СОСЧ х?
СО О оГоО*СО
xf
I
>rj *х1
ййй
Юх^ СО
ООО
СО СО Ю хГ со
сч*сч*сч*сч*сч"
,ХГ
СО —4
Z322
СП -4 -X
00 со* Г-
—' сч сч
ОЗ СО сч
СП—< со оо
СЧ со СО xt< хг
гх а
иг 'гои i еээвдо
со Ю
О х*СЧ~
СО* СО* х^*
оз^оой
со Ю
NOOOON
00 со СО со со
Xt* Ю СО О^оо
6иэ а ни*
-ифо<1и qtfehioiru
СО 00 —1
00 CO^xf*
СО xj< io
СО со оо
о — сч
N
со ю сч
сч оо — хг
со со оо оГо
Размеры в мм
сч
с-:
сч*
ь»
сч
QS
О
ь*
00
Xi
Ю
СО xf Ю
<т Ю СО
ю
"t1 ио СО Г'- 00
•tt
8
5?
шгифойи
со
ю*
со
со*
118
СО СЛ — ЮСО
ю in со со со
00 —4 Ф
с>. 00 00 оо
00 -4 со in
•4 сч сч СЧЛ
Зю сой~ (2R
'О о6>о СО О
оо со со со
Ф Ф ф ф
Ф ф ф ф ф" ф Чф
СЛ t>| Ю г- сл
Ф LQ LO L0 L0
4СЧЮЬ
t4* с» ь»
ZI52122
юзазззй
со то со со оо
со СО со со
Ф ф ф -Tf
Ф Ф Ф Ф ф ф ф
ф ю ел
со со со со
Ф СО 00 —
СО Ю Г*СЧ СО Ф
ф 4ф ф L0 LQ СО со
Ф хф Tf Ю Ю
О О 0-4
СО со со со со
со со со со
Ф Ф Ф Ф
чф тф чф чф чф чф
СЧ со to 00
о О-ч -4 -Ч
Г- СЛ со г*
-4-4 СЧСЧ
ф ф Ю Ю
СО-4 ЮСО-4 СЛ (О
СО Ь- С4ч оо ел ел о
•Ь * » •
*****•»
сч сч сч сч сч
сч сч сч сч
СЧ счсчсч
сч сч сч сч сч сч со
О СП со
сч
(Л СО 00 СО 1^-
СО СЧ СЛ г*
Ю СЛ Ф СЛ
Ф со (Л -4
чф —« LQ со сч сч сч
со □□ СЛ ’•"* сч
(Л 0-4 со
*4 СО СО СО О Г- Ф
*■*
*-ч
^4 СЧ
СЧ СЧ СЧ со Ф чф Щ
ел оо оо t^. со
ф ф 4ф ф 4ф
СЛ 0Q СО Ь*
Ю in LO ю
ел оо оо СО Ю Ф ф
ел о ел о ел о ch
< • * •
”4 *“* ••*
-4-4*М»4
ф СО —4 00 Ю
00 Ю co
ООО СО
г^сч ел— сп со
СО СЛ СЧ Ф !>•
—> ~ сч сч сч
4CONQ
СЧ СЧСЧ со
ф оосо оо
СО СОФ ф
о ф о ф со ел сч
ю ю со г* оо ел -4
-4 СЛ С^> со
-4 м О) 00
О 00 СО
00 0Q Г* ф 00 Ф
оо оо 00 00 00 Ь* Гч*
СЛ СП оо оо оо
•4-4 00
Ю Ф Ф ф
* • • •
сч сч сч сч сч
со со со со
со со со со
со то со со со со СО
со сп со ел
СО ф
СЧ СОФ Ф Щ
СО О Ф со
ОО 00 СО
со «А со оо
СО Г— СО ф —ч ю со
ел о со оо со ь* —4
со г* оо ел о
00 СП 0-4
—4
-4 —4 **4 **«
-4 сч СЧ СЧ со СО 4ф
г-4 СЛ 00 Г*
Г4* С* Ю ф
со сою
ел оо г^юсо оо
со со сч сч сч
Ф Ф Ф Ф
к» t> fr*. О.
ооооо ел
*****
СЧ сч сч сч сч
СЧ СЧ СЧ СЧ
сч сч сч сч
со со со со со со сч
ЮСОСО 00*ч
С>» СО ф
—« со
о to со ел со
со фююю
СЧ С^Ю СО
Ю in to С*.
