к. К. М У X А н о в,
 канд. гехн. наук
 ПРОЕКТИРОВАНИЕ
 СТАЛЬНЫХ
 КОНСТРУКЦИЙ
 Допущено
 Управлением учебными заведениями
Министерства строительства предприятий
металлургической и химической промышленности СССР
в качестве учебника
для строительных техникумов
 ГОСУДАРСТВЕННОЕ ИЗДАТЕЛЬСТВО
ЛИТЕРАТУРЫ ПО СТРОИТЕЛЬСТВУ И АРХИТЕКТУРЕ
Москва — 1956

Рецензенты:
 Днепропетровский строительный техникум;
канд. техн. наук В. А. Балдин
 Научный редактор — канд. техн. наук С. М. Тубин
 В книге изложены основы проектирования и расчета
стальных конструкций, применяемых в промышленном и
гражданском строительстве. Даны общие сведения по изго
товлению и монтажу стальных конструкций в объеме, не
обходимом для проектировщика. Методы и примеры рас
чета стальных конструкций даны по предельным состоя
ниям, согласно действующим «Нормам и техническим усло
виям проектирования стальных конструкций» (НиТУ 121-
55).
 Книга допущена Управлением учебными заведениями
Министерства строительства предприятий металлургиче
ской и химической промышленности СССР в качестве учеб
ника для строительных техникумов и может служить посо
бием при проектировании стальных конструкций.

ПРЕДИСЛОВИЕ
 1 Настоящий учебник по проектированию стальных конструк-
составленный в соответствии с программой строительных
 Ёхникумов, предназначен для учащихся, специальностью кото-
IX являются изготовление и монтаж стальных конструкций, и
. эжет быть также использован работниками проектных и про
изводственных организаций в их практической деятельности.
 ,, В учебнике излагаются методы проектирования и расчета
$тальных конструкций, главным образом зданий промышленных
Предприятий металлургической и машиностроительной промыш
ленности.
 Заводскому изготовлению стальных конструкций и их мон
тажу посвящены отдельные учебники, в связи с .чем здесь по
этим вопросам даны лишь общие сведения, необходимые для
усвоения учебной программы по проектированию стальных кон
струкций.
 Учебник составлен в соответствии с «Нормами и техниче
скими условиями проектирования стальных конструкций»
(НиТУ 121-55), в основу которых положен метод расчета по
предельным состояниям.
 Автор выражает глубокую благодарность канд. техн. наук
С. М. Тубину за ценные советы и замечания при редактирова
нии книги.

ВВЕДЕНИЕ
 Грандиозное строительство, которое ведется в нашей стране
по шестому пятилетнему плану развития народного хозяйства,
требует дальнейшего усовершенствования индустриальных ме
тодов строительного производства в области заводского изго
товления конструкций и монтажа готовых элементов на строи
тельной площадке, а также в области улучшения качества и сни
жения стоимости строительно-монтажных работ.
 Потребность в стали во всех областях народного хозяйства
огромна, поэтому при применении стальных конструкций необ
ходимо экономное расходование стали, в связи с чем Централь
ный Комитет КПСС и Совет Министров СССР в своем поста
новлении от 19 августа 1954 г. «О развитии производства сбор
ных железобетонных конструкций и деталей для строительства»
предусмотрели ряд ограничений в применении стальных кон
струкций. Однако замена стали другими материалами не всегда
возможна и целесообразна и во многих случаях, стальные кон
струкции сохраняют свое значение (например, при строительстве
• доменных, мартеновских и некоторых других цехов заводов
металлургической промышленности, для ряда строительных кон
струкций и т. д.).
 В предлагаемом учебнике изложены методы проектирования
и расчета стальных конструкций. Несмотря на большое разно
образие и специфические особенности различных сооружений
с преимущественным применением стальных конструкций, суще
ствует ряд общих требований, которым эти конструкции должны
удовлетворять.
 В основном стальные конструкции предназначаются для вос
приятия нагрузок, действующих на сооружение. Конструктив
ная форма сооружения зависит от характера сочетания его ос
новных элементов — балок, ферм, колонн или оболочек, связан
ных в единое целое. Выбор наилучшей конструктивной формы
сооружения и его элементов производится при проектировании,
которое представляет собой творческий, созидательный процесс,
допускающий многообразие решений. Конструктор обязан
в каждом отдельном случае найти наиболее удачное и рацио
нальное конструктивное решение, соответствующее современ
ному уровню развития науки и техники.
 4

§ 1. ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ И НОМЕНКЛАТУРА
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
 Наибольшее применение стальные конструкции нашли в сле
дующих типах сооружений, которые могут быть разделены
на два класса.
 А. 	Стержневые системы, основными элементами ко
торых являются балки, фермы и колонны:
 1) каркасы зданий промышленных сооружений (преимуще
ственно цехов металлургических и машиностроительных заво
дов) с их внутренним обустройством — подкрановыми балками,
площадками и т. п. (фиг. 1а — 1 в);
 2) железнодорожные, шоссейные и городские мосты боль
ших пролетов (фиг. 2);
 3) гражданские высотные здания (фиг. 3), различные пере
крытия, купола и т. п.;
 i 4) здания специального назначения — ангары, судострои
тельные эллинги, ТЭЦ и т. it.;
 5) специальные сооружения — краны, мачты и башни,
угольные копры, нефтяные вышки, гидротехнические конструк
ции (затворы, щиты и др.), эстакады и т. п.
 Б. Сплошные системы — оболочки, в основном пред
ставляющие собой листовые конструкции:
 1) газгольдеры для хранения и распределения газов
(фиг. 209 и 211);
 2) резервуары для хранения жидкостей (фиг. 216);
 3) бункеры для хранения и перегрузки сыпучих тел (руды,
угля, цемента и т. п.) (фиг. 220 и 221);
 4) специальные конструкции — домны, воздухонагреватели,
пылеуловители, газоочистки и т. п. (фиг. 4);
 5) трубы и трубопроводы большого диаметра, применяемые
на металлургических и коксохимических заводах, гидроэлектро
станциях и т. д.
 § 2. ДОСТОИНСТВА И НЕДОСТАТКИ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
 Основными достоинствами стальных конструкций являются:
 1) способность к восприятию больших нагрузок при относи
тельной легкости и малогабаритности конструкций, обусловлен
ная высокой прочностью стали; несмотря на большой удельный
вес стали (у =7,85 т/м3), конструкции, изготовленные из стали,
имеют меньший вес по сравнению с конструкциями из других
строительных материалов; вследствие высокой прочности мате
риала стальные конструкции получаются малогабаритными, что
делает их удобными для перевозки;
 2) газо- и водонепроницаемость, обусловленная большой
плотностью стали;
 3) долговечность работы конструкций, определяемая высо
кими и однородными свойствами прочности и плотности стали;
 5

Фиг. 16. Строительство трубного цеха (пятая пятилетка)

Фиг. 2. Мост через Днепр

Фиг. 3. Строительство высотного
дома в Москве
 Фиг. 4. Доменный цех

4) индустриальность в изготовлении и монтаже, достигаемая
изготовлением конструкций в заводских условиях и механизиро
ванным их монтажем на месте возведения сооружения;
 5) разборность и легкая заменяемость стальных конструк
ций, что облегчает возможность усиления или смены частей со
оружения.
 Основным недостатком стальных конструкций является их
подверженность коррозии (ржавлению); поэтому необходима1
профилактическая защита от ржавления (покраска или другие
методы защиты).
 § 3. КРАТКИЙ ИСТОРИЧЕСКИЙ ОЧЕРК
 Развитие стальных конструкций тесно связано с развитием
всех отраслей промышленности.
 Металл в строительстве применялся с давних времен. Со
гласно последним данным1, первыми металлическими конструк
циями в нашей стране, повидимому, были железные стропила
наслонного типа в Кремлевском дворце царя Алексея Михайло
вича (XVII в.). Имеются сведения, что сооруженные в 1725 г.
несущие чугунные конструкции перекрытия башни на Невьян
ском заводе, пролетом 12 м, явились одними из первых. С этого
времени началось широкое применение в строительстве чугуна,
хорошо сопротивляющегося сжатию, вследствие чего он нашел
преимущественное применение в конструкциях арочного типа
и колоннах.
 Фабрично-заводское строительство начала XIX в. было до
вольно примитивным; здания состояли преимущественно из кир
пичных стен и комбинированных дерево-железных конструкций
покрытий.
 В 30-х годах прошлого столетия после освоения паровой ма
шины начали развиваться машиностроение и транспорт, потребо
вавшие большого количества металла. Строились заводы с но
вой технологией производства, что вызвало увеличение пролетов
цехов и применение для их перекрытия ферм из сварочного же
леза, очень дорогого в производстве. Соединение элементов же
лезных ферм к этому времени производилось на заклепках
(1835 г.).
 Развивающиеся промышленность и транспорт требовали
дешевого и рационального метода получения металла. Такими
новыми методами явились конвертерный и мартеновский
(186Q г.) способы получения литой стали, способствовавшие раз
витию прокатного дела. На юге нашей страны возникло боль
шое количество металлургических заводов с многопролетными
цехами, в которых фермы опирались на стальные конбтрукции.
 1 А. Михайлов, Архитектор Д. В. Ухтомский и его школа, Государ
ственное издательство литературы по .строительству и архитектуре, 1954,
стр. 208.
 9

В середине XIX в. крупными и весьма сложными объектами
строительства явились мосты. Строительство мостов требовало
развития теории расчетов сооружений. Наши ученые и инже
неры внесли существенный вклад в это дело. В 1856 г. инж.
Д. И. Журавский (1822—1891 гг.) разработал теорию расчета
раскосных ферм и первый указал на существование скалываю
щих напряжений при изгибе. Проф. Ф. С. Ясинский (1856 —
1899 гг.) разработал методику расчета сжатых элементов сталь
ных конструкций, предложив расчетные формулы, часть которых
применяется и в настоящее время.
 Развитие мостостроения связано с трудами наших видней
ших ученых и инженеров: проф. Н. А. Белелюбского (1845—
1922 гг.), проф. Л. Д. Проскурякова (1858—1926 гг.), акад.
Е. О. Патона (1870—1953 гг.), профессоров И. П. Прокофьева,
Н. С. Стрелецкого и др. Ими созданы прекрасные образцы мо
стов оригинальной конструкций, развита теория расчета мостов
и тем самым создана русская школа мостостроения.
 В конце XIX в. промышленные здания получают дальнейшее
развитие в связи с появлением электрических мостовых кранов,
потребовавших специальных путей — подкрановых балок. На
чинают строить цельнометаллические каркасы цехов с жесткими
крановыми путями.
 Оригинальные и разнообразные стальные сооружения создал
в конце XIX и начале XX в. почетный академик В. Г. Шухов
(1853—1939 гг.). Им построены десятки различных сооружений
(фиг. 5). Особенно интересны его работы по созданию простран
ственных конструкций в виде однополых гиперболоидов, образо
ванных из прямолинейных элементов (фиг. 6).
 После победы Великой Октябрьской социалистической рево
люции начался период восстановления и реконструкции народ
ного хозяйства. Промышленные сооружения этого периода ха
рактеризуются схемами с большим числом шарниров; в этих
схемах часто не учитывались требования простоты монтажа
(фиг. 7).
 Перелом в развитии конструктивных форм сооружений
с преимущественным применением стальных конструкций про
изошел в 1929 г., когда XVI партийной конференцией был при
нят первый пятилетний план развития народного хозяйства
в нашей стране (1928—1932 гг.). Началось грандиозное строи
тельство, в процессе которого был создан ряд сооружений, эко
номичных по расходу металла и мало трудоемких в изготовле
нии и монтаже.
 В эти же годы (1930—1931 гг.) началось широкое примене
ние и освоение нового вида соединения стальных конструкций —
электросварки, изобретенной инженерами Н. Н. Бенардосом
и Н. Г. Славяновым в 80-х годах прошлого столетия и приме
нявшейся ранее лишь для ремонта повреждений.
 ю

Фиг. 5. Перекрытие Московского почтамта
 Фиг. 6. Водонапорная башня конструкции Шухова

Техническая оснащенность производства, особенно в области
черной металлургии и машиностроения, значительно возросла.
Повысились эксплуатационные требования к конструкциям зда
ния, связанные с резким увеличением грузоподъемности кранов.
Все это привело к необходимости строить новые здания цехов
 Фиг. 7. Строительство цеха (1927 г.)
 с каркасами рамного типа, что и явилось отличительным
признаком промышленного строительства этого периода
(фиг. 8).
 В. 	эти годы выросли большие коллективы проектных, науч
ных и исследовательских организаций, трудами которьих была
создана наша советская школа проектирования стальных кон
струкций; среди них следует отметить такие, как Проектсталь-
конструкция, Промстройпроект,. Гипромез, ЦНИПС, МИСИидр.
 Широкое внедрение стальных конструкций и их дальнейшее
совершенствование потребовали механизации сварочного про
цесса. Большая заслуга в этой области принадлежит Научно-
исследовательскому институту имени акад. Е. О. Патона
АН УССР.
 За годы пятилеток производство стальных конструкций уве
личилось в несколько раз. При этом имело место систематиче
ское снижение веса стальных конструкций при одновременном
снижении трудоемкости их изготовления.
 12

Для дальнейшего развития стальных конструкций с учетом
всемерной экономии металла в строительстве необходимы:
большее внедрение низколегированных сталей, рационализация
старых и создание новых прокатных и гнутых профилей, разра
ботка новых простых конструктивных форм, дальнейшая меха-
 Фиг. 8. Конструкция мощного цеха с кра
нами грузоподъемностью 300 и 40 г
 низация и автоматизация производства, что требует широкой
унификации и типизации элементов конструкций и сооружений.

Глава I
 ОСНОВЫ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
 § 4 ТРЕБОВАНИЯ, ПРЕДЪЯВЛЯЕМЫЕ К СТАЛЬНЫМ
КОНСТРУКЦИЯМ
 Стальные конструкции должны в первую очередь удовлетво
рять ряду основных требований, без которых невозможна их
нормальная эксплуатация, а именно:
 1) конструкция должна отвечать своему эксплуатационному
назначению;
 2) обладать необходимой несущей способностью, т. е. долж
на быть прочной и устойчивой;
 3) обладать необходимой жесткостью.
 Указанные основные требования определяют предельное
состояние конструкции, так как без удовлетворения этих требо
ваний эксплуатация ее невозможна.
 Помимо этого, к стальным конструкциям предъявляется
еще ряд важных требований, которыми характеризуется каче
ство сооружения, — прогрессивность и рациональность. Эти тре
бования вытекают из трех основных принципов советской про
ектировочной школы, а именно:
 1) наименьшей затраты материала на конструкцию (мини
мум веса стали);
 2) наименьшей затраты энергии и труда на изготовление
конструкции (минимум трудоемкости);
 3) наименьшей затраты времени на осуществление сооруже
ния (минимум времени на монтаж).
 На этой основе к проектам стальных конструкций предъяв
ляются следующие качественные требования.
 1. 	Проектные требования
 1) 	Форма конструкции и ее деталей должна быть приспо
соблена к эксплуатации и уходу, в частности она должна быть
удсбной для защиты от коррозии, от скопления пыли, грязи
и т. д.
 14

2) 	Конструкция должна обладать наивыгоднейшими (опти
мальными) размерами, при которых материал по возможности
был бы полностью использован. При этом необходимо’ стре
миться к унификации конструкций и применению типовых эле
ментов.
 2. 	Производственные заводские требования
 1) Необходимо стремиться к наибольшей повторяемости
элементов конструкций в сооружении. Серийность заказа 'при
минимальном количестве различных марок конструкций, т. е.
с максимальной повторяемостью одинаковых элементов, в не
сколько раз снижает трудоемкость изготовления элементов или
деталей конструкций.
 2) В проекте должны быть учтены производственные воз
можности заводов-изготовителей (наличие кондукторов и при
способлений, характеристики станкоз, грузоподъемность кра
нов, применение автоматической сварки и т. д.).
 3) Элементы конструкций должны иметь простую форму
и состоять из минимального количества деталей, без «лишних»
сварных швов или заклепок. Конструкция должна быть простой
в сборке.
 3. 	Организационные и монтажные требования
 1) Конструкция или ее часть, отправляемая с завода (от
правочный элемент), должна по своим размерам вписываться
в габариты железной дороги или других видов транс
порта.
 2) Необходимо стремиться к минимальному количеству
монтажных элементов в сооружении и к наибольшей их взаимо
заменяемости. При этом сопряжения элементов сооружения долж
ны быть простыми и удобными для монтажа.
 3) Следует предусматривать возможность ведения крупно
блочного монтажа. ■
 Кроме того, при проектировании необходимо стремиться
к тому, чтобы сооружение было пропорциональным и красивым.
 Конструкции, удовлетворяющие всем вышеуказанным требо
ваниям, могут быть названы высококачественными и рациональ
ными. Но эти рациональные конструктивные формы не являются
застывшими, они меняются и развиваются в соответствии с об
щим развитием науки и техники в нашей стране.
 § 5. МЕТОДИКА РАСЧЕТА СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИИ
 Процесс проектирования стальных сооружений начинается
с составления и сравнения различных вариантов схем сооруже-
ний, удовлетворяющих своему основному эксплуатационному на
значению, после чего намечается конструктивная форма,
 15

наилучшим образом удовлетворяющая всем требованиям,
предъявляемым к стальным конструкциям.
 Целью и назначением расчета конструкций является про
верка прочности, устойчивости и жесткости предварительно на
меченной конструктивной схемы сооружения, позволяющая
уточнить размеры и обеспечить надежность сооружения в соче
тании с экономичностью.
 Расчет сооружений и их конструктивных элементов произво
дится на основе теории сопротивления материалов и строитель
ной‘механики. Основной целью этой теории является определе
ние внутренних усилий, которые возникают в конструкциях под
действием приложенных нагрузок. Эта теория, как и все другие,
базируется на ряде основных предположений (гипотез), позво
ляющих упрощать и схематизировать явление, выделяя в нем
главное и отбрасывая второстепенное.
 Исходя из этого, первоначально составляют так называемую
расчетную схему сооружения, состоящую из от
дельных элементов (балок, стержней), временно отвлекаясь
от действительной формы их сечения. Опорные закрепления эле
ментов наделяют при этом некоторыми теоретическими свой
ствами (шарнирные опоры, опоры с упругим или полным за
щемлением и т. п.). Определив по принятой расчетной схеме
усилия B' элементах, производят подбор сечений, проверяют
несущую способность и конструируют закрепление так, чтобы
удовлетворить поставленным выше условиям.
 Иногда бывают необходимы более точные методы опреде
ления напряжений с учетом развития пластических деформа
ций. Однако математическая сложность этих методов вынуж
дает часто применять в формулах ряд коэффициентов, значения
которых приводятся в таблицах.
 До последнего времени расчет стальных конструкций произ
водился по методу допускаемых напряжений. В настоящее
время советскими учеными во главе с проф. Н. С. Стрелецким
разработана новая, более совершенная методика расчета — по
предельным состояниям. На этой базе разработаны «Строитель
ные нормы и правила» (СНиП); проектированию посвящена
часть II этих норм.
 В соответствии со «Строительными нормами и правилами»
составлены «Нормы и технические условия проектирования
стальных конструкций»1, которые являются основным руководя
щим документом при проектировании несущих стальных кон
струкций промышленных и гражданских зданий и сооружений.
Для ряда специальных сооружений (например, для железнодо
рожных мостов, гидротехнических сооружений, доменных цехов
и др.) разрабатываются специальные технические условия на
 1 Нормы и технические условия проектирования стальных конструкций
(НиТУ 121-55), Государственное издательство литературы по строительству
и архитектуре, 1955.
 16

проектирование стальных конструкций по предельным состоя
ниям, отражающие специфические условия их работы. В на
стоящее время часть указанных конструкций рассчитывается
по методу допускаемых напряжений.
 1. 	Метод расчета по предельным состояниям
 При расчете по этому методу конструкция рассматривается
в своем расчетном, предельном состоянии. За расчетное пре
дельное состояние принимается такое состояние конструкции,
при котором она перестает удовлетворять предъявляемым к ней
эксплуатационным требованиям, т. е. либо теряет способность
сопротивляться внешним воздействиям, либо получает недопу
стимую деформацию или местное повреждение.
 Для стальных конструкций установлено два расчетных пре
дельных состояния:
 1) первое расчетное предельное состояние, определяемое не
сущей способностью (прочностью, устойчивостью или выносли
востью); этому предельному состоянию должны удовлетворять
все стальные конструкции;
 2) второе расчетное предельное состояние, определяемое
развитием чрезмерных деформаций (прогибов и перемеще
ний) ; этому предельному состоянию должны удовлетворять кон
струкции, в которых величина деформаций может ограничить
возможность их эксплуатации.
 Первое расчетное предельное состояние
выражается неравенством
 N<0, (1.1)
 где N—расчетное усилие в конструкции от суммы воздействий
расчетных нагрузок Р в наиболее невыгодной комбина
ции;
 Ф — несущая способность конструкции, являющаяся функ
цией геометрических размеров конструкции, расчетного
сопротивления материала R и коэффициента условий
работы т.
 Установленные нормами (СНиП) наибольшие величины на
грузок, допускаемые при нормальной эксплуатации конструк
ций, называются нормативными нагрузками Р" (см. приложе
ние I, п. 1). Расчетные нагрузки Р, на которые рассчиты
вается конструкция (по предельному состоянию), принимаются
несколько больше нормативных. Расчетная нагрузка опреде
ляется, как произведение нормативной нагрузки на коэффици
ент перегрузки п (больший единицы), учитывающий опасность
превышения нагрузки по сравнению с ее нормативным значе
нием вследствие возможной изменчивости нагрузки;
 Р = Рнп. (2.1)
 К. К. Муханов
 17

Значения коэффициентов п приведены в табл. 1 прило
жения I.
 Таким образом, конструкции рассматривают под воздей
ствием не эксплуатационных (нормативных), а расчетных на
грузок. От воздействия расчетных нагрузок в конструкции опре
деляют расчетные усилия (осевое усилие N или момент М),
которые находят по общим правилам сопротивления материалов
и строительной механики.
 Правая часть основного уравнения (1.1)—несущая способ
ность конструкции Ф — зависит от предельного сопротивления
материала силовым воздействиям, характеризуемого механиче
скими свойствами материала и называемого нормативным со
противлением Ru, а также от геометрических характеристик се
чения (площади сечения F, момента сопротивления W и т. п.).
 Для строительной стали нормативное сопротивление принято
равным пределу текучести.-
 R” = °T
 (для наиболее распространенной строительной стали марки
Ст. 3 ат =2 400 кг/см2).
 За расчетное сопротивление стали R принимают напряже
ние, равное нормативному сопротивлению, умноженному на
коэффициент однородности k (меньший единицы), учитывающий
опасность снижения сопротивления материала по сравнению
с нормативным его значением вследствие изменчивости механи
ческих свойств материала.
 R = kRa*. (3.1)
 Для обычных малоуглеродистых сталей /г=0,9, а для сталей
повышенного качества (низколегированных) k = 0,85.
 Таким образом, расчетное сопротивление R — это напряже
ние, равное наименьшему возможному значению предела теку
чести материала, которое и принимается для конструкции как
предельное.
 Кроме того, для безопасности сооружения должны быть
учтены все возможные отклонения от нормальных условий, вы
званные особенностями работы конструкции (например, условия,
способствующие появлению повышенной коррозии и т. п.). Для
этого вводится коэффициент условий работы т, который для
большинства конструкций и соединений принимается равным
единице (см. приложение I, п. 2).
 Таким образом, основное расчетное уравнение (1.1) будет
иметь следующий вид:
 * Значения нормативных сопротивлений и коэффициентов однородности
приведены в «Строительных нормах и правилах» (СНиП), а также в «Нормах
и технических условиях проектирования стальных конструкций» (НиТУ 121-55).
 18

а) 	при проверке конструкции на прочность при действии
осевых сил или моментов
 N < mRFHT или' М < mRW„, (4.1)
 где N и М— расчетные осевые силы или моменты от расчетных
нагрузок (с учетом коэффициентов перегрузки);
 F„,—площадь сечения нетто (за вычетом отверстий);
 — момент сопротивления сечения нетто (за вычетом
отверстий);
 б) 	при проверке конструкции на устойчивость
 N<m(fRF6p или М < m'?6R W6v, (5.1)
 где F6р и W6p— площадь и момент сопротивления сечения
брутто (без вычета отверстий);
 <р и <р6— коэффициенты, уменьшающие расчетное со
противление до значений, обеспечивающих
устойчивое равновесие.
 Обычно при расчете намеченной конструкции сначала под
бирают сечение элемента и потом проверяют напряжение от
расчетных усилий, которое не должно превышать расчетного
сопротивления, умноженного на коэффициент условий работы.
Поэтому наряду с формулами вида (4.1) и (5.1) будем записы
вать эти формулы в рабочем виде через расчетные напряжения,
например:
 а) 	при проверке на прочность
 о= и - < mR (6.1)
 г нт
 ИЛИ
 (7-0
 И'ПТ
 б) 	при проверке на устойчивость
 или
 N
 fisp?
 < mR
 м
 < mR,
 (8.1)
 (9.1)
 где о— расчетное напряжение в конструкции (от расчетных
нагрузок).
 Коэффициенты 9 и срб в формулах (8.1) и (9.1) правильнее
записывать в правой части неравенства, как коэффициенты, сни
жающие расчетные сопротивления до критических напряжений.
И только в целях удобства ведения расчета и сравнения резуль
татов они записываются в знаменателе левой части этих фор
мул.
 Различают несколько категорий напряжений: основные, ме
стные, дополнительные и внутренние.
 2*
 19

Основн ые напряжения — это напряжения, которые
развиваются внутри тела в результате уравновешивания воздей
ствий внешних нагрузок; они учитываются расчетом.
 При неравномерном распределении силового потока по сече
нию, вызванном, например, резким изменением сечения или на
личием отверстия, возникает местная концентрация напря
жений. Однако в пластических материалах, к которым относится
строительная сталь, эти местные перенапряжения по мере
увеличения нагрузки выравниваются и поэтому в расчетах не
учитываются.
 К категории дополнительных напряжений отно
сятся те напряжения, которые возникают в элементах конструк
ции при приложении внешних нагрузок в результате дополни
тельных закреплений, не нужных для поддержания общего рав
новесия системы (например, защемление элементов в узлах
ферм). Поскольку эти напряжения не влияют на равновесие
системы в целом, в конструкциях, выполненных из пластиче
ских материалов, они большей частью расчетом также не учи
тываются.
 К категории внутренних напряжений относятся те на
пряжения, которые возникают не в результате приложения
внешних нагрузок, а в результате разного рода тепловых (тер
мических) воздействий как следствие неравномерного нагрева
ния или остывания частиц металла в стесненных условиях де
формаций. В зависимости от причин, их породивших, их часто
называют также термическими, усадочными, сварочными, оста
точными, собственными, начальными и т. д.
 Примером внутренних напряжений могут служить внутренние
начальные напряжения в прокатных двутавровых балках, появ
ляющиеся вследствие неравномерного остывания их после про
катки. Внутренние напряжения, как таковые, не снижают запаса
прочности конструкции вследствие того, что они взаимно урав
новешены внутри тела; однако с ними приходится считаться
в случаях, когда в результате какого-нибудь внешнего воздей
ствия внутреннее равновесие нарушается; так, например, на
фиг. 9 показан разрыв двутавра после неправильного наложения
сварного шва у выкружки двутавра, нарушившего равновесие
внутренних напряжений.
 Второе расчетное предельное состояние
конструкций по появлению чрезмерных деформаций (прогибов)
требует надлежащей жесткости конструкции с тем, чтобы величи-
 ^ / / прогиб / npoi иб \ „
 на относительного прогиоа -V => — или -77 = — не пре-
 ^ / пролет И высотау г
 вышала величины допустимого относительного прогиба j ,
 который установлен нормами и техническими условиями для раз
личных по своему назначению конструкций (см. приложение I,
па. 3 и 4).
 20

Таким образом, должно быть
 f < —
 1 ^ «о
 (ЮЛ)
 При определении деформаций (прогибов) принимается нор
мативная (эксплуатационная), а не расчетная нагрузка, т. е. без
учета коэффициента перегрузки.
 Фиг. 9. Разрыв двутавра от неправильного наложения шва
 2. 	Метод расчета по допускаемым напряжениям
 При -расчете по допускаемым напряжениям конструкция рас
сматривается в ее рабочем состоянии под действием нагрузок,
допускаемых при нормальной эксплуатации сооружения, т. е.
нормативных нагрузок.
 Условие прочности конструкции заключается в том, чтобы
напряжения в конструкции от нормативных нагрузок не превы
шали установленных нормами допускаемых напряжений, кото
рые представляют собой некоторую часть от предельного напря
жения материала, принимаемого для строительной стали рав
ным пределу текучести от. Таким образом, основные формулы
проверки прочности конструкции имеют вид
 o=-^-<[o]=-g- или a=1g-<[a]=^r, (11.1)
 где о—напряжения в конструкции от нормативных нагру
зок;
 [о]—допускаемые напряжения, которые установлены со
ответствующими нормативными документами;
от — предел текучести стали;
 А0 — коэффициент запаса прочности.
 21

Коэффициент запаса введен здесь потому, что возможны от
клонения как фактической нагрузки от той теоретической, кото
рая принята в расчете, так и действительной конструкции соору
жения от той теоретической схемы, которая рассчитывается.
Эти возможные отклонения перекрываются коэффициентом за
паса (в среднем равным примерно 1,5), который, таким образом,
связывает расчетные предположения с фактической работой
конструкции в процессе ее эксплуатации.
 Сравнивая новую методику расчета по предельным состоя
ниям со старой — по допускаемым напряжениям [формулы
(6.1), (7.1) и (11.1)], видим, что приемы расчета одинаковы,
но в первом случае напряжения в конструкции получены от рас
четных нагрузок (с учетом коэффициентов перегрузки), и эти
напряжения сравнены с расчетным сопротивлением, умноженным
на коэффициент условий работы, а во втором случае — напря
жения получены от нормативных нагрузок и сравнены с допу
скаемым напряжением.
 Основное отличие новой методики расчета заключается в том,
что конструкция рассматривается не в рабочем состоя
нии, а в предельном. Это потребовало более точной фор
мулировки. предельных условий выхода конструкции из строя,
а также изучения природы, коэффициента запаса, что и привело
к замене единого суммарного коэффиицента /е0 тремя дифферен
цированными — п, k и т. Конструкции, рассчитанные по допу
скаемым напряжениям с единым коэффициентом запаса проч
ности вне зависимости от разных эксплуатационных условий и раз
личной степени влияния нагрузок (их изменчивости), фактически
имели разные запасы прочности.
 Введение трех коэффициентов, из которых важнейшим яв
ляется коэффициент перегрузки п, позволяющий оценить влия
ние соотношения нагрузок, а не только их абсолютные значения,
приводит к созданию эксплуатационно равнопрочных конструк
ций. Новая методика унифицирует методы расчета, она ориен
тируется на физические параметры и позволяет легче учитывать
не только упругую, но и упруго-пластическую стадию работы
материала. Коэффициенты перегрузки и однородности . подчи
няются статистическим законам распределения и поддаются ре
гулированию. Таким образом, создаются научные основы мето
дики расчета конструкций.
 § в. НАГРУЗКИ
 Основньш назначением всякого стального сооружения
является восприятие различных действующих на него эксплуата
ционных (полезных) нагрузок. Такими нагрузками яляются: для
промышленных зданий — мостовые краны, подвесной транспорт,
технологическое оборудование и т. п.; для гражданских зда
ний — толпа людей, вес книг (для книгохранилищ) и др., для
 22

специальных сооружений, например мостов, — подвижной со
став (поезда, автомобили и т. п.); для гидротехнических
сооружений — вода; для бункеров — сыпучие материалы и т. д.
Помимо эксплуатационных, на сооружение действуют атмосфер
ные нагрузки (снег, ветер, температурные воздейстия), а также
собственный вес конструкций.
 По продолжительности воздействия нагрузки разделяются на:
 а) постоянные, например, собственный вес конструк
ций, вес перекрытий, кровли, стен и др.,
 б) временные, например, снег, ветер, мостовые краны,
подвижной состав и т. д.
 Как правило, на сооружение действует не одна какая-нибудь
нагрузка, а различные сочетания их. Однако вероятность одно
временного совпадения максимальных воздействий всех возмож
ных нагрузок на сооружение очень мала, и если бы мы запроек
тировали сооружение на такую комбинацию нагрузок, то
очевидно, оно имело бы излишний запас прочности. Значения
наиболее часто встречающихся нагрузок (нормативных) и их
сочетания, которые должны приниматься при расчете конструк
ций, устанавливаются нормами и государственными стандартами
(ГОСТ).
 «Строительными нормами и правилами» (СНиП) предусмо
трены три категории сочетаний нагрузок:
 1) основные сочетания нагрузок, состоящие из собственного
веса конструкций, полезных нагрузок, снеговых нагрузок, на
трусок от рабочих кранов;
 2) дополнительные сочетания нагрузок, состоящие из нагру
зок, входящих в основные сочетания, с добавлением нагрузок
от ветра, монтажных кранов или воздействия температуры;
 3) особые сочетания нагрузок, состоящие из особого воздей
ствия (например, сейсмическая нагрузка), собственного веса
конструкций, полезных нагрузок и ветра.
 При определении расчетных нагрузок для дополнительных
сочетаний коэффициенты перегрузки для всех нагрузок, кроме
постоянно действующих (например, собственного веса), умно
жают на коэффициент сочетания с=0,9, а для особых сочетаний
на с = 0,8. '
 Для специальных сооружений (мостов, гидротехнических со
оружений, специальных кранов и т. д.) нагрузки и их сочетания
устанавливаются специальными техническими условиями или со
ответствующими ГОСТ.
 Собственный вес стальных конструкций обычно составляет
лишь небольшую часть полной нагрузки и может быть предва
рительно задан на основе приближенного расчета или по анало
гии с существующими конструкциями (см. например, табл. 49).
 Нормативные временные нагрузки принимаются:
 от снега и от ветра — по СНиП (П-Б.1, § 4); при этом ветро
вая нагрузка учитывается не только в виде активного давления
 23

на наветренную стену, но и в виде отсоса, который действует на
кровлю и противоположную стену с внутренней стороны;
 от мостовых кранов — по ГОСТ 3332-54 для кранов грузо
подъемностью до 50 г и по ГОСТ 6711-53 для кранов грузо
подъемностью от 75 до 250 т.
 При воздействии динамических нагрузок, создающих удары
и вызывающих колебания сооружения (краны, поезда), расчет
ведется на те же нормативные нагрузки, но умноженные, кроме
коэффициента перегрузки, еще на специальный динамический
коэффициент.

Глава II
 МАТЕРИАЛ И ЕГО РАБОТА В КОНСТРУКЦИИ
 Сталь, как материал, интересует нас в первую очередь с точки
зрения ее работы в конструкции. Работа стали характеризуется
ее механическими свойствами, которые находятся в зависимости
от химического состава и способа получения стали, определяю
щих ее структуру.
 § 7. СПОСОБ ПОЛУЧЕНИЯ СТАЛИ И ЕЕ СОСТАВ'
 Строительная малоуглеродистая сталь получается в резуль
тате того, что чугун варят в мартеновских печах или конверте
рах (бессемеровских или томасовских), куда его загружают
в жидком виде или в виде чушек вместе с различным металли
ческим ломом (скрапом). Часть углерода, содержащегося
в чугуне, выгорает, и получается сталь. Обыкновенная углеро
дистая сталь в зависимости от содержания углерода делится на:
 а) малоуглеродистую сталь с содержанием углерода
0,07—0,22% (в основном идет на строительство);
 б) среднеуглеродистую сталь с содержанием углерода
0,25—0,5% (в основном употребляется в машиностроении);
 в) высокоуглеродистую сталь с содержанием углерода
0,6—1,2%, инструментальную.
 Основная часть состава стали приходится на долю железа;
кроме того, в стали всегда содержатся примеси других элемен
тов: марганца, кремния, фосфора и серы, — в сумме обычно не
превышающие 1%. Фосфор и сера являются вредными приме
сями, но их не удается полностью удалить в процессе плавки
стали. Наличие фосфора в количестве более 0,05% делает сталь
хрупкой при низких температурах (свойство хладноломкости).
Наличие серы в количестве более 0,055% делает сталь красно-
ломкой, т. е. способствует образованию трещин в горячем со
стоянии.
 Конвертерные стали обычно содержат несколько больше вред-
 ' В. В. Кураев, Металловедение для строителей, Государственное
издательство литературы по строительству и архитектуре, 1952.
 25

ных примесей, чем мартеновские. Кроме того, в них попадаются
растворенные газы (азот, кислород и др.), также являющиеся
вредными примесями. Так, например, содержание азота в коли
честве более 0,015% вызывает в сталях повышенную хрупкость.
Поэтому конвертерные стали уступают мартеновским по своим
строительным качествам.
 Добавляя в сталь легирующие элементы: марганец, никель,
хром и др., можно получить высокопрочную легированную сталь.
В обычном строительстве такая сталь вследствие ее дороговизны
применяется редко. Для строительства больших и ответственных
сооружений применяют низколегированную сталь марок НЛ1
и НЛ2 *.
 Основными строительными сталями являются малоуглероди
стые стали, полученные мартеновским или конвертерным спосо
бом, кипящие или спокойные. Их отличительными свойствами
являются незакаливаемость, большая пластичность и хорошая
свариваемость.
 Спокойные стали отличаются от кипящих тем, что остывание
стали в изложницах происходит спокойно, без бурного выделе
ния («кипения») газов, содержащихся в стали в больших коли
чествах. Это достигается введением раскислителей — кремния,
алюминия .и др., которые связывают газы («успокаивают»
сталь), образуя шлак. При этом уменьшается возможность об
разования в стали газовых пузырей, около которых могут кон
центрироваться неметаллические включения, в том числе и раз
личные сернистые соединения, вредно сказывающиеся при про
катке (расслой) и сварке, особенно в толстых листах. Спокой
ные стали лучше кипящих, но требуют специальных добавок,
а также дополнительной работы и времени в процессе их полу
чения; поэтому их следует применять лишь для некоторых ви
дов ответственных конструкций, в особенности сварных.
 По каждой плавке стали металлургические заводы дают све
дения о химическом составе, записывая их в специальном доку
менте, называемом сертификатом. Пределы содержания в стали
химических элементов установлены государственным стандар
том на поставку углеродистой стали обыкновенного каче
ства (ГОСТ 380-50). В зависимости от количества содер
жащихся в них элементов различают следующие марки сталей
(табл. 1).
 Основной строительной сталью является сталь марки Ст. 3.
Эта сталь вследствие относительно малого содержания углерода
(как правило, меньше 0,20%) и кремния (меньше 0,35%) хо
рошо сваривается.
 Сталь марки Ст. 0 специально не производится, а получается
как результат отбраковки других марок сталей как по химиче¬
 * И. М. Лейкин и В. Г. Чернашкин, Низколегированные строи-
тельные стали, Металлургиздат, 1952.
 26

ским, так и по механическим показателям, допускающим, однако,
ее применение в неответственных конструкциях.
 Таблица 1
 Химический состав строительных сталей (мартеновских)
 Содержание элементов в %
 Марка
 кремний
 сера
 фосфор
 стали
 углерод
 марганец
 »
 в кипящей
 в спокойной
 стали
 стали
 не оолее
 Ст.О
 До 0.23
 0,06
 0,07
 Ст.2
 0,09-0,15
 0,35-0,5
 Следы
 —
 0 055
 0.05
 Ст.З
 0.14-0.22
 0,35-0,6
 9
 0,12-0,35
 0 055
 0 05
 Ст.4
 0,18-0.27
 0.4 -0.7
 9
 0.12—0.35
 0 055
 0.05
 Ст.5
 0,28-0,37
 0 5 -0,8
 9
 0,17-0 35
 0,055
 0,05
 НЛ2
 0,12-0,2
 0,5 -0,8
 9
 0,3 -0,5
 0,045
 0,04
 Применение бессемеровской стали вследствие большого коли
чества вредных примесей (серы до 0,065%, фосфора до
0,085%) нашими техническими условиями допускается только
для элементов клепаных конструкций, не подверженных динами
ческому (ударному) воздействию и не предназначенных для
эксплуатации в условиях низких температур: —30° и ниже.
 § 8. ОСНОВНЫЕ МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА СТАЛИ.
 РАБОТА СТАЛИ НА РАСТЯЖЕНИЕ
 Главнейшими показателями механических свойств стали яв
ляются прочность, упругость и пластичность, характеризуемые
напряжениями и удлинениями. Прочность определяется со
противляемостью материала внешним воздействиям. Упру
гость — это свойство материала восстанавливать свою перво
начальную форму после снятия внешних нагрузок П л а с т и ч-
ность — это свойство материала не возвращаться в свое пер
воначальное состояние после снятия внешних нагрузок, т. е.
свойство получать остаточные деформации.
 Зависимость между напряжениями и деформациями для раз
личных материалов устанавливается опытным путем. Наиболее
простым и надежным испытанием является испытание образцов
на растяжение, которым и определяется прочность стали, а также
ее упругие и пластические свойства.
 1. 	Работа стали на растяжение
 Если подвергнуть образец растяжению, последовательно уве
личивая нагрузку Р9 и производить при этом замеры получаю
щихся удлинений А/, то можно построить опытную диаграмму
 27

растяжения, откладывая удлинение в функции нагрузки. Для
удобства сравнения эту диаграмму выражают в напряжениях
и относительных удлинениях:
 о = -р- кг/см2-, е = .~- ЮО°/0, (1.11)
 где о— нормальное напряжение;
 F— первоначальная площадь сечения образца;
е—относительное удлинение в процентах;
 /0— первоначальная длина образца.
 Величина относительного удлинения зависит от длины и по
перечного сечения образца и увеличивается с уменьшением от*
 ношения —==. Поэтому для сохранения сравнимости результа-
 V F
 тов испытаний установлены два типа образцов — длинный и ко
роткий — с соотношениями между длиной и площадью сечения*
 /М = 11,ЗУТ; /Kop = 5,65/F.
 Опытная диаграмма растяжения малоуглеродистой стали
марки Ст. 3 показана на фиг. 10.
 б кг/см %
 Фиг. 10. Диаграмма растяжения стали марки Ст. 3
 Вначале зависимость между напряжениями и относительными
удлинениями определяется законом прямой линии, т. е. они про
порциональны! между собой. Это выражается линейным уравне
нием (зависимость Гука)
 а = Ег кг см1, (2.11)
 1 Н А Шапошников, Механические испытания металлов, Машгиз,
 1951
 28

где E— постоянный коэффициент пропорциональности, назы
ваемый модулем упругости при растяжении. Для стали
Е=2 100 000 кг!см2.
 Пропорциональная зависимость между деформацией и напря
жением имеет предел. То .наибольшее напряжение в материале,
при котором Начинается отклонение от прямолинейной зависимо
сти, называется пределом пропорциональности опц. Несколько
выше этой точки (фиг. 10) лежит предел упругости ауп, соответ
ствующий наибольшей деформации, которая полностью исчезает
после разгрузки. Точное определение этой точки на кривой
опытным путем затруднительно, поскольку она фиксируется мо
ментом начала получения остаточных деформаций после снятия
нагрузки, что означает переход материала в пластическую ста
дию.
 Для малоуглеродистых сталей при нагружении выше предела
пропорциональности кривая диаграммы растяжения отходит
от прямой и, плавно поднимаясь, делает скачок (образуя харак
терный «зуб»), после чего с незначительными колебаниями идет
параллельно горизонтальной оси (фиг. 10). Образец удлиняется
без приращения нагрузки, материал течет. То нормальное напря
жение, практически постоянное, при котором происходит течение
материала, называется пределом текучести зт,
 Горизонтальный участок диаграммы, называемый площадкой
текучести, для малоуглеродистых сталей находится в пределах
относительных удлинений от е =0,2% до е=2,5%. Наличие
у материала площадки текучести является положительным факто
ром в работе стальных конструкций.
 В других сталях, не малоуглеродистых, переход в пластиче
скую стадию происходит постепенно, без площадки текучести
и без «зуба». Для них предел упругости и предел текучести, та
ким образом, принципиально не отличаются друг от друга. За
предел текучести этих сталей принимается то напряжение, при
котором остаточная деформация достигает 0,2%.
 При снятии нагрузки с образца, получившего пластическую
деформацию, диаграмма разгрузки идет по прямой С—D парал
лельно упругой прямой нагрузки (фиг. 10).
 Когда относительное удлинение достигает определенной вели
чины (s^2,5% для Ст. 3), материал прекращает течь и стано
вится опять способные к сопротивлению. Он как бы самоупроч-
няется. Однако зависимость между напряжениями и деформа
циями подчиняется уже криволинейному закону, с быстрым на
растанием деформаций, после чего в образце образуется шейка
и, наконец, происходит полное разрушение его.
 Предельная сопротивляемость материала, которая характери
зует его прочность, определяется наибольшим напряжением
в процессе разрушения. Это напряжение называется пределом
прочности опч (временным сопротивлением); оно условно, по
скольку при построении диаграммы растяжения напряжения от¬
 29

носят к первоначальной площади сечения образца, не учитывая
сужения и образования шейки.
 Полное остаточное удлинение, замеренное после разрушения,
является мерой пластичности стали.
 Таким образом, важнейшими П9казателями механических
свойств, характеризующими работу стали, являются: предел теку
чести, предел прочности и относительное удлинение. Эти пока
затели, так же как и химический состав, указываются в серти
фикатах, которые сопровождают каждую партию поставляемого
металла.
 Государственным стандартом на поставку строительной стали
гарантируются следующие ее механические характеристики
(табл. 2).  2Таблица 2
 Показатели механических свойств строительных сталей
 Марка
 стали
 Предел
теку
чести
в кг!мм*
не менее
 Предел
прочности
в кг}мм*
 Относительное
удлинение в %
 Упрощенное
испытание
на загиб
 гост
 длинного
 образца
 короткого
 образца
 толщина оправки
в занисимости
от толщины
образца а при
загибе на 180°
 не менее
 Ст.О
 19
 32—47
 18
 22
 2 а
 Ст.2
 22
 34-42
 26
 31
 0
 380-50
 Ст.З
 24
 38-47
 21
 25
 0 ?а
 Ст.4
 26
 42-52
 19
 23 '
 *)а
 Ст.5
 28
 50-62
 15 .
 19
 За
 НЛ1
 30
 >42
 20
 ГА^О ЛГ\
 НЛ2
 34
 48-63
 18
 —
 —
 ииОо-4У
 Ст.2 закл.
 21
 34-42
 26
 AGO Л t
 Ст.З закл.
 21
 38-47
 22
 —
 "
 ^УУ-41
 2. 	Структура стали и явление текучести
 Малоуглеродистая сталь представляет собой однородное кри
сталлическое тело, состоящее из мелких кристаллов феррита,
образующих зерна (Fe — чистое железо), и перлита (смесь це
ментита Fe С с ферритом), расположенного главным образом
по стыкам ферритных зерен и образующего как бы> «сетку» или
вкрапления между зернами (фиг. 11, темные линии). Перлит
значительно тверже феррита и более хрупок. В процессе упру-
 30

гой деформации под действием приложенных извне нагрузок
изменяются силы взаимодействия между атомами кристаллов,
в результате чего форма кристаллов искажается; после
снятия нагрузки форма восстанавливается. При пластических
деформациях малоуглеродистых сталей на растянутых образцах
заметно появление характерных линий, называемых линиями
текучести (линиями Чернова-Людер-
са), направленных под. углом 45° к
линии действия растягивающих сил
(фиг. 12). Эти линии, заметные на
глаз, представляют собой след пла
стических смещений слоев металла;
направление их в основном совпада
ет с направлением наибольших ка
сательных напряжений.
 Фиг. II. Структура стали Ст. 3 (микро-
шлифХ80)
 Фиг. 12. Линии текучести в
растянутой полосе с отвер
стиями
 Пластические смещения представляются как следствие мас
сового накопления пластической деформации кристаллов фер
рита.
 Существует гипотеза, предполагающая что у малоуглероди
стых сталей располагающийся у границ зерен сравнительно
тонкой прослойкой перлит, будучи значительно тверже феррита,
вначале сдерживает его пластическую деформацию, однако
в местах наибольшего напора сдвигающихся и поворачи
вающихся кристаллов феррита при нагрузках, превышающих
предел упругости, возможно местное разрушение хрупкого пер
лита; тогда накопленная им энергия воспринимается пластич
ным ферритом, в результате чего происходит увеличенное сме
щение последнего. При массовом сдвиге зерен образуются за
метные пластические смещения; этим объясняется возникновение
 31

«зуба» и наличие площадки текучести на диаграмме растяже
ния.
 Вследствие наличия большого количества различно ориенти
рованных кристаллов, несмотря на неоднородность микрострук
туры стали, можно рассматривать сталь как тело однородное.
 При нагружении образца выше предела текучести, когда про
рабатывается вся площадка текучести (т. е. преодолевается
сдерживающее влияние всей перлитной прослойки), материал
приобретает способность к дальнейшему сопротивлению, и диа
грамма растяжения становится криволинейной, отражая равно
мерное развитие пластических деформаций во всей массе ме
талла вплоть до момента разрушения. В изломе можно наблю
дать мелкозернистую кристаллическую структуру.
 3. 	Работа стали при сложном напряженном состоянии
 При опытном изучении образцов на растяжение устанавли
вается значение предела текучести от. При этом в образцах
развиваются нормальные линейные напряжения, т. е. имеет ме
сто одноосное напряженное состояние. В случае сложного на
пряженного состояния (например, плоского напряженного со
стояния, когда образец растягивается в двух направлениях, или
при совместном действии нормальных и касательных напряже
ний при изгибе) переход в пластическое состояние, согласно
энергетической теории, характеризуется предельным значением
удельной работы деформации тела (при изменении под влиянием
сдвига кристаллов только формы тела, а не объема его).
 Этот переход в пластическое состояние обычно выражают
через приведенное напряжение, приравнивая его пределу теку
чести, найденному при простом растяжении. Следовательно, при
веденное напряжение—это напряжение такого одноосного на
пряженного состояния, которое по условию перехода в пласти
ческое состояние соответствует данному сложному напряжен
ному состоянию.
 В случае простого изгиба при действии нормальных и каса
тельных напряжений, а также и при изгибе и кручении приве
денное напряжение выразится следующим образом 1:
 ?</?. (З.Н)
 В случае чистого сдвига, когда а = 0, мы получим из фор
мулы (З.Н) условие текучести при максимальных возможных
значениях касательных напряжений (полагая /? = зт)
 тт = = 0,577зт« 0,6зт. (З'.П)
 1 Подробно эти вопросы излагаются в курсах сопротивления материалов,
например Н. М. Беляева, «Сопротивление материалов», Машгиз, 1955.
 32

Для плоского напряженного состояния
 °пр=V + < R, (4.П)
 где и а2 — напряжения в двух перпендикулярных направ
лениях.
 § 9. ЯВЛЕНИЕ ХРУПКОСТИ В СТАЛЯХ
 Хрупкость характеризуется разрушением материала при ма
лых деформациях в пределах упругой работы. Разрушение при
этом происходит путем отрыва, а диаграмма растяжения имеет
вид, показанный на фиг. 13, а, без площадки текучести и пласти
ческой стадии.
 Фиг. 13. Диаграмма растяжения (А—остаточная деформация)
 Хрупкость в сталях может появиться не только в результате
различных качеств сталей, зависящих от химического состава
и термической или механической обработки их, но и в резуль
тате некоторых условий работы, характеризуемых распределением
потока силовых линий, которые вызывают сложное напряженное
состояние, зависящее от формы» тела (фиг. 14, г). К условиям,
способствующим появлению хрупкости, относятся явления, вы
зывающие наклеп, старение, неравномерность в распределении
напряжений, а также различные температурные изменения.
Хрупкое состояние материала часто способствует появлению
трещин и приводит к разрушению конструкции. Поэтому кон
структор должен по возможности избегать создания таких усло
вий, которые могут вызвать появление в материале хруп
кости.
 1. 	Наклеп
 Если сталь подвергнуть растяжению до пластического со
стояния и затем разгрузить, то появится остаточная деформа
ция (фиг. 13, б). При повторном нагружении образца после не¬
 3— К. К. Муханов
 33

которого «отдыха»1 материала сталь опять начинает работать
упруго, повторяя прямую разгрузки, и дальше ее работа идет по
нормальному пути диаграммы однократного растяжения. То же
самое будет и в случае, если разгрузку начать после того, когда
вся площадка текучести будет сработана (фиг. 13, в). Оче
видно, что в этом случае при повторной нагрузке материал уже
не будет иметь площадки текучести. На фиг. 13, г показана
диаграмма для случая, когда предварительно растянутый обра
зец получил большую остаточную деформацию того же знака
и разрушение его произошло почти в пределах упругой работы
при небольших деформациях. Такое повышение упругой работы
в результате предшествующей пластической деформации назы
вается наклепом. Естественно, что наклеп способствует по
вышению хрупкости, и поэтому это явление для строительных
стальных конструкций не может считаться положительным.
 В некоторых случаях, когда уменьшение удлинения имеет
не столь большое значение, наклеп используется для повыше
ния предела текучести и прочности (например, в тонкой арма
турной проволоке, применяемой для предварительно напряжен
ных железобетонных конструкций). С наклепом мы встречаемся
при гнутье элементов, а также у краев материала, подвергну
того проколке отверстий, резке на ножницах и т. п.
 2. 	Старение
 Старением называется свойство материала изменять свою
структуру со временем в результате выделения из твердого
раствора, каковьим является сталь, включений цементита и ни
тридов (соединений железа с азотом), препятствующих сдвигам
кристаллов феррита. В результате сокращается площадка теку
чести, и, хотя упругие свойства стали повышаются, значительно
уменьшается ее удлинение и таким образом повышается хруп
кость. Конвертерные стали подвергаются старению быстрее мар
теновских.
 3. 	Неравномерное распределение напряжений
 Выше рассматривалась работа гладких образцов правильной
формы, где напряжения во всех сечениях, удаленных от места
приложения нагрузки, распределялись равномерно.
 Проводя траектории равных напряжений, получим прямоли
нейный силовой поток внутри образца (фиг. 14, а), определяю
щий линейное одноосное напряженное состояние.
 Если в плоском образце сделать отверстие или надрезы с бо
ков (фиг. 14, б—с1), линии силового потока отклоняются, обте-
 1 При быстро меняющейся переменной нагрузке за пределами упругости,
без «отдыха» материала, разгрузка и нагрузка идут на диаграмме не по
одной прямой, а образуя небольшие петли.
 34

Фиг. 14. Траектории напряжений {К — коэффициент концентрации)
 Фиг. 15. Диаграмма работы образцов
с заточкой

кая новые границы. Сгущение линий силового потока характе
ризует повышение напряжений в местах сгущения, а отклоне
ние этих линий от прямой говорит о существовании напряже
ний, действующих в двух направлениях и искривляющих их
путь (фиг. 14, г). В этом случае имеет место плоское (двухос
ное) напряженное состояние, возникающее исключительно в ре
зультате конструктивных изменений границ контура. Как из
вестно из курса сопротивления материалов, при плоском напря
женном состоянии максимальное касательное напряжение равно
полуразности главных напряжений
 Если разность двух главных напряжений мала или равна
лулю (прио1=а2), то касательное напряжение будет малым
мля равным нулю.
 Текучесть материала в значительной степени является след
ствием сдвигов под влиянием касательных напряжений; поэтому
при малых т и больших о, и а2 предел текучести в материале
резко повышается, а в случае т=0 пропадает совсем, и разру
шение происходит путем отрыва в пределах упругих деформа
ций, т. е. в виде хрупкого излома. Таким образом, по мере
увеличения остроты надреза (выточки) резко уменьшается пла
стичность (удлинение) и при этом повышается предел прочно
сти (фиг. 15).
 Аналогичная картина получается при растяжении плоского
образца одинаковыми силами в двух направлениях (элемент
котла, газгольдера или замкнутый контур шва, натягивающий
элемент в результате усадки шва при остывании).
 При расчете элементов конструкций обычно не определяют
местных напряжений, так как в первую очередь интерес пред
ставляет предельная прочность элемента в целом, определяемая
средним равномерно распределенным напряжением. Но при
конструировании деталей, особенно в сварных конструкциях,
с местными напряжениями не считаться нельзя. Естественно,
что не учитывать местные напряжения, относящиеся к катего
рии основных, можно только в пластических сталях, где обес
печено выравнивание напряжений.
 •
 4. 	Влияние температуры
 Механические свойства малоуглеродистой стали при нагре
вании ее до температуры £ = 200-^250° сравнительно мало ме
няются, но уже при £ = 300 .L 330° сталь в изломе получает круп
нозернистое строение и становится более хрупкой (синелом
кость). При этой температуре не рекомендуется деформировать
сталь или подвергать ее ударным воздействиям. При дальнейшем
возрастании температуры это свойство пропадает, но начи¬
 36

нается быстрое падение значений пределов текучести и прочно
сти. Так, например, для стали марки Ст. 3 при температуре
*»500°
 от = 1 400 кг/см2 и апч = 2500 tczjcM2\
при температуре £^600°
 от = 400 кг/см:2 и опч = 1 500 кг/см2,
 т. е. предел текучести быстро приближается к значению
5Т =0. При температуре около 600—650° наступает температурная
пластичность. Длительный нагрев при *>700° (вишнево-красный
цвет) содействует росту кристаллов и образованию крупнозер
нистой структуры. Это явление называется перегревом и связано
с понижением механических качеств металла.
 При длительном нагреве на воздухе до температуры, близ
кой к температуре плавления (яркий желто-белый цвет), воз
можен пережог металла. Пережженный металл является браком.
 Отрицательные температуры несколько повышают прочность
стали, но очень неблагоприятно сказываются на ее хрупкости.
При температурах ниже —10° пластичность стали начинает за
метно уменьшаться, и при температурах ниже — 45° сталь стано
вится хрупкой.
 5. 	Усталость металла
 Усталостью металла называется явление разрушения его
под действием многократно повторенной (несколько сот тысяч
раз) знакопеременной или просто переменной нагрузки при зна
чениях напряжений ниже предела прочности (например, разру
шение проволоки при многократных перегибах). Способность
металла сопротивляться такому разрушению называется вынос
ливостью, а напряжение, при котором металл разрушается, на
зывается его вибрационной прочностью зпб. На фиг.
16 показана кривая вибрационной прочности для стали марки
Ст. 3 при симметричных знакопеременных циклах нагрузки в за
висимости от числа циклов. При большом количестве циклов
кривая вибрационной прочности асимптотически приближается
к некоторому пределу, называемому пределом выносливости
(усталости). Его величиназ£6 близка к значению
 оп ~ 0 4з
 На вибрационную прочность материала сильно влияют над
резы, резкие изменения сечений и другие факторы, создающие
многоосное напряженное состояние. При разрушении стали от
усталости получается хрупкий излом. Это позволяет предпола-
 37

гагь, что разрушение может начаться с появления каких-нибудь
микротрещин, около которых концентрируются местные на
пряжения. По мере увеличения циклов переменных нагру
зок эти трещины развиваются, способствуя хрупкому из
лому.
 Наши нормы и технические условия предписывают в ряде
случаев снижать расчетные сопротивления при расчете кон-
 $ кг/см2
 Фиг. 16. Кривая вибрационной прочности для стали
марки Ст. 3 при симметричных циклах (п — число ко
лебаний в цикле)
 струкций и соединений, испытывающих переменную или вибра
ционную нагрузки, введением коэффициента f<l (см. § 13).
 6. 	Испытание стали на ударную вязкость
 Учитывая вредное влияние хрупкости в сталях, способ
ствующее неожиданному появлению трещин, необходимо
иметь возможность сравнительной оценки, позволяющей су
дить о сопротивляемости сталей переходу в хрупкое со
стояние.
 Такой оценкой может служить сопротивляемость стали удару.
Однако вследствие технических трудностей определения усилий,
возникающих при ударе, за'меру прочности стали при ударной
нагрузке принимают не разрушающее усилие или напряжение,
а величину работы, идущей на разрушение образца. Удельная
работа, т. е. работа, затраченная на ударное разрушение стан
дартного образца с надрезом (фиг. 17, а), отнесенная к по
перечному сечению (в килограмметрах на 1 см2), называется
ударной вязкостью. В пластических сталях вязкость характе
ризует работу, поглощенную единицей объема материала при
пластической деформации. Ударная вязкость это характеристика
сравнительная.

Малоуглеродистые стали при нормальной температуре имеют
ударную вязкость ок=7 10 кгм/см2. Зависимость ударной вяз¬
 кости от температуры показана на фиг. 17, б.
 а ^кгм/см*
 Фиг. 17. Испытание стали на ударную вязкость
 сталь марки Ст. 3; металл, наплавленный электродами Э42;
 то же, электродами Э34
 § 10. РАБОТА СТАЛИ НА СЖАТИЕ. ПРОБЛЕМА УСТОЙЧИВОСТИ
1. Работа стали на сжатие
 Сталь при работе на сжатие в коротких элементах ведет
себя так же, как и при растяжении. Величины предела текуче
сти, площадки текучести и модуля упругости равны значениям,
полученным при растяжении.
 Однако разрушить путем сжатия короткие образцы, изготов
ленные из пластической стали, и определить предел прочности
не представляется возможным, так как образец расплющи
вается.
 Совершенно другую картину мы будем наблюдать в длинных
сжатых элементах, длина которых в несколько раз превышает
 39

ширину поперечного сечения (гибкие элементы). В этом случае
элемент может потерять свою несущую способность, т. е. спо
собность сопротивляться внешним воздействиям, не в результате
разрушения материала, а в результате потери устойчивости или
продольного изгиба.
 2. Проблема устойчивости 1
 В стальных конструкциях проблема устойчивости имеет
очень большое значение. Недооценка ее может привести к ката
строфическим последствиям.
 Если прямой стержень сжимать центрально приложенной
силой Р, то вначале стержень будет оставаться прямым и это
состояние равновесия его будет устойчивым. Устойчивое состоя
ние равновесия упругого стержня характеризуется тем, что
стержень, нагруженный и затем получивший незначительное
возможное отклонение вследствие какой-либо причины (малое
возмущение), после прекращения действия этой причины воз
вращается в свое первоначальное состояние, совершив незначи
тельные затухающие колебания. Это происходит потому, что
внешняя сжимающая сила не в состоянии преодолеть сопротив
ляемость стержня тому незначительному изгибу, которому он
подвергся при отклонении оси, т. е. потому, что внутренняя
упругая работа деформации изгиба стержня, полученная вслед
ствие отклонения оси (потенциальная энергия изгиба А V),
больше внешней работы- (АТ), которую совершила сжимаю
щая сила в результате сближения концов стержня при его из
гибе: Д1/>ЛГ (фиг. 18, а). При дальнейшем увеличении сжи
мающая сила может достигнуть такого значения, что ее работа
будет равна работе деформации изгиба, вызванного любым до
статочно малым возмущающим фактором. В этом случае AV=
= АТ и сжимающая сила достигает своего критического значе
ния Якр. Таким образом, прямой стержень при нагрузке его силой
до критического состояния имеет прямолинейную форму устойчи
вого-состояния равновесия. При достижении силой критического
значения его прямолинейная форма равновесия перестает быть
устойчивой, стержень может изогнуться в плоскости наимень
шей жесткости и устойчивым равновесием у него будет уже но
вая криволинейная форма.
 То значение силы, при котором первоначальная устойчивая
форма равновесия стержня переходит в неустойчивую, назы
вается критической силой.
 1 Проф. С. П. Тимошенко, Устойчивость упругих систем, Техтеорет-
издат, 1955; проф. И. П. Прокофьев и А. Ф. Смирнов, Теория
сооружений, ч. III, Трансжелдориздат, 1948; проф. И. Я- Штаерман и
А. А. П и к о в с к и й, Основы теории устойчивости строительных конструк
ций, Госстройиздат, 1939.
 40

При наличии небольшой первоначальной кривизны стержня
(или незначительной внецентренности сжимающей силы) стер
жень с возрастанием нагрузки с самого начала отклоняется от
прямой. Но это отклонение вначале мало, и только тогда, когда
сжимающая сила приближается к критической (отличаясь от
нее в пределах 1 %), отклонения становятся значительными, что
и означает переход в неустойчивое состояние. Таким образом,
 *)
 At
 t
 %
 Фиг. 18. Продольный изгиб центрально сжатых стержней
 а—основной случай; б—кривые критических напряжений
для стали марки Ст. 3 и коэффициента продольного из
гиба: /—кривая Эйлера; 2—кривая критических напряже
ний с учетом пластической работы материала; 3—кривая
коэффициента <р
 неустойчивое состояние равновесия характеризуется тем, что
уже при малом увеличении сил происходят большие перемеще
ния. Дальнейшее увеличение сжимающей силы Р>РКр выбы
вает все возрастающие отклонения, и стержень теряет свою не
сущую способность. При этом различным видам закреплений
стержня соответствуют различные значения критической силы.
Для показанного на фиг. 18, а центрально сжатого стержня,
имеющего по концам шарнирные закрепления (основной слу-
цай), критическая сила определена великим математиком
Д. Эйлером в 1744 г. в следующем виде:
 PK=^-EJ,шн. (6.II)
 41

Напряжение, которое возникает в стержне от критической
силы, называется критическим напряжением:
 , ^KO T&EJmVIH П ^гмин т&Е 1&Е , тт\
 КР ~ F6p _ PF6p /2 _ / / \2 “ Х2 *
 \ /*мин /
 где
 гмин
 — минимальный радиус инерции;
 — площадь брутто поперечного сечения
стержня;
 — гибкость стержня, равная отношению
 расчетной длины стержня к радиусу
инерции сечения его.
 Из формулы (7. II) видно, что критическое напряжение зави
сит от гибкости стержня (так как числитель к'1Е — величина по
стоянная), а гибкость — величина, зависящая лишь от геомет
рических размеров стержня. Следовательно, возможность повы
шения значения критического напряжения путем изменения гиб
кости стержня (главным образом за счет увеличения радиуса
инерции сечен«я) находится в руках конструктора и должна
быть им рационально использована.
 Графически формула Эйлера (7. И) изображается в виде ги
перболы' (фиг. 18, б, кривая )).
 Критические напряжения, определенные по формуле Эйлера,
справедливы лишь при постоянном модуле упругости Е, т. е.
в пределах упругости (точнее, в пределах пропорциональности),
а это может иметь место лишь при больших гибкостях (>.>105),
что следует из уравнения (7. II):
 = 3,141/^:
 f аПЦ Г
 2 100 000
2 000
 105.
 Здесь апц = 2000 кг'см1  2 — предел пропорциональности для ста
ли марки Ст. 3.
 Критические напряжения для стержней малых (X >30)
и средних (30<Х<100) гибкостей получаются выше предела
пропорциональности, но, понятно, ниже предела текучести. Тео
ретическое определение критических напряжений для таких
стержней значительно усложняется вследствие того, что явление
потери устойчивости происходит при частичном развитии пла
стических деформаций и переменном модуле упругости.
 В результате многочисленных опытов, подтвердивших пра
вильность теоретических выводов1, установлены критические на¬
 1 Чл.-корр. АН СССР проф. Н. С. Стрелецкий, проф. А. Н. Ге¬
 ниев, канд. техн. наук В. А. Б а л д и н, Е. И. Белен я, E. Н. Л е с с и г,
Стальные конструкции, Государственное издательство литературы по строи
тельству и архитектуре, 1952.
 42 .