СЧ ФСО 00
со Ст) 0-4
СЧ -4 О’) СП Ф
СЧ СО 4ф CD со со
-4 -4 ~4 СЧ сч сч
w*« **«
СП со сч
ООООСЛ 0-4
00 СО-4 LO
г» сою со
СО Ф
СО СО СЛ сч
—4 00 СЧ -4 СП со со
ЮСОС^еЛ О
со* о? оо ел
оо ел о сч
ООСЧЮГ4.ОС0
-4
—4 —ч
-н —1 -4 —ч -м сч СЧ
(Л 00
СО Ь»-4 Ю 00
СО 00
со СО 00 со
СО СО О) со
00 00 со СЧ СО со Ь4
*******
000-4 СЧ
ОО О) о сч
осч сою
сч со ю ел сч со ел
*4 wM »“Ч
—ч *-Ч w—Ч ^>4
—ч -м —« —1 сч сч сч
С0ж
СО
со
со*
Ф
О)
ел
о
сч
ю
ю
into ь. ООО
ЮСО C4Q0
СО 00 О)
СО* Ь- оо О СЧ Ф СО
ю
г*
g
8
100
ю
с>
00
0)
о
119
Продолжение табл
ПО
Радиуо инерции
lg . си при 6
3
4,99
4,01
Ю in Ю Ш in LO
coin
CM CM CO
• • "
D CD CD
xF b CD CO b CM ID
О О О —* — см CM
b b b Nbb*b
3
сч
S58
xF
co co cd co ь»-*
1П LQ 1П CO CD b~
Ю Ю Ю Ю Ю Ю
b Qi CO
CD CD CD
co CM CD IDOL
О О О v>4 M
CDbbb b b b
1
о
4,85
4,87
CD OO CM Ш co
xF тг 1ПЮ CD CD
Ю to in Ю Ю to
CM in
Л * *
CD CD <O
—« CO Ю Oi CO b
Oi Oi Oi Qi о О
CD CD CD CD* b b b
| Справочные величины для осей
5
2,96
3
CD ю co oo
CO xF xF 1П CD CD
co cococo coco
00 CM
b* 00 Ci
co co co
IQ O) bin CO
CO CO CO xF in CD b
xr*
м
[
м
^хг
308
353
co CM Oi CM CD —*
*-« CO xF 00 •— 1П
in to CD b* OJ О
818
911
1097
CD xF co —' —* CM CD
iQCncn —Olbuj
CO xF CD Oi —* b
—« —’ — —« CM CM CM
1
WJ
*HHW°/f,
2,19
2,18
Qi 00 b* CD 1П xF
CM* CM* CM* CM* CM* CM*
Oi oo <D
b» b> b>
CM CM CM*
Oi 00 b CD xF CO CM
CO CO CO CO CO CO CO
vHfJ
'HHW°/^
b.00
КЗ
CM Ю <У> ’T о xF
cm —«oo
Ci—< xF
— CM CM
Oi 00 CD — in b Qi
co c& co x? xf 2 SS
о
н
1
о
Н
W3
<эмви°х,
Qi 00
xr
b. CD xF CM oo in
00 00 оо 00 b. b*
xF xf тг xF* xf" xF*
bwCDCO
XF xF xF
in in m*
in xr CO b CO
CM (N CM^CM^«*m
CD CD CD CD CD CD CD
•эявм°х^
o>in
b* —<
CM CO
b О —* О xF CO
CD CM b. b- co in
xF in in CD b* 00
Qi xf b
eq-Ю
ЬООСЛ
CD —* Q CM CD —< CO
CM *F LO COCO CDxF
CM CO xF(D 00OCM
н
1
м
WJ ‘xi
3,4
3,39
b CO in CM oo
00 00 oo 00 00 b*
co co coco co co
4,34
4,33
4,31
CD 1П xf CM CD b Ю
OJ CD CD CD 00 00 00
xF *F xF xF xF xF xF
№ tXr
cd 00
bjQi
b.QCMCM Oi
qicm Фсм oo co
CM CO CO xF xF tn
823
in CD
xF xF CO CD LD Qi Qi
b xF —* xr b Oi—*
b-OC OiO — CM XT
гх н
иг *гои | еээвдо
11.9
13,5
in CO b* CM CD
in b. Qi*CM*CD Oi"
— CM CM CM
19.4
21.5
25.5
b xF 1П xF
xf b Qi *F 0Q CO b
CM CM CM CO CO xF XT
гип и ни*
•ифо<1и qtfelnoif[j
CM СЧ
in ь.*
ь co o> xf oo
оГсм xf oo* co* ь
-x CM CM CM co co
bCO in
хт^ьГсм*
CM CM co