пряжения для стержней с малыми и средними гибкостями, кото
рые представлены в виде кривой на фиг. 18, б (участок 2).
 Для несущей способности сжатых стержней существенной
является также местная устойчивость элементов стержня, кото
рая зависит от гибкости полок, стенок
или других элементов сечения стержня. р
Гибкость этих элементов определяется
отношением характерных размеров их
(ширины полок или высоты стенки сече
ния) к их толщине: или На фиг. 19
 показана потеря несущей способности
центрально нагруженной колонны в ре
зультате потери местной устойчивости по¬
 лок и стенки
 Итак, несущая способность сжатого
элемента может быть исчерпана вслед
ствие двух причин:
 1) в результате того, что напряжение
в конструкции достигло предела текуче
сти (потери прочности);
 2) в результате того, что напряже
ние в конструкции достигло критического
значения (потери устойчивости).
 Эти две совершенно различные по
своей природе причины нельзя смеши
вать.
 Расчетные предельные условия -несу
щей способности сжатых стержней до
прочности и по устойчивости выразятся
условием, что напряжения в конструкции
должны быть:
 1) 0<ШТ) 2)а</яэкр,
 где о—напряжения в конструкции от
 расчетных нагрузок;
 т—коэффициент условий работы.
 Если обозначить отношение двух пре
дельных напряжений коэффициентом
 <Р = -7е- (откуда акр = <p<jT),
 Фиг. 19. Испытание мо
дели колонны на сжа
тие. Потеря местной
устойчивости полок и
стенки
 то вторую проверку по устойчивости мож
но записать (учтя, что за наименьший
предел текучести принимается расчетное сопротивление R)
 о < m^R  110 потере местной устойчивости элементов сечений от воздействия нор
мальных или касательных напряжений см. § 29.
 43

или в виде рабочей формулы
 0==14^<mR- (8Л1>
 Коэффициент <р называется коэффициентом продольного изгиба.
Нормами и техническими условиями установлены значения коэф
фициента ® с учетом влияния случайных эксцентриситетов
 °кр
 акр
 <р
 акр
 где °кр—критическое напряжение стержня, сжимаемого си
лой, приложенной с возможным случайным эксцен
триситетом е.
 Коэффициент ® может интересовать нас только при значе
ниях * <1, так как в противном случае будет вкр>°т и опас
ным становится случай потери несущей способности по прочно
сти. Характеризуя критические напряжения, коэффициент <?
выражают в функции гибкости стержня. На фиг. 18, б дана кри
вая 3 коэффициента <р. Значения коэффициента <р для сталей
марок Ст. О—-Ст. 3 и НЛ приведены в табл, 1 приложе
ния II.
 Значения критических напряжений, а следовательно, и коэф
фициента ®, в сильной степени зависят от способа закрепления
концов стержней. Приведенные в таблице значения коэффици
ента <р определены для основного случая продольного изгиба
стержня, имеющего по концам шарниры. Для других способов
закрепления стержней форма кривой продольного изгиба ме
няется, но ее можно привести к основному случаю путем замены
действительной длины I расчетной (приведенной) длиной, /о,
умножая длину стержня на коэффициент приведения (*. Тогда
гибкость стержня при любом способе закрепления концов может
определиться формулой
 X = -£-=-^L . (10.11)
 Такая методика расчета на продольный изгиб по приведен
ным, или расчетным длинам предложена проф. Ф. С. Ясин
ским (1894 г.), много занимавшимся вопросами продольного
изгиба1.
 Некоторые значения коэффициента приведения длины даны
в табл. 3.
 1 Ф. С. Ясинский Избранные работы по устойчивости сжатых стерж
ней, Гостехтеоретиздат, 1952.
 АЛ

Таблица 3
 Расчетные длины сжатых стержней
 Способ закрепления
концов стержня
 Расчетная
 схема
 стержня
 1. Шарнирное
закрепление обоих
концов стержня
 2. Жесткое за
щемление нижне
го конца при сво
бодном верхнем
конце стержня
 3. Жесткое за
щемление нижне
го и шарнирное
закрепление верх
него конца стерж
ня
 4. Жесткое за
щемление обоих
концов стержня
 Р
 Коэффи¬
 циент
 приве¬
 дения
 длины
 И*
 Расчетная
 длина
 стержня
 Примечание
 1
 /„=/
 На обоих концах
возможны поворо
ты, но невозмож
ны горизонталь
ные смещения
концов стержня
 2
 о=2 /
 Возможны гори
зонтальное смеще
ние и поворот
верхнего конца
 0.7
 /о=0.7/
 В верхнем сече
нии возможен ' по
ворот, на обоих
концах горизон
тальные смещения
невозможны
 0.5
 /„=0,5/
 На обоих кон
цах невозможны
ни повороты, ни
горизонтальные
смещения
 § 11. РАБОТА СТАЛИ ПРИ ИЗГИБЕ И КРУЧЕНИИ
 1. Предельное состояние изгибаемой балки
при расчете на прочность
 При работе балки на изгиб (фиг. 20, а) в пределах упругости
мы получим в сечениях балки треугольную эпюру нормальных
напряжений (фиг. 20, б); максимальное значение этих напря
жений в крайних волокнах определяется по формуле
 м
 Wx •
 (ил)
 45

При дальнейшем увеличении нагрузки крайние волокна
раньше других достигают предела текучести, после чего росу
напряжений в них прекращается и текучесть начинает прони
кать внутрь сечения; при этом в средней части сечения еще со
храняется упругое ядро (фиг. 20, в). Дальнейшее увеличение
нагрузки доводит до предела текучести все волокна наиболее
 Фиг. 20. Последовательность развития напряжений при пластической
работе балки на изгиб
»
 нагруженного поперечного сечения. Получается прямоугольная
эпюра напряжений (фиг. 20, г), причем в середине сечения об
разуется так называемый шарнир пластичности. Распростране
ние текучести по длине балки показано на фиг. 20, д штрихов
кой. Под влиянием такого воздействия изгибающего момента
в месте шарнира пластичности происходит большое нарастание
деформаций, балка получает резкий угол перелома, но не раз
рушается. Обычно балка теряет при этом либо общую устойчи
вость, либо местную устойчивость отдельных частей1. Появле
ние шарнира пластичности превращает разрезную балку в'из
меняемую систему. Максимальный момент, отвечающий шарниру
пластичности, может быть определен по формуле
 ^пл = Лл, (12.11)
 где Wn=SB+SH— пластический., момент сопротивления, равный
сумме статических моментов верхней и ниж
ней частей сечения и имеющий для разных
сечений различные Значения.
 №пл несколько больше обычного момента сопротивления W'
 ■hh2 *
 так, для прямоугольного сечения Wnx— l,5Wy„ = —^—; для про
катных двутавров и швеллеров WnJl^\,\7 Wyn.
 1 О потере общей и местной устойчивости в балках при работе их на
изгиб см. § 29.

Таким образом, в балках из прокатных профилей (двутав
ров, швеллеров) увеличение на1рузки от момента достижения
в крайних волокнах предела текучести до появления шарнира
пластичности, как видно из соотношения пластического и упру
гого моментов сопротивления, составляет примерно 17%. При
этом происходит большое нарастание деформаций.
 % Техническими условиями разрешается учитывать развитие
пластических деформаций для разрезных прокатных балок, за
крепленных от потери устойчивости, и несущих статическую на
грузку, путем увеличения момента сопротивления на 15%
 И7пл=1,]5И7уп.
 То же разрешается и для сварных балок постоянного сечения,
удовлетворяющих вышеуказанным условиям при отношении
 ширины сжатого пояса к его толщине <20. Для таких балок
 Ц7ПЛ=5В + 5Н- В местах наибольших изгибающих моментов не
допустимы большие касательные напряжения; они должны удов
летворять неравенству
 т < 0,4/?.
 В ряде частных случаев, особенно в неразрезных балках (хо
рошо закрепленных от потери устойчивости), когда не проис
ходит резкого нарастания деформаций, несущая способность
балок может быть повышена за счет перераспределения усилий
в системе.
 В таких балках за предельное состояние принимается обра
зование шарниров пластичности, но при условии сохранения си
стемой своей неизменяемости. Например, на фиг. 21, а и б
показана неразрезная двухпролетная балка, в которой под дей
ствием равномерно распределенной нагрузки q возникают мо
менты
 + Mi Н -££2 И — Мг- %- ■
 При дальнейшем увеличении q максимальный момент М2,
очевидно, первым достигает значения /Ипл=зт Wra, при кото
ром образуется шарнир пластичности (фиг. 21, в). В резуль
тате балка начнет работать по схеме, приближающейся к «раз
резной», и момент Mi будет увеличиваться (при постоянном
значении Мпя на опоре).
 Дальнейшее увеличение нагрузки приведет значение М\ к
после чего балка становится изменяемой (фиг. 21, г).
 Техническими условиями разрешается при расчете неразрез-
ных балок, закрепленных от потери общей устойчивости и вос
принимающих статическую нагрузку, расчетные изгибающие
Моменты принимать равными 2/3 М, исходя из развития пласти
ческих деформаций в балке. Здесь М — наибольший изгибаю-
 47

щий -момент от расчетной нагрузки в балке -соответствующего
пролета. Это относится как к прокатным, так и к сварным бал
кам постоянного сечения, с равными или отличающимися не бо
лее чем на 20% пролетами.
 а)
 Шарнир пластичности
 #
 Фиг. 21. Эпюры моментов неразрезной балки
2. Работа стали при кручении
 В стальных конструкциях кручение может появиться, если
допустить в изгибаемом элементе приложение нагрузки не в пло
скости оси симметрии сечения. Сопротивляемость кручению от
дельных элементов стальных конструкций очень мала; поэтому
следует избегать конструктивных решений, допускающих круче
ние. Тем не менее реально этого полностью избежать нельзя,
и поэтому с возможностью кручения приходится считаться
 § 12. РАБОТА СТАЛИ ПРИ ВНЕЦЕНТРЕННОМ
РАСТЯЖЕНИИ И СЖАТИИ
 1. 	Внецентренно растянутые стержни
 При одновременном действии на стержень растягивающей
силы N и изгибающего момента М или при растяжении стержня  11 Д. В. Бычков и А. К. Мрощинский, Кручение металлических
балок, Госстройиздат, 1945.
 48

силой, приложенной эксцентрично по отношению к его оси, по
верка прочности производится по формуле
 о =
 N
t нт
 М
 (13.11)
 где F„— площадь сечения нетто в смг;
 И?нт— момент сопротивления нетто в см3\
м
 —эксцентриситет приложения силы в см\
р = Ж-— ядровое расстояние сечения (радиус ядра сечения)
 в см.
 В нормах и технических условиях эта
в следующем виде:
 ЛГ<
 mRF„
 \ + е
 WK
 формула
 записана
 (13'.Н)
 2. 	Внецентренно сжатые стержни
 При одновременном действии на стержень продольной сжи
мающей силы и изгибающего момента (от поперечных сил или
эксцентрично приложенной сжимающей силы) в стержне сразу
после приложения нагрузки возникает изгиб и соответственно
прогиб. Поэтому здесь явление продольного изгиба проявляется
не в такой форме, как при центральном сжатии (см. § 10). Тем
не менее проблема внецентренно сжатого стержня также яв
ляется проблемой устойчивости.
 Из теории устойчивости упругих систем1 известно, что прогиб
внецентренно сжатого стержня выразится формулой
 / = /о* = f±p— = fjLZ-> (14-И)
 1--р- 1--Т5-
 Гэ аЭ
 й
 где /0 — прогиб от изгибающего момента при’отсутствии
 продольной силы;
 Р — продольная сжимающая сила;
 Р?= EJX -р эйлерова критическая сила (/j принимается в
 плоскости изгиба);
 Р
 в0 — -р осевое напряжение от сжимающей силы;
 - Екг
 = -yj эйлерово критическое напряжение.
 Формула (14.11) показывает, что между прогибом и силой Р
нет пропорциональности. Здесь имеется нелинеййая связь, не  11 Н. М. Беляев, Сопротивление материалов, Машгиз, 1955,
 ^~К- К. Мгханов
 49

позволяющая применять принцип независимости действия сил.
Очевидно, что по мере приближения о0 к оэ‘ происходит бы
строе нарастание прогиба. При этом, однако, как только напря
жение в крайнем волокне (фибре) изогнутого стержня с одной
стороны сечения перейдет предел текучести, то по условию рав
новесия в упруго-пластических телах при увеличении момента
(и прогиба) должна уменьшаться нормальная сила1  *, т. е. зна
чение силы в функции прогиба перейдет через свой максимум
и начнет уменьшаться. Если за критическое состояние внецен-
тренно сжатого стержня принять появление в крайних фиб
рах напряжений, равных пределу текучести (предполагая вполне
упругую работу стержня вплоть до этого момента), то хотя
такое критическое состояние и не является предельным по несу
щей способности стержня, можно сильно упростить решение за
дачи (несколько в запас прочности). В этом 'предположении усло
вие предельного состояния может быть записано так:
 N \ м _ N , N(e + tf0) _
 ° Z3* ' W F ' W ~
 N
 ~F
 (15.11)
 По аналогии с коэффициентом продольного изгиба (§ 10)
обозначим отношение среднего осевого напряжения в сечении
 о0 = -р- к пределу текучести от через
 ?вн =
 (16.11)
 Подставив в уравнение (15.11) а0 = срвнзт, можно найти зна
чение <рви, выраженное через от, <зэ, и относительный эксцен
триситет—. Тогда расчетная формула внецентренно сжатого
стержня будет иметь вид
 N < m-s>BHRF6p, (17.11)
 или в рабочем виде
 г£т<и*. . ' <17'Л|)
 где <рвн—коэффициент снижения несущей способности вйецен-
тренно сжатого стержня, принимаемый по табл. 2 и 3
приложения II.
 1 См. проф. А. Р. Р ж а н и цы н, Расчет сооружений с учетом пластиче¬
 ских свойств материалов, Госстройиздат, 1954; проф. Н. Д. Ж У д и н, Пла-
 стичш деформацп в стальных конструкциях, издательство АН УССР, 1936
 50

Коэффициент ?вн в таблицах приведен в зависимости от гиб*
кости а и расчетного относительного эксцентриситета е\. Экс
центриситет е\ учитывает форму сечения, а также начальные
эксцентриситеты ($ результате случайных искривлений стержня
и внецентренности приложения нагрузки),
 В соответствии с НиТУ расчетный относительный эксцентри
ситет определяется по формуле
 -’[(*+ та )т +0’05]' <18'П)
 где т\— коэффициент влияния формы сечения, принимаемый
по табл. 4 приложения II;
 „ М *
 e = —— эксцентриситет силы в плоскости изгиба в см;
 М — расчетный момент, принимаемый равным: дл$
 шарнирно опертых стержней — наибольшему МО;
менту в пределах средней трети длины; для коноп
лей — моменту в заделке; для рамных элементов —
наибольшему моменту в пределах длины стержня
(или длины участка постоянного сечения);
 N— продольная сила в рассматриваемом сечении;
 /—геометрическая длина стержня в см; Viooo длинй
введена как добавка к эксцентриситету на неточ
ность изготовления (случайный эксцентриситет);
 p=-j^p—радиус ядра сечения; ,
 W6р—момент сопротивления для наиболее сжатого во
локна.
 Обычно р предварительно определяют из равенства
 Р
 W = _J_ = _г2
F zF z
 (19.11)
 где г — радиус инерции сечения;
 z — расстояние наиболее удаленного сжатого волокна. ‘
Для этого, задавшись гибкостью X, предельные значения
которой нормированы (см. табл. 31 и 37), находят
 г
 к.
 i •
 Расчетная формула (17.11) действительна только при малом
расчетном относительном эксцентриситете (ех < 4), т. е. когда
сжимающая сила превалирует над моментом. s
 При расчете внецентренно сжатых стержней с большими
эксцентриситетами (при ех >4), согласно НиТу, расчетная фор
мула принимается в виде ,
 АГ<
 тпЦРбр
 ~ъГ + 0е‘
 (?0.И)
 4»
 31

>или в рабочем виде
 : = 7г(-^- -h^i) <mR.
 (21.И)
 Здесь срм — коэффициент продольного изгиба, принимаемый по
гибкости стержня в плоскости действия момента
по табл. 1 приложения II;
 6 — 0,67 при 0<Х:<50; 0 = 0,6+0,0015Х при 50<Х<100;
 0 = 0,75 при X > 1С0.
 Таким образом,"проверочный расчет устойчивости внецен-
тренно сжатых стержней в плоскости действия момента про
изводится: при значении расчетного относительного эксцен
триситета ех < 4 по формулам (17.11) и (17'.П), а при е,>4 —
по формулам (20.11) и (21.11). Формула (20.11) является разви
тием двучленной формулы Ясинского
 3 =
 N
 ^бр?
 + w ~ р (~~ + —) < tnR,
 1 ч^бр ^бр \ ? Р / ’
 (22.11)
 В которой не учитывались пластические деформации. Неточность
этой формулы незначительна (5—8%) *.
 Кроме того, всегда необходима еще проверка внецентренно
сжатого стержня на действие продольной силы из плоскости
действия момента (см. гл. VIII).
 § 13. РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ И ДОПУСКАЕМЫЕ
НАПРЯЖЕНИЯ
 Г. Расчетные сопротивления
 Расчет стальных конструкций, согласно «Строительным нор
мам и правилам» (СНиП), как указывалось в гл. I, произво
дится в первую очередь по несущей способности элементов кон
струкции, т. е. по прочности, устойчивости и в отдельных слу
чаях по выносливости.
 Расчет на прочность и устойчивость производится на воздей
ствие расчетных нагрузок (с введением коэффициентов пере
грузки). При этом расчетные напряжения не должны превы'-
шать расчетных сопротивлений материала, умноженных на коэф
фициент условий работы [формулы (6.1) — (9.1)].
 Значения расчетных сопротивлений, установленные «Строи
тельными нормами и правилами» (СНиП), приведены
в табл. 4.
 * С. Д. Л е й т е с, Устойчивость сжатых стальных стержней. Государ
ственное издательство литературы по строительству н архитектуре, 1954.
 52

Таблица 4
 Расчетные сопротивления для прокатной стали
	 толщиной от 4 до 40 мм (в кг/см*)
 Вид напряженного
состояния
 Условные
 Прокатная сталь марок
 обозна¬
 чения
 Ст.О
 Ст.2
 Ст.З и
Ст.4
 * Ст.5
 НЛ1
 НЛ2
 Растяжение, сжатие и из
гиб
 R
 1700
 2 000
 2100
 2 400
 2500
 2900
 Срез
 Rep
 1000
 1200
 1300
 1400
 1500
 1700
 Смятие торцовой поверх
ности
 Rcu.t
 2 500
 3 000
 3 200
 3 600
 3 800
 4 300
 Смятие местное при плот
ном касании
 Rcu.M
 1300
 1500
 1600
 1800
 1900
 2200
 Диаметральное сжатие
катков при свободном ка
сании . . . .
 Rc.k
 60
 70
 80
 90
 95
 110
 2. 	Учет влияния переменной нагрузки при расчете
на выносливость
 Стальные конструкции, непосредственно воспринимающие
подвижную нагрузку в зданиях и сооружениях металлургиче
ских заводов с тяжельим режимом работьи1 (например, подкра
новые балки), а также конструкции, непосредственно восприни
мающие регулярную вибрационную нагрузку, должны рассчиты
ваться на выносливость. Расчетные сопротивления снижаются ум
ножением на коэффициент 7, определяемый формулой
 Т =
 а
 1
 Ь
 Л^мин ’
Ломакс
 (23.11)
 где Num и Л^макс—соответственно наименьшие и наибольшие по
абсолютной величине продольные силы, изги
бающие моменты или напряжения в рассчи
тываемом элементе, взятые с их знаком
(+ растяжение и —сжатие).
 Коэффициенты! а и b принимаются для основного металла
в области,-не затронутой концентрацией напряжений, равными:
для стали марки Ст.З а—\\ b = 0.6
 Коэффициенты а и b для основного металла в области, за
тронутой концентрацией напряжений (например, в околошов-
ной зоне в сварных конструкциях или у отверстий для заклепок
в клепаных конструкциях), принимаются равными значениям,
установленным для соединений (см. табл. 11 и стр. 103).
 1 К металлургическим цехам с тяжелым режимом работы относятся цехи
с непрерывной трехсменной работой кранов тяжелого режима работы, вызы
вающей необходимость ремонта кранов и подкрановых путей без перерыва
производства. Подробнее см. гл. IX.
 53

. Во всех случаях значение коэффициентов 7 принимается не
более единицы.
 Проверка элементов конструкций на устойчивость и вынос
ливость производится раздельно. Расчет на выносливость про
изводится на воздействие нормативных нагрузок (без учета
коэффициентов перегрузки). Таким образом, рабочие формулы
при проверке на выносливость будут иметь вид
 о = -£1- < mR (24.11)
 или
 (
 а —
 < mR,
 (25.11)
 где N" и Мн—усилия, определяемые по нормативным нагруз
кам (без учета коэффициентов перегрузки).
 Для элементов, воспринимающих только сжимающие пере
менные нагрузки, коэффициент 7 принимается равным единице.
 . 3. Допускаемые напряжения
 При расчете по методу допускаемых напряжений, как указы
валось в гл. I, напряжения в конструкции находятся по уси
лиям, определенным от нормативных эксплуатационных нагру
зок (без учета коэффициентов перегрузки). Эти напряжения
не должны превышать установленных допускаемых напряжений.
Значения допускаемых напряжений, установленные нормами
и техническими условиями проектирования стальных конструк
ций (НиТУ 1-46 и У 70-51), указаны в табл. 5.
 « Т 1\ б Л И Ц Л 5
 Допускаемые напряжения для малоуглеродистой прокатной стали
 Прокатная сталь марок
 Ст.О и Ст.2
 Ст.З
 НЛ2
 Вид напряжения
 Допускаемые напряжения в кг[см2 при учете
 -•
 основных
 основных
 основных
 <
 основных
 и'дополни¬
 основных
 и дополни¬
 основных
 и дополни¬
 воздей¬
 тельных
 воздей¬
 тельных
 воздей¬
 тельных
 ствий
 воздей¬
 ствий
 воздей¬
 ствий
 воздей¬
 <
 ствий
 ствий
 ствий
 Растяжение,
сжатие и изгиб .
 1400
 1 600
 1600
 1800
 2 250
 2 600
 Срез (при из
гибе)
 900
 1000
 1000
 1 100
 1350
 1550
 Смятие торцо¬
 вой поверхности
Местное смятие
при плотном каса
нии ......
 2100
 2 400
 2 400
 2 700
 3 400
 3900
2 050
 1 100
 1300
 1300
 1 450
 1800
 Диаметральное
сжатие катков при
свободном каса¬
 нии
 50
 60
 60
 70
 85
 100

Глава III
СОРТАМЕНТ
 В строительстве сталь употребляется в виде прокатных из
делий, получаемых с металлургических заводов. Прокатнце из
делия могут «иметь различную форму поперечного сечения (про
филь) в соответствии с требованиями строителей. Различают
листовую и профильную, или сортовую, сталь.
 В результате многолетнего опыта применения различных по
своей форме профилей отсортировались наиболее конструктивно
удобные и экономически выгодные профили, пригодные для раз
личных типов конструкций в различных условиях строительства.
Такими профилями являются уголковый, двутавровый «и швел
лерный. Эти три профиля наряду с листовой и круглой сталью,
являются в строительстве основными.
 Каталог размеров прокатываемых профилей называется сор
таментом. Сортамент основных строительных профилей приве
ден в приложении III.
 § 14. ХАРАКТЕРИСТИКА ОСНОВНЫХ ПРОФИЛЕЙ
И ИХ НАЗНАЧЕНИЕ
 1. 	Уголковый профиль
 Уголковый профиль бывает двух типов: а) равнобокие уголки
(ОСТ 10014-39); б) ^неравнобокие уголки (ОСТ 10015-39) с со
отношением сторон около 1 : 1,5. Уголковый профиль нашел ши
рокое применение в конструкциях в качестве следующих основ
ных форм:
 1) связующего элемента, соединяющего листы или образую
щего составное клепаное сечение (фиг. 22, а);
 - 2) самостоятельного сечения, состоящего из одного или двух
уголков (фиг. 22,6), предназначенного для работы на осевые
силы (растяжение или сжатие);
 3) 	конструктивных деталей — для примыкания балок к ко
лоннам (фиг. 22, в), крепления прогонов к поясам ферм (фиг.
22, г), в качестве опорных столиков, ребер жесткости й т. п.
 55

Универсальность использования уголков привела к значи
тельному развитию их сортамента — от самого малого и лег
кого профиля с размерами полок 20X20 мм и толщиной 3 мм,
обозначаемого L 20x3, с площадью поперечного сечения
1,13 см2, до наиболее мощного и тяжелого профиля |_ 200X30
с площадью 111,5 см2.
 6)
 У
 х
 X
 У
 Фиг. 22. Примеры применения уголковых профилей
 В сортаменте (приложение III) номер уголка соответствует
размеру полок, выраженному в сантиметрах.
 Для удобства конструирования, прикрегугения и стыкования
полки уголков имеют параллельные грани.
 Выбор номера уголка и его толщины определяется его на
значением в конструкции. В одних случаях, когда уголок упо
требляется в составе клепаного сечения, являясь связью между
листами, необходимо обеспечить надежную и равномерную пере
дачу усилий между отдельными частями сечения. Поэтому npQ-
филь уголка следует выбирать, исходя из конструктивной ком
поновки всего сечения в целом.
 В других случаях, когда уголки работают на осевые силы
как самостоятельное сечение в составе стержневой конструк
ции, необходимо выбирать самые тонкие уголки. Это следует де
лать потому; что сравнительной мерой выгодности сжатого эле¬
 56

мента является его радиус инерции г
 от которого зави¬
 сит коэффициент 9, понижающий расчетное сопротивление. Чем
больше г, тем выгоднее сечение, а радиус инерции у тонких
уголков всегда больше, чем у толстых. Применяя тонкие утолки,
не -следует опасаться местного выпучивания полок, так как при
нятое в сортаменте максимальное отношение ширины полки
 к ее толщине (гибкость полки) —|—<15-fl7, всегда обеспечи¬
 вает местную устойчивость полок.
 Для растянутых элементов клепаных конструкций также бо
лее выгодны тонкие уголки, так как в них площадь ослабления
отверстиями относительно меньше. Для растянутых элементов
сварных конструкций толщина уголков имеет меньшее значение,
но й в этом случае обычно применяют тонкие уголки вследствие
их большей жесткости, что удобнее при монтаже.
 В случаях, когда уголки используются как конструктивные
детали (например, в виде ребер жесткости в балках или дета
лей для крепления), не подвергающиеся большим усилиям, как
правило, следует применять тонкие уголки. Если же полки угол
ковых деталей подвергаются отгибу (опорные столики, коро
тыши для подвесцц монорельсов и т. д.), то вместо тонких угол
ков употребляются толстые. Во всех случаях действия больших
усилий уголки должны быть проверены расчетом на прочность.
 В несущих стальных конструкциях в качестве минимальных
профилей для рабочих элементов принимаются уголки 50X5
и 60X40X5.
 Заказные (торговые) длины уголков, зависящие от условий
прокатки и транспорта, приняты: для малых профилей 6—9 ж,
а для крупных 9—12 ж, чем и определяется местоположение
стыков.
 2. 	Двутавры
 Двутавры (ОСТ 10016-39) применяются главным образом
в качестве балок, работающих на изгиб, чём, как известно из
теории сопротивления материалов, и определяется их конфигу
рация (фиг. 23, а). Использование одиночных двутавров в ка
честве стоек, работающих на сжатие, нерационально вследствие
резкой разницы в значениях моментов инерции относительно
обеих главных осей и в связи с этим — малой жесткости отно
сительно оси у—у. Однако в составных сечениях колонн,
где жесткость стержней при продольном изгибе обеспечена,
Двутавровый профиль также находит применение (фиг. 23,6
и в).
 По нашему сортаменту для двутавров установлены номера
от № 10 до № 60. Номер двутавра соответствует его. высоте, вы
раженной в сантиметрах. Начиная с № 20, двутавры прокаты-
 57

ааются с разной толщиной стенки при одной и той же высоте,
что обозначается буквами «а», «Ь» и «с».
 Двутавры серии «а» имеют относительно тонкую стенку и на
иболее выгодно используются для работы на изгиб. Двутавры
серии «с» имеют самую толстую стенку и потому наиболее ра-
 Фиг. 23. Примеры применения двутавров.
 циональны для работы на сжатие, а также для тех случаев из
гиба, когда в балке действует большая поперечная сцла, вы
зывающая значительные касательные напряжения в стенке (на
пример, в коротких и сильно нагруженных балках). Толщины
стенок двутавров %серии «Ь» имеют промежуточные значения.
Эти двутаврьи используются редко и не могут быть рекомендо
ваны.
 При применении в конструкции двутавров следует иметь
в виду, что в процессе прокатки могут получиться отклонения.
Допускаемые отклонения составляют по высоте ±3 мм для но
меров от 20 до 36 -и ±4 мм для № 40 и выше. Полки двутавра
имеют уклон внутренних граней 1 : 6, что затрудняет прикрепле
ние к ним деталей с внутренней стороны.
 Заказные длины двутавров — 6, 9 и 12 ж, но по согласованию
с заводами-поставщиками могут быть получены двутавры: от
№ 30 — длиной 15 ж, от № 45 и выше — длиной 15—18 м.
 3. 	Швеллеры
 Швеллер (ОСТ 10017-39) отличается от двутавра сдвинуто^
к краю полок стенкой, что делает этот профиль конструктивно
удобным в тех случаях, когда необходимо примыкание к стенке
других элементов (фиг. 24, а). Таким образом, швеллеры также
могут быть выгодно использованы в качестве элементов, рабо
тающих на изгиб, в связи с чем они нашли широкое примене
ние, например, в качестве прогонов в покрытиях промышлен
ных зданий. Однако из-за отсутствия симметрии относительно
вертикальной оси у—у швеллер, как правило, подвергается
 58

скручиванию и получает в связи с этим дополнительные, хотя
и незначительные, напряжения.
 Швеллеры широко применяются в конструкциях, работающих
на осевые силы, в виде составных сечений из двух элементов,
соединенных планками или решетками, например, в колоннах
(фиг. 24, б), поясах ферм (фиг. 24, в) и др. Швеллеры могут
также применяться в виде конструктивных деталей для соеди
нения отдельных частей конструкции.
 Фиг. 24. Примеры применения швеллеров .
 По нашему сортаменту для швеллеров установлен^ номера
от № 5 до № 40. Номер швеллера соответствует его высоте,
выраженной в сантиметрах. Начиная с № 14, швеллеры прока
тываются с разной толщиной стенки при одной и той же вы*
соте, что обозначается аналогично двутаврам буквами «а», «Ь»
и «с». Допускаемое отклонение по высоте, начиная с № 20,
± 3 мм.
 Полки швеллера имеют уклон внутренних граней 1 : 10; за
казные длины швеллеров — 6, 9 и 12 м.
 4. 	Сталь листовая
 Листовая сталь широко применяется в строительстве, со
ставляя часто 40—60% веса всего сооружения, а в специаль
ных листовых конструкциях — оболочках — около 100% веса.
Причиной такого широкого применения листа даже в стержне
вых- системах является неограниченная возможность создания
любых профилей необходимых размеров, мощности и конфигу
рации сечения путем сварки или клепки.
 Листовая сталь классифицируется следующим образом:
 а) 	тонколистовая горячекатанная сталь
(ОСТ 10020-39), имеющая толщину от 0,88 до 3,75 мм, ширину
от 710 до 1 000— 1400 мм (в зависимости от толщины), длину
от 1,42 до 2, 2,25—2,8 м; в строительстве она - употребляется
для штампованных профилей;
 59

' б) сталь полосовая (ГОСТ 103-41), имеющая тол
щину от 4 до 50 мм (в четных размерах) и ширину от 50 до
180 мм с градацией через 10 мм, а начиная с толщины» 25 мм —
через 5 мм; употребление этой стали допустимо и рационально
только при большом заказе;
 в) сталь универсальная (ГОСТ 82-51), имеющая
ровные края; ширина листов от 200 до 1 050 мм с градацией
через 20—50 мм; толщина от 6 до 50 мм с градацией через 2 мм,
начиная с толщины 10 мм\ обычные заказные длины от 6 до
12 м. Благодаря тому что листы универсальной стали имеют
ровные края, применение ее очень рационально, так как не тре
буется резки и строжки кромок;
 г) сталь толсто л истовая (ГОСТ 5781-51), имею
щая толщину от 4 до 60 мм с градацией: для толщин от 4 до
6 мм — через 0,5 мм, для толщин от 7 до 30 мм — через 1 мм,
для более толстых листов — через 2 мм. Ширина толстолисто
вой стали бьтает от 600 до 2 500 и даже до 3 000 мм с града
цией через 50 мм. При этом необходимо иметь в виду, что ли
сты шириной более Т 800 мм не всеми заводами прокатываются,
и потому возможность получения листов такой ширины должна
быть согласована с заводом-поставщиком. Длина листов в за
висимости от их толщины равна 6—12 м.
 § 15. РАЗЛИЧНЫЕ ПРОФИЛИ, УПОТРЕБЛЯЕМЫЕ
В СТРОИТЕЛЬСТВЕ
 Кроме перечисленных основных профилей, в строительстве
применяются различные другие профили для специальных це
лей;
 1) сталь квадратная (ОСТ 10009-39) с прямыми и закруг
ленными краями, с размерами сторон от 80 до 150 мм; употреб
ляется, .например, э качестве крановых рельсов;
 2) сталь круглая (ОСТ 10008-39) диаметром от 9,5 до
225 мм; употребляется для элементов связер (тяжей), анкерных
болтов и др., а также в качестве арматуры железобетонных
конструкций;
 3) трубы стальные бесшовные толстостенные (ГОСТ 301-41)
с диаметром и толщиной от 48X3 до 377X20 и 426 X 14 мм; тру
бы являются наилучшим профилем для элементов, работаю
щих на осевое сжатие, так как имеют относительно наибольший
радиус инерции; отношение периметра к площади сечения у них
наименьшее, что несколько облегчает борьбу с коррозией; на
конец, они имеют обтекаемую форму, # позволяющую выгодно
использовать их в конструкциях, подвергающихся в основном
воздействию ветровой нагрузки; однако высокая стоимость труб
заставляет ограничивать их применение;
 4) рифленая листовая сталь (ОСТ 10026-39), имеющая на
одной стороне рифы высотой 1,5 мм; употребляется для площа¬
 60

док и ступенек лестниц, где возможно движение людей; тол
щина листов (с рифом) —6, 8, 10 мм, ширина 900—1 250 мм,
заказная длина до 6 м;
 5) волнистая сталь (ОСТ 5237); употребляется в качестве
холодной кровли в горячих цехах; толщина стали от 1 до
1,75 мм, ширина 700—900 мм, длина 2 500 мм; высота волны
35 и 50 мм;
 6) специальные профили металлических переплетов для
остекления промышленных и некоторых гражданских зда
ний.
 При проектировании выбор профилей по возможности сле
дует производить с учетом номенклатуры профилей, прокатывае
мых заводами-поставщиками, а также с учетом дальности пере
возок стали до завода-изготовителя стальньих конструкций.
Вследствие огромной производительности прокатных станов
для металлургической промышленности целесообразно постав
лять строительству крупные партии одноименных профилей. По
этому в строительстве рекомендуется использовать определен
ные, наиболее ходовые профили.
 В процессе проектирования необходимо также стремиться
к минимальному набору разных номеров профилей, не допуская
при этом существенного утяжеления конструкции.
 § 16. ДАЛЬНЕЙШЕЕ РАЗВИТИЕ СТРОИТЕЛЬНЫХ
ПРОКАТНЫХ ПРОФИЛЕЙ
 Несмотря на относительно развитый сортамент прокатных
профилей, металлургическая промышленность все же полностью
не удовлетворяет нужды строительства; недостающие профили
приходится сваривать или склепывать из листов и других про
филей, увеличивая при этом трудоемкость изготовления кон
струкций и подчас не всегда рационально расходуя металл. Для
более полного удовлетворения требований строительства наме
чается прокатка следующих профилей.
 1) Широкополочные двутавры (фиг. 25, а) с высотой до
1 000 мм и отношением ширины полок к высоте двутавра от 1 : 1
до 1 : 2,5 (ГОСТ 6183-52). Такой профиль может быть широко
использован в виде колонн и балок, почти не требуя обработки,
в результате чего трудоемкость изготовления конструкций сни
жается на 25—30%. Кроме того, введение этого профиля спо
собствует значительному сокращению расхода толстолистовой
стали, необходимой для различных других отраслей промыш
ленности. Прокатка некоторых подобных профилей, предназна
ченных для колонн, уже осуществляется. Намечается также
организация специализированного производства сварных широ
кополочных двутавров.
 2) Тонкостенные двутавры (фиг. 25,6), для легких балоч
ных конструкций, работающих на изгиб, с минимальной тол-
 61

[диной стенок. Такие профили на 30—35% экономичнее двутав
ров нормального сортамента.
 В настоящее время началось освоение прокатки таких про
филей.
 3) 	Тавры (фиг. 25, в) с длинной или короткой стенкой
и широкими полками, которые могут быть использованы: в каче-
 Фиг. 25. Развитие строительных прокатных профилей
 стве самостоятельных элементов поясов ферм, в виде Н-образ-
ного сечения с одним сварным швом (фиг. 28, г) или в составе
сварного двутаврового сечения большой высоты со вставленньим
между двумя таврами листом (фиг. 25, (3). ,
 4) 	Профили из листовой стали, изготовляемые путем гибки
на специальных гибочных машинах или холодной прокатки
(фиг. 25, е). Их целесообразно применять в элементах легких
конструкций, а также в конструкциях, воспринимающих незна
чительные усилия, но требующих большой жесткости. Формы
таких профилей допускают большое разнообразие.

Глава IV
 СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
 § 17. ВИДЫ СВАРКИ И ИХ ОБЩИЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
 Наиболее распространенным видом соединений элементов
стальных конструкций являются электросварные соединения.
Различают ручную, автоматическую и полуавтоматическую
электродуговую сварку.
 Электродуговая сварка основана на физическом явлении
возникновения электрической дуги между стальным стержнем
(электродом) и свариваемыми стальными деталями (фиг. 26, а),
 которая расплавляет основной металл и металл электрода, обра
зуя сварной шов, соединяющий отдельные детали в одно целое
(фиг.'26, б).
 Сварка голым электродом и незащищенной дугой приводит
к образованию недоброкачественных швов, главным образом
потому, что в шов попадает'азот, образующий нитриды, вслед
ствие чего шов становится хрупким, приобретает низкие меха
нические показатели. Для предохранения электрической дуги от
 1. 	Ручная электросварка
 Источник тока'
 Фиг. 26. Схемы электросварки и сварочной дуги
 63

соприкосновения с воздухом (путем образования защитной га
зовой среды) и для лучшей ионизации воздушного простран
ства на электроды наносят обмазку. Эта обмазка служит для
образования в жидкой ванне металла шлака, способствующего
раскислению и очищению металла, и шлаковой корочки, пред
охраняющей горячую поверхность шва от соприкосновения
с воздухом. Первоначально для обмазки использовали раство
ренной в жидком стекле мел (меловая, или ионизирующая об
мазка), который наносился на электроды тонким слоем (тонко-
обмазанные электроды'). Однако качество сварного шва остава
лось невысоким. В результате были выработаны специальные
качественные обмазки, которые наносятся на электродную про
волоку толстым слоем, строго концентрически (толстообмазан-
ные электродьи). Эти качественные обмазки содержат дополни
тельно различные легирующие вещества, улучшающие механи
ческие показатели швов1.
 В строительных сталях большое влияние на свариваемость
оказывает количество углерода в металле. Для сварки сталей
с содержанием углерода более 0,2% требуется применение элек
тродов со специальными обмазками. Для сварки обычных строи
тельных сталей с содержанием углерода менее 0,2% применяются
обычные электродьи с толстой (качественной) и реже с тонкой
(меловой) обмаэкой.
 Ввиду большого разнообразия состава качественных обмазок
типы электродов различают не по составу обмазок, а по ре
зультатам механических испытаний образцов наплавленного ме
талла и сварного соединения, которые должны быть не менее
значений, указанных в табл. 6.
 Из табл. 6 видно, как резко различаются механические ха
рактеристики швов, выполненных электродами Э34 и Э42, в осо
бенности в отношении пластичности, характеризуемой относи
тельным удлинением. Поэтому применение электродов типа Э34 в
ответственных конструкциях и деталях исключается.
 На прочность сварных соединений существенно влияет струк
тура шва, а также встречающиеся в нем неметаллические вклю
чения (шлаковины или мелкие газовые пузыри, появляющиеся
при остывании шва). Наличие внутренних микропор создает объ
емную концентрацию напряжений, увеличивая хрупкость шва.
 Во время остывания расплавленной стали шва происходит
кристаллизация. Кристаллы растут, вытягиваясь в одном на
правлении, причем в местах встречи кристаллов иногда концен
трируются неметаллические включения, образуя плоскости сла
бины. На фиг. 27, а показан микрошлиф сварного шва, где
видны отдельные слои наложения, а также небольшая трещина
 1 В. М. Рыбаков и К. П. В о щ а н о в, Технология ручной дуговой
сварки, Машгиз, 1953.
 64

Муханов
 Сл
 I
 Я
 Таблица 6
 Механические свойства образцов сварных соединений и наплавленного металла шва
 Вид сварки
 Вид электродов
 Тип электродов
(ГОСТ 2623-51)
 Сварное соединение
встык
 Образцы из наплавленного
металла шва
 Употребительные
марки
обмазок
или флюса
 Рекомен
дуемая
проволока
по ГОСТ
2246-54
 Основное
назначение
электродов
для сварки
конструкций
 предел проч
ности при
растяжении
в кг/мм-
 угол загиба
в град.
 предел проч
ности при
растяжении
в кг/мм2
 ударная
 вязкость
 В K2MICM2
 относительное
удлинение
коротких
образцов в %
 Ручная сварка
 Тонкообмазан-
 ные
 Э34
 34
 30
 30
 —
 6
 Меловая
 —
 Ст.0— Ст.З для
неответствен
ных швов
 Толстообма-
 занные
 (качествен¬
 ные)
 Э42
 42
 120
 42
 8
 18
 ОММ5, UM7,
МЭЗ-04, СМ-5
 Св-08
 Ст.0—Ст.З
 Э42А
 42
 180
 42
 14
 22
 Уони-13/45,
 УП-1/45,
 УП-2/45
 Св-С8А
 Ст.0—Ст.З для
конструкций,
работающих
в тяжелых
условиях
 Э50А
 Сл
 О
 Сл
 О
 50
 13
 20
 У они-13/55,
УП-1/55,
УП-2/55
 1
 Ст.4, Ст.5
и Н Л
 Э55А
 55
 140
 55
 12
 20
 ЦЛ-5, К-2, К-5
 Автоматиче
ская сварка
под слоем
флюса
 42
 120
 42
 8
 18
 АН-348А
 ОСЦ-45
 Св-08 Г
Св-08ГА
 Ст.0—Ст.5
и НЛ

з корне шва, проходящая по плоскости слабины и соединяю
щая два небольших шлаковых включения. Появление трещин
внутри шва — недопустимо.
 Фиг. 27. Трещины в швах
 а—микрошлиф корня шва (х4) с трещиной между шла-
ковинами; б—горячая трещина в металле шва (общий
вид); в—то же, макрошлиф
 Различают горячие (фиг. 27, бив) и холодные трещины.
Считается, что горячие трещины иногда возникают при остыва
нии шва в температурном интервале 1000—1350° и связаны с на
личием межкристаллических прослоек, содержащих такие хими¬
 66

ческие примеси, которые имеют иную температуру затвердева
ния, чем сталь. Холодные трещины являются большей частью
результатом растягивающих напряжений в швах от усадки.
 Если разрезать сварной шов, отшлифовать и подвергнуть его
изучению под микроскопом, то можно проследить за измене
нием его структуры. На фиг. 28 показана структура сварного
шва и распределение
температур по сечению
шва. Здесь можно вы
делить три зоны: /—зо
на основного металла;
 II— 	переходная зона;
 III— 	зона наплавленно
го металла.
 Зоной основного ме
талла считается та его
часть, которая нагре
вается не выше крити
ческой температуры
(/ = 723°). Металл, на
гретый ниже этой тем
пературы, не претерпе
вает изменений и сохра
няет свои механические
свойства.
 Переходная (около-
шовная) зона, или зо
на термического влия
ния, расположена меж
ду основным и наплав
ленным металлом. В
этой зоне во время свар
ки наблюдается резкое
изменение температуры
эт 1500° (температура
плавления) до 723°.
 Структура металла в
этой зоне неравномер
на. На участке с температурой более 1000—1100° происхо
дит рост кристаллов, получается грубая крупнозернистая струк
тура, результатом чего является снижение механических
качеств. Переходный участок является самым слабым ме
стом шва.
 Проникновение наплавленного металла в основной назы
вается 'проваром: чем глубже провар, тем лучше шов. Обычно
глубина провара составляет 1,5—2 мм. Особенно существенное
значение имеет глубокий провар в корне угловых швов кон
струкций, подвергающихся переменным нагрузкам.
 5*
 Состав основного металла
Углерод-О%
Марганец-0,50%
кремний-следы
 Линия выделения перлита;
 ад ад ОАО ору о?г ад? т
 Содержание углерода б %
 Фиг. 28. Структура сварного шва
 67

Фиг. 29. Сварка угловых швов фиг. 30. Испытание наплавленного
 а—наличие щели в соединении при необработанной кромке: б—глубо- металла На ЗДГиб
 кий провар при автоматической сварке; в—сварка способом «глубокого
 провара»

Наличие щели при обычном проваре корня шва и необрабо
танной кромке создает резкое изменение формы, вследствие
чего здесь иногда появляется концентрация напряжений. Такая
щель может явиться местом возникновения мельчайших трещин,
которые со временем, развиваясь от переменной нагрузки, мо
гут привести к разрыву (фиг. 29, а).
 Глубокий провар достигается либо при помощи автоматиче
ской сварки (фиг. 29, б), либо так называемым способом сварки
с «глубоким проваром» («короткая дуга»), сущность которого
ясна из фиг. 29, в. Здесь электрод слегка опирается на конец
обмазки, получается короткая дуга, закрытая чехольчиком об
мазки, в связи с чем обеспечиваются более глубокий провар и
лучшее качество шва.
 Проверкой свариваемости и прочности сварного соединения,
помимо испытания на растяжение, служит технологическая
проба на загиб (фиг. 30). Это испытание характеризует стати
ческую вязкость соединения, которая пропорциональна углу
загиба. Оно дает надежную и простую возможность выявить
одновременно прочность и пластичность сварного шва.
 2. 	Автоматическая и полуавтоматическая сварка
 Принцип автоматической сварки заключается в том, что
электрод подается к месту сварки автоматически при непрерыв
ном разматьтании бухты специальной электродной проволоки
(фиг. 31). Электрод подается автоматической (сварочной) го
ловкой, которая выполняет те же функции, что рука сварщика
при ручной сварке. Вместо обмазки применяется сыпучий мате
риал определенного химического состава (флюс), которым за
сыпается конец электрода. Флюс полностью изолирует место
сварки от воздуха, так как горение дуги происходит под слоем
флюса. В результате получается однородный, плотный, с глубо
ким проваром шов, обладающий высокими механическими по
казателями (см. табл. 6).
 Вследствие большой силы тока, применяемого при автомати
ческой сварке (600—3 000 а), производительность ее в 3—5раз
(а иногда даже в десятки раз) выше, чем при ручной сварке.
При проектировании конструкций, соединения которых должны
быть выполнены автоматической сваркой, необходимо пред
усматривать такие конструктивные решения, которые не мешали
бы проходу автоматической головки. Автоматическая сварка
может осуществляться на стационарной установке или при по
мощи сварочных тракторов1 (фиг. 32). Обычно эту сварку вы
полняют при нижнем положении швов (фиг. 33), применяя для
этого вращающиеся кондукторы! (фиг. 34). При этом швы фор-
 1 Д. П. Ши ловце в, Изготовление стальных конструкций, Государ
ственное издательство литературы по строительству и архитектуре, 1954.

Электродная проволока
 Фиг. 31. Схема автоматической сварки под слоем флюса
 Фиг. 32. Автоматическая сварка угловых швов балок сварочными тракто
рами ТС-17

Фиг. 33. Автоматическая свар
ка угловых швов в нижнем
положении
 а—«в лодочку»; б—наклонным элек
тродом; в—способом оплавления
 Фиг. 34. Вращающийся кондуктор
для сварки балок
 Фиг. 35. Схема автома
тической сварки с при
нудительным формиро-
; ванием шва
 ! У—охлаждающая вода;
 2—ползун; 3— мундштук;
 I 4—задняя прокщдка;
 | 5—электрод; б—расплавлен¬
 ный флюс; 7—ванна; б—шов
 Фиг. 36. Схема
электрошла-
ковой сварки
У—кромки изде
лия; 2—охлаждае
мые ползуны;
3—ванна расплав
ленного шлака;
 4—металлическая
ванна; 5—элек¬
 трод, погружен
ный в шлак

мируются свободно. В последнее время Институтом электро
сварки АН УССР разработан метод сварки с принудительным
формированием швов (для металла толщиной от 10 до 24—
30 мм)у предназначенный главньш образом для наложения
вертикальных швов. Схема такой сварки показана на фиг. 35.
 Для сварки элементов толщиной больше 24—30 мм приме
няется метод бездуговой сварки, названной электрошлаковой
 Фиг. 37. Полуавтоматическая сварка
 а—установка для полуавтоматической сварки: У—сварочный трансформа
тор; 2—аппаратный ящик; 3—бухта проволоки; 4—подающие ролики;
5—гибкий шланг; 5—держатель и бункер флюса; 7—свариваемое изде
лие; б—держатель ДШ-5: 1—трубчатый мундштук; 2—воронка для флю
са; 3—заслонка; 4—ручка с кнопками управления
 (фиг. 36). Для этого вида сварки, с помощью которой можно
сваривать детали большой толщины (200—300 мм)у характерно,
что ток проходит через расплавленный шлак (флюс) с выделе
нием тепла, достаточного для плавления основного и электрод
ного материала.
 Для наложения швов, неудобных для автоматической сварки,
может применяться шланговая полуавтоматическая сварка под
флюсом. Идея этого вида сварки заключается в том, что тонкая
электродная проволока диаметром 2 мм подается к месту свар
ки по гибкому шлангу механизированным способом, а движе¬
 72

ние вдоль шва производится вручную (фиг. 37, а). Флюс по
дается непосредственно из воронки держателя, на котором нахо
дятся также кнопки управления (фиг. 37,6). На фиг. 38 по-
 Фиг. 38. Полуавтоматическая сварка ребер жесткости
балок
 казана приварка полуавтоматом ребер жесткости сварной
балки.
 3. 	Другие виды сварки
 а) Точечная электросварка. За последние годы
появились машины, сваривающие пакеты листов общей толщи
ной до 30 мм при помощи сплавления их в отдельных точках.
Для этого свариваемые листы помещают между двумя обжи
мающими их медными электродами, через которые пропускают
ток большой силы. Точечная сварка в строительных стальных
конструкциях в настоящее время не получила заметного рас
пространения из-за невозможности обеспечить стабильные пока
затели прочности для толстых деталей.
 б) Газовая сварка. Сгорание ацетилена в струе кисло
рода дает высокую температуру (3200°), в результате чего рас
плавляются и свариваются основной металл и присадочный ма
териал в виде проволоки, которая вводится в газовое пламя.
Газовая сварка мало производительна и поэтому применяется
редко, преимущественно в ремонтном деле.
 § 18. РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ СВАРНЫХ ШВОВ
 Величины расчетных сопротивлений сварных швов приведены
в табл. 7.
 73

Таблица 7
 Расчетные сопротивления сварных швов в кг/см2
 Вид
 сварных
 швов
 Вид напряженного
состояния
 4»
 X
 X
 4»
 X
 св
 X
 п
 О
 о
 о
 4»
 О
 Электроды типа Э34 в кон
струкциях из стали марок
Ст.О, Ст.2, Ст.З и Ст.4
 • 2
О 4»
 н о
о ч п
св о х
 х 5 х
 О К
£} e X
 g £о!н
К*Уи
н 1 X
 Электроды типов Э42 и
Э42А и автоматическая
сварка под слоем
флюса в конструкци
ях из стали марок
 Электроды типов Э50А
и Э55А и автоматиче
ская сварка под слоем
флюса в конструкци
ях из стали марок
 со
 о
 ч
 и
 >»
 5 | 3 X
5 н 2 5
 CD S-0-B
 Ст.2
 Ст.З,
 Ст.4
 НЛ1
 НЛ2
 Встык
 •
 Сжатие ....
 Растяжение при
автоматической
сварке под слоем
флюса, а также
при ручной и по
луавтоматической
сварке, при повы
шенных способах
контроля за ка¬
 Щв
 1300
 1 700
 2 000
 2100
 2500
 2 900
 •
 чеством швов . .
 Растяжение при
ручной и полу
автоматической
сварке при обыч
ных способах кон
троля за качест¬
 1700
 2000
 2100
 2500
 2900
 вом швов ....
 rc;
 1200
 1450
 1800
 1 800
 2100
 2 500
 •
 Угловые
 Срез ....
Сжатие, растя¬
 пев
 800
 1000
 1200
 1300
 1500
 1750
 швы
 (лобовые,
фланго
вые,
втавр) i
 жение, срез . .
 R?
 900
 1200
 1400
 1400
 1800
 2000
 Как видно из таблицы, расчетные сопротивления сжатию и 7
срезу сварных швов встык, выполненных электродами Э42 и
Э42А в конструкциях из стали марки Ст. 3 и электродами Э50А
и Э55А в конструкциях из сталей НЛ1 и НЛ2, приравнены к
расчетным сопротивлениям основного металла. Расчетные сопро
тивления этих швов растяжению принимаются разные в зависи
мости от способа сварки, а также от требований, которые предъ
являются к качеству шва и его контролю. В случае, если соеди
нение встык выполняется автоматической сваркой или ручной и
полуавтоматической сваркой качественными электродами, но при
условии применения повышенных способов контроля за каче
ством швов (просвечивание ^-лучами, электромагнитный спо¬
 74

соб и др.), расчетные сопротивления такого сварного соедине
ния растяжению могут быть приняты такими же, как и для ос
новного металла. Такие, требующие особого внимания, соеди
нения могут предусматриваться только в ответственных частях
конструкций. При обычньгх способах контроля за качеством
швов (внешний осмотр, гидравлическое испытание или испытание
керосином, выборочная засверловка, замеры размеров и т. п.)
у соединений встык, выполненных ручной или полуавтоматиче
ской сваркой, расчетные сопротивления растяжению ниже, чем
у основного металла (табл. 7).
 § 19. ТИПЫ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ.
 РАСЧЕТ СОЕДИНЕНИЙ ПРИ ДЕЙСТВИИ ОСЕВЫХ СИЛ
 1« Классификация сварных соединений и швов
 Сварные соединения по своей конструкции различаются сле
дующим образом:
 1) соединения встык;
 2) соединения внахлестку;
 3) соединения впритык (втавр или в угол).
 Наименование швов и виды сварных соединений приведены
 в табл. 8.
 Сварные швы, при помощи которых осуществляются соедине
ния, подразделяются по ряду признаков, а именно:
 а) по положению в пространстве — на нижние, вертикаль
ные, горизонтальные и потолочные (фиг. 39);
 Вертикальный
угловой шов
 IЪризонтальный стыковой шов
 т/ Горизонтальная подварка
> А на вертикальной плоскости) \
адг Нижний стыковой шов
 Нижний угловой шов  б)Потолочный угловой шов Потолочная подварка
Фиг. 39. Классификация швов по положению в пространстве
 б) по конструкции шва — на стыковые и угловые (табл. 8);
угловые швы по их расположению к дейстЕЮщим усилиям де
лятся на фланговые и лобовые (торцовые);
 75

Таблица 8

в) 	по типу обработки (разделки) кромок листов — на V-об-
разные (обозначаются латинской буквой V), X (икс)-образные,
К-образные (табл. 9);
 Таблица 9
 Классификация швов по типу обработки кромок
 Наименование шва
по типу обработки
кромок
 Эскиз обработки
кромок
 Применяется
при толщине
6 в мм
 Примечание
 Без обработки
 4=^1
 I ~4i=0t5 -2JDmm
 До 8—10
 V-образный
 1 а-Б0^~у ! ь=2мм
 От 10 до 20
 Х-образный
 Больше 20
 1 1
 а—зазор,
притуп
ление,
 а—угол рас
крытия шва
 К-образный
 V -9А
 «=«>5574
а--3±Ч л—-
 Г
 То же
 V-образный при
автоматической
сварке
 ос=60°
 J_ Г~У №5-0,6$
 Т
 jt=J
 у.- т
 {а=1гЗмм
 Больше 16
 При 5 до
16 мм свар
ка произво
дится без
разделки
кромок, с за
зором в 1 мм
 г) по протяженности — на сплошные и прерывистые;
 д) по числу слоев, накладываемых во время сварки, — на
однослойные и многослойные;
 е) по назначению — на рабочие (передающие усилия) и кон
структивные, или связывающие.
 Условные обозначения швов и их размеров, применяемые на
чертежах, даны в табл. 10.
 77

Таблица 10
 Условные обозначения сварных швов
 Обозначения
 Наименование швов
 швов, выполненных
на заводе
 („заводских швов“)
 швов, выполненных
на монтаже
(„монтажных швов“)
 Стыковые
 i
 1 | X }
 ППТЧ
 Непрерывные угловые
(Л—размер катета шва в мм)
 г
 ТТТТТТТТТТПТТТТТТТПТ7ТТГ
 h=8MM
 III Illi llllllllllllllllllluflll *
 > TTПТПТПI m 11 mill it4i«MI
 TTpOC
 'i
 ll.llJIIIWtt>
 ч ТТГППIXX HKDO лд A. ”
 Прерывистые угловые
 При применении на одном
чертеже электродов разных
типов швы, выполняемые тол-
стообмазанными электродами,
обозначаются дополнительно
буквой Т% швы. выполняемые
автоматом, —буквой А, и швы,
выполняемые .короткой ду
гой*,—буквой К
 /h=6K
 Ц*1^111
 у/?=6/7
 **Т1
 /h=10T
 Обычно преобладающий на данном чертеже размер швов, а
также тип электродов указывают в примечании, помещаемом
около штампа (наименование чертежа) в правом нижнем
углу листа. Непосредственно у изображения шва показывают
только размеры, отличающиеся от преобладающего размера
шва.
 Указания об обработке кромок даются на чертеже только в
случае отклонения их от нормальных (табл. 9).
 78

2. 	Соединения встык
 Соединение встык наиболее рационально применять для сое
динения листов. Однако не исключена возможность его примене
ния и при стыковании двутавровые балок, швеллеров и уголков.
При конструировании соединений встык необходимо заботиться
как о возможности хорошего провара стыка, так и о создании
условий, обеспечивающих свободу сварочных деформаций
(«усадки»), которые развиваются в процессе остывания сварных
швов. Опыт показал, что для этого необходимо: во-первых, в ли
стах толще 10 мм производить одностороннюю или двусторон
нюю обработку кромок (см. табл. 9), позволяющую глубже вво
дить электрод и тем самым обеспечить провар; во-вторых, остав
лять между стьикуемыми элементами зазор, размеры которого
также указаны в табл. 9. Зазор в процессе сварки исчезает
совсем, что указывает на значительную поперечную усадку.
Отсутствие зазора ведет к короблению листов и большим
сварочным деформациям. При сварке закрепленных листов,
не имеющих свободы перемещения, в шве после остыва
ния возникают большие растягивающие напряжения, кото
рые могут привести к образованию трещин и разрушению.
Существенное значейце имеет обеспечение в стыках постоянства
зазора.
 При автоматической сварке вследствие большой силы ток^
и глубокого провара кромки можно обрабатывать на значитель
но меньшую глубину, а иногда и вовсе не обрабатывать, что
уменьшает объем наплавленного металла.
 При толщине металла до 14—16 мм автоматическая сварка
ведется односторонне и в один проход, без разделки кромок, но
с зазором. При толщине больше 16 мм делают скос кро
мок под углом около 40—60°. Этот скос нужен не для про
вара, как при ручной сварке, а для размещения наплавленного
металла; провар же от разделки почти не зависит. Автоматиче
скую сварку ведут на временных (медных) или постоянных
(стальных) подкладках, на флюсовой подушке или с предвари
тельной подваркой. Автоматическая сварка двусторонними шва
ми, применяемая при толщине более 20 мм, дает швы отлич
ного качества. Для ведения двусторонней сварки применяется
Х-образная разделка с величиной притупления около 7з толщины
свариваемых элементов.
 Расчет прочности стыкового шва при работе его на осевые
усилия производится в предположении равномерного распреде
ления напряжений по поперечному сечению шва (фиг. 40, а). Это
предположение более или менее справедливо, если шов не де
фектный. В дефектном шве, как, например, показано на
фиг. 40, б, поток силовых линий, проходящих внутри листа, не
равномерен и, отклоняясь от оси, создает опасный дополнитель
ный изгибающий момент. Для устранения этого необходимо про¬
 79

изводить подварку, которая делается после тщательной вырубки
грата (шлаковин), скопляющегося в корне шва (фиг. 40, а).
 За расчетное сечение стыкового шва при расположении стыка
перпендикулярно оси элемента (прямой стык) принимается пло-
 Ш
 1 1
 =$ "~=3-
Подварка
 П I
 i j i
 LJ
 N
 N
 6)
 Подрезы
 Нет подварки
 Фиг. 40. Стыковые швы
 а—прямой стык; б—прямой дефектный стык; в—косой стык; г—клиновой стык
 щадь сечения по линии II—II (фиг. 40, а), но без учета усиле
ния подваркой и наплавленного валика сверху, т. е.
 где 8— толщина свариваемых элементов;
 /„i—расчетная длина шва, равная фактической длине завы-
четом 10 мм (учитывающих образование кратера и не
провары у краев листа).
 Напряжение в шве проверяется по формуле
 = (1.IV)
 г ш *ш°
 где /?св— расчетное сопротивление сварного шва встык растя
жению или сжатию, принимаемое по табл. 7;
т— коэффициент условий работы конструкции или эле
мента.
 Поскольку расчетные сопротивления растяжению сварны'Х со
единений встык, осуществленных ручной и полуавтоматической
 80

сваркой, при обычном способе контроля за качеством швов ниже,
чем основного стыкуемого металла, то при прямом стыке нельзя
полностью использовать напряжения в основном металле по
сечению /—/ (фиг. 40, а), так как эти напряжения не могут быть
больше, чем mR*\
 Конструкция стыка, равнопрочного основному металлу, по
казана на фиг. 40, в. Такой стык называется косым. Обычно
угол наклона косого стыка делается равным 45°. При таком угле
стык можно не проверять на прочность, так как он равнопрочен
основному металлу (за редким исключением, например, при
знакопеременных нагрузках, когда расчетное сопротивление
сварных швов значительно снижается).
 Осуществление стыка по типу, показанному на фиг. 40, г (кли
новой стык), не может быть рекомендовано из-за наличия внут
реннего угла, концентрирующего напряжения, а также из произ
водственных соображений.
 3. 	Соединения внахлестку
 Соединение внахлестку может осуществляться с накладками
и без них при помощи угловых швов. В зависимости от распо
ложения по отношению к действующим усилиям угловые швы
могут быть: фланговые (расположенные параллельно усилию)
и лобовые или торцовые (расположенные перпендикулярно уси
лию).
 а) Соединение внахлестку с фланговыми швами
 Простейшим соединением этого типа является конструкция,
показанная на фиг. 41. Передача усилия в нем с одного эле
мента на другой протекает весьма неравномерно как по длине
шва, так и по поперечному сечению соединения. На фиг. 41, а
показан поток силовых линий, концентрирующихся у концов
швов, а на фиг. 41,6 — диаграмма распределения напряжений
по длине шва. Опытами и теоретическими исследованиями дока
зано, что чем длиннее шов, тем больше неравномерность пере
дачи усилия по его длине. Однако при статической нагрузке и
при не очень длинных швах после достижения в крайних точках
швов напряжений, равных пределу текучести, при дальнейшем
нагружении неравномерность в, распределении напряжений по
длине шва уменьшается, эпюра напряжений выравнивается и раз
рушение происходит по всей длине шва путем среза по поверхно
сти, характеризуемой линией АВ (фиг. 41, в). Эта линия имеет
криволинейные участки в начале и конце (у наиболее напряжен
ных точек) и прямолинейный участок по середине шва. Такой вид
разрушения позволяет положить в основу расчёта допущение о
равномерном распределении напряжений среза по минимальной
площади сечения шва, проходящей через наименьшую высоту
 6— К. К. Мухаыов
 81

условного треугольника шва (без учета наплыва, фиг. 41, г).
При равных катетах шва эта высота равняете»-
 Лш cos 45° =0,7 кш,
 где через Лш обозначен размер катета (толщина) шва. Таким
 а)
 —~
 V-
 .
 Г"* Z/J/ *
 образом, площадь среза фланговых угловых швов будет равна
 Fm-0,7haUm i2.IV)
 где — сумма расчетных длин сварных швов.
 Из-за наличия' непровара вначале и кратера в конце шва,
а также из-за большего влияния случайных включений на ма
лой длине шва, где трудно обеспечить хороший провар его,
наши нормы и технические условия не разрешают, чтобы
расчетная длина шва была меньше 40 мм или меньше
4 *ш.
 82

Предположение о равномерной работе фланговых швов будет
неправильным при очень длинных швах, так как возможно до
стижение предела прочности в точках А и В (фиг. 41, в) раньше,
чем выравняются напряжения по всей длине шва. Поэтому НиТУ
ограничивают наибольшую расчетную длину фланговых швов в
соединениях длиной, равной /<60/ziu, за исключением сопряже
ний, где усилие, воспринимаемое фланговым швом, возникает
на всем его протяжении (например, поясные швы балки). В пос
леднем случае длина флангового шва не ограничивается.
 Прочность фланговых швов зависит также от их толщины,
причем с увеличением катета шва предел прочности их несколько
падает. Толщина шва т.акже нормируется и принимается не бе
лее 1,5 8 в конструкциях, работающих под статической нагруз
кой, и 1,2 8 —в конструкциях, работающих под динамической
нагрузкой (8 — наименьшая толщина соединяемых элементов).
Желательно при проектировании избегать применения швов тол
щиной более 20—25 мм. Минимальная толщина швов прини
мается равной 4 мм.
 Расчет соединения внахлестку с фланговыми швами, нахо
дящегося под воздействием осевой силы, при принятом допуще
нии о равномерном распределении касательных (срезывающих)
напряжений производится по формуле
 JL
 F ш
 N
 0,7ЛШ 2 /и
 < mR™y
 (3.IV)
 где N— расчетная нормальная (осевая) сила в кг\
 Аш—толщина (катет) шва в см\
 /ш— расчетная длина шва в см\
 R™— расчетное сопротивление срезу сварного углового шва*
в кг/см2, принимаемое по табл. 7;
т— коэффициент условий работы конструкции или эле
мента.
 Обычно толщину шва Лш назначают равной толщине соеди
няемых элементов или несколько меньше ее; таким образом, рас
четом определяется необходимая минимальная суммарная дли
на швов, которая получается по формуле
 N
 QJhmmRуВ
 (4.IV)
 Конструктивная длина шва должна быть больше расчетной
на 10—20 мм, чтобы компенсировать образование кратера на
конце шва и не всегда хороший провар в начале шва.
 Пример 1. Требуется рассчитать стык двух листов из стали марки Ст. 3,
сечением 250X12 мм на растягивающее расчетное усилие N=56,7 т. Конструк
ция стыка запроектирована с двумя накладками, приваренными фланговыми
швами (фиг. 42). Коэффициент условий работы элемента tn= 1.
 Решение. 1) Назначаем необходимое сечение накладок. Очевидно,
что площадь сечения двух накладок (2^н) должна равняться основному сече¬
 6*
 83

нию листа (/\л) или быть несколько больше его, иначе усилие N не сможет
быть передано с одного листа на другой, т. е. должно быть 2FH >FJl. Кон
структивно назначаем сечение накладок 200X8 мм\ тогда
 2FH = 2-20*0,8 - 32 смa, Fn = 25*1,25 = 30 см2;
 таким образом, 2FH > Fn.
 2) 	Назначаем тип электрода Э42.
 Тогда расчетное сопротивление срезу сварного углового шва будет со
гласно табл. 7 равняться #уВ=1400 кг/см2. Для накладок толщиной 10 мм
принимаем фланговые швы толщиной Нш =8 мм.
 N
 .lllll
 ■риг
 N
 I'm )-200хд
 id ,
 1
 1
 1
 II '
 II
 !! н*вт
 ,■!!/.
 i
 j
 1
 1*
 -250*12 1
 МО
 200
 Г
 ш
 * '
 _ 250 __
 Фиг. 42
 3) 	Находим суммарную расчетную длину швов Ц/ш
стыка по формуле (4. IV)
 56700
 ” 0,7-0,8.1-1 400 — 72(4 см-
 с одной стороны
 4) 	Находим длину стыковой полунакладки. По одну сторону стыка две
полунакладки привариваются четырьмя фланговыми швами. Следовательно,
расчетная длина одного шва должна быть не меньше
 /ш
 1Уш
 4
 72.4
 4
 18,1 см.
 Конструктивную длину шва следует назначить несколько большей, учи
тывая кратер в конце шва и возможный непровар в начале шва, а также
зазор между листами и необходимость округления проектного размера до
практически удобной цифры.
 Назначаем конструктивную длину шва
 /ш- 181 + 19 = 200 мм.
 5) 	Принимаем две стыковые накладки сечением 200X8 мм, длиной
/н =200 • 2=400 мм; толщина шва /гш=8 мм.
 При прикреплении фланговыми швами несимметричного се
чения, например двух уголков к листу (фиг. 43), необходимо
учитывать неравномерное распределение усилия, действующего
в соединении, между швами, передающими силовой поток с
 84

уголков на лист. Растягивающую уголки силу N можно расг
сматривать как равнодействующую силового потока нормальных
напряжений, приложенную в центре тяжести сечений уголков.
 Линия центров тяжести проходит несимметрично относи^
тельно сварных швов, расположенных у обушка и пера уголка
(фиг. 43). Поэтому площадь сечений швов у обушка и пера
уголка также должна быть различной в соответствии с распре
делением силового потока.
 Фиг. 43. Несимметричное соединение внахлестку
 Очевидно, что усилие N распределится обратно пропорцио
нально расстояниям сварных швов до линии центра тяжести
уголка; которая проходит на расстоянии от обушка, близком к
7з ширины полки. Поэтому распределение усилия N может при
ниматься следующее:
 У
 обушка yVA = -g- TV;
 у пера yv2 = -g-
 N.
 Тогда формула, определяющая расчетную длину £/. при
крепления уголков у опушка, получится из формулы (4.IV)
 N
 0,7Л шт/?уВ ’
 (5.IV)
 где Лш — толщина шва у обушка.
 Поскольку усилие со стороны пера уголка значительно
меньше, шов у пера мог бы быть прерывистым. Однако обычно
этот шов заваривают по всей длине пера, причем часто его при
нимают меньшей толщиньи. Обрезать полку уголка для умень
шения длины шва /2 не рационально; уголки (за редким исклю
чением) следует обрезать перпендикулярно оси.
 Пример 2. Требуется рассчитать прикрепление двух уголков 75X8 к фа-
сонке толщиной Ь=10 мм (фиг. 44). Расчетное растягивающее усилие
 85

в уголках N=42,5 т. Материал — сталь марки Ст. 3; электроды типа Э42.
Коэффициент условий работы m= 1.
 Решение. Определяем расчетную длину U по формуле (5.IV), при
нимая толщину шва hin=0,8 см. Вследствие наличия двух уголков и соответ
ственно двух швов длиной 1и расположенных у обушков уголков, будем
иметь
 f т М 2«42 500
 = ~Г = 2-3.0.7Лшт/?'в “ 2.3.0,7.0,8.1.1400 ~ ltU сл'
 Принимаем /i=l81 + 19=200 мм.
 При конструировании в случае необходимости можно уменьшить раз
меры фасонки, как указано пунктиром на фиг. 44, учитывая возможное
уменьшение длины /г по сравнению с 1\.
 Несмотря на некоторые отрицательные качества соединений с
фланговыми швами (неравномерность в распределении напря
жений), они применяются весьма часто. Причина этого заклю
чается в несколько большей* их пластичности по сравнению с
другими видами соединений вследствие происходящей во время
работы деформации среза, поскольку модуль упругости при
сдвиге ((/ = 840 000 кг!см2) меньше, чем модуль упругости при
растяжении (£ = 2 100 000 кг/см2),
 б) Соединение внахлестку с лобовыми швами
 Соединение с накладками при помощи лобовых швов пока
зано на фиг. 45, а.
 При симметричном расположении накладок лобовые швы
дают достаточно высокую прочность. Однако вследствие рез
кого изменения направления потока силовых линий в соединении
в корне шва концентрируются большие напряжения (фиг. 45, б).
Это создает условия, при которых разрушение происходит при
малых удлинениях (г =4-^6%), т. е. получается почти хрупкий
излом, причем отрыв (при растяжении) обычно происходит по
плоскости соприкосновения шва с листом. Вследствие неблаго
приятных условий работы шва с повышенным модулем упруго
сти (средним между G и £), равным около 1 500 000 кг/см2, а
 86