xF xr rF CO —< 00
—* xF* b CO* Qi* о
CO CO CO xf xf IQ CD
| Размеры ь мм
к
CD
xF
4,6
5,3
QJ
CM
*F
XF
CD
b- 00
00 Oi О CM xF CD
О О CM
CM XT CD 00 О
■G
о
125
140
160
к и и фо du
12,5
xr
CD
00
GOO
t*. t*"
®5Л&Лй.з
оо оо оо оооо оо си
9,51
9,56
8883888
о" о о" о* о* о —*
7,81
7,83
CliON-iOaDN
со о со ь* ь* оо си
00 оо оо СО 00 00 оо
ю а>
Ф Ф
* •>
СП си
СП со со — со сч со
со ь* Ь» 00 00 СП О)
о" о* со о* о* о* о"
ф и.}
b*
b— <
2 S со cSKoo си
оо оо оо 00 оо 00 00
оосч
СО Ф
си си
СЧ Щ СИ Ф СИ in СП
со со со ь* ь* оо оо
о о" сГ о* о* о" о*
S3
Ф Ф
Ь* СЧ СО Ф си ь*
СО ООО
1П 1П 1П lO Ю Ю СО
СО сч
СПО
in со"
in оо — — со —
Ь* 00 СП «Ч сч со
СО СО СО ь. ь^ ь- ь*
2128
2324
ззазззз
— Ф ь* сч со »ч
СО СО СО Ф Ш СО 00
Ф со
си со
Ф in
со сч — ф ф ф со
оо Ф о со СО b* in
СЧ СО Ф Ф Q со ь-
00 СП О — СО ф ш
33
СО СО
О 00 ь- со со —»си
0)0)0)0 0)02 00
ссГсосососососо
оо со
СОСО
ф* ф'
00 СОФ СО— СИ СИ
СИ СП СИ СП СП 00 00
ф ф ф ф ф" ф" ф*
500
540
О) Ш -н о СЧ 00 оо
ф о со ь* оо со об
Ь- 00 ОО СИ ~ч ф со
ОСО
28
СЧ оо о О) b* Q СП
ф LQ b-i ь* оо 35 оо
СП — СО Ю оо —со
— сч сч сч сч со со
зз
ФСО — оосчсою
00 оо 00 ь* г— со ю
Ь- С*» Ь* Г”* ь* ь* ь—
<£>3
00 оо
00 Ю СЧ СИ Ф СП со
Ь> Ьх Ь» СО со Ю in
о о СП о о СИ СП
1933
2093
СО СО СО Ю О Ф «ч
а> — со in со а> ю
00 — СО Ь-Ю Ф СО
СЧ СО СО СО Ф Л СО
ою
5S?
СЧ Ь- О^ч Ю ф io
СП со со СО СЧ Ф со
Ф СО — СИ — СЧ СИ
N 0О О CJ) —< СЧ СЧ
чоЗ
■П1П
СЧ — ь* сч СО
СЧ СЧ СЧ *-« о
е * • е • е
О СО О С0 со СО <0
со —
00ж°0
СО со
СО СО — СИ Ш -и о
ь» ь*. Ь-СО со со in
ь- ь- ь** < Ь? bC ь?
1216
1317
СО — Ьх со — со о
сч со О) СО Ь» СО сч
ООСПОСОООФО
—* —' сч сч сч со Ф
Ф ю
00 —
сч со
Г-. Ь» in о СО ь-
—< Ф со r-о — г,
5=8838^3
S3
О 00 Ь* »ч о
си сч оо о* ф ь*“
СО СО Ф Ф со ь. 00
Ф 00
ьСсо
ф in
• О СП — СО Ю Ф
— оо СО СО ф ф —
со СО b* 00 СИ О чи
ЮС4
JOC4
’J ф
-|О)Ф юсош
Ь* О Ф СЧ СО Ф »ч
Ф LQ lO СО ь* О —'
ф ’X)
83
Ф^Ь*
00 Ьч» ь* со СП со* сч
b оо о О со ф
о
П
СО
С*
X
X)
00
сч
ф
сч
-< сч
-и —Ч
СЧ со Ф со О Ю Q
— — — — СЧ СЧ СО
Ф со
228SSS8S
3
о
8
§
8
СЧ
00
8
сч
сч
ю
сч
1><
-гГ b-
co о cm go
05 05 0 о
m ID
m qo co
— co
WW frl
I 00 00
—< v-H
co co
coco
1 • *
л *
*
X
t-M F—4
— — см CM
СЧ СЧ
CM CM CM
CM CM
аг
3
CD 05
00 — ’TO*
bjQO
oo m
CM co co
CO CD
♦
►
ww 31
1
Q0 05 05
О О
CM CM
«о
ft
— —
«-4 — — CM
CM CM*
CM CM CM*
CM CM
***
QO —
CO CD —
05 —
CM b.
CDOO
Qi
в
WW 01
1
00 00 00 05
05 О
CM^CM CM^
д
— —
— — — —
—"см
CM CM CM
CM CM*
S
ww H
|S=
05 CM m
CQ^^m
05 CM
CD b*
oo
05 05 05
— CM
1 " *
«t A • •*
№ *
• В В
X
co co
CO coco CO
CO co
co coco
3
—< CO
— b* CM
CO CO co
co co co co
CM Tf
CO CD —
co
и
>»
X
5
. *
ww z\
l°.°
co co
■D CD
co co*
OO 00 05
co coco
xj? XT
ГО
а.
ww 01
co m~
I0!0!
CO CD 05
CM CM CM co
Tt« CD
mm
m oo co
b. b-00
О С
CM CM
co co co co*
coco
co coco
|
i
WO
sss
b* CD CD m
00 00 00 QO
00 OO
05 05
33S
8S
ft
1
‘НИИ n,
о о о*
о о о о"
0*0
---
а
pwo
m 05 CD
05 — CD
Ь» СО CD OO
оьсой
□0
00 co
00 о
CM ’Ф 05
00 00
m co
*нии П ?
*-< CM CM
СО СО tD
’«f m"
soo о
bToo
WO ‘°r
CM CO
00 00 00
— LQD5b.
05 05 05 О
• < л *
ss
b--HO5
CM^CM
coo»
f-4 —
• в
С
<U
и
О О О
ООО —
— —
-4 —
1
com —
—4
QO CM CM
00 CM
о
pWO
’Ф CM 05
Ю 00 05
CD CM
в в в
а
o m Tf
om
X
m co b-
00 О СО ь»
com
см см co
CM CM
§
CM CD
СО 00 см
m oo
05 ТГ CM
m"
X
X
wo iOfi
00 00 QO
• • в
CM CM
со m
• w в
CD cd
X
X
X
ч
>г
СМ СМ* СМ СМ*
CM CM*
CM CM CM
CM CM*
1
co CM CM
05 05
o.
b- 05
CD
GJ
п
0)
3
X
X
о
н
,*» "xr
о co о
CM CM CM
СО »-* 05 CD
СО CD
—< CD
mm
05 CO CM
CD 00 —
84
102
ю ‘n.
CM CM —
ООО
СО СМ — 05
00 b-
CM CM
CO CM
ш
X
о.
Б
и
•3)
1
-- —
— —
ft
,W3 ‘nf
00
WSM’
CO CO
со cd oom
CM CM —
m cd ь» о?
о m
см о
□О 05*
m com
CM Tf 00
12.7
14.8
к
1
WO 1
05 00
b« b« b«
2,01
2
1,99
1,96
co co
смсм
CM CM
2,39
2,38
2,35
com
mm
CM CM
н
tWO *X/>
°°B
о —co
СО 05 СО CD
СО 05 СО 05
—• — СМ СМ
25,3
27,8
QO 05
^OCM
co Tt> m
41,6
49
2% 3
00 — cd
00
— 05 CD О
00 05
05 CO
05 05 co
b CD xr
8S
W
•год' | еэов;у
CM cm" co"
СО СО CD
co*-*t
m b-
m
.wo а вггиф
16
58
11
3So3
(■*•05
о m
— m ь-
—< CM^
com
com
-odu чУвтпоец
CO CO
тг Tf m ь*
mm*
CD b»O5
CD b*
co
m
b
b.
CM
CM
CM
CM
CM
а?
*
m
и
CD
b.
bC
00
00
3
О.