также сложного напряженного состояния и крайне неравномер
ного распределения напряжений качество такого соединения по
лучается пониженным. Это понижение качества соединения учи
тывается путем снижения расчетного сопротивления, которое
независимо от работы шва (сжатие, растяжение, срез) прини
мается во всех случаях равным расчетному сопротивлению угло
вого сварного шва срезу.
 Мин. 5 д
 4
 Мин 5в
 в)
 * А
 —щ
 hri г гп 11
 г 1
 .Ц. Жесткий \
 f
 1 элемент ~-
 L Л i
 V
 г)
 Мин5&
 Фиг. 45. Соединения с лобовыми швами
 Таким образом, расчет лобовых швов условно ведется на срез
по минимальной площади сечения, которая и принимается за
расчетную площадь. Эта площадь проходит через наименьшую
высоту условного треугольника сечения шва, равную 0,7 Лш, и
расчетная формула остается таким образом такой же, как и при
фланговых швах, т. е.
 N
 Хш Г
 • II
 N
 0,7АШЕ/В
 тК*.
 (3.1V)
 Длину а накладки (фиг. 45, а) делают равной около 10 8, но не
менее 80 мм.
 Применение несимметричного соединения с одной накладкой
не может быть рекомендовано вследствие наличия эксцентриси
тета, создающего дополнительный момент.
 Применение соединения внахлестку с лобовыми швами допу
стимо только в том случае, если один из элементов представляет
собой достаточно жесткую конструкцию (фиг. 45, в) или, наобо
рот, в гибких (тонких) листовых конструкциях, имеющих не
большие напряжения (фиг. 45, г). В таких соединениях для сни
жения влияния дополнительного изгибающего момента величина
напуска должна быть не менее 58, где 8—толщина приваривае
мого элемента.
 87

4. Комбинированные соединения
 Соединение называется комбинированным, если в нем имеется
несколько различные видов сварных швов: фланговых, Лобо
вым или стыковых.
 Простейшим комбинированным соединением является соеди
нение с прямоугольными накладками, обваренными по всему
контуру, т. е. соединение, имеющее фланговые и лобовые швы
(фиг. 46, а).
 Такая же комбинация швов возможна в соединении вна
хлестку без накладок (фиг. 46,6).
 Действительная работа комбинированного соединения, в зна
чительной мере зависящая от распределения усилий между
фланговыми и лобовыми швами, представляется в следующем
виде.
 Как показали опытк и теоретические исследования, в начале
приложения нагрузки лобовые швы-, как бблее жесткие, воспри
нимают большие усилия и только после некоторой их дефор
мации все больше начинают включаться в работу более мягкие,
фланговые швы. Разрушение соединения происходит в пласти
ческой стадии при более или менее выровненных напряжениях
во всех швах К Несмотря на это, такой тип соединения вслед
ствие перегрузки лобовых швов не может быть рекомендован,
особенно при переменных нагрузках.
 Значительно более равномерно происходит передача сило
вого потока в соединениях, имеющих накладки ромбического
типа со срезанными под 35—45° углами (фиг. 46, в). Накладки,
имеющие форму ромба е острыми углами, не оправдал и
 1 Г. А. Николаев, Сварные конструкции соединения, Машгиз, 1947.
 88

себя вследствие того, что около острого угла из-за боль
шой концентрации напряжений часто возникали трещины
(фиг. 46,г). При обварке концов накладок желательно обес
печить более плавный переход силового потока, для чего
катет заложения швов должен быть удлиненным (фиг.
46, д).
 Как уже указывалось, разрушение комбинированного соеди
нения происходит в пластической стадии, после некоторого вы
равнивания напряжений; поэтому при расчете швов такого сое
динения предполагается равномерное распределение усилий
между всеми швами, и расчетная формула остается прежней
(3.IV).
 Третий тип комбинированного соединения может быть осу
ществлен путем сварки элементов встьик с постановкой ромби
ческих накладок. Стык этого типа более дорог, так как
требует обработки кромок, а после сварки швов встык —
зачистки наплывов швов (для того чтобы можно было поставить
накладки). Накладки в этом соединении играют роль добавоч
ных элементов, усиливающих стыковой шов и воспринимающих
на себя часть усилия. Этот тип стыка имеет смысл только в ра
стянутых частях конструкции, соединяемых при помощи ручной
сварки при обычных способах контроля за качеством швов и не
допускающих устройства косого стыка.
 Расчетная формула для такого стыка имеет вид
 «= f +vf -<mRCB, (6.IV)
 гшТ^г-н v
 где Fm— площадь поперечного сечения шва;
 FH— площадь накладки;
 R™— расчетное сопротивление сварного шва растяжению.
 Сравнивая различные способы соединения листов, можно
прийти к заключению, что лучшим типом стыка листов, под
вергающихся осевому воздействию усилий, является прямой
стык встык (или равнопрочный косой стык — при растяжении).
При прямом стыке встык в случае необходимости применения
накладок следует применять накладки ромбического типа со
срезанньими углами. В ответственных же конструкциях лучше
сваривать листы без накладок автоматической сваркой (либо
ручной или полуавтоматической при повышенных способах кон
троля за качеством сварки).
 Прикрепление жестких профилей к листам предпочтительно
осуществлять фланговыми швами, как более пластичными. Учи
тывая важное значение пластических свойств сварных швов,
как предпосылки более равномерной их работы, необходимо
сварные стыки осуществлять толстообмазанными электродами
типа Э42 или Э42А.

5. Соединение впритык
 Этот тип соединения применяется, например, в случае креп
ления -консоли к колонне (фиг. 47, а) или соединения листов под
прямым углом (фиг. 47, б) и т. п. Вследствие своей простоты
это соединение имеет широкое применение. Однако оно требует,
особенно в растянутом стыке, хорошего провара по всей тол-
 Фиг. 47. Соединения впритык
 щине присоединяемого листа (фиг. 47, в), так как в случае
оставления «щели» (фиг. 47, г) будет иметь место резкое изме
нение направления силового потока. Расчетное сечение швов
в последнем случае принимается с ^минимальной площадью
(фиг. 47, г по /—/), расчетное сопротивление принимается по
срезу угловых швов R£в. При полном проваре (фиг. 47, в) тол
щина шва принимается равной толщине привариваемого листа,
а расчетное сопротивление шва принимается по виду работы
(сжатие, растяжение).
 Применение растянутого стыка листа через поперечную про
кладку (фиг. 47, д) в общем случае не может быть рекомендо
вано, так как, кроме резкого изменения направления силового
потока, проходящего поперек прокатки в прокладке, приварен
ной четырьмя швами, здесь будет сравнительно широкая зона
с пониженными механическими показателями по толщине про
кладки.
 90

В сжатых стыках при статической нагрузке применение та
кого стыка возможно, но при этом необходимо ставить толстые
прокладки толщиной 1,5 -i-28.
 § 20. РАСЧЕТ СВАРНЫХ СОЕДИНЕНИЙ НА ВЫНОСЛИВОСТЬ
 Сварные соединения в стальных конструкциях цехов с тяже
лым режимом работы (стр. 299) должны проверяться на вынос
ливость. Как указывалось в § 9, всякие отклонения от равно
мерного потока силовых линий создают плоское или объемное
напряженное состояние, способствующее появлению хрупкости.
В этих местах концентрируются напряжения и могут образо
ваться трещины, что особенно опасно при переменных нагруз
ках.
 При расчете сварных соединений на выносливость расчетные
сопротивления уменьшаются путем умножения на коэффи
циент 7, определяемый по формуле
 Т
 1
 а — Ь
 ^мин
 ■^макс
 (23.11)
 Коэффициенты а и Ь как для сварных соединений, так и для
основного металла в околошовной зоне принимаются по
табл. И.
 Таблица 11
 Значения коэффициентов а и Ь в формуле (23.11)
 Вид соединения
 Сталь Ст.З
 Сталь НЛ
 а
 ь
 а
 ь
 Сварные соединения встык
с обработанной поверхностью шва
 и
 0,6
 1,45
 0,85
 Г-# } f
 1 д 1 а
 Сварные соединения встык
косыми швами с йодваркой корня
 1.3
 0,8
 1,75
 1,15
 91

Продолжение табл. 11'
 Вид соединения
 Сталь Ст. 3
 Сталь НЛ
 а
 Ь
 а
 Ь
 Сварные соединения лобовыми
швами с отношением сторон 1 : 1,5
 t,5$
 \ 11—f
 1 «о
 Т“4
 1,5
 1
 2
 1.4
 Сварные соединения фла)
швами с обработанными
 нговыми
 концами
 2
 1,5
 2.7
 2,1
 Согласно НиТУ для соединенных встык элементов, у которых
поверхность шва обработана строжкой заподлицо с основным
металлом (и тем самьим созданы условия для равномерного
потока силовых линий) и которые воспринимают только сжи
мающие переменные нагрузки, коэффициент *[ принимается
равным единице.
 Кроме этого, при проверке сварных соединений на выносли
вость действительны все общие указания, приведенные на стр. 54
для основного металла.
 § 21. ВНУТРЕННИЕ НАПРЯЖЕНИЯ. ЯВЛЕНИЕ УСАДКИ
ПРИ СВАРКЕ
 Как уже указывалось, напряжения в материале могут воз
никать не только в результате приложения внешних сил, но и
вследствие тепловых (термических) воздействий. Известно, что
при нагревании большинство тел расширяется. Линейное удли
нение при этом определяется уравнением
 А/ = alt, (7.1 V)
 где А/—удлинение элемента;
 а—коэффициент линейного расширения (при 20°
а =0,000012, при /«300° а = 0,000018);
 92

I— первоначальная длина элемента;
t = t2— tt — разность температур.
 Представим себе стержень, зажатый между абсолютно жест
кими стенками (фиг. 48). Начнем его нагревать до температуры
ниже 600°. При такой температуре в стержне, который не смо
жет удлиниться, возникнут упругие напряжения, равные [см.
формулу (2.II)]
 Д<
 о = £е = Е -J- = Eat,
 а)
 /
 /
 /
 i /
1
 б)
 §
 1
 \Л1
 Фиг. 48. Остаточная деформа
ция после нагрева
 а в стенках возникнут реактивные
силы 5, равные S = aF, где F —
поперечное сечение стержня.
 После прекращения нагрева
ния стержень сохранит свою дли
ну (фиг. 48, а), а напряжение
в стержне и реакции в стенках
исчезнут. Если этот же стержень
нагревать до температуры выше
600°, то развивающиеся в нем
напряжения превзойдут предел уп
ругости. Поэтому температуру
около 600° для малоуглероди
стых сталей называют температу
рой пластичности. После прекра
щения нагревания стержень по
лучит остаточную деформацию — он укоротится (фиг. 48,6).
Если бы стержень был закреплен в стенке и не мог укоро
титься, то после остывания в нем появились бы напряжения рас
тяжения.
 Теперь представим себе пластинку, в середине которой про
изводится разогрев путем наложения небольшого шва. Отдель
ные зоны или участки металла получат неравномерную дефор
мацию, будучи нагреты1 до разных температур. При этом участ
ки, окружающие место сварки, сопротивляются развитию дефор
мации, подвергаясь сжатию, в результате которого напряжения
в них могут достигнуть предела текучести. При охлаждении
нагретый металл стремится сократиться, но сокращается он как
упругий материал. Этому сокращению препятствуют более хо
лодные участки. В результате внутри тела возникают напряже
ния, являющиеся следствием неравномерности распределения
температуры в нем. Эти напряжения уравновешиваются внутри
самого тела, образуя в нем сжатые и растянутые зоны. Часто эти
напряжения вызывают изменение формы тела (коробление)
и приводят к такой деформации, при которой наступает состоя
ние равновесия.
 Деформации конструкции, появляющиеся в результате осты
вания после сварки, как правило, связаны с уменьшением раз-
 93

меров, поскольку сварные швы, остывая, сокращаются и стяги
вают прилегающие участки металла, причем в них появляются
растягивающие напряжения. Эти деформации называются сва
рочными деформациям, или усадкой.
 Различают усадку поперечную, т. е. усадку поперек шва
(фиг. 49 а и б) и продольную, т. е. усадку вдоль сварного шва
(фиг. 49, б). Если ш&ы в поперечном сечении элемента распо
ложены несимметрично относительно нейтральйой оси, продоль-
 6)
 Фиг. 49. Деформация элементов при сварке
 ная усадка ведет к выгибу элемента, трудно исправимому в про
изводстве. Поэтому конструктивную форму с несимметричным
расположением швов следует избегать.
 Особенно неблагоприятно сказывается на конструкции по
перечная усадка; она почти в 10 раз больше, чем продольная. На
фиг. 49, в показан поперечный стыковой шов. После сварки
он не только стягивает листы, но и несколько выгибает их. По
перечная усадка стыкового шва пропорциональна площади
сварного шва и может быть определена по формулам:
 для V-образных швов
 А/= 0,2(8 tg-J- +&) ;
 V } (8.IV)
 для Х-образных швов
 Д/ = 0,25 (4-tg-f +&).
 где В— толщина свариваемого металла;
а— угол раскрытия шва;
b—величина зазора.
 94

Если подлежащие сварке листы жестко закреплены по пери
метру, то вследствие сопротивления закреплений в листах и шве
после усадки появляются внутренние растягивающие напряже
ния. Эти напряжения достигают больших величин и могут при
вести к образованию трещин. Для пластичного материала значе
ние внутренних напряжений не столь велико, так как по дости
жении в материале напряжений, равных пределу текучести,
внутренние напряжения частично исчезают, и после первой же
разгрузки конструкция работает вполне упруго. Однако в усло
виях плоского напряженного состояния, способствующего появ
лению хрупкости (см. § 9, п. 3), внутренние напряжения играют
существенную роль и в пластическом материале, так как они
могут привести к образованию трещин. Поэтому сварку по замк
нутому контуру следует избегать, в особенности сварку тех
швов, которые направлены поперек основных сил; если же кон
струкция ее предусматривает, то необходимо во время сварки
замыкать контур со стороны более податливых связей.
 Можно дать некоторые общие указания о способах борьбы
со сварочными деформациями.
 а) Конструктивные мероприятия. Следует стре
миться к общему уменьшению количества сварных швов, избе
гая «лишних» швов. Поскольку усадка пропорциональна объему
наплавленного металла, то минимальную толщину швов следует
определять точно по прочности, не утолщая швы «в запас». Швы
в симметричной конструкции следует располагать симметрично
или так, чтобы статические моменты площади наплавленного
металла по обе стороны нейтральной оси были примерно равны.
Нежелательно большое скопление швов в одной точке (пересе
чение швов) или близкое расположение параллельных швов.
Следует избегать замкнутых швов, а в случае необходимости
их применения предусматривать достаточные свободные поверх
ности или длины для развития удлинений. Наконец, швы долж
ны располагаться так, , чтобы можно было обеспечить рацио
нальную последовательность сварки, для чего составляется
карта технологического процесса сварки с учетом применения
специальных приспособлений для ручной или автоматической
сварки.
 б) Технологические мероприятия. Разработка
технологического процесса сварки имеет целью установление
последовательности и направления наложения швов, а также
выбор скорости сварки, зависящей от силы тока. Очень важно,
чтобы ванна заполнялась как можно быстрее и не было переры
вов в сварке; чем меньше зона разогрева, тем меньше будут
деформации.
 В необходимых случаях предусматривается создание обрат
ных деформаций (выгибов) или же определенная последователь
ность сварки с тем, чтобы создать предварительный выгиб.

В некоторых случаях полезно устраивать жесткие закреп
ления (при помощи прихваток или кондукторов).
 При сварке на морозе, нельзя'допускать вследствие сниже
ния ударной вязкости как основного, так и наплавленного ме
талла ударных воздействий на металл. При низкой температуре
происходит быстрый отвод тепла от изделия, что приводит
к большим остаточным деформациям. Поэтому рационально
металл подогревать до температуры, ощутимой рукой (70°),
а также предусматривать мероприятия, обеспечивающие свобод
ную усадку швов. Место сварки должно быть защищено от
ветра, а для сварщика должны быть созданы благоприятные
условия работы.
 § 22. ТРУДОЕМКОСТЬ СВАРНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
 Как указывалось в § 4, к проекту стальных конструкций
предъявляется ряд качественных требований, из кбторых важным
является требование создания такой конструкции, которая для
своего изготовления потребовала бы наименьшей затраты
труда.
 Процесс изготовления сварных стальных конструкций на за
воде или в мастерских состоит из комплекса следующих основ
ных операций1:
 1) подготовительных операций — подбора прокатного ме
талла, правки его, заготовки шаблонов, разметки;
 2) операций по обработке деталей — наметки, резки, образо
вания отверстий, обработки кромок;
 3) операций по сборке и сварке конструкций из заготовлен
ных деталей, по контролю за качеством изготовления, покраске
и отправке конструкций на монтаж.
 Затрата рабочего времени, необходимая на изготовление кон
струкции, выраженная в человеко-часах и отнесенная к 1 т кон
струкции, называется трудоемкостью изготовления конструкции.
Обратная величина — количество тонн изготовленных конструк
ций в единицу времени — характеризует производительность
труда. Чем меньше трудоемкость изготовления, тем выше про
изводительность труда и тем больше снижение стоимости кон
струкции.
 Сварные конструкции, как правило, требуют меньше затраты
времени, чем клепаные, при одновременном уменьшении веса
на 10—15%.
 Распределение труда в среднем при изготовлении разных
видов сварных конструкций характеризуется табл. 12.
 Из табл. 12 видно, что 60—65% рабочего времени идет
на операции, связанные со сборкой и сваркой деталей конструк¬
 1 Д. П. Ш и л о в ц е в, Б. И. Б е л я е в, А. С. Ч е с н о к о в, Изготовле
ние металлических конструкций, Стройиздат, 1945.
 96

ции. Поэтому следует обращать особое внимание на факторы,
связанные с этими операциями. Очевидно, трудоемкость будет
меньше у конструкции, имеющей меньшее число деталей (за счет
укрупнения сортамента и уменьшения числа профилей), мень
шую протяженность сварных швов и меньший объем наплав
ленного металла, меньшее число стыков, дополнительных ре
бер и т. п. При всем этом детали должны быть простыми
в сборке. Автоматическая сварка значительно ускоряет процесс
сварки (не говоря об улучшении качества его). Сварные швы
должны быть расположены так, чтобы их было легко и удобно
заварить, преимущественно в нижнем положении.
 Таблица 12
 Трудоемкость отдельных операций при изготовлении
сварных конструкций
 Наименование операции
 % к общей за
трате времени
на производст
венные опера
ции
 1. Подготовительные операции:
 1) правка стали
 3-4
 2) изготовление шаблонов и разметка
 4-5
 Итого
 7-9
 II. Операции по обработке деталей:
 1) наметка
 1- 2
 2) резка стали
 9-15
 3) образование отверстий
 0- 2
 4) обработка кромок
 1- 3
 5) правка и гибка
 3- 4
 6) кузнечные работы
 1 - 2
 Итого
 21—26
 III. Операции по сборке, сварке и выпуску конструкции:
 1) сборка
 28—32
 2) сваока . , .
 32—35
 3) сверление монтажных отверстий
 2- 3
 -О огрунтовка (покраска) и отгрузка
 3— 4
 Итого
 67-70
 При конструировании деталей конструкции следует стре
миться к наибольшей повторяемости их, так как это благопри
ятствует использованию кондукторов, значительно снижающих
трудоемкость сборки и сварки и повышающих точность изготов
ления.
 7—К. К. Мух а нов
 97

Таким образом, конструкция должна быть технологична, т. е.
должна быть простой и удобной в изготовлении, отвечая требо
ваниям производственного процесса.
 Сварка на монтаже в настоящее время не вызывает затруд
нений, но она дороже заводской, так как требует особых при
способлений. Поэтому ее объедо следует по возможности умень
шать. Как правило, не следует допускать монтажной потолоч
ной сварки. Перед монтажной сваркой элемент должен быть
поднят и поставлен в проектное положение, для чего желательно
предусматривать такую конструкцию, которую легко было бы
поставить сверху, устраивая в необходимых случаях специаль
ные столики.

• Глава V
 ЗАКЛЕПОЧНЫЕ И БОЛТОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
 § 23. РАБОТА ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИЙ
 1. 	Общая характеристика
 Заклепочные соединения — старый способ соединения де
талей и элементов стальных конструкций. Успех сварки
за последние десятилетия и повсеместное ее применение сокра
тили область распространения заклепочных соединений. Однако
надежность последних при вибрационных и знакопеременных
нагрузках заставляет применять их в ряде конструкций и соору
жений с тяжелым режи
мом работы (подкрано- а)
 вые балки, железнодорож
ные мосты и др.). гтт
 Заклепки изготовляют
ся из круглой калиброван
ной стали на специаль
ных прессах, образующих о)
 «закладную» головку за- f
 клепки. В зависимости от Н
назначения. заклепки
имеют различную форму
закладной головки (фиг.
 50).
 Диаметры, заклепок
нормируются по диаметрам отверстий (ГОСТ 1184-41 и 1195-41).
В конструкциях применяют заклепки диаметром 14, 17, 20,
23, 26, 29 и 32 мм. Диаметр непоставленной заклепки обыч
но на 0,5—1 мм меньше соответствующего диаметра отвер
стия.
 Существует два способа клепки: горячий и холодный. При
горячей клепке заклепки перед постановкой их нагревают в осо
бых коксовых или электрических печах-горнах до температуры
около 1000°. Нагретую заклепку вставляют в отверстие, за
кладную головку при помощи поддержки плотно прижимают
 Фиг. 50. Типы заклепок
 7*
 99

к склепываемому пакету, а выступающий из отверстия конец
ударами пневматического молотка (или клепальной скобой)
формуют в «замыкающую» головку (фиг. 51). Длина стержня
поставленной заклепки, соответствующая толщине склепывае
мого пакета, называется «захватом».
 При остывании горячей за
клепки происходит стягивание
листов укорачивающимся стер
жнем заклепки. Остывшая за
клепка оказывается в сильной
степени растянутой, а склепан
ный пакет — сжатым. Напря
жения в заклепке при этом до
ходят до 2 000—2 200 кг/см2,
что близко к пределу текучести
обычной стали. Наличие этого
начального стягивания имеет
весьма важное значение для ра
боты заклепочного соединения1.
 При холодной клепке заклепки достаточно плотно заполняют
отверстия.
 Ввиду значительные деформаций, которым подвергаются за
клепки в процессе клепки, к заклепочному металлу предъяв
ляют повышенные требования в отношении пластичности. Ос
новными заклепочными сталями являются Ст. 2 (для конструк
ций из обычных малоуглеродистых сталей) и НЛ1 (для кон
струкций из низколегированных сталей).
 2. 	Работа заклепок в заклепочном соединении
 Основным видом работы заклепочного соединения является
работа на сдвиг.
 Различают несколько расчетных случаев работы заклепоч
ного соединения (фиг. 52).
 а) Работа заклепок на срез. При относительных
сдвигах склепанных элементов заклепки могут разрушаться от
перерезывания их стержней. При этом стержень заклепки мо
жет иметь одну (фиг. 52, а), две (фиг. 52, б) плоскостей среза
или более.
 б) Работа заклепок на смятие. При развитии
деформации сдвига склепанных элементов происходит не только,
срез заклепок, но и смятие поверхностей отверстий заклепками.
При этом между отверстиями (или отверстием и краем листа)
развиваются 'скалывающие напряжения, стремящиеся произве
сти выкол листа (фиг. 52, в). Таким образом, проверка работы»
 1 Г. А. Шапиро, Работа заклепочных соединений стальных конструк
ций. Стройвоенмориздат, 1949.
 100
 d+Qf+f мм
 Замыкающая
 головка
 Фиг. 51. Постановка заклепки

заклепки на смятие условна и по существу является проверкой
листа на выкол.
 в) 	Работа заклепок на растяжение. Эта ра
бота, как правило, не свойственная заклепочным соединениям,
менее выгодна, чем работа на сдвиг, из-за необходимости учета
эксцентриситетов, сильно ухудшающих работу заклепок
(фиг. 52, г). Такое соединение деформативно из-за отгиба угол¬
 ков. Начальное натяжение вследствие остывания не влияет на
прочность заклепки, работающей на растяжение, так как пред
варительно должны быть преодолены силы стягивания.
 Все указанные случаи являются расчетными, так как каждый
из них может вызвать расстройство соединения или настолько
большие деформации его, что дальнейшая эксплуатация кон
струкции станет невозможной. При работе заклепочного соеди
нения на сдвиг обычно опасным случаем, подлежащим проверке,
является: для односрезных заклепок — работа на срез, для
 двухсрезных — работа на смятие. При расчете заклепочных сое
динений предполагается равномерное распределение усилий
между всеми заклепками.
 3. 	Расчетные сопротивления
 На . работу заклепок, кроме конструктивного оформления
соединения, правильного размещения заклепок и режима
клепки, влияет также технология изготовления и прежде всего
характер обработки отверстий.
 101

Отверстия под заклепки образуются двумя различными спо
собами: продавливанием (проколкой) на специальных дыропро
бивных прессах и сверловкой. Продавленные отверстия имеют
шероховатую внутреннюю поверхность и хуже совпадают при
сборке соединения под клепку, чем сверленые (имеется «чер
нота»); кроме того, металл при проколке наклепывается и де
лается около отверстия более хрупким. Вследствие этого за
клепки, поставленные в продавленные отверстия, имеют более
низкую вибрационную прочность. Учитывая изложенное, в от
ветственных конструкциях следует предусматривать либо свер
ловку отверстий по кондукторам (шаблонам), либо рассвер
ловку предварительно продавленных на меньший диаметр отвер
стий при контрольной сборке или на месте монтажа (с целью
устранения черноты и наклепанного металла). Однако в менее
ответственных конструкциях продавливание отверстий на пол
ный диаметр вполне допустимо и даже желательно вследствие
простоты и большой производительности процесса проколки.
 Отверстия при толщине листов болеё 25 мм следует просвер
ливать.
 Заклепки по качеству отверстий и условиям постановки де
лятся на две группы: В и С.
 К группе В относятся заклепки, -поставленные в отверстия,
сверленные или рассверленные в собранных элементах, или же
в отверстия, сверленные в отдельных элементах по кондукторам.
К группе С относятся заклепки, поставленные в отверстия, про
давленные или сверленные без кондукторов, в каждой детали в от
дельности.
 Расчетные сопротивления для заклепок группы С снижены
'примерно на 20% сравнительно с заклепками группы В
(табл. 13).
 Таблица 13
 Расчетные сопротивления для заклепочных соединений в кг см-
 Вид напряженного
состояния
 Услов¬
 ное
 обозна¬
 чение
 Заклепки из сталей Ст. 2 и Ст. 3
в конструкциях из стали марок
 Заклепки
из стали
марки НЛ1
в конструк
циях из
стали мар
ки НЛ2
 Ст. 0
 Ст. 2
 Ст. 3 и
Ст. 4
 Ст. 5
 НЛ2
 Срез В
 Срез С
 г>закл
 **ср
 1800
 1400
 1 800
1400
 1800
1 400
 1800
 1 800
 2 200
 Смятие В
 Смятие С
 озакл
** см
 3 400
2 700
 4 000
3 200
 4 200
3400
 4 800
 5 800
 5 800
 Отрыв головок ....
 озакл
 *4>тр
 2 000
 2 000
 2 000
 2 000
 2 000
 2 500
 102

В клепаных конструкциях, требующих проверки на выносли
вость, при определении коэффициента f по формуле
 Т
 а
 1
 , ^мин
 * N
/¥макс
 (23.11)
 значения а и b как для заклепочных соединений, так и для
основного металла в зоне соединений принимаются равными
 дтя стати матки Ст. 3 <i =1,3; b =» 0,8
 . „ НЛ i =1,75; b = 1,15
 Для заклепочных соединений, воспринимающих только сжи
мающие переменные нагрузки, коэффициент к принимается рав
ным единице.
 Кроме этого, при проверке заклепочных соединений на вы
носливость действительны все общие указания для основного
металла (стр. 54).
 § 24. РАСЧЕТ И КОНСТРУИРОВАНИЕ ЗАКЛЕПОЧНЫХ СОЕДИНЕНИИ
 Цель расчета и конструирования заклепочного соединения
заключается в том, чтобы подобрать соединение с таким числом
заклепок выбранного диаметра, чтобы они в сумме могли вос
принять действующие в соединении расчетные усилия и были
размещены в пределах соединения в полном соответствии с кон
структивными требованиями. Поэтому расчет заклепочного сое
динения надо всегда вести параллельно с его конструированием.
 1. 	Выбор диаметра заклепок
 От рационального выбора диаметра заклепок зависит ком
пактность соединения, а также трудоемкость изготовления кон
струкций. Практикой установлены следующие наиболее употре
бительные диаметры заклепок:
 в наиболее распространенных конструкциях средней
 мощности 20 — 23 мм
 в тяжелых конструкциях 26—29 *
 Обычно стремятся к тому, чтобы во всем сооружении был
принят один диаметр заклепок. Только в тяжелых сооружениях
при большой разнице в усилиях отдельных конструкций и соеди
нений можно допустить два или три диаметра заклепок.
 Заклепочные соединения осуществляются заклепками с нор
мальной полукруглой головкой (фиг. 50, а) при общей толщине
пакета склепываемых элементов до 5 d. В пакетах толщиной
от 5 d до 7 d следует применять заклепки с повышенной голов
кой и коническим стержнем (фиг. 50, г). В случае пакетов еще
большей толщины следует переходить на точеные болты.
 юз

2. 	Расчет заклепок на срез и смятие
 Основное расчетное условие при проверке закле
пок, на срез заключается в том, что расчетное усилие, дей
ствующее в соединении, не должно превышать суммарного со
противления всех заклепок сразу
 N < mmcnncpR3™л = т [/V]ппср, (1.V)
 где N— расчетное усилие, действующее в соединении, в кг\
 т— коэффициент условий работы конструкции;
тс— коэффициент условий работы заклепочного соедине
ния, принимаемый по п. 2 приложения I;
п— число заклепок в соединении;
nL.р—число рабочих срезов одной заклепки;
 /?£рКЛ—рабочее сопротивление срезу заклепки в кг/см2;
 —4—площадь сечения поставленной заклепки в см2;
 [дг]закл— предельное расчетное усилие, которое можно допу
стить на одну заклепку по срезу.
 Тогда количество заклепок л, необходимых для восприятия
расчетного усилия, будет равняться
 п >
 N
 m[N)
 ср
 *ср
 N
 mmcR
 закл
 ср
 71^2
 4
 ПСр
 2.V)
 Число п округляется до ближайшего большего целого числа.
 При расчете заклепок на смятие основное
расчетное условие будет иметь следующий вид:
 N < mmcnR3™* d^b = m [^];!амклл. (3.VJ
 Здесь в качестве расчетной площади условно принимается
произведение диаметра заклепки d на наименьшую суммарную
толщину листов, сминаемых с одной стороны заклепочного
стержня 13, т. e. FCM = dIo;
 [N\?™—предельное расчетное усилие, которое можно допустить
на одну заклепку по смятию.
 Необходимое количество заклепок из условия проверки на
смятие листов будет равно
 п >
 N
 * те™
 л
 (4.V)
 Изложенная методика расчета заклепок называется расчетом
по усилию, действующему в соединении.
 Возможен также расчет заклепок не по фактическому уси
лию, действующему в соединении, а по максимально возмож¬
 104

ному, которое может быть воспринято сечением присоединяемого
элемента. В этом случае расчетное усилие в соединении равно:
 для растянутых элементов
 M = FH1R; (5.V)
 для сжатых элементов
 N=F6p*R, (6.V)
 где Fmn F6p—площади сечения нетто и брутто присоединяе
мого элемента;
 R— расчетное сопротивление основного металла;
 ? — коэффициент продольного изгиба.
 Такой метод расчета называется расчетом по площади сече
ния и идет в запас прочности. Расчет по площади применяется
обычно при расчете стыков и прекреплений в тех слу
чаях, когда напряжения в элементе близки к предельному, или
в случае, когда неизвестно действительное (расчетное) усилие
в элементе.
 3. 	Расчет заклепок на растяжение (отрыв головок)
 Основное расчетное условие имеет вид
 N < mm'cnR3™ = т [N]““ п,
 откуда необходимое количество заклепок равно
 N N
 п >
 т [ЛГ]?акл
 JOTp
 miпзакл
««с^отр
 Tid'1
 (7.V)
 (8.V)
 где./?®®рЛ— расчетное сопротивление головок отрыву, принимае
мое по табл. 13.
 В случаях, когда заклепки одновременно работают на срез-
(или смятие) и растяжение, они проверяются на то и другое
воздействие отдельно.
 4. 	Размещение заклепок и условные обозначения
 При конструировании соединения следует размещать заклеп
ки так, чтобы прежде всего удовлетворялись требования проч
ности и наилучшей передачи усилия с одного элемента на дру
гой. Близкие расстояния между заклепками (меньше 3d) созда
ют перенапряжения в основном Материале; необходимы также
достаточная плотность и компактность соединения. В то же
время условия производства требуют, чтобы заклепки имели про
стое расположение.
 Для этого центры заклепок помещают на прямых линиях,
расположенных на определенных расстояниях от краев, парал
лельно и перпендикулярно оси элемента. Эти линии называются»
рисками.
 106

Размещение заклепок на рисках может быть рядовым
{фиг. 53, а) и шахматным (фиг. 53,6). Расстояние между за
клепками вдоль усилия называется шагом, поперек усилия —
дорожкой.
 Расстояния между заклепками принимаются в соответствии с
табл. 14.
 Размещение заклепок и болтов
 Таблица 14
 Расстояние
 Величина шага
 Между центрами заклепок и болтов в любом на
правлении:
 а) минимальное
 Для заклепок 3d,
 6) максимальное в крайних рядах при отсутствии
окаймляющих уголков—при растяжении и сжа¬
 для болтов 3,5d
3d или 125
 в) максимальное*в средних и в крайних рядах
при наличии окаймляющих уголков — при ра
стяжении
 \3d или 245
 г) максимальное в средних и в крайних рядах
при наличии окаймляющих уголков — при
сжатии
 12d или 185
 От Центра заклепки до края элемента:
а) минимальное вдоль усилия *
 2d
 б) минимальное поперек усилия при обрезных
кромках
 1.5 d
 в) минимальное поперек усилия при прокатных
кромках
 1,2 d
 г) максимальное
 4d или 85
 Обозначения
 <i — диаметр отверстия для заклепки или болта.
 6 толщина наиболее тонкого наружного элемента.
 166