о
чэ
CO
сом* Ю
rf m cd oo
m
тг m
m cdoo
m cd
2
ГО
го
CU
•о
8
о
’ф
m
Tf
о
m
8
8
co
О
m
О
0Q
CD
b-
b
00
CD
(шифоби «кг
co
***
’ф
"■4
iQ
m
CD
co
m
m
m
CD
b«
b
□0
122
— CO OO
tO lQ AO
cm*cTcm*
b CM b
b QO 00 oo
CM* CM* cm" CM
3,03
3,04
3,06
ОТ — CD
СО th TH СП
со со со со
L'J
bOO
co* co"
ot^cq,
О — —< CM
тН тн тН тн
CM b-
TH «ф
th TH
CM LQ
oc•
LQ LQ Щ lQ
CD th 00 CM
IN CO CO TH
CD CO CD~ CD
th LQ
CM th от
CD b От
— тН ОО СО
ОТ TH
8382
CD
CO LQ ОТ CO
ОТ ОТ ОТО
b — LQ
тН ”H Ю
ьььь
от от от
СО СО СО тн
CD b
CO TH
CM CM CO co
A *
CNCItN
CM CM CM CM
CM CM CM
со со со со
co co
тН тН тН тн
TH TH
тН TH TH LQ*
CD CD CD CD
bOO CO
CO CO "Ф
CM TH b- r~<
от от CM
TH b — LQ
см см со со
LQ b CM LQ
ОТ CO
CD OO CM CO
CO — tH 00
CD CD CD b
oo oo от
CD CD
ОТ ОТ ОО
CM co
oo oo от от
—4 CM CM <N
CM CM CM
CM CM CM CM
CM CM CM
со со со со
CO CO
СО СО тН тН
тН tH
TH TH TH TH
CD CD CD CD
CM LO
CM b
CM CO LQ
LQ LQ LQ
оо CD
<0—4
СМ тн ОТ СО
b- WH
CD OO CO b
CD CD bb
tH CO 00 CM
CD CD b
CD —4 —4
— см см со
00 от
00 00 ОО ОТл
b. CO
<Ю ОТ ОТ О
тН тН TH
LQ LQ lQ lQ
LD lQ LQ*
со СО CD CD
D CD
ь ь ь b
00 oo*
от от от от
— — — CM
«—< *—«
ю b CM
от см тн от
lQ LQ ОТ
со от со
ОТ TH
LQ Ь» CM CD
LQ
ОТ —4 LQ
b CD
LQ LQ CD
OTOOO
Tf TH TH
— — — см
ь oo
b ь- оо оо
b»b
in CD CD b
b ОО ОТ ОТ
•» - - *
» «* - n
«ч л «Ч
^тНтП
tH LQ LQ LQ
lOlOiQ
CD CD CD CD
CD CD
b b b- b
00 CO
ОТ ОТ от от
г—И ^*4
R
^-4 wH
Ь» СП LQ
CM lQ b—<
ОТ ОТ ОТ О
bb—t
3 0^2
Ь* ОТ тн ОТ
•Т TH 00 СО
00 ”Ф00
TH LQ
CO CO TH
b b
CD CD Ь» Ь»
coco
LQ^LQ LQ CD
Ь* 00 00
tH TH
тН TH TH LQ
LQ LQ LQ
СО СО CD CD
CD CD
ьГьГьГь."
00 oo
от от ОТ ОТ
v—4
—-И
co co co co
COCO CM
LQ lQ LQ
coin тН CM
bbbb
00 CO
OTOT
OTOO CD
СМ «-М *-ц WH
CM
TH TH
Ю тн со см
bbb ь
тН ОТ 00
1П1ПТН тф
* •» *
««*««»
—4 — — —
—4 •—4 t"**
—4
см см см СМ
CM CM
см* см* см* см*
со*со со со
co O'* co
CM 00 TH co
ОТ GO CO
th OQ CO LQ
CO LQ
in TH
CD ОТ
-^cJcD
oo oco oo
— CM CM CM
CD 00 CM
CM 04 CO
CO 00 ОТ ОТ
TH тН LQ CD
0*10
b oo
0-4 СМ см
Z5 2 2 2
тн LQ b b
CD 00 CM CD
см см со со
TH — CDOT
О oo CD TH
CD b 00 ОТ
CD QO <Q
CM CM CO
CM CD 00
tH th LQ LQ
00 th
LQ CD CD
TH CM
00 oo ОТ
Л •» -
CM
2,03
2,12
СО 00 CD СО
СМ СМ СО тн
•» м * -
см см см см
2,44
2,52
от со — от
ьаоотот
см* см* см* см*
со от bin
LQ CD b CO
CO*co COCO
CM CM OO
ОТ b CD 00
CO CO CO
тн 1П
ОТ TH
—‘ CM
8 C*? $H
ОТ CO b LQ