Минимальные шаги заклепок, указанные в табл. 14, опреде
ляются условием прочности основного материала, а максималь
ные — условием, чтобы сжатые части элементов не потеряли
устойчивости в промежутке между заклепками, а растянутые
части были достаточно плотно соединены! (так как в противном
случае в образующиеся щели может попасть пыль и влага, спо
собствующие усиленной коррозии).
 При конструировании стыков и узлов прикрепления элемен
тов необходимо по возможности назначать минимальные шаги
заклепок с тем, чтобы не расходовать лишнего металла на сое
динения. Наоборот, при размещении конструктивных заклепок,
соединяющих отдельные профили в одно целое сечение, необхо
димо назначать максимальные шаги заклепок с тем, чтобы по
возможности уменьшить число заклепок, являющееся важным
показателем трудоемкости конструкции.
 Минимальное число заклепок, которым прикрепляется рабо
чий. элемент конструкции, принимается равным двум вне
зависимости от действующего в соединении усилия (исклю
чением может быть соединительная решетка сквозных эле
ментов) .
 Расстояние рисок от обушка уголковых профилей принимает
ся в соответствии с табл. 15.
 Таблица 15
 Расположение рисок на уголках
 Однорядные уголки >
 Двухрядные уголки
 * Ь | ег | 2 | d
 * 1
 | е* | г
 d
 Размеры в мм
 45
 25
 15
 14
 120
 50
 40
 40
 20-23
 50
 30
 15
 17
 50
 35
 20
 17-20
 130
 50
 50
 40
 20-23
 65
 35
 20
 17-20
 75
 45
 25
 ' 20
 150
 65
 50
 45
 20-26
 80
 50
 25
 20-23
 90
 50
 30
 20-23
 180
 70
 70
 50
 20-26
 10)
 60
 30
 20-23
 120
 65
 40
 20—23
 200
 75
 80
 •
 60
 20—26
 Обозначения
b — ширина полки уголка.
 — расстояние риски от обушка уголка (фиг. 53 и 54).
е, — размер дорожки при шахматном и двухрядном расположении заклепок.
 2 — расстояние от обушка до риски для центрации элементов сварных ферм (фиг. 135, в).
d - рекомендуемый диаметр заклепки.
 Риски назначены из условия возможности производства
клепки при стыковании уголками и размещения поддержки
(фиг. 54, а). В случае устройства накладок внутри уголка
(фиг. 54, б) или применения специальных кондукторов для свер-
 107

ления (фиг. 54, в) необходимо проверять, удовлетворяют ли
назначенные риски условиям производства работ.
 Риски на двутаврах и швеллерах принимаются по табл. 16.
 Рис. 54. Расположение рисок на уголках
 Таблица iti
 Расположение рисок на двутаврах и швеллерах
 Двутавры
 Г**
 -<1 = Ь I
 2
 а
 1 -
 с
 1 АД
 1 *
 1 Лс
 а
 1 d
 h
 лс
 1 '
 1 ЛД
 1
 Размеры в мм
 10
 36
 12
 40
 20
 14,5
 71
 28
 14
 18
 64
 40
 20
 30
 12
 42
 12
 41
 38
 15,8
 88
 30
 17
 19,5
 81
 45
 30
 34
 14
 44
 12
 42
 56
 17
 105
 35
 17
 21
 98
 47
 46
 36
 16
 44
 14
 45
 70
 18.5
 122
 35
 20
 22
 116
 49
 60
 39
 18
 44
 17
 45
 90
 19,9
 ПО
 40
 20
 23
 134
 53
 74
 40
 20
 54
 17
 47
 106
 21,1
 158
 45
 20
 24
 152
 54
 92
 41
 22
 54
 17
 48
 124
 22,5
 175
 45
 20
 25,5
 169
 55
 110
 43
 24
 64
 V 20
 54
 132
 24
 192
 50
 20
 26,5
 187
 56
 128
 44
 27
 64
 20
 56
 158
 25,3
 219
 50
 23
 27,5
 215
 62
 146
 47
 30
 64
 20
 57
 186
 26,4
 247
 50
 23
 29,5
 241
 64
 172
 49
 33
 74
 20
 58
 214
 27,5
 275
 50
 23
 31
 268
 66
 198
 51
 36
 74
 23
 64
 232
 29
 300
 60
 23
 35
 290
 70
 220
 55
 40
 84
 23
 65
 270
 30
 320
 60
 23
 39
 322
 74
 252
 59
 45
 84
 23
 67
 316
 32,5
 385
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 50
 94
 23
 70
 360
 35
 430
 55
 104
 23
 72
 406
 37
 476
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 60
 104
 23
 73
 454
 38,5
 523
 —
 —
 —
 —
 —
 —
 Здесь k — расстояние от полки до конца закругления;
с — k +■ l,5rf;
с i - k + 0,5D;
 <1 — рекомендуемый максимальный диаметр отверстия для полок;
•^ — диаметр головки заклепки.
 Остальные обозначения см. на чертежах в таблице.
 108

Если пробивку отверстий предполагается производить на
многоштемпельном прессе, то размещение отверстий подчиняется
ряду дополнительных ограничений, зависящих от оборудования
(см. стр. 169).
 На чертежах заклепки и отверстия изображаются условными
обозначениями, приведенными в табл. 17.
 Таблица 17
 Условные обозначения для заклепок и отверстий
 Вид заклепок и отверстий
 Обозначение
 Примечание
 Нормальные заклепки с полу
круглой головкой
 Заклепки с потайной или по-
лупотайной головкой с одной
или с двух сторон
 Круглое отверстие
 Отверстие, зенкованное с одной
или двух сторон
 Сопровождается уточняющей
надписью, например, .с даль
ней стороны и т. д.
 -f
 Сопровождается уточняющей
надписью, например, .зенко
вать с ближайшей стороны*
и т. д.
 Преобладающие на данном рабочем чертеже диаметры за
клепок указываются в примечаниях так же, как и различные
отступления или указания о способе производства работ (напри
мер, пробивка на многоштемпельном прессе или пробивка на
меньший диаметр с последующей рассверловкой и т. п.).
 5. 	Типы заклепочных соединений
 Стыки й прикрепления листового металла могут осущест
вляться внахлестку и встык с применением односторонних или
двусторонних накладок (фиг. 55). Основным видом стыка сле
дует считать стьж с двусторонними накладками, обеспечивающий
симметричную передачу усилия с одного элемента на другой
(фиг. 55, а).
 Применение стыков с односторонней накладкой (фиг. 55,6),
а также соединений внахлестку (фиг. 55, в) дает эксцентричное
соединение, в котором силовой поток отклоняется в одну сто
рону от оси, что ведет к отгибу листов под нагрузкой. Поэтому
применять такие соединения следует только в том сдучае, если
устройство основного вида стыка — с двусторонними накладка
ми — по каким-либо причинам невозможно. Учитывая изгиб ли
стов при эксцентричном стыке, НиТУ требуют при применении
 109

односторонних накладок, а также в случае крепления через про*
кладку (фиг. 55, г) увеличивать на 10% число заклепок с каж
дой стороны прикрепления. Если по характеру конструкции или
из-за малости усилий не может быть отгиба от эксцентриситета
(например, в стыках поясных листов балок или колонн), уве
личения числа заклепок против расчета не требуется.
 Фиг. 55. Виды соединений листов на заклепках
 Уголковые сечения, как правило, стыкуются уголковыми на
кладками из тех же профилей. При этом острое ребро обушка
стыкового уголка обрабатывается («снимается фаска») для осу
ществления плотного* прилегания полок г стыкового уголка
(фиг. 56, а). Неравнобокие, а также и большие равнобокие угол
ки можно перекрывать листовыми накладками в том случае,
если на каждой накладке можно поставить заклепки по двум
рискам (фиг. 56, б). Швеллерьи и двутавры могут перекрываться,
как показано на фиг. 56, виг.
 Суммарная площадь сечения накладок должна быть не
меньше площади основного поперечного сечения; сечения накла
док должны назначаться пропорционально площадям перекры
ваемых частей сечения.
 Примерами прикреплений могут служить прикрепления рас
косов и стоек, состоящих из двух уголков или швеллеров, к
узловым фасонкам ферм (фиг. 57, а). При значительных усилиях
 ПО

Фиг. 57. Прикрепление уголков и швеллеров к фасовкам

в прикрепляемых элементах может встретиться необходимость
применить для компактности прикрепления коротыши, которые,
уменьшая длину прикрепления, развивают его в ширину
(фиг. 57,6).
 Учитывая неблагоприятные условия односторонней работы
коротышей, НиТУ требуют увеличения числа заклепок, при
крепляющих одну из полок коротыша, на 50% против рас
чета.
 Пример 1. Требуется запроектировать прикрепление сжатого раскоса
стропильной фермы к узловой фасонке (фиг. 58). Сечение -раскоса составлено
из двух уголков 130X90X10. Расчетное усилие 63 т\ материал — Ст. 3; тол-
Е1ина фасонки о =12 мм. Отверстия сверленые (группа В); /и=тс = 1.
 За расчетное принимаем число заклепок по смятию и (размещаем их, как
показано на фиг. 58.
 Для сокращения общей длины прикрепления располагаем заклепки на
минимальных расстояниях друг от друга, принимая расстояние от края уголка
до ближайшей (крайней) заклепки равным 40 мм (2d), а полушаг закле
пок 50 мм (по диагонали между центрами отверстий 3,5d=70 мм).
 Пример 2. Требуется запроектировать прикрепление растянутой стойки
тяжелой двухстенчатой фермы, состоящей из двух швеллеров № 24а, соеди
ненных планками, (фиг. 59). Расчетное усилие в стойке 122 т, материал
Ст. 3; толщина фасонок, к которым крепятся ветви стойки, о =14 мм. Отвер
стия под заклепки рассверлены по кондукторам; m=mc=l.
 Решение. Принимаем заклепки d—23 мм. По формуле (2. V) опреде
ляем число заклепок, необходимое для прикрепления каждой ветви из усло
вий среза (заклепки односрезные):
 6. Примеры расчета
 Решение. Принимаем заклепки
 у d—20 мм. Производим расчет числа за-
 ) клепок по усилию из условий среза и
 смятия. Необходимое число заклепок
к ^ (двухсрезных) по срезу определяем по
 формуле (2.V)
 п =
 63 000
 = 5,56 (6 заклепок).
 Необходимое число заклепок по
смятию [формула (4.V) ]
 N
 63000
 п =
 mmcRHKJldb 4 20С
'—*6,25 (7 заклепок).
 4 200-2-1,2
 Фиг. 58
 п
 2mmcR3*ркл -j-ncp
 /V
 2 • 1 800
 = 8,2 (9 заклепок).
 112
 4

Из условий смятия стенки швеллера для прикрепления каждой ветви
необходимо иметь (при толщине стенки швеллера 0,7 см)
 N 122 000
 Я-* 2mmtfZFdb “ 2.4 200.2.3 0.7 - 9 заклепок.
 Принимаем 9 заклепок d—23 мм.
 Конструируем прикрепление, как пока
зано на фиг. 59. Минимальное расстояние
продольных рисок по стенке швеллера
№ 24а от краев равно 44 мм. Располага
ем заклепки по трем рискам на расстоянии
70 мм друг от друга; шаг заклепок прини
маем равным 70 мм, расстояния от крайних
заклепок до обрезов элементов 45 мм.
 Так как стойка растянута, производим
проверку прочности ветвей стойки по ос
лабленным сечениям. Сечение каждого
швеллера ослаблено тремя отверстиями;
площадь ослабленного сечения швеллера
равна
 Fm = 34,2 — 0,7-2,3-3 = 29,35 Ы\
 Напряжение по ослабленному сечению
 122 000
 q=~2 29 35" в ^070 кг/см2 < 2 100 кг/см2.
 § 25. БОЛТОВЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
 1. 	Общая характеристика
 Болтовые соединения являются
распространенным видом крепле
ния конструкций на монтаже, особенно в промышленном
строительстве. В условиях монтажа важно иметь простой и до
статочно надежный способ крепления, не требующий специаль
ного оборудования, потребляющего энергию.
 Болты, так же как и заклепки, работают на срез, смятие и’
растяжение. Однако существенное отличие болтового соединения
от заклепочного заключается в его большей податливости (де-
формативности), являющейся следствием меньшей величины
предварительного натяжения болтов (в результате затяжки
гаек), а также наличия зазоров между болтом и отверстием.
 При хорошей затяжке болтов монтажным ключом длиной
1 200 мм удается достичь напряжений по оси болта порядка
15—17 кг/мм2. Большее натяжение осуществить трудно из-за
обмятия и появления текучести в отдельных нитках нарезки.
 При работе болтов на растяжение предварительное натяже
ние имеет еще большее значение, причем оно должно быть боль
ше внешней растягивающей силы; только тогда будет обеспе
чена плотность соединения. При наличии нескольких болтов в
соединении трудно осуществить одинаковое натяжение всех бол-
 К. К. Муханов
 113

тов, вследствие чего они будут работать неравномерно. Это об
стоятельство учитывается тем, что для болтов устанавливаются
более низкие расчетные сопротивления.
 Чрезмерная перетяжка болтов (возможная при применении
монтажных ключей, удлиненных путем насадки обрезанных
труб) ведет к пластическим деформациям и расстройству соеди
нения.
 В стальных конструкциях применяют следующие типы бол
тов:
 1) черные болты (ОСТ 20035-38, тип 9) с гайками
(ОСТ/НКТП 3310);
 2) точеные, или чистые, болты* (ОСТ/НКТП 3522) с гайками
(ОСТ/НКТП 3312);
 3) рифленые болты (ОСТ 3310).
 Черные болты (фиг. 60) штампуются из круглой стали; при
этом допускаются отклонения от номинальной величины диа¬
 метра на величину ±0,5 мм. Черные болты могут быть постав
лены в отверстия с зазором 2—3 мм (разница между диамет
рами отверстия и болта).
 Точеные (чистые) болты обтачиваются на токарном станке
с допуском на диаметр болта ±0,1 мм. Они могут быть постав
лены в отверстия с зазором 0,3 мм, что по существу
означает плотное соприкосновение. Болт может быть постав
лен в такое отверстие только при помощи легких ударов молот
ком. Болты изготовляются диаметром от 10 до 48 мм и длиной от
18 до 300 мм.
 Рифленые болты имеют в'пределах ненарезанной части стерж
ня выступающие рифы (фиг. 61). Диаметр болта по ри
фам несколько больше диаметра сверленого отверстия, в кото
рое рифленый болт загоняют ударами молотка. Сминающиеся
при этом рифы заполняют 'промежутки между ними, обе
спечивая плотность заполнения. Работа на срез соедине
ния на рифленых болтах приближается к работе заклепоч
ного соединения. Массового изготовления рифленых болтов
У нас еще нет, поэтому их диаметры не стандартизиро
ваны.
 Фиг. 60. Черный болт
 Фиг. 61. Ри
фленый болт
 114

2. Работа болтового соединения
 При работе черных болтов на срез соединение вследствие на—
личия зазоров имеет большую деформативность. По исследова
ниям Г. А. Шапиро, сдвиги заклепок при напряжениях около
предела текучести .составляют в среднем 0,24 мм, а сдвиги чер
ных болтов при зазорах от 1 до 4 мм — соответственно от 2,65
до 3 мм (т. е. примерно в 10 раз больше). В то же время ста
тическая прочность болтового соединения только примерно на
10% меньше, чем заклепочного, что объясняется выравниванием
усилий в отдельных болтах при работе их за пределом текуче
сти. Вибрационная прочность болтового соединения значительно
ниже, чем заклепочного. Поэтому черные болты при работе их
на срез целесообразно применять только при статической на
грузке и только там, где требуется в основном обеспечить гТроч-
ность и где не имеет существенного значения деформативность
соединения. Эффективным способом уменьшения деформативно-
сти болтового соединения является переход на чистые болты,,
плотно заполняющие отверстие. Однако такой переход допу
стим лишь в редких случаях вследствие дороговизны изготовле
ния чистых болтов.
 Более рационально применение болтов при использовании их
в работе на растяжение. В этом случае для надежной работы
болта необходима хорошая затяжка, так как внешняя растяги
вающая сила сначала должна преодолеть начальное натяжение.
С точки зрения деформативности работа болтов на растяжение
не очень благоприятна. Особенно это относится к черным бол
там, где трудно осуществить полную затяжку. Для уменьшения !
деформативности соединения либо не доводят напряжение в бол
тах до расчетного сопротивления, либо надежно закрепляют за-.'
тянутые гайки.
 Надежно закрепить гайку можно приваркой ее к болту. Рас
чеканка‘резьбы или прихватка гайки сваркой закрепляет гайкут
от раскручивания, но не уменьшает деформативности соедине
ния.
 Вибрационная прочность соединений на черных болтах, рабо
тающих на растяжение, также значительно ниже (почти на 50% К
чем заклепочных; поэтому их применение при вибрационной на
грузке мало рационально.
 Зазор между болтом и отверстием в случае работы болтов;
на растяжение играет меньшую роль и для черных болтов мо*/-
жет достигать 3—4 мм.
 3. 	Расчет и конструирование болтовых соединений
 Расчет болтовых соединений ничем не отличается от расчета?
заклепочных соединений (за исключением значений расчетных,
сопротивлений) и производится:
 8* 115*

(2.V)
 при проверке болтов на срез по формуле
 N
 п> ;
 mmcRCp~T~ "ср
 три проверке болтов на смятие по формуле
 ^ N
 п > - г ,
 mmcRlu dlb
 (4.V)
 а при проверке на растяжение (учитывая площадь сечения болта
нетто) по формуле
 п >
 N
 /ЯШс/?р
 *4
 4
 (8.V)
 Здесь N— расчетная сила, действующая в соединении;
d—диаметр ненарезанной части болта;
d0— внутренний диаметр нарезки стержня;
 R6— расчетные сопротивления болтов срезу, смятию и
растяжению, принимаемые по табл. 18.
 Таблица 18
 Расчетные сопротивления для болтовых соединений в кг см?
 Болты из стали
 Болты из
 марки Ст. 0
 ьолты ИЗ 1
 стали
 стали марки
 Услов¬
 в конструк¬
 мэрки Ота 3
 в кон-
 НЛ2 i
 * коп-
 Вид
 ^болтовых
 Вид напряженного
состояния
 циях из ста¬
 струкциях из ста¬
 струкциях из
 ное
 обозна¬
 ли марок
 ли марок
 стали марок
 ' соединений
 чение
 Ст. 3
 Ст. 3
 Ст. 0
 и
 Ст. 0
 Ст. 2
 и
 НЛ1
 НЛ2
 Ст. 4
 Ст. 4
 ■
 Растяжение .
 Яр
 1 700
 1700
 2100
 2100
 2100
 2 900
 2 900
 Чистые и
 рифленые
 Срез В . . .
 ясбР
 1350
 1350
 1700
 1700
 1 700
 2 200
 2 200
 болты
 Смятие В
 Дсм
 3 100
 3 900
 3100
 3 600
 3 900
 4 600
 5 200
 |
 Растяжение .
 Яр
 1 700
 1700
 2100
 2100
 2 100
 2 900
 2 900
 Черные 1
болты ]
 Срез ....
 R6
 /vcp
 900
 900
 1 150
 1 150
 1 150
 —
 —
 1
 Смятие . . .
 рб
 2 100
 2 600
 2 100
 2 400
 2600
 Размещение болтов в соединении производится по правилам
размещения заклепок в соответствии с табл. 14 (за исключением
 116

минимального расстояния между болтами, которое для всех слу
чаев установлено равным 3,5 d). Кроме того, необходимо учи
тывать возможность завинчивания гаек стандартными клю
чами *.
 При назначении диаметра болтов и диаметра отверстий для
них необходимо учитывать, что стандартные отверстия имеют
градацию через 3 мм, а болты — через 2 мм. Кроме того, до сих
пор на монтаже иногда применяют болты дюймового сортамента
и с дюймовой нарезкой, изготовляемые старым, еще не вышед
шим из строя оборудованием (в новых проектах дюймовый сор
тамент применяться не должен). Поэтому в табл. 19 приводятся
рекомендуемые размеры отверстий для соответствующих черных
болтов как метрического, так и дюймового сортамента (при ра
боте болтов на срез).
 Таблица 19
 Рекомендуемые размеры отверстий для черных болтов
 >5
 Диаметр болта в мм .
 12
 14
 16
 18
 20
 22
 24
 27
 30
 36
 g £
 «%
 Площадь сечения FбР
 к 2
 в см?
 1,13
 1,54
 2,01
 2,54
 3,14
 3,8
 4,52
 5,73
 7,07
 10,18
 |8
 £
 Площадь сечения по
 нарезке Рнт в см2 . .
 0,74
 1,02
 1,47
 1,71
 2,2.
 2,76
 3,15
 4,15
 5,08
 7,42
 н
 Диаметр болта:
 <D
 Я
 со
 в дюймах
 ‘/а
 б/8
 3/4
 Vs
 1
 IVe
 i*/«
 IVs
 н
 Си
 О
 О
 в мм
 12,7
 15,7
 19,1
 22,2
 25,4
 26,8
 31,8
 34,9
 эЖ
 ►я
 J5
 аз
 Площадь сечения Р*бр
в см2
 О
 1,27
 1,98
 2,85
 3,88
 5,07
 6,41
 7,92
 9,55
 2
 Площадь сечения Рнт
 в см2
 0,78
 1,31
 1,96
 2,72
 3,57
 4,93
 5,77
 7,07
 Рекомендуемый диаметр от¬
 32
 38
 верстия в мм
 14
 17
 20
 23
 26*
 29
 Условные обозначения болтов приведены в табл. 20.
 1 Перечисление стандартных инструментов дано в «Справочнике мон
тажника стальных конструкций», Госстрой из дат, 1948.
 117

Таблица 20
 Условные обозначания для болтов и отверстий
 Вид'болтов
 Обозначение
 Примечание
 Постоянные болты в завод
ских соединениях
 .Временные болты, соединяю
щие элементы в одну от-
.правочную марку
 На монтажных схемах и чер
тежах узлов обозначает по
стоянные болты в монтаж
ных соединениях
 Рифленые болты
 б^альное отверстие
 I
 ГЛример 3. Требуется рассчитать прикрепление верхнего пояса стропиль-
пнбй .фермы к колонне на черных болтах (фиг. 62). Растягивающее расчетное
V,усилие в поясе Аг==10 т; материал конструкций Ст. 3. Болты из стали марки
&г. 3; т=1; л/с=:0,8.
 По hi
 Решение. Принимаем болты диаметром d=18 мм с FHT=1,7| см2.
Число болтов, необходимое для прикрепления пояса, определяем по фор
муле (8.V)
 ; N _ 10 000
 П = ~ 078~2100~lT7I “ 3-43 (4 болта)'
 Принимаем 4 болта rf=l8 мм. Диаметр отверстий назначаем 20 мм.

Глава VI
БАЛКИ
 § 26. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА БАЛОК
БАЛОЧНАЯ КЛЕТКА
 1. 	Типы балок
 Балкой называют сплошной элемент, который работает пре
имущественно на поперечный изгиб и воспринимает нагрузку,
расположенную в пролете, передавая ее на опоры.
 г)
 Фиг. 63. Сечения балок
 Наибольшее распространение в стальных конструкциях име
ют разрезные балки вследствие определенности их работы, а
также простоты изготовления и монтажа.
 Наиболее приспособленной для работы на изгиб формой
поперечного сечения балки, как известно, является двутавр. Не
исключена возможность применения также и швеллерного про
филя, если это конструктивно удобно.
 Балки бывают прокатные и составные. Следует но возможно
сти стремиться к применению прокатных балок как менее трудо
емких (фиг. 63, а). Однако вследствие ограниченности сортамен
та прокатных балок мощные балки, воспринимающие большие
моменты, приходится проектировать составными сварными или
 119

клепаными. Сварные балки составляются из трех листов: одного
вертикального, называемого стенкой, и двух горизонтальных, на
зываемых полками, которые привариваются к стенке (фиг. 63 6).
Клепаные двутавровые балки составляются из вертикального
листа — стенки — и поясных уголков, которые приклепываются
к стенке (фиг. 63, в). Если необходимо применять мощные кле
паные балки, то для увеличения момента сопротивления к пол
кам уголков приклепывают горизонтальные листы (фиг. 63, г).
Сварные балки экономичнее клепаных. Поэтому последние име
ют ограниченное применение, преимущественно в тяжелых кон
струкциях, а также в конструкциях, подвергающихся большим
динамическим или вибрационным нагрузкам.
 2. 	Генеральные размеры
 Генеральными размерами балки являются ее расчетный нро-
лет и высота сечения. Расчетный пролет балки / представляет
собой расстояние между центрами опорных частей; таким обра
зом, действительная длина балки /д всегда несколько больше
расчетного пролета. Расстояние /0 (фиг. 64) называется расстоя¬
 нием в свету; оно обычно определяется условиями эксплуатации
сооружения и обосновывается экономическими соображениями.
 Высоту сечения h назначают, исходя из оптимальных соотно
шений размеров сечения, обусловливающих минимальный рас
ход стали (если нет специальных проектных требований, огра
ничивающих габариты балки), а также из условия обеспечения
необходимой жесткости балки. Мерой жесткости балки является
отношение ее прогиба к пролету (относительный прогиб), кото
рое не должно превосходить заданной величины: 4■ < ■ Зна-
 I flQ
 чения величины — для балок, имеющих различное назначение,
 /io
 устанавливаются нормами (см. приложение I, табл. 2).
 120

Отношение прогиба балки к пролету находится в прямой за
висимости от отношения высоты сечения к пролету. Обозначив
постоянную равномерно распределенную нагрузку через р, а вре
менную через q, найдем для разрезной балки наибольший изги
бающий момент
 м = IEUp + vLiII1 =oW=~- , ci.VI)
 где пр и пч - соответствующие коэффициенты перегрузки.
 Как указывалось в гл. I, при определении прогибов при
нимается нормативная нагрузка (без учета коэффициентов пе
регрузки). Тогда с учетом формулы (1 .VI) найдем прогиб от
нормативной нагрузки, выраженный через расчетные напряже
ния в балке:
 г 5 р 4- д) /4 5 р + д
 * ~~ 384 EJ 48 EJ рпр + gnq
 5 р q
 ИГ ' Eh ' рпр + qnq •
 (2. VI)
 Из формулы (2.VI) получим зависимость относительного
прогиба от высоты балки
 / _ 5 а/ _ р + q ^ 1
 I 24 ’ Eh рпр + qrip tu,
 Отсюда можно определить минимальную высоту балки
 и 5 о/ло р + q
 «иин— 24 ' Е ‘ pnp + qnq
 (3.VI)
 Учитывая необходимость полного использования в балке
расчетного сопротивления материала (о — R) и принимая во-
R 2100 1
 внимание, что -g- = "гЛоГ = Тооо" ’ а также полагая пр~
= nq, приведем формулу (3.VI) к виду
 h = . JL
 мин 4 800 П({
 (4.VI)
 В табл. 21 приведены величины отношений минимальной вы
соты сечения балки к пролету в зависимости от значений отно
сительного прогиба -j = —, по которьш может быть опреде-
 I tlQ
 лена минимальная высота сечения балки.

Таблица 21
 Отношения минимальной высоты сечения балки к пролету
в зависимости от прогиба (для балок из стали марки Ст. 3)
 Л = _1
 1
 1
 i
 1
 1
 1
 1
 / По
 1 000
 750
 600
 500
 400
 250
 200
 ^МИН
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 1
 /
 6.
 8
 10
 12
 15
 25
 30
 При высоте балки меньше указанной в табл. 21, нормативный
относительный прогиб балки может быть также получен, но уже
при пониженных напряжениях, т. е. с перерасходом металла.
 Минимально необходимая высота балки не всегда является
наивыгоднейшей по расходу стали. Вопрос о наивыгоднейшей
высоте балки разобран отдельно (§ 28).
 3. 	Балочная клетка
 При проектировании балочных конструкций, как правило,
необходимо в зависимости от назначения балок составить схему
их расположения, наметить генеральные размеры и определить
приходящуюся на балки нагрузку. В случае необходимости пе
рекрыть некоторую площадь поддерживающие перекрытие балки
располагают обычно в двух направлениях. Такая конструкция,
состоящая иногда из целой системы пересекающихся балок,
называется балочной клеткой. На балочную клетку может быпгь
уложен настил в виде металлического листа (рабочие площадки
цехов, гидротехнические конструкции), железобетонных плит и др.
Балочная клетка состоит из главных балок, перекрывающих
большой пролет, и второстепенных балок (фиг. 65, а—в). Глав
ные балки опираются на опоры, а второстепенные балки опи
раются на главные.
 В зависимости от взаимного расположения второстепенных
и главных балок различают следующие типы балочных клеток:
 1) балочная клетка с этажным расположением второстепенных
балок, т. е. с опиранием их непосредственно на главные сверху
(фиг. 65, а);
 2) балочная клетка с расположением второстепенных балок
в одном уровне с главными балками (фиг. 65,6);
 3) балочная клетка с пониженным расположением второсте
пенные балок (фиг. 65, в);
 4) балочная клетка усложненного типа, состоящая из трех
систем балок (фиг. 65, г).
 Выбор типа балочной клетки определяется экономическими
соображениями (минимум веса и трудоемкости), а также задан
ными габаритами (как снизу, так и сверху балочной клетки),
диктуемыми условиями эксплуатации. Та высота, за пределы ко-
 122

торой не должна выходить конструкция, называется строитель
ной.
 Определение нагрузки на балки. Для опреде
ления нагрузки на балку выявляют соответствующую балке гру
зовую площадь, на которую действует равномерно распределен
ная нагрузка. На фиг. 66 грузовая площадь 1 второстепен-
 Фиг. 66. Схема распределения нагрузки на балки
балочной клетки
 ной балки (заштрихована в клетку) имеет ширину а (шаг балок)
и длину I (пролет балки). На главную балку действует нагрузка
с грузовой площади, обозначенной цифрой 2, на колонну —
цифрой 3. При расчете прокатных балок влиянием их собствен
ного веса можно пренебречь вследствие малого его значения.
 4. 	Расчет листового настила
 Плоский настил из металлического листа (фиг. 67, а) распо
лагают и приваривают к полкам балок. Толщина настила назна
чается по расчету, чаще всего в зависимости от принятого допу
стимого прогиба, так как полное использование напряжений в
листе при заданном прогибе не всегда возможно. Поэтому рас
чет листового настила ведется по нормативным нагрузкам.
 Особенность листового настила заключается в том, что по
характеру своей работы он занимает промежуточное положение
 124

между плитой и мембраной (аналогично балке и канату;. Бели
плита под нагрузкой работает только на изгиб, не испытывая
осевого растяжения (при наличии подвижной опоры, фиг. 67, б),
то мембрана работает только на осевое растяжение, для чего
требуются неподвижные опорьи. Настил может испытывать и из
гиб, и осевое растяжение, работая как упругая висячая кон
струкция (фиг. 67, в).
 а)
 Фиг. 67. Плоский листовой настил
 Рассмотрим только те случаи, когда настил может проги
баться по цилиндрической поверхности, т. е. когда мы имеем на
стил, достаточно длинный и опертый по двум сторонам (при
отношении длины к пролету листа более 2).
 Осевое растяжение в таком настиле может появиться только
в том случае, если листы закреплены по краям и это закрепле
ние может воспринять распорные силы' Я. Назовем этот слу
чай — «изгиб с распором». В случае, если распорная сила отсут
ствует или очень мала, можно считать, что лист работает только
на изгиб как плита.
 Первый случай — изгиб с распором. В этом
случае толщина листа в значительной степени зависит от задан
ного прогиба. Вырежем полосу листа шириной b см и будем
рассматривать ее работу под действием равномерно распределен
ной нагрузки q кг/см (т. е. считая нагрузку на 1 пог. см пролета
при. ширине плитьи b см). За расчетный пролет / примем рас
стояние между балками, на которые опирается настил, выражен
ное также в сантиметрах. Тогда при заданном относительном
 прогибе -—=-7- толщина листа с достаточной для практики
 /70 L
 точностью определится по формуле 1  *qlni
 ■ 8-W “• (5-VI)
 1 Р. Н. Мацелинский, Статический расчет гибких висячих кон
 струкций, Стройиздат, 1950.
 126

Напряжение в листе будет равно
 qlnl
 „Jl
 Чп о
 на
 11,365 У E / 36 кг1см ■
 Интенсивность распора Н при толщине листа 8 будет рав-
 Н = а8 кг/см.
 (6.VI)
т рав-
(7.VI)
 При малых прогибах, т. е. при значениях — <'2^о > равнове
сие изогнутого листа может быть обеспечено работой на изгиб
как плиты без распора.
 Второй случай — изгиб без распора. В этом
случае толщину листа определяют из условия прогиба простой
разрезной балки ло аналогии с формулой (2.VI):
 / , 5 qfi 5 ql3 1
 / 384 ’ £Уц 36 Ebbз п0 9
 где £7Ц= (1—^2] — цилиндрическая жесткость пластинки; здесь
 величина (1 —ц2) —поправка, учитывающая отсутствие в Пла
стинке поперечной линейной деформации ( ц— коэффициент по
перечной деформации, принимаемый для стали равным 7з).
Далее, находим
 М
 W
 (8.VI)
 (9.VI)
 Примерной границей применения формул, выведенных для
 i
 первого и второго случаев, служит такое отношение, при ко
тором толщина и напряжения в листе получаются одинаковыми
по формуле (5.VI) и по формуле (8.VI) и соответственно (6.VI)
и (9.VI). Это соответствует значению нагрузки
 23,8 ЬЕ
 q — 2— кг/см. (10.VI)
 "о
 Для значений q, меньших, чем полученное по формуле (10.VI),
расчет следует производить по первому случаю, при больших
значениях — по второму.
 Обычно в различных сооружениях значение задается в
пределах от до 2U0 • В табл- 22 приведены расчетные фор
мулы для двух значений — : -т^- и -JL .
 126

Толщину листового настила меньше 6 мм применять не реко
мендуется.
 Таблица 22
 Формулы для расчета настила
 / 1
1 п0
 150
 1
 200
 Погонная нагрузка q
(в кг/см) на полосу
шириной 100 см
 q<\0
 ?>ю
 q< 3
 q> 3
 Вид деформации при
равновесии
 Изгиб с
распором j
 Изгиб
 [
 Изгиб с
распором
 Изгиб
 Толщина Ь в см
 1000
 н
 qi
 420
 . iVr
 216
 197
 Напряжение с в кг/см2
 (*)’+".
 3^/2
 400S2
 (ш) +135?
 3 ql2 *испр
' ~400&2
 Распор Н в кг!см
 со
 0
 ой
 0.
 Пролет настила I принимается в сантиметрах.
 Пример 1. Требуется рассчитать * настил под нормативную нагрузку
<7o=4U) кг/м2\ расчетный пролет настила /=80 см.
 Решение. 1) Определяем нагрузку на 1 пог. см полосы шириной
6=100 см:
 _ . <7л-Ю0
 q _ qeo — 10 000
 <!o
 100
 400
 100
 4 кгкм.
 2) Назначаем относительный прогиб
 / 1
 1
 /
 По
 150 *
 3) Определяем толщину листа по формуле табл. 22 в соответствии с
 — = “узд-, и q = 4 KZjcM < 10 кг;см:
 Ь =
 &
 4-80
 = 0,32 см, или 4 мм.
 1 000 “ 1000
4) Находим напряжение в листе и величину распора:
 • - {-щ-)г+7^ = (-^rV)2+ 75-4 - 434 кг1см'1'
 Н=вЬ - 434-0,4 = 173 кг! см.
 127