th lQ CD 00
тНСЭСМ*
b 00 ОТ
o> ь-со о
О LQ IQ Ь-
о со о ь»
СО СО тн тн
T? b-
TH CO
tH IQ
00 CD СМ —
-4 oo CM CD
b b ОТ о
Q b CD
CO О 00 b
CD CM TH b
— CM CM CM
2,92
2,95
3,04
CO 00 CM
CM CM CO TH
co* co co* co
ШЬ^
LQ LQ CD
COCO CO
— IQ TH CM
О CD —' CM
тП тП TH th
от co
тн LQ
TH TH
от со см
lQ lO lQ lQ
00 b-
COOT
iQ*lQ
~ тн СМ
in 1-0 CD b
CD CD CD CD
b TH CO—
OT_-4 CM co
b oo oo oo
CM LQ TH
CO tH от
00 CM CD CO
ОТ CO CD CO
— CM CM co
CD ОТ CO
00 ОЮ
CM CO CO
CM oo от —<
LQ тИ 00
TH Ш tO
CM ~
b от
-4 ОТ TH О
CM in со »—
2222
CO TH
CO CM
OTCO
О ОТ CD th
CM 00 CM CD
ОТ —• b CM
S1S82
CM CO co TH
-
—4 CM
CM co co th
CD 00 ОТ О
S83S
ОТ 00 biQ
b b b b
OTOO
OTOT
ОТ 00 CD th
CM CM^CNCN
38
in TH CM
oo 00 00 00
CM
oo b TH CM
LQ LQ LQ LQ
CM 00 CD CO
CD IQ IQ LO
-4— —
CM^-T
CM CM CM CM
CM CM
CM* CM* CM* CM*
co CO
co co co 00*
tH tH tH
C^C4T^
CD CM —*
CD b CD
b
О CD
CM TH
CD ОТ CM
00 OCO b-
-4 CM CM CM
CD TH
CD CM — b
CM CO IQ CO
2 cm cm"
OiQ OT*b
CO CO CO TH
LQ 00 TH
TH TH LQ
J28S2
b-CM
см сэ
TH 00 LQ —
tH TH LQ CD
CO CO b-4
О CO TH CD
•—4
— — «—4 —
OO 00 Ю
00 00 co
ОТ 00 LQ
-OCM —
iQ LQ LQ
— 00 LQ
О OTOT
от b
tJ* TH
LQ CO —4 00
—4 —4 ft О
b
oo b-
IQ CO — OQ
th th TH CO
b см от b
о о от от
«* •» *
CM CM CM
co CO co co
00 CO CO
TH TH CO CO
TH th
LQ LQ LQ 1П
LQlQ
CD CD CD CD
ОО ОО b b
CO CD ОТ
co
cm co
ОТ 00 —4 CO
TH th
b —« LQ b
no о
00 CO b TH
CM CM CM
b CD CM in
CM LQ — CD
8&3&;
in CM
TH CD О CM
TH ОТ th 00
co b О
ОТ — CM LQ
TH in b
CD TH
CO TH
ОТ —<
tH lQ 00 О
— OlQOT
CM CM CO CO
CD CD b- 00
—4
— — ,-ц CM
CO TH TH TH
ь ь
CO b ~
3S°i
Ю iQ CO
—• LQ
QO CD CO
CM TH
тП b TH —
ОТ ОТ 00 b
— b b
Ю b 00 -
- - -CM
- шО
—< CM LQ oo
b
00 ОТ CO b»
CM CD
b ОТ тн ОТ
CM CM CO co
b ОТ in —
CD CD 00
ь oo от —
00 ОТ —4
—4 «—t
—' —4 CM CM
CM CM
co TH in CD
CO TH 00
ОТ —< CD LQ
TH со ОТ
CM
ОТ CO bx
co b
ОТ ОТ ОТ oo
CO CD — LO
CO LQ r-1
t.J " • -
— CM lQ
—< см со
TH CD ОТ CO
00 CM
CM LQ О tH
CM CM co co
00 co
TH b CO ОТ
OO CO whOO
ьоо
— CM
CM co
CO CO TH TH
TH CD b b
co
СОл
со
b
TH
co
b
b
'D
co"
СО
co
TH
tH
TH
О
о
CM
CO
TH
TH
00
ОТ
■“*
«—4
^■4
LQ CD CO
CD b OO О
ю
oo о
ОТ О CM TH
о CM
r-4 CM ТГ CO
CM CD oo О
b 00 О CM
M Я<4 ^4 V—<
iQ
CD b 00
1—4
——
CD
CO
о
о
о
8
о
LQ
о
lQ
CD
ь
00
от
CM
CD
—•
—4
—<
О
s
о
LQ
о
О
о
О
О
ОТ
CM
TH
CD
00
Q
LQ
«—<
4
—4
—4
CM
CM
LQ
co
oo
D
О
CM*
CD
CD
ь
tn
от
f—4
—
—
lQ
b.
О
CM
TH
CD
00
о
LQ
ОТ
—
—H
CM
CM
123
i
Л о-
& a
S®
О
О Ь
§
аз
X 2
tt S
—4
3
a
го О
CL
о
м
I I
а
a
X
03
u->i
a
s*
н
СО
>»
X
co
a
О
с<
ю
О
а»
I
&)
§
_а>
й с? в в а & sj s? л
Л
5
а>
СП сч
СО 00 *-«' М» 00 СЧ* СО 00 00
****-«счсчсчсчЛ
11
ь>
*»
оз о> аз со со
Ь Й 5 3 В 5 s В Й |
к
I
н
5
н
V)
Ь* 00 со м* 00
СО СО СО СЧ* -м" О)" СО
СЧГО^<£0000О^ГО’Г
3
СОООСОГ^СЧ-НОО^СОСЧ
О00ЬЮ^ЮСЧИ»мС4
^^intOSNOOOOOiO
5
И
ь- ь»
озаГ<-и'а>сооз<^*сосч’£
сои5ооом*юооосою
W4 W4 — ^4 СЧ СЧ СЧ
§
«
н
88SS88S82S
*И СО Ю 00 СЧ ХГОООЮЬЧ
•м —1 сч сч сч
<о иэ Ю со
СЧ СО со ГО ГО СО Ч< Ч« Tt* Ч1
£
ю ю ю ю
• а » а
r*t^ooooo>o>o>a>oo
-
СЧГОЮОД^ГОЧ'ФОО)
С^ьГьГь^оооО оо оо оо оо
■Q 00 03 *-* —« СЧ СЧ *
•£>
ЙяфС0«-;ОООООО
(DN000)OO^^(N
Ю (ч О) ■* О С*» 00
О? —" СО ю оо" О) CM ’f LQ
^^r«4w4w4C4C4C4C4
ГО _ го го
о СЧ О 00 Go О О £4 £*
« *-н wn СЧ СЧ СЧ СЧ
124
г*
со
3
3
оо
СО
о>
а
8
ю
о
СЧ
CD
СЧ
ч
CD
Р:
х^
О)
о
CD
сч"
сч
сч’
сч*
СЧ
сч
сч
сч
со
со"
со"
со
СО
СО
со"
х£
xf?
ю
со
Ю
&
—
О
—
о
со
хг
<5
8
о"
хГ
8
Q
ю
к
ю
00
о
а
8
со
Сх«.
О
СО
О)
8
£
•х
хм
S
сч
со
98
09
60
S5
337
СО
со
О)
со
CD
со
807
§ 8
720
70
8
§
о
сч
сч
хГ
ю
со
О
со
Й
см
СП
«н
сч
со
со
63
S
о
О)
сч
оо
СО
сч
О
339
23
40
о
о
05
8 8
о
8 8 §
сч
сч
сч
сч
X»*
ю
CD
О)
Xt«
сч
LQ
О)
*“Х
**
сч
сч
сч
97
сч
со
со
ю
LQ
ь.
со
сч
<7)
00
Сх.
ю
Xt
•
•
от
•
*
•
о>
о
«■4
•н
сч
сч
со
х^4
CD
оо
О
СЧ
СО
Ю
Ьх
С4»
г*
СЧ
сч
СЧ
СЧ
сч
сч
сч
2?
г»
г^.
сч
00
г-
со
(х-
о
о
00
о
о
о
09
о
оо
ь.
§
tx.
О)
хг
х$«
frx
сч
xt«
сч
со
со
м*
в
Ю
О>
ю
8
25
со
38
со
Х^
8
S
00
о
о
80
о
оо
40
380
30
50
8 8 8
g
о
g
70
Xt*
оо
о
UJ
о
tx.
оо
о
хг
сч
•—<
хГ
хг
со
С4»
со
со
со
1Л
Ю
г*
ь-
о>
со
оо
$4
о
со
й
ю
(X.
О
3 й
ю
Ьх
ооюсчсчюоооох!» 00
55 Й 5 3 < Й' 3 Г 3 5 2 й й 8 8 Й
—» — —• ** сч сч
ю ю
4»4*^4<lQlOlOC(ObCxNcoOOOO
in ю
оо-* «счсчео^юш^ооосч**^
ЮООООСЧСЧС^СЧСО СЧ СЧ Ю 00 СЧ СО сч
л о? о> о о о -* СЧ СО ’Ф Ю CD b-Г О? о* xf оо
< — СЧСЧСЧ
СО CD Ю Ю Ю <D Ю СО «■* Ю
Ю IQ сО CD 'Л со S 00 оо’ О О М СП Ю S
2ЙЙЙЙЗ?ЗЙЗЙ§88222
.—.^НСЧСЧСЧ СЧ
сохгюоюсчсчсо»*счоооо
S D -Н* М (О 05 СЧ оо" (D 1Л СО О? о со оо 5!