Если бы мы хотели избежать распора, заставив работать настил как
плиту, то толщина листа при том же допустимом прогибе получилась бы
иной, а именно:
 ifq
 216
 80^4
 216
 = 0,59 см ~ 6 мм.
 При этом напряжение в листе было бы равно
 3 qP 3-4.802 r_ п
“ _ 4005г — 400 • 0,б'-* ” 534 кг1см'-
 Пример 2. Требуется рассчитать настил под нормативную нагрузку
<7о=1 800 кг!м2\ расчетный пролет настила /=80 см.
 Решение.
 I) 	Определяем нагрузку на 1 пог. см полосы шириной 6=100 см:
 . <?п- ЮР
 q-qj> — i0U(J0 -
 2) Определяем толщину листа при
то имеем случай изгиба без распора:
 , _ if'q _• 801^15
0 - Ti6 2Гб-
 1800 1П
 = 18 кг/см.
 = 15о~; так как <7=18>10 кг/см,
 = 0,98 см ~ 10 мм.
 3) Находим напряжение в листе
 3-18-802 _
 а== "400-12 = 864 кг!см2-
 § 27. ПРОКАТНЫЕ БАЛКИ
 Прокатные балки применяют двутаврового или швеллерного
профиля. Применение двутаврового профиля более рационально
вследствие его симметрии. В то же время швеллерный профиль
лучше работает на косой изгиб.
 Расчет прокатных балок сводится к определению необходи
мого номера прокатного профиля, после чего проверяется проч
ность, жесткость и устойчивость балки.
 1. 	Расчет и подбор сечения прокатных балок
 Вьибрав тип балки, определив расчетный пролет и расчетную
нагрузку, действующую на балку, вычисляют максимальный рас
четный момент М. По расчетному моменту находят минималь
ный требуемый момент сопротивления
 V^,p=
 м
 mR ’
 (11.VI)
 а при условии, когда можно учитывать пластическую работу стали
(см. § 11):
 W — ———
 ТР 1,15т/?
 (12. VI)
 128

Определив требуемый момент сопротивления №т„, подбирают
по сортаменту ближайший номер профиля, имеющий фактиче
ский момент сопротивления W, больший или равный 1FXP.
 Подобрав сечение, определяют фактическое напряжение в
балке, которое должно удовлетворять неравенству
 о = -*L<mR, (13.V1)
 а при учете пластической работы стали
 0=ШТГ<т/?- (14. VI)
 Проверка жесткости балки сводится к определению
отношения прогиба балки и ее длине, т. е. к определению от
носительного прогиба, который не должен превосходить норма
тивного:
 _L < JL
 / ^ По •
 Проверка общей устойчивости. В случае, если
верхний пояс балки не закреплен от бокового вышучивания,
балка после достижения нагрузкой критического значения может
потерять общую устойчивость.
 Проверка общей устойчивости балки производится по фор
муле
 '(9Л)
 Значения коэффициента <рб для прокатных двутавровых ба
лок приведены в табл. 5 приложения II.
 Указанная в таблице величина пролета означает расстояние
между закрепленными точками сжатой полки (например, между
узлами связей, расположенных в горизонтальной плоскости),
а не расчетный пролет балки.
 При малых значениях <рб необходимо предусматривать гори
зонтальные связи, раскрепляющие верхний пояс.
 Пример 3. Требуется запроектировать и рассчитать конструкцию балоч
ной клетки (исключая главные балки), перекрытой металлическим настилом,
с размерами ячейки 12X6 м. Нагрузка равномерно распределенная по всей
площади, до=\ 800 кг/м2, коэффициент перегрузки пи=1,2; толщина настила
не менее 8 мм. Материал сталь марки Ст. 3. Коэффициент услоций работы
 ) 1 1
 *и=1. Допустимые относительные прогибы: для настила ~ ^ ~ 150 ’
 11 11
для балок настила — = 255; для второстепенных балок — = ^qq .
 Решение. Намечаем два варианта балочной клетки: первый — услож
ненного типа (фиг. 68, а), второй—с этажным расположением второстепен
ных балок (фиг. 68, б).
 Первый вариант. 1) Расчет настила и балок настила.
Поскольку толщина настила задана ( о=8 мм), то тем самым определяется
 9—К. К. Муяанов
 129

его максимальный пролет я, равный шагу балок. Из формулы, приведенной
и табл. 22:
 afq
 216
 находим
 а
 5.216
 ТТ
 0.8-216
 ~fW
 66 см.
 Фиг. 68
 Здесь <? — погонная нагрузка в кг/см на полосу шириной 100 см:
 100 1800 100
q- ■ 10000" _ 10000
 18 KZjCM.
 Принимаем а=60 см. Пролет балок настила /г=4 м. Расчетная нагрузке
на балку q\=qoanq=\ 800*0,6. 1,2=1 300 кг/м.
 Максимальный момент
 a U2 1 300-42
 М - 2- = о -2600 кгм.
 8 8
 130

Требуемый момент сопротивления
 М 260 000
 №т р=
 108 см\
 1,15mR ~ 1,15.2100
Принимаем двутавр № 16а с №=141 см*. Однако при проверке жестко
сти балки высота этого двутавра мала. Действительно, минимальная высота
по формуле (4.VI)
 /2яп 1 400-50
 L — 17,3 см.
 4 8ои
 4 800-1,2
 Окончательно принимаем двутавр № 18а, имеющий №=185 см3 и вес-
gi=24,l кг/м.
 Расчетное напряжение в балке
 о = = -] |gg- = 1 230 кг]см2 < 2 100 кг'см*.
 2) 	Расчет второстепенных балок. Вследствие частого распо
ложения балок настила можно нагрузку на второстепенную балку считать
равномерно распределенной. Погонная нагрузка на балку равна
 q = qj2nq = 1 800*4.1,2 = 8 630 kzJm.
 Максимальный момент
 ql\ 8 630-62
 М = —g— «= g = 38 800 кгм.
 Требуемый момент сопротивления «,
 М 38 800
 ^ТР“ 1,15m/? ~ 1,15.2 100 =1610^3*
 Принимаем двутавр № 50а с №=1 860 см3 и весом #2=93,6 кг/м
Минимальная высота балки по жесткости
 /,л0 1 6иО400
 Лмин = 4 800 ■ Hq 4 800 • 1,2 — 42 см < 50 см■
 Расчетное напряжение
 М 38 *00
 0 = ~ггб^'"= "Tjs-iBW = 1 820 кг>см% <2100 кг1см2-
 Проверки общей устойчивости балок не требуется вследствие достаточ*
ного закрепления их в горизонтальной плоскости.
 3) 	Определение расхода металла. В качестве показателя,
расхода металла вычисляем вес конструкций на 1 м2: настила 78,5 • 0,8=
 #, 24.1 #2
 =63 кг/м2\ балок настила =40/сг/л*2; второстепенных балок— =
 93.6
 = = 23.4 кг!м\
 Общий расход стали #=63+40+23,4=126,4 кг/м2.
 (I Т \
 Второй вариант. Балки настила по условиям жесткости, ^*^250 ) ’
 при том же шаге а=60 см получаются из двутавра № 27а, имеющего вес
42,8 кг/м.
 Таким образом, общий расход стали по второму варианту составит:
 42,8
 g = 63 + - (цр = 134,5 кг/м*.
 Принимаем конструкцию балочной клетки по первому варианту как тре
бующую меньшего расхода металла, хотя и несколько более трудоемкую^
в изготовлении.
 9*
 13?.

2. 	Стыки прокатных балок
 Стыки прокатньих балок могут осуществляться при помощи
сварки и клепки. Простейшей конструкцией сварного стыка яв
ляется прямой стык (фиг. 69, а). Однако вследствие того, что
для сварных швов установлены более низкие расчетные сопро
тивления растяжению, чем для основного металла (при обыч
ных способах контроля за качеством шва), такой стык может
 а) 6}
 Фиг. 69. Сварные стыки прокатных балок
 быть расположен по длине балки только там, где напряжения
в балке не превышают значений, допустимые для сварного шва,
т. е. там, где момент не превышает значения
 рСВ
 м = Жиакс = 0,85 Мткс.
 Если необходимо устроить сварной стык в середине балки,
т. е. в месте максимального момента Мчакс, его усиляют гори
зонтальными накладками (фиг. 69,6). Размеры накладок опре
деляют из условия, чтобы напряжение в сварных швах, зава
ренных встык, не превысило расчетного сопротивления Rчто
дает нам значение площади сечения накладок
 Миш КС W
 hRcpB *
 (15.VI)
 Здесь h— высота балки;
 W— момент сопротивления целого сечения прокатного
двутавра.
 Приварка накладок производится фланговыми (или фланго
выми и лобовыми) швами на усилие
 N-FuR?. (16.VI)
 132

Следует обращать внимание на необходимую последователь
ность сварки стыка, имеющую существенное значение для era
прочности. Так, например, при сварке двутавра сначала должна
быть сварена его стенка, а затем полки. В противном случае в
стенке возникают большие внутренние растягивающие напряже
ния, приводящие часто к появлению трещин.
 Фиг. 70. Стык прокатных балок при помощи накладок
 Можно также устроить более простой в изготовлении стык
при помощи накладок без сварки двутавра встык. В этом случае
накладки должны передать действующие в стыке момент М и.
поперечную силу Q.
 Как известно, изгибающий момент воспринимается главным:
образом полками двутавра (см. эпюру равнодействующих внут
ренних сил N, фиг. 70,а). В запас прочности можно считать,
что полки двутавра воспринимают весь расчетный момент; то
гда усилие в полках будет равно
 где h — высота двутавра.
 Площадь накладок определится из уравнения
 F —JL—JL
н R hR
 133

Однако, кроме момента в стыке, еще необходимо передать по
перечную силу Q, иначе получится деформация, показанная на
фиг. 70, б. Для восприятия поперечной силы к стенке с двух
сторон привариваются накладки (фиг. 70, в). Сварные швы, ко
торыми привариваются накладки, в этом случае рассчитываются
яа срез от поперечной силы
 х= о
 , 2-0.7 Лш/Ш '
 Этот тип стыка благодаря наличию зазора, создающего кон
центрацию напряжений, можно применять только при действии
^статической нагрузки.
 3. 	Опорные узлы и сопряжения балок
 При апирании балок непосредственно на каменные стены или
'"бетонные конструкции необходимо обеспечить достаточную опор
ную поверхность для передачи опорного давления. Обычно к бал-
асе приваривается опорная плита (фиг. 71,а). Размеры плиты
 Фиг. 71. Опорные узлы балок
 принимаются такими, чтобы давление ,под плитой не превосходило
расчетного сопротивления материала стены.
 Толщина опорной плиты определяется из условия ее изгиба
силами отпора, действующими снизу на плиту (фиг. 71,6). Длин
ная плита во избежание больших деформаций, которые выклю
чают ее из работы, может быть укреплена ребрами жесткости
(фиг. 71, в).
 134

При опирании разрезньих балок на стальные конструкции мо
гут иметь место следующие виды сопряжений:
 1) этажное сопряжение (фиг. 72, а);
 2) примыкание на болтах или заклепках (фиг. 72, в и д);
 3) крепление при помощи столиков (фиг. 72, е и ж).
 Этажное сопряжение является наиболее простым. Прикрепле
ние балок в этом случае может осуществляться как на болтах
(фиг. 72,6), так и при .помощи монтажной сварки.
 Конструкция примыкания при помощи концевых уголков, осу
ществляемого на черных болтах или заклепках (фиг. 72, в), имеет
весьма широкое распространение. Опорное давление в этом креп
лении передается через уголки, которые обычно привариваются
к стенке двутавра; эту приварку желательно осуществлять в кон
дукторах, так как отклонение уголков от вертикали приводит
к дорогим переделкам на монтаже.
 В примыкании по фиг. 72, в концевьие уголки приварены швом,
который испытывает не только срез от опорной реакции А, но так
же и изгиб от момента Ае (фиг. 72, в). Шов у торца стенки балки
в расчет не вводится. Рабочий сварной шов должен быть прове
рен на совместное действие усилий по условной формуле
 X = < Щ*, (17.VI)
 где
 М __ Ае ЛАе
 аш = ^ш= о0,7Лш4 0.7Лш£ 5
 1 6
 А
 ® 2-0,7Лш/ш
 Прикрепление балок может быть также осуществлено непо
средственным примыканием стенки балки к ребрам (фиг. 72, д)
или другим выступающим частям конструкций. При этом необхо
димо вырезать полки балки, производя резку по возможности по
стенке, а не по .полкам.
 В примыканиях по фиг. 72, а и <3 крепежные болты обычно
рассчитывают на срез от опорной реакции балки, увеличенной на
20%, учитывая наличие незначительного опорного защемления.
 Крепление при помощи опорных столиков (фиг. 72, ей ж)
удобно для монтажа, так как позволяет операцию привертки бол
тов производить после установки конструкции. В такой конструк
ции все опорное давление передается на заранее приваренный
столик.
 Для лучшей фиксации передачи опорного давления на рабо
чий столик применяют конструкцию, показанную на фиг. 72, ж.
При этом опорное ребро должно быть пристрогано к опорному
столику. Однако такое фланцевое крепление требует повышенной
точности при изготовлении. Возможность непосредственной при-
 135

Фиг. 72. Шарнирные прикрепления прокатных балок

варки балки к конструкции путем обварки ее по контуру исклю
чается потому, что в этом случае при монтаже должны быть сов
мещены три операции: подъем, выверка и сварка; что осу
ществить одновременно почти невозможно, не говоря уже о
необходимости повышенной точности резки при изготовлении та
ких балок.
 § 28. СОСТАВНЫЕ БАЛКИ
 1. 	Генеральные размеры
 Как уже указывалось, составные балки делаются сварными
(преимущественно) и клепаными.
 Генеральные размеры — пролет « высоту — назначают,,
исходя из наивыгоднейших (оптимальных) соотношений разме
ров сооружения.
 В промышленных сооружениях назначение пролета, кроме
того, в значительной степени зависит от технологии производства
проектируемого объекта.
 Минимальная высота балки, определяемая из условия жестко
сти по табл. 21 или по формуле (4.VI), как правило, не является
оптимальной с точки зрения расхода материала. Определение
наивыгоднейшего сечения балки сводится к нахождению мини
мальной площади сечения F при заданном моменте сопротивле
ния Wrр= который необходим для обеспечения прочности'
 балки.
 Таким образом, задача состоит в том, чтобы при заданном
W,p найти такое F, зависящее от высоты к и толщины 8 стенки,
при котором практически обеспечивалась бы> устойчивость стенки
и тем самым определилось бы наивыгоднейшее распределение
материала между стенкой и полками.
 Введем следующие понятия: гибкость стенки (отношение вы
соты стенки к ее толщине)
 К = 4 (18.VI)
 и коэффициент распределения площади сечения балки
 а
 М_ _ F„
 F F '
 (19. VI)
 Обозначим через F .площадь сечения сварной двутавровой
балки (фиг. 73), тогда площадь сечения одного пояса
 /•„ = 0,5 (F-hby.
 Пренебрегая из-за малости моментами инерции поясов относи
тельно их собственной оси, а также отождествляя высоту стенки
 137

с высотой балки, можно с достаточной точностью выразить мо
мент сопротивления балки следующим образом:
 W= 2
 6
 гг 1. I М*
= F«h+ -g-:
 Fh
 8Л2
 3
 (20.VI)
 Подставив в формулу (20.VI)
» л
 значение о = , найдем
 2W . 2А2
 л за: •
 (21.VI)
 Взяв первую производную по
высоте и приравняв ее нулю
(при выбранной постоянной гиб
кости К)
 dF 2Н7 , 4 А Л
 dh — А2 3 К U’
 получим оптимальную высоту
симметричного сечения балки1
 Knr = f^-KWTP (22. VI)
 Фиг. 73. Сечение составной
сварной двутавровой балки
 или, подставляя К =
 н_
 5
 Аопт=1,23]/^. (23.VI)
 Задавшись гибкостью стенки и найдя в зависимости от нее
оптимальную высоту балки, мы тем самым устанавливаем и наи
лучшее распределение материала по сечению. В симметричной
двутавровой балке при оптимальной высоте материал распреде
ляется поровну между стенкой и поясами (а = 0,5). Это полу
чается из •—■ = 0 при W = YFiVaK\^ ^).
 Таким образом, при заданном моменте сопротивления 1^тр
минимальная площадь сечения получится при оптимальной высо
те в зависимости от выбранной гибкости стенки К и коэффици
ента распределения площади сечения <х. Всякое отклонение от
величины а =0,5 (при постоянном К) ведет к увеличению пло
щади сечения, а увеличение К (при постоянном а =0,5) ведет
 1 В. М. В a х у р к и н. Наивыгоднейшая форма двутавровых балок. «Бюл-
летень строительной техники» № 21, 1949; Б. Г. Ложкин, Теоретические
основы построения сортамента прокатной стали, «Вестник инженеров и тех
ников» № 6, 1951.
 138

к уменьшению площади сечения. Учитывая, что всякая функция
имеет малые отклонения около своего минимума, рационально
принимать высоту несколько ниже оптимальной (если это воз
можно по условию прогиба). Так, в случае отклонения от опти
мальной высоты на величину до 10%, но при сохранении назначен
ного значения К=~ , площадь сечения увеличивается примерно
 до 1,5%; при отклонении от оптимальной высоты на 20% пло
щадь сечения увеличивается на 5—6%.
 Для балок, в которых высота по условию жесткости или дру
гим причинам принимается иной, чем оптимальная, найденная
при а =0,5, коэффициент распределения материала по се
чению а можно определить [учитывая формулу (21.VI)] по фор
муле
 А* 3
 2(1+^) -
 (24. VI)
 Высоту составных балок рекомендуется принимать в круглых
числах, кратных 50 мм.
 Обычно минимальную толщину стенки принимают равной
8 =8 мм, хотя в отдельных случаях можно назначать и толщину
б мм. Последующее увеличение толщины стенки принимают с гра
дацией в 2 мм.
 h
 Практикой проектирования установлены соотношения К=-j-,
приведенные в табл. 23.
 Таблица 23
 Таблица практических значений К
 h в м
 0,8
 1
 1,25
 1,5
 1,75
 2
 2,5
 3
 4
 5
 Ьв мм
 8-6
 10-8
 10
 12
 14—12
 14
 16-14
 18—16
 20
 24-22
 к
 \
 100-133
 100—125'l25
1
 125
 125-146
 143
 156—17ejl66—187
 200
 208—227
 Толщина стенки может быть также определена по эмпириче
ской формуле, хорошо отражающей увеличение К с увеличением
высоты балки:
 8 = 7 + 3/г, (25.VI)
 где 8 в мм, a h в м.
 Назначение минимальной толщины стенки по условиям проч
ности (при действии максимальной поперечной силы Q) произво¬
 ле

дится только в коротких и 'высоких балках (при /1>7б/), а
именно
 8- > 4 • ■ <26 V1>
 где Q— наибольшая поперечная сила (опорная реакция);
 /?со— расчетное сопротивление стали срезу.
 Эта формула получена из условия восприятия касательных на
пряжений только стенкой балки.
 Пример 4. Требуется найти оптимальную высоту балки пролетом
L= 12 м, нагруженной равномерно распределенной полезной нагрузкой
<7о=16 т/м\ коэффициент перегрузки полезной нагрузки п= 1,3; материал
 I 1
 Ст. 3; заданный относительный прогиб — = qqq ; коэффициент условий
работы m=1.
 Решение. Определяем по табл. 21 минимальную высоту сечения из
условия обеспечения жесткости
 /*МИН ^ J Q ^ = i Q~ 12 = 1,2 м.
 Собственный вес балки принимаем равным 0,3 т/м (по аналогичным про
ектам).
 Полная расчетная нагрузка на балку будет равна
<7 = 16.1,3 + 0,3.1,1 =21.13 пгм.
 Здесь 1,1 —коэффициент перегрузки постоянной нагрузки.
Максимальный расчетный момент в середине пролета
 М =
 ЯП
 8
 21,13.12з
8
 = 382 пгм.
 Требуемый момент сопротивления
 38 200 000
“ 2 100
 = 18 200 см\
 Выбираем по табл. 23 /(=125 и определяем оптимальную высоту из ус
ловия экономии металла по формуле (22.VI)
 • 3 ,8/" 3.125.18 200 1М
 Лопт- у -у KWjp = у 2 = 51
 При /(=125 толщина стенки равна
 * /*опт 151
 К “125
 1,2 см.
 Назначаем высоту балки Л= 1 500 мм и толщину стенки 5СТ = 12 мм.
 2. 	Подбор сечения
 Сварные балки. Зная требуемый момент сопротивления
и определив оптимальную высоту сечения и толщину стенки,
подбираем рациональное сечение двутавровой сварной балки.
В случае симметричной относительно нейтральной оси балки
 140

(с одинаковыми верхним и нижним поясами) подбор сечения сво
дится к определению таких размеров поясов, чтобы общий мо
мент сопротивления балки равнялся требуемому Общий
 момент сопротивления балки может быть приближенно выражен
через моменты сопротивления стенки и поясов [см. формулу
(20.VI)].
 Отсюда определяется минимальная необходимая площадь се
чения одного пояса (при а—0,5)
 Wtp _ 3 Игр
 6 4
 (27.VI)
 Обозначим ширину пояса через b и толщину его через 8П,
тогда
 ?П=ЬК-
 Соотношение между шириной и толщиной пояса, обеспечиваю
щее необходимую площадь, должно удовлетворять некоторым
конструктивным и производственным требованиям. При слишком
большой ширине и, следовательно, малой толщине край сжатого
пояса балки может потерять местную устойчивость в результате
действия нормальных напряжений (фиг. 74, а). Местная устойчи-
 Фиг. 74. Зависимость ширины верхнего пояса балки от толщины полки
 вость выступающей части яюяса будет обеспечена, если послед
няя не превышает 15 толщин для стали марки Ст. 3 (фиг. 74, б) и
12,5 толщины для стали HJI. Отсюда вытекает конструктивное тре¬
 141

бование, чтобы полная ширина пояса удовлетворяла соотношв'
ниям:
 для стали Ст. 3
b < 308п;
для стали НЛ
b < 258п.
 (28. VI)
 Для обеспечения общей устойчивости балки против выгиба ее
в горизонтальной плоскости также необходима минимальная ши
рина пояса, при которой устойчивость обеспечена и не требуется
введения в расчетную формулу коэффициента <рб (см. стр. 156).
Эта минимальная ширина определяется отношением свободной
длины пояса между горизонтальными закреплениями (связями)
к его ширине, которое не должно превышать значений, приведен
ных в табл, 24.
 Таблица 24
 Наибольшие отношения свободной длины сжатого пояса к его ширине,
при которых нет необходимости в проверке общей устойчивости балок
 двутаврового сечения
 Марка стали
 Наибольшие отношения i-при нагрузке
 по верхнему канту
 по нижнему канту
 Ст. 0—Ст. 4
 16
 25
 Ст. 5, НЛ1
 14
 22
 НЛ2
 12
 18
 Ширину пояса менее 180 мм по конструктивным соображе
ниям принимать не следует.
 Толщину пояса назначают в пределах от 8 до 40 мм, но не
меньше толщины, стенки. Приварка толстых листов (толщиной
больше 30 мм) вызывает иногда производственные трудности
вследствие большой сопротивляемости таких листов поперечной
усадке швов (фиг. 49, а), из-за чего в швах развиваются значи
тельные внутренние растягивающие напряжения. Приварка
толстых листов должна производиться электродами марки
Э42А, которые дают более пластичный наплавленный металл;
при этом толщина шва назначается минимально необхо
димой.
 Ширину пояса следует назначать кратной 10 мм, а толщину —
кратной 2 мм.
 142

После подбора сечения вычисляется его фактический момент
сопротивления W и производится поверка прочности балки и
стенки по формулам:
 e = <mR (13.VI)
 '=jsr<,,R» (»-v«
 Здесь Ми Q — максимальные расчетные момент и поперечная
 сила;
 W = момент сопротивле-
 ~Т
 ния балки;
 h — высота всей балки;
J6 — момент инерции всей
балки относительно
нейтральной оси х—х\
 J6=Jn + Jn =
 = ^f-+2(J0 + a*Fn), (30. VI;
 Фиг. 75. К подбору сечения
 где /ст — мо>мент инерции стенки от- сварной балки
 носительно нейтральной оси;,
 Jtl—момент инерции поясов относительной нейтральной оси
Х—Х;
 У0— момент инерции одного пояса относительно собствен
ной оси х0—х0у которым обычно пренебрегают;
 Аст—высота стенки;
 а—расстояние от центра тяжести пояса до нейтральной
оси;
t h
 S = Fna-\——статический момент полусечения относи -
 У
 н-—ь
 тельно нейтральной оси.
 Сварные разрезные балки постоянного сечения, закрепленные
от пЬтери общей устойчивости и несущие статическую нагрузку,
рассчитываются с учетом развития в них пластических деформа
ций в соответствии с указаниями, приведенными в § 11, п. 1, при
условии, что отношение ширины сжатого пояса к его толщине
 ~ < 20.
 Пример 5. Требуется подобрать сечение сварной балки по данным при
мера 4; пролет /=12 м и нагрузка <7=21,13 т.
 Расчетный момент М=382 тм.
 ql 21.13-12
 Максимальная расчетная поперечная сила Q— "тр = ^ = *27 т.
 143

Требуемый момент сопротивления
 WTp= 18 200 смК
 В примере 4 размеры балки приняты: h=1 500 мм и 5СТ= 12 мм.
.Решение. Определяем требуемую площадь сечения пояса по формуле
(27. VI), считая /гсг=146 см и толщину поясов по 2 см:
 F
 П —
 3 0%
 4 Лет
 3^
 4
 18 200
146
 « 94 см2.
 Принимаем сечение пояса 480X20 мм с Т7П=96 см2 (фиг. 76). Произво
дим проверку сечения на прочность. Для этого предварительно определяем
момент инерции балки по формуле (30. VI)
 &ст/?зст 1,2-1463
 Уб = ст|2— + 2a*Fn = -Ч[2 + 2-74*-96 = 1 360 000 см*.
 Фиг. 76
 Фиг. 77. К подбору сечения несим
метричной сварной балки
 Момент сопротивления
 /б 1360 000
 —J—= — = 18 200 смК
 ~2
 Напряжение
 М 38 200 000
” W " 18 200
 2 100 кг/см2
 Проверяем прочность стенки на срез у опоры, для чего предварительно
определяем статический момент полусечения
 Fct her 175,2-36.5
 S = Fna + ~y~ • —f- - 96-74 + 2 - 10 300 cmK
 Касательное напряжение
 QS
 127 000-10300
1 360 000-1,2
 = 800 кг/см2 < 1 300 кг/см*.
 144

При несимметричном сечении балок предварительно опреде
ляют центр тяжести намеченного сечения, через который прохо
дит нейтральная ось. Координата центра тяжести от середины
листа нижнего пояса а2 (фиг. 77) определяется по формуле
 S Fy Oi + PeiУ»
 a*~ ~YF
 f®+/=■„+/>;
 (31. VI)
 Все обозначения показаны на фиг. 77.
Момент инерции такой балки равен
 ъ
 Л 7Г.
 +j;+^=tH+4i+«я+“in.
 а моменты сопротивления для верхнего и нижнего волокон
ЦТ® = =
 z1 ’ Zj '
 Проверка напряжений в крайних волокнах сечения произво
дится по формулам
 °н= ц/н ^ TtlR И ^ tnR.
 Помимо поверки на прочность балки и стенки, производится
поверка на устойчивость стенки и общую устойчивость балки
(СМ. § 29).
 Клепаные балки. Простейшее сечение клепаной балки
состоит из вертикального листа и четырех поясных уголков
(фиг. 78, а). В больших мощных балках сечение может быть
развито путем постановки горизонтальных листов (фиг. 78, бив).
 Назначение генеральных размеров клепаных балок произво
дится так же, как и сварных балок. Особенностью расчета кле
паных балок является необходимость учитывать ослабление се
чения отверстиями для заклепок, которое предварительно может
приниматься равным 15%:
 Ц7нт = 0,851Гбр. (32. VI)
 Подбор сечения симметричной клепаной балки производится
в следующем порядке.
 1. 	По заданному моменту определяем требуемые моменты
сопротивления нетто и брутто:
 , —ёг " "V-ш- (ЗЗЛ">
 По значению W6р и выбранной гибкости стенки К опреде
ляем генеральные размеры сечения — оптимальную высоту и
толщину стенки. Назначив окончательно высоту балки h (в круг
лых числах1), находим требуемый момент инерции сечения:
 Лтрр= ^ру- (34. VI)
 1 За высоту h в клепаных балках будем принимать расстояние между
обушками поясных уголков, т. e. h— fict
 К. К. Муханов
 145

2. 	Намечаем по сортаменту калибр поясных уголков, обычно
применяя при этом равнобокие уголки с шириной полок
 V = ("То" ~ 1Г) А
 и толщиной полок
 V = (lo“ ~ ТГ) V-
 Момент инерции балки, состоящей из вертикального листа и
четырех уголков, равен
 J6 = JCT + Jyr = IsgL + 4 (Л + a2Fyr), (35. VI)
 где (фиг. 78, а) Ууг— момент инерции четырех поясных уголков
 относительно нейтральной оси х—х\
 У0— момент инерции одного уголка относи
тельно собственной оси х0—х0;
а— расстояние от центра тяжести поясных
уголков одного пояса до нейтральной оси;
Fyr— площадь сечения одного уголка.
 При небольшой разнице между найденными значениями Уб и
Угур следует добиться, чтобы соотношение Уб > У££ было
удовлетворено за счет изменения калибра поясных уголков.
 3. 	В случае большой разницы между Уб и УТ£ следует
развить сечение балки путем постановки горизонтальных
листов, приклепываемых к горизонтальным полкам угол
ков.
 146

Суммарный момент инерции такой балки'
 Л — Л т + + Л (36.VI^
 не должен быть меньше требуемого момента инерции балки /£{;;;
(У, —момент инерции горизонтальных листов относительно ней
тральной оси х—х).
 Отсюда мы можем определить требуемый момент инерции:!
горизонтальных листов
 'лР = Лт£-(Лт + Лг)> (37.VI)1
 а по нему минимальную требуемую площадь горизонтальных ли
стов одного пояса
 F* р
 л
 (38.VI }у
 Горизонтальные листы следует принимать такой ширины;
чтобы они свешивались за края уголков. При этом свес одиноч
ного листа (считая от крайней риски) из-за возможной потери
устойчивости листа не должен быть больше 15 его толщин
(158л) (фиг. 78,6). При толщине ол>20^-25 мм рационально^
ставить два листа (фиг. 78, в). При наличии горизонтальных
листов необходимо, чтобы поясные уголки обеспечивали хорошую^
передачу усилий на стенку. Для этого площадь сечения двух
уголков пояса рекомендуется принимать не менее 30% от всеж.
площади пояса.
 4. 	Назначив окончательные размеры' сечения балки, произво
дим проверку его на прочность, вычисляя нормальные напря
жения в месте действия максимального изгибающего моментам
по формуле
 o=*-^-<mR (39: VIУ
 и максимальные касательные напряжения на опоре по формуле-
 т
 -^р-<тЯ
 >рист
 ср<
 (29.VI)?
 Момент сопротивления нетто, как известно, равен.
 W„.
 jHT
 ЛГ 9
 2
 где h — полная высота балки.
 Момент инерции сечения ослабленного заклепочными отвер*-
стиями
 Лт=Лр-Л, (40. vi)
 10* 14У

я\де J3— момент инерции площадей заклепочных отверстий от
носительно нейтральной оси балки, который может
быть приближенно определен по формуле (фиг. 78, г)
 J3 = 2{F>a\ + F«a\) 0,15JCT. (41. VI)
 Здесь — суммарная площадь заклепочных отверстий в го
ризонтальных полках поясных уголков и горизон
тальных листах одной половины балки;
 — суммарная площадь заклепочных отверстий в вер
тикальных полках поясных уголков одной поло
вины балки;
 <аи а2—расстояния от центров тяжести соответствующих
отверстий до нейтральной оси балки;
 0,15 /ст— ослабление момента инерции стенки балки, при
нимаемое обычно равным 15%; ослабление стенки
учитывается, поскольку в середине балки возмож
но устройство стыка.
 В случае несимметричного сечения необходимо раздельно
-определить напряжения для верхнего и нижнего волокон балки,
вычислив предварительно соответствующие моменты сопротив
ления 117®т и (аналогично тому, как указано на стр. 145 для
сварных балок).
 • Помимо проверки прочности, производится, как и в сварной
балке, проверка устойчивости балки (см. ниже, § 29).
 При конструировании клепаной балки обычно предусматри
вается, чтобы наружная плоскость поясных уголков выступала
на 5 мм относительно кромки вертикального листа, за исклю
чением случаев, когда необходима специальная пристрожка
стенки.
 Пример 6. Требуется произвести подбор сечения клепаной балки по тем
же данным, что и в примерах 4 и 5: пролет /= 12 м\ расчетный момент
 Л1=382 тм\ максимальная поперечная сила (опорная реакция)
 Q = 127 т.
 .Требуемый момент сопротивления
 WHT = 18 200 см*.
 “Решение. 1) Определяем необходимый момент сопротивления брутто
.по формуле (33.VI)
 U7HT 18 200
 W6P “ 0,85 — 0,85 — 21 400 см%-
 Примем те же значения размеров балки, что и в предыдущих примерах,
rr. e. h='hci= 1 500 мм и ЪСГ =12 мм.
 Определим требуемый момент инерции брутто по формуле (34. VI)
 J\Р - Гбр 4- = 21 400 ПТ" ” 1 610 000 смК
 448

2) 	Намечаем калибр уголков
 l _ _Л_
V- п =
 Ьуг =
 иуг
 1500
 И
 137
 = 137 мм;
= 12,5 м и.
 И ^ 11
 Принимаем по сортаменту уголок 130X12 с геометрическими характери*
стиками: F уг = 30 см2; /0 = 477 см4.
 Расстояние от центра тяжести уголков до нейтральной оси
 150
 я =—Ту — 3,66 « 71,35 см.
 Момент инерции стенки
 5СТ/|3
 -'ст — |2
 1,2-1503
 12
 = 338 000 см4.
 Момент инерции четырех уголков
 /уг = 4 (У0 + я2/у) = 4 (477 + 71,352-30) = 612 000 см4.
 Суммарный момент инерции стенки и четырех уголков значительно мень-
 ше 7б р , а именно:
 /Ст + Ууг = 338 000 + 612 000 - 950 000 см4 < 1 610 000 см4.
 Необходимо поэтому поставить горизонтальные листы.
 3) 	Определяем требуемый момент инерции горизонтальных листов пе*
формуле (37. VI)
 'J? = Jlp — (jct + /уГ) = 1 610 000 — 950 000 - 660 000 см4,
и далее, требуемую площадь горизонтальных листов одного пояса по фор*-
муле (38. VI)
 2-660 000
 = 58,7 см\
 /?тр _
 Л ~
 2/тлР
 Л2
 1502
 Принимаем один лист се
чением 320X20 мм, пло
щадью Fл = 32 • 2 = 64 см2.
 4) 	Определим для приня
того сечения балки точное зна
чение момента инерции брутто
по формуле (36.VI)
 /б = /ст Н~ /уг + Л —
 = 338 000 + 612 000 +
 + 2-762.64= 1 690000 см4.
 jtnn нахождения W „т не
обходимо предварительно опре
делить момент инерции площа
ди ослабления балки отвер
стиями для заклепок Л-
 На фиг. 79 показаны рас
положение заклепочных отвер
стий в поясе балки и их рас
стояние от нейтральной оси. Диаметр заклепок 23 мм.
 Определяем момент инерции площади ослабления по формуле (41.VI)^
 У3 = 2 (FJа\ + Fla\) + 0,15У„ = 2 (2-2,3-3,2-75,4’+ 2-2,3.1,2-692) +
 + 0,15-338 000 = 2-109 900 + 50 700 = 270 500.
 149*

Далее находим по формуле (40.VI)
 /нт = /бр - JB = 1 690 000 — 270 500 - 1 419 500 см
 а хакже
 1 419 500
 1РНТ=— = 18 400 с*з.
 П>) Производим проверку сечения на прочность по формуле (39.VI)
 М 382UOOOO ( Л л ( 0
 о — —^— = —J8400 = ^^ кг\см2 < mR = 2 100 кг]см2.
 Шайденные расчетные величины вписываем в таблицу (табл. 25).
 Таблица 25
 Расчетная таблица для клепаной балки
 «Состав
*сечения
 Площадь
F в см3
 *^бр В СМ*
 WHT в см3
 М в тм
 а в KZjCM*
 12—320 X 20
 2 X 64 = 128
 740 000
 44U130X 12 ■
 4 X 30 = 120
 612000
 18 400
 382
 2 080
 —а 500 X I2
 180
 338000
 »
 ЪР - 428
 Убр= 1690000
У3 =270500
Унт=1 419500
 ГПлощадь сечения, а следовательно, и вес клепаной балки, получились на
liL5% ^больше, чем у аналогичной сварной балки по примеру 5.
 3. 	Изменение сечения по длине балки
 Подбор -сечения балки производится по максимальному рас
четному моменту. Вблизи от опор моменты значительно меньше
тмаксимальных, и поэтому нет необходимости иметь по всей длине
•^алки постоянное сечение, подобранное по максимальному мо
менту. Есть два способа уменьшить сечение и тем самым умень
шить его момент сопротивления.
 Первый способ, наиболее распространенный, заключается в
уменьшении -сечения поясов: в сварных балках — за счет умень
шения ширины) (или реже, толщины) пояса (фиг. 80, a), a в кле
паных балках — за счет обрыва горизонтальных листов с тем,
чтобы к опоре подходило сечение балки, состоящее только из
«стенки и четырех уголков (фиг. 80,6).
 Второй способ заключается в уменьшении высоты вертикаль
ной стенки (фиг. 80, в), в результате чего балка получает тра
пецеидальную форму.
 «50

В сварных балках при равномерно распределенной нагрузке
наивыгоднейшее место изменения сечения находится на расстоя
нии около х = х!ь1 от опоры. Действующий в этом месте мо
мент М может быть найден графически по эпюре моментов или
аналитически по формуле
 ' Ml=-qx-%-x)-. (42.VI)
 а)
 Фиг. 80. Изменение сечения по длине балки
 По найденному моменту М\ определяют необходимый момент
сопротивления и подбирают обычным способом новое сечение
поясов (как правило, сохраняя их толщину). В месте изменения
сечения листы пояса соединяются косым стыком встык
(фиг. 80, а).
 Пример 7. Требуется произвести изменение сечения по длине сварной
балки, подобранной в примере 5. Балка пролетом /=12 м нагружена равно
мерна распределенной нагрузкой <7=21,13 т/м. Ммакс =382 тм.
 Решение. Определяем момент Мх на расстоянии
/ 12
 -V = -g- = —g- =2 м от опоры по формуле (42.VI);
 i ж —
 Mi = 2
 21,13-2(12 — 2)  22
 Требуемый момент сопротивления
 211,3 тм.
 V^ixp
 М_
 R
 21 130 000
2100
 « 10 000 см9.
 451

Требуемая площадь пояса [по формуле (27. VI)]
 IP
 ЙСТЛ
 10 000
 1,2-150
 = 36,7 см\
 г* ТР ” h 6 ~ 150 6
 Принимаем сечение пояса из листа 210X20 мм с площадью * =21 -2=
=42 см2. Тогда для нового сечения балки будем иметь
 Уб =
 *сгЬ*ст
 12
 + 2 Fa2 = ■
 1,2-1463
 12
 + 2-42-742 = 771 000 cmS;
 J6 771 000
 Wx - —j —75 = 10300
 T
 Af,
 21 130 000
10 300
 2 050 кг/см2 < 2 100 кг/см2.
 В клепаных балках место теоретического обрыва листов опре
деляется несущей способностью оставшейся части сечения балки
с уменьшенным числом листов или совсем без листов. Так, на
пример, для балки, рассмотренной в примере 6, момент инерции
брутто сечения без горизонтальных листов равняется Убр=
= 950 000 см4 (см. табл. 25). Момент инерции нетто /нт =
= 846 700 см4, откуда момент сопротивления нетто сечения этой
части балки, состоящей только из вертикального листа и пояс
ных уголков, будет равен
 11 300 см3.
 _ 846 700
'1нт — 75
 Такое сечение при полном использовании материала может
воспринять момент
 Мх = WR= 11 300-2 100 = 23700000 кгсм = 237 тм.
 Зная момент М\ можно по эпюре моментов найти то место,
где можно оборвать листы. Это место, называемое местом (ли
нией) теоретического обрыва листов, может быть найдено и
аналитически.
 Для этого из формулы (42.VI) находят расстояние от опо
ры х, определяющее место теоретического обрыва листов. Фак^
тически горизонтальные листы надо завести дальше, за линию
теоретического обрыва, с тем чтобы, приклепав их определенным
числом заклепок, обеспечить их включение в работу, начиная с
линии теоретического обрыва. Количество заклепок, необходи
мое для прикрепления листа за линией теоретического обрыва,
определяют по площади его сечения, предполагая, что лист вос
принимает усилие N = -у- FaR (так как сечение балки после
 включения в работу листа имеет за местом обрыва запас).
 В балке, в месте изменения сечения, обычно находящемся
недалеко от опоры, наряду с большими нормальными напряже
ниями действуют и касательные напряжения. Сочетание этих
 152

напряжений на уровне поясных швов (фиг. 81) или заклепок
приводит к сложному напряженному состоянию и требует про
верки приведенных напряжений (§ 8 п. 3) по формуле (З.П):
 °np=K°?+3^ <mR,
 /7СТ QSn
 где
 — нормальное и касательное напряже
ния в стенке на уровне поясных швов
или заклепок в рассматриваемом се
чении балки. Напряжения о, и т, оп-
 Пример 8. Требуется
определить приведенное на
пряжение в уменьшенном
сечении сварной балки, по
добранном в примере 7.
Пролет балки /= 12 м\ рав
номерно распределенная на
грузка <7 = 21,13 TjM. На
расстоянии х — 2 м от опо
ры в месте изменения сече
ния момент в балке равен
Mi = 211,3 тм. Характери
стики уменьшенного сече
ния балки
 ределяются при одной
грузке.
 и той же на-
 г,
 L
 б
 ,-L
 Фиг. 81. К определению приведенных
напряжений
 Fn = 21-2 = 42 см*
 J = 771 000 ел*4; о =* 2 050 кг)см1  2.
 Решение. Определим поперечную силу Q в сечении на расстоянии
х=2 м
 Q = я
 1 — Чх 21,13(12 — 2-2)
 = 84,5 т.
 2 ~ 2
Статический момент пояса относительно нейтральной оси
5П = 21-2-74 = 3110 смК
 Касательное напряжение на уровне поясного шва
 QSn 84500-3110 пв, , ,
 т>— Л ” 771000-1,2 = 284 KtjcM.
 Нормальное напряжение на уровне поясного шва
Лст 146
 °l = J h^~ = 2 050 150" = 2 000 кг1см2-
Искомое приведенное напряжение найдем по формуле (3. II)
 апр — V »\ + Зт2 « V 2 0002 + 3 • 2842 ■« 2 060 кг/см2 < 2 100 кг!см2.
 153'

4. Расчет соединения поясов со стенкой
 Соединение поясов со стенкой осуществляется в сварных бал
ках с помощью сварных швов, в клепаных — с помощью закле
пок. Если бы пояс и стенка не были соединены! друг с другом, то
при изгибе они сдвинулись бы друг относительно друга
(фиг. 82, а). Соединение пояса со стенкой ликвидирует возмож
ность такой деформа-
 4) ции, но в соединениях
 возникают касательные
напряжения, направ
ленные вдоль оси бал
ки (фиг. 82, б).
 В сварных балках
касательное напряже
ние в стенке по линии
соединения пояса со
стенкой определяется
формулой
QSn
 Фиг. 82. К расчету прикрепления поясов
сварной балки
 где S.
 (29.VJ)
 •статический момент пояса (сдвигающейся части сече
ния) относительно нейтральной оси.
 Сдвигающее усилие Т, приходящееся на 1 пог. см длины
балки:
 8 =
 QSn
 J6
 кг/см.
 (43.VI)
 Это сдвигающее усилие воспринимается двумя швами длиной
1 см, рабочей площадью (фиг. 82, в)
 /7Ш = 2-0,7Лш= 1,4АШ,
 где Лш — катет (толщина) сварного шва.
 Таким образом, формула поверки прочности сварных швов,
соединяющих пояс балки со стенкой, будет иметь вид
 или
 т
 QSn
 1 б
 < тЩв
 (44. VI)
 Аш >
 QS„
 1,4У(1»иА?у*
 (45. VI)
 Очевидно, что наибольшее значение касательные напряжения
т будут иметь на опоре, где будет максимальная поперечная
сила Q. Сварные поясные швы в балках обычно делают сплош
ными и одной толщины, что облегчает возможность применения
автоматической сварки. Минимальная толщина поясного шва
принимается равной 5 мм; обычно она составляет 0,5—0,8 тол
щины стенки.
 154

В клепаных балках сдвигающее усилие Т воспринимается
поясными заклепками. При этом на одну заклепку будет
действовать сумма единичных сдвигающих усилий, опреде
ляемых по формуле (43.VI), с участка, равного шагу заклепок
(фиг. 83, а). Это суммарное усилие не должно превышать усилия,
допустимого на одну заклепку [Л^]закл по смятию или двойному
срезу:
 Та]< [N]™\
 а) 6)
 А
 —ф*- 1—— • -Ф-*——ф* ф*— —
 Н—» 1* *г-
 X-J
 ^7— а *
 *
 4v *
 Фиг. 83. К расчету прикрепления поясов клепаной балки
 Из этого соотношения определяется шаг поясных заклепок
 „ [ЛГ]закл _ [ДГ]заклуб
 Г — QSn
 (46. VI)
 где 5П—статический момент пояса брутто относительно ней
тральной оси (на фиг. 83,6—заштрихованной части);
 Уб— момент инерции брутто -всего сечения балки.
 Для уменьшения трудоемкости изготовления балки следует
стремиться к минимальному числу заклепок и, следовательно,
к максимальному шагу их, который не должен превышать 12 d
(см. табл. 14).
 Обычно определение шага заклепок производят по значению
поперечной силы на опоре, оставляя равномерную разбивку по
всей длине балки, что облегчает производство работ. В бал
ках "большого пролета рационально увеличить шаг закле
пок в средней части балки, где значение поперечной силы умень
шается.
 Расчетный шаг заклепок, прикрепляющих горизонтальные
листы к поясным уголкам, обычно получается большим, чем шаг
заклепок, прикрепляющих пояс к стенке, но, как правило, прини
мается равным поясному или кратным ему при условии, что рас
стояние между заклепками не превысит 18 толщин горизонталь
ного листа.
 155

§ 29. ОБЩАЯ И МЕСТНАЯ УСТОЙЧИВОСТЬ БАЛОК
 1. 	Общая устойчивость балок
 Узкая длинная балка, не раскрепленная в боковом направле
нии и нагруженная сверх определенного предела, может потерять
устойчивость и выкрутиться, получив большие отклонения в плане
(фиг. 84). Это явление называется потерей общей устойчивости
балки, а та нагрузка и те напряжения, при которых начинается
потеря общей устойчивости, называются критическими.
 Фиг. 84. Потеря общей устойчивости консольной балки
 Потеря общей устойчивости начинается с кручения попереч
ного сечения балки. В результате этого происходит отклонение
поясов в плане, и балка, кроме изгиба в вертикальной плоскости,
подвергается также изгибу в горизонтальной плоскости и круче
нию. Очевидно, что чем шире пояса и больше /у, тем выше крити
ческие напряжения и устойчивее балка. Критические напряжения
могут также быть значительно повышены закреплением в пролете
верхнего пояса балки от возможного бокового отклонения. Значе
ние критических напряжений зависит от конструктивной формы
и схемы балок и в первую очередь—от отношения пролета (или
расстояния между закреплениями сжатого пояса) к ширине
 пояса -у- (см. табл. 24).
 При больших значениях необходима проверка балки на
 общую устойчивость аналогично прокатным балкам с введением
в расчетную формулу коэффициента <рб.
 Значения коэффициента <рб для составных сварных и клепа
ных балок двутаврового сечения определяются по НиТУ 121-55.
 156

2. 	Местная устойчивость
 Местное выпучивание отдельных элементов конструкций под
действием нормальных (сжимающих) или касательные напряже
ний называется потерей местной устойчивости. В балках потеря
местной устойчивости пояса или стенки часто является основной
причиной потери несущей способности. Стенка балки может поте
рять устойчивость от воздействия касательных или нормальных
напряжений, а также и от совместного их действия
 Фиг. 85. Потеря местной устойчивости стенки от касательных напряжений
 Потеря устойчивости стенки от касатель
ных напряжений. Вблизи от опоры стенка балки подвер
гается главным образом воздействию касательных напряжений,
под влиянием которых она перекашивается (фиг. 85, а): по ли
ниям укороченных диагоналей стенка сжимается, а по линиям уд
линенных— вытягивается (фиг. 85, б). Под влиянием сжатия
стенка может выпучиться, образуя волны, наклоненные к оси под
углом примерно 45°. Чтобы воспрепятствовать выпучиванию
стенки, ставят вертикальные ребра жесткости, которые пересе
кают возможные волны выпучивания (фиг. 85, в). Стенка при
этом получается разделенной на прямоугольники, ограниченные
с четырех сторон поясами и ребрами жесткости. Если обозначить
через а расстояние между осями ребер жесткости, через h0 —
высоту стенки и через d — меньшую сторону прямоугольника, то
 1 Б. М. Б р о у д е, Устойчивость пластинок в элементах стальных кон
струкций, Машстройиздат, 1949, С. П. Тимошенко, Устойчивость упругих
систем, Техтеоретиздат, 1955.
 4
 4
 157

критическое касательное напряжение в стенке выразится форму
лой (с учетом упругого защемления стенки в поясах)
 .. (47 .VI)
 где ц— отношение большей стороны (а или h0) к меньшей d;
 8—толщина стенки.
 В целях удобства расчет на устойчивость обычно ведут в сле
дующих размерностях: в тоннах и сантиметрах.
 В случае, если р или соответственно а очень велики (что
практически означает наличие ребер жесткости только на опо
рах балки), меньшая сторона d становится равной h0 и тогда
 i nr/ Ю05 \2 1,25-10* , о /ло\п\
 TKp=l,25/-jjj-J =-^2— т/см2, (48 .VI)
 h
 где К = -v-— гибкость стенки.
 Полученная формула аналогична по структуре формуле Эйле
ра (7.II).
 Определим, при каком значении гибкости стенки К= -у на¬
 пряжение ткр может достигнуть предела текучести тт, и назовем
такую гибкость критической гибкостью. Выше (§ 8, п. 3) было
указано, что
 Тт = —да 0,бот = 0,6-2 400 = 1 440 кг/см2 =
у з
 = 1,44 т/см2 (для стали Ст. 3).
 Подставляя это значение в формулу (48.VI), находим крити
ческую гибкость
 К,
 кр
 /1,25-1002
1,44
Ли
 : 90.
 Таким образом, при —А <90 стенка при нагружении достиг¬
 нет текучести от касательных напряжений раньше, чем потеряет
устойчивость. Однако, по НиТУ, максимальная критическая гиб
кость стенки К = -у-, при которой не требуется проверки устой
чивости стенки, устанавливается: для стали Ст. 3 у- < 80, а для
 "о
 стали НЛ2 < 65, так как при этом учитывается еще и некото¬
 рое влияние нормальных напряжений.
 При определении значения -у- в клепаных балках расчетная
 высота стенки h0 принимается между внутренними рисками пояс
ных уголков.
 Потеря устойчивости стенки и пояса от нор
мальных напряжений. Вдали от опор, ближе к середине
балки, влияние касательных напряжений на стенку не велико;
стенка здесь подвергается главным образом воздействию нор¬
 158

мальных напряжений, из-за чего она также может потерять устой
чивость. Оказывается, что критические нормальные напряжения
в значительной степени зависят от закона распределения прило
женных к кромкам прямоугольной пластинки-стенки нормальных
напряжений, характеризуемого коэффициентом
 g = jg«Kr..°M»" , (49.VI)
 амакс
 гДе амакс и °мин — нормальные напряжения, взятые со своими
 знаками и приложенные к верхней и ниж
ней границам пластинки (4-растяжение,
—сжатие).
 На фиг. 86, а и б показаны пластинки, упруго закрепленные
 Фиг. 86. Потеря местной устойчивости стенки от нормальных напряжений
 по двум горизонтальным краям (кантам), с приложенными к вер-
тикальньим кромкам напряжениями. При равномерно распреде
ленных напряжениях (чистое сжатие, фиг. 86, а) а =0, при из
гибе (фиг. 86, б) а =2.
 На фиг. 86, в показана равномерно сжатая пластинка, закреп
ленная по одной длинной стороне и свободная — по другой.
 Общая формула, определяющая нормальные критические на
пряжений) действительная в пределах упругой работы) стенки,
имеет вид:
 °кр=='£7^- т/см*, (50.VI)
 где с—коэффициент, зависящий от величины а; значения с
указаны в табл. 26;
 А'= -г-— гибкость стенки.
 о
 159

Таблица 26
 Значения коэффициента с при продольном изгибе пластинки
 Пластинка упруго защемлена
по двум длинным сторонам
 Пластинка
закреплена
по одной длин
ной стороне
 Схема эпюры напряжений
 ч
 kJ
 й
 сжатие
и изгиб
 изгиб
 1,00
 2,10
 6,30
 0,08
 Таким образом, критическое нормальное напряжение в стенке
изгибаемой балки будет равно
 6,3-104 / 1005 \2 . й 2 /С1 Л7ТЧ
 % = —*2—=6>3 т!сн - (51.VI)
 Определим критическую гибкость, т. е. то значение ее, при
котором критическое нормальное напряжение достигает предела
текучести от =2,4 т/см2 (для стали Ст. 3).
 Из уравнения (51 .VI) получим:
при о = 0
 К- 4г - ii» УЧг -.100 \ГЧг ~ 65;
 при а = 2
 К= лг = 100^11-^162.
 При одной закрепленной и другой свободной стороне
^ = ~Т~= ЮО ~\/~ -^-*18.
 Таким образом, в случае сжатия пластинки, упруго защемлен
ной по двум длинным сторонам (например, стенка сплошной ко
лонны), при-у- <65 стенка достигнет предельного напряжения
 по условиям прочности раньше, чем .потеряет устойчивость.
 В случае изгиба стенка начинает терять устойчивость от нор
мальных напряжений при значениях -—>162. Однако, учиты
вая приближенность ряда предпосылок при выводе формул, в тех¬
 160

нических условиях рекомендуется критическую гибкость стенки,
до которой можно не укреплять ее против потери устойчивости
при изгибе (от воздействия нормальных напряжений), принимать
 для стали марки Ст. 3-у- =160, а для стали НЛ2 -у- =130.
 Сжатая пластинка, закрепленная по одной стороне (представ
ляющая собой половину пояса балки), может потерять устойчи-
 h b
 вость только при -у =— >18. Однако вследствие некоторой не
определенности в защемлении и других причин НиТУ предписы
вают не превышать в этом случае -у- =15 (для стали марки
Ст. 3) и -5— = 12,5 (для стали НЛ2), что соответствует предель-
 °П
 ным соотношениям, приведенным на стр. 141.
 Потеря у стойчи вости стенк и от совместного
действия нормальных и касательных напря
жений. При изгибе балки >в стенке возникает сложное напря
женное состояние от совместного действия нормальных и каса
тельных напряжений, могущего вызвать тютерю местной
устойчивости стенки. Вопрос о возможной потере устойчивости
 стенки решается путем сопоставления гибкости стенки К=-у с
 критической гибкостью.
 Как уже указывалось, при гибкости стенки балки меньше
критической предел текучести в стенке достигается раньше, чем
критическое напряжение, и опасной становится потеря проч
ности, а не устойчивости. Поэтому если у балки из стали Ст. 3
 гибкость ртенки меньше критической, т. е. <80 (из стали
НЛ2 меньше 65), проверки устойчивости стенки не требуется.
Если-у- >80 (или для стали НЛ2 больше 65), проверка
 стенки на устойчивость обязательна. При этом в случае необхо
димости стенка должна быть укреплена поперечными ребрами
жесткости, поставленными на всю высоту стенки. Согласно
НиТУ, расстояние между этими ребрами жесткости не должно
превышать 2h, т. е. двойной высоты балки. Стенки высоких тон
костенных балок из Ст. 3 при-у->160 (из стали НЛ2 больше
 130) рекомендуется укреплять наряду с поперечными ребрами
дополнительным продольным ребром, поставленным в сжатой
зоне стенки (см. ниже, § 31).
 Проверка стенки балки на устойчивость производится по отсе
кам (прямоугольникам), которые образуются между поясами
балки и ребрами жесткости (фиг. 85, в). Изменяя расстояние ме
жду ребрами жесткости, можно получить такое соотношение
сторон отсека, при котором стенка балок будет устойчивой.
 П
 —К. К. Муханов
 161

Наметив таким образом предварительную расстановку ребер
жесткости с максимальными возможными расстояниями между
ними, проверяют устойчивость стенки при совместном действии
нормальных и касательных напряжений. Исследованиями
 С. 	П. Тимошенко, П. Ф. Папковича и Б. М. Броуде установ
лено, что для устойчивости стенки при совместном действии обоих
компонентов напряженного состояния должно удовлетворяться
следующее соотношение:
 ]/ di+ i" i "i (52-vl)
 Здесь а и т—действительные напряжения в стенке балки;
 о0 и т0— критические значения нормальных и касатель
ных напряжений при раздельном действии, раз
ные:
 а0 = 6,3 т/см2, (51 .VI)
 т0 = ( 1,25+-^^-^-|2/тг/сл2. (47.VI)
 Действительные напряжения а и ^ вычисляются по сечению
брутто без введения коэффициента <рб и, согласно НиТУ, опреде
ляются в следующих местах. Если длина отсека не превосходит
его высоты, то краевое напряжение при сжатии а определяется
по среднему значению изгибающего момента в пределах отсека;
в противном случае а вычисляется по среднему значению мо
мента для наиболее напряженного участка с длиной, равной вы
соте отсека. Среднее касательное напряжение вычисляется по
формуле
 f (53.VI)
 где Q— среднее значение -поперечной силы в пределах отсека;
 Л— полная высота стенки.
 В случае, если в пределах рассматриваемого отсека распо
ложено место изменения сечения балки, проверка устойчивости
стенки производится для этого места по напряжениям, вычислен
ным для уменьшенного сечения.
 Все формулы получены в предположении упругой работы ли
ста. Так как необходимо, чтобы средние приведенные напряже
ния были меньше предела текучести, то, согласно НиТУ, требует
ся дополнительно, чтобы
 |/f .'' + 3.г(1-4 • -£-) < R. (54.VI)
 Пример 9. Требуется проверить устойчивость стенки сварной балки, рас
считанной в примерах 5 и 7, и произвести расстановку ребер жесткости. Про
лет балки /=12 м, равномерно распределенная расчетная нагрузка
Щ= 21,13 т/м. Подобранное сечение балки состоит в середине пролета из
 162

стенки 1 500X12 мм и поясов 480X20 мм\ у опоры и на протяжении 2 м от
опоры — из стенки 1 500X12 мм и поясов 210X20 мм. В Месте изменения
сечения балки действуют: Мх =211,3 тм\ Q = 84,5 т.
 Решение. 1) Проверяем, необходима ли установка ребер жесткости:
Л0 150
 = |2 — 125 > 80, т. е. гибкость стенки больше критической, следова
тельно, ребра нужны. Намечаем максимальное расстояние между ребрами
a=2h=2 • 150=300 см. Проверяем стенку в первом отсеке, окаймленном опор
ным ребром, поясами и первым ребром жесткости, поставленным на расстоя
ние 3 м от опоры.
 2) 	Находим действительные нормальные и касательные напряжения
в стенке j и т в месте изменения сечения.
 Краевое нормальное напряжение сжатия в стенке для уменьшенного,
сечения балки равно
 Мх . Лст 21130*146
W * Лб ” 10 300*150 -2mlCM
 (значение №=10 300 см* принято по примеру 7).
 Среднее касательное напряжение т определяем по формуле (53.VI):
 Q 84,5
 т = Л6 = 14б> 1>2 = 0,48 mjcMX
 3) 	Находим критические напряжения по формулам (51.VI) и (47.VI):
/ *1005 \2 i 100-1,2 \2 , 0 .
 °° “ 6,3 ( /10 ) = 6>3 (—146—) “ 4,25 т!см >
 / пг 0,95 \ / 100В V [ 0,95 W 100-1,2 \2
 to — (1.25 4- ^ Д d j -^1,25+ 2,05«)( нб ) “ 1 т1см ■
 3
 Здесь
 а а
 * ~ “ 1,46 -2«05-
 4) 	Проверяем устойчивость стенки по формуле (52.VI)
 ]/~ (•#)+ ("о) + e •;
 т
 Г ( 2 y I °'48
 - у (тэг) + (-Г-
 \2 1
 ) + тг
 2
 0,48
 4,25
 — —0,7 < 1.
 Следовательно, намеченная расстановка ребер жесткости с максималь
ным расстоянием между ними а=2Л=3 м вполне удовлетворительна.
 3. 	Конструкция ребер жесткости
 Как указывалось выше, укрепление стенок балок для обе
спечения их устойчивости производится ребрами жесткости.
 В сварных балках ребра делаются из полосы шириной b ,
определяемой по эмпирической формуле Р’
 ЬР = Ж + 40 мм> (55.VI)
 где h — высота стенки в мм.
 11*
 163

В клепаных балках ребра делаются из уголков, ширина вы
ступающей полки которых определяется по той же формуле
 (55.VI). Толщина ребер принимается не менее bp. Все ребра
 проектируют симметричными относительно оси балки, распола
гая их друг против друга.
 Приварка ребер (кроме опорных) к стенке производится
швами минимальной толщины (Л,.,=4-^-5 мм). На обоих
концах ребра срезают (фиг. 87, а), размер катета среза 40—
50 мм.
 а) 5) /,—
 Опорное Ребра !
 Пристрогать ' ttlttt
 По Н
 Фиг. 87. Конструкция ребер жесткости
 В клепаных балках ребра из уголков обязательно заводят
на поясные уголки, доводя их до выкружки уголков (фиг. 87, б).
Для этого между уголком жесткости и стенкой балки помещается
прокладка, по толщине равная толщине поясных уголков. Уголки
жесткости приклепываются минимальным числом заклепок, т. е.
с шагом, приближающимся к 12d.
 При неподвижной сосредоточенной нагрузке необходимо в
местах приложения сосредоточенных грузов предусматривать
постановку ребер жесткости, воспринимающих нагрузку и рас
пределяющих ее по стенке.
 В месте опирания балки на опору действует опорная реакция,
распределенная на сравнительно небольшом участке балки. Рас
сматривая опорную реакцию как активную сосредоточенную
силу, передачу этой силы на стенку производят через опорные
ребра жесткости, которые для этого плотно пригоняют к ниж
нему поясу балки и соответственно прикрепляют к стенке балки
(фиг. 87, а и в).

Таким образом, выступающая нижняя торцовая поверхность
опорных ребер испытывает сжатие, а также смятие, вызванные
опорной реакцией.
 Требуемая площадь сечения опорных ребер определяется по
формуле
 (56-vi>
 где А— расчетная опорная реакция;
 Rcm.t— расчетное сопротивление стали смятию торцовой
поверхности;
 т—коэффициент условий работы.
 В клепаных балках по формуле (56.VI) определяется пло
щадь части выступающих полок уголков, которые должны быть
пригнаны к поясу, поскольку прилегающая к стенке полка угол
ка и часть выступающей полки срезаются во избежание попада
ния их на выкружку поясного уголка (фиг. 87,в).
 Кроме того, опорные ребра или уголки должны быть прове
рены на продольный изгиб из плоскости балки, как стойки, на
груженные опорной реакцией. В состав площади сечения F такой
условной стойки включаются ребра жесткости и полоса стенки
по 15 & с каждой стороны ребра, так что получается крестооб
разное сечение. Расчетная длина стойки 1Р принимается равной
высоте стенки. Проверка производится по формуле
 (57.VI)
 Прикрепление опорных ребер или уголков к стенке рассчиты
вается на сдвиг от опорной реакции А.
 § 30. СТЫКИ И УЗЛЫ СОПРЯЖЕНИЯ БАЛОК
1. Стыки
 Различают два типа стыков балок: заводские и монтажные.
 Заводские стыки, выполняемые на заводе, представ
ляют собой сопряжения отдельных входящих в состав сечения
прокатных профилей или листов, обусловленные недостаточЦбй
длиной проката. Стьики отдельных профилей (листов) можно
размещать в разных местах по длине балки, без ущерба для
производства, соблюдая все же при этом некоторую систему
(например,ч не допуская обрезков при разбивке длины профилей
и листов), а также исходя из конструктивной целесообразности
(стыки не должны мешать примыканиям других элементов, реб
рам жесткости и т. д.).
 Монтажные стыки представляют собой сопряжения от
дельных частей конструкций (отправочных элементов), обуслов
ленные условиями перевозки конструкций с завода на место
монтажа. Наиболее удобным является тот монтажный стык, у ко¬
 165

торого все прокатные элементы стыкуются в одном сечении кон
струкции. Такой стык называется совмещенным или универсаль
ным. Длина отдельного отправочного элемента при перевозке на
одной двухосной железнодорожной платформе грузоподъем
ностью 20 т не должна превышать 9,1 м, а при перевозке на
одной четырехосной платформе грузоподъемностью 50 т— 13 м.
Можно также перевозить конструкции на сцепах из двух плат
форм. В этом случае длина отправочных элементов может до
стигать соответственно 19 и 27 м.
 Монтажные стыки значительно дороже заводских, поэтому
число их должно быть минимальным. Необходимо стремиться
к тому, чтобы коэффициент использования железнодорожного
транспорта, равный отношению веса перевозимого груза к гру
зоподъемности платформ, был по возможности ближе к еди
нице.
 а) 	Конструкция сварных стылое
 На фиг. 88 показаны стыки сварной составной балки. На
фиг. 88, а показан заводской стык, у которого элементы поясов
и стенки стыкуются вразбежку, а на фиг. 88,6 — монтажный
стык. Примененный здесь прямой стык стенки может быть
устроен при ручной сварке и обычных способах контроля сварки
в том сечении балки, где момент имеет значение
 RCB
 N1 -Ломакс “/j ~ 0>85Л1макс.
 Тогда напряжение в точке С стыкового шва (фиг. 88, а) не
будет превосходить расчетного сопротивления шва растяжению.
Можно, однако, устроить прямой стык стенки (по типу фиг. 88, а
и б) ив месте максимального момента, но при условии приме
нения повышенных способов контроля за качеством сварки.
 В отдельных случаях при необходимости устройства стыка
стенки в месте максимального момента и при невозможности обе
спечить повышенный способ контроля за качеством швов, воз
можно усиление наиболее напряженных участков прямого свар
ного стыка при помощи ромбических накладок (фиг. 88,в).
 Пояса балок стыкуются равнопрочными швами, которые в
нижнем поясе должны быть косыми, а в верхнем могут быть и
прямыми.
 Стыки, как правило, необходимо заваривать качественными
электродами типа Э42.
 Существенное значение при изготовлении балки имеет поря
док сварки. Сначала надо собрать элементы, которые имеют
поперечные швы, и сварить их по отдельности (стыки поясных
листов, стыки стенки, приварка ребер жесткости), так как по
перечные швы дают максимальную усадку. После сборки балки
накладывают продольные поясные швы. При автоматической
 166

сварке ребра жесткости ставят после наложения поясных швов,
так как они мешают проходу головки сварочного аппарата. На
фиг. 88, г цифрами 1—5 показан порядок сварки монтажного
стыка. Сначала сваривают поперечные швы, а для свободной
усадки швов 2 к 3, зависящей от возможной деформации пояс
ных листов, участок поясных швов длиной около 300 мм с каж-
 Фиг. 88. Типы стыков сварных балок
 дой стороны стыка оставляют не заваренным. Последними зава
ривают продольные швы на участках 4 и 5, имеющие незначи
тельную продольную усадку.
 б) 	Расчет сварных стылое
 Стык, каждого элемента, входящего в сечение балки, рассчи
тывается отдельно. При этом .изгибающий момент распреде
ляется между элементами балки пропорционально их моментам
инерции, а потому момент, приходящийся на стенку балки, может
быть найден по формуле
 Мст = Мб , (58.VI)
 где Мб— полный расчетный момент в стыке балки;
 /ст— момент инерции стенки балки;
 Л— полный момент инерции всей балки.
 Расчетная поперечная сила Q, действующая в стыке, пол
ностью передается на стенку. Проверка прочности стыка стенки,
 167

сваренного швом встык (фиг. 88, а), производится по обычным
формулам изгиба.
 В случае, если необходимо проверить стык пояса, усилие
в нем может быть определено по формуле
 дгп = (59. VI)
 Расчет стыка стенки по фиг. 88, в производится как целого
сечения, состоящего из сварного шва встык и четырех стыковых
накладок. Наибольшее расчетное напряжение в этом сечении не
должно превышать mR*B.
 в) 	Конструкция клепаных стыков
 На фиг. 89, а показан заводской стык стенки клепаной балки,
перекрытый накладками на всю высоту стенки с двух сторон;
на фиг. 89, б и в показаны заводские стыки поясных уголков и
 о)
 Фиг. 89. Стыки клепаных балок
 поясного листа. Основное правило устройства стыка заклю
чается в перекрытии его стыковым элементом, площадь сечения
которого не меньше площади стыкуемого элемента. На фиг. 89, г
показан пример монтажного стыка балки, пояс которой состоит
из двух уголков и двух горизонтальных листов.
 168

На фиг. 89, д показан монтажный ступенчатый стык горизон
тальных листов, который применяется при многолистовом па
кете.
 В стыках необходимо назначать минимальный шаг заклепок
(3-|-3,5rf), чтобы не увеличивать вес стыковых элементов, но при
этом следует учитывать заводские условия образования отвер
стий. Так, в случае применения кондукторного сверления мон
тажных отверстий шаг должен быть задан кратным устанавли
ваемому заводом модулю (30, 40 или 50 мм). Желательно, что-
 Мин 50 Мин