счсчсосососохгчгйсо ь- 00 О СЧ СО LO 00
П5
ц
126
ПРИЛОЖЕНИЕ 8, табл. 5.1
Сталь прокатная широкополосная универсальная
По ГОСТ 82-57
Ширина в мм
Толщина в мм
160; 170 180; 190;
200; 210; 220; 240;
250; 260; 280; 300
От 4 до 12 мм через 1 мм; 14; 16; 18; 20; 22; 25; 28;
30; 32; 36; 40; 45; 50; 56; 60
320; 340
От 5 до 12 лм! через 1 лм;; 14; 16; 18; 20; 22; 25; 28;
30; 32; 36; 40; 45; 50; 56; 60
360; 380; 400; 420;
450; 480; 500; 530;
560; 600; 630; 650;
670; 710; 750; 800;
850; 900; 950;
1000; 1050
От 6 до 12 мм через 1 мм; 14; 16; 18; 20; 22; 25; 28;
30; 32; 36; 40; 45; 50; 56; 60
ПРИЛОЖЕНИЕ 8, табл. 5.2
Сталь листовая (выборка из ГОСТ 5681—57), размеры в мм
Толщина листа
Ширина листа
Длина листа
4, 4,5
600; 700; 1000; 1250;
1400; 1500; 1600
2000; 2500; 2800; 3500; 4500:
5000; 6000
5; 5,5
1250; 1400: 1500; 1600
2500; 2800; 3000; 3500; 4500;
5000; 5500; 6000
6; 7
1250; 1400; 1500; 1600; 1800
2800; 3500; 4500; 5000; 5500;
6000; 7000
8; 9; 10: 11
1250; 1400; 1500; 1600; 1800;
2000; 2200 (кроме толщины
8 мм)
То же
12. 14; 16; 18; 20
1400; 1500; 1600; 1800; 2000;
2200; 2300
4500; 5000; 5500; 6000; 7000;
8000
22: 25; 28; 30; 32
1400; 1500; 1600; 1800; 2000;
2200; 2400
Го же
36; 40
1500; 1600; 1800; 2000; 2200;
2500
»
127
СОДЕРЖАНИЕ
Стр.
3
7
10
13
18
34
46
75
97
107
103
110
112
• • •
Введение •
§ 1. Основные характеристики и сортамент металла •••.»«
§ 2. Расчет металлических конструкций по предельным состояниям
§ 3. Расчет соединений элементов стальных конструкций • . •
§ 4. Проектирование балочной клетки междуэтажного перекрытия
§ 5. Расчет и конструирование центрально сжатой колонны •
§ 6. Расчет и конструирование внецентренно сжатой колонны • •
§ 7. Проектирование стропильной фермы покрытия промышленного
здания . . .
§ 8. Конструкция ферм из труб .
Литература
Приложение 1. Классы и марки сталей, применяемые при рас¬
четных температурах до —30 и —40° С
Приложение 2. Классы и марки сталей, применяемые при рас¬
четных температурах ниже —40 до —65° С
риложение 3. Значения нормативных сопротивлений и коэф¬
фициентов безопасности по материалу для прокатной стали . .
риложение 4. Временные нормативные нагрузки на пере¬
крытия и коэффициенты перегрузки ....
риложение 5. Коэффициенты перегрузки ..
риложение 6. Трубы стальные бесшовные
риложение 7. Стальной оцинкованный профилированный
настил для утепленных покрытий 116
риложение 8. Сортамент стальных прокатных профилей • • . 117
П
П
П
П
П
112
114
115
П
Александр Павлович Мандриков.
Игорь Михайлович Лялин
ПРОЕКТИРОВАНИЕ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
* ♦ •
Редактор издательства Б. А* Б е г а к
Внешнее оформление художника Б. К. Дормидонтова
Технический редактор И, В. Панова
Корректоры В. М. Залевская, Л. П. А г а в и н а
Сдано в набор 1.11 1973 г» Подписано к печати 31.V 1973 ь
Т-05535 Формат бОХЭО’/и Д. лъ бумага типографская К? 2 8.0 печ. J-
(уч.-изд. 7,6 л)( Тираж 6 7 000 экэ. Изд. № A.1II—395. Зак. 145 Пена 25 коп.
Стройиздат
103777, Москва, Кузнецкий мост, д. 9
Московская типография № 4 Союзполиграфпрома
при Государственном комитете Совета Министров СССР
по делам издательств, полиграфии и книжной торговли
Москва, И-41, Б. Переяславская. 45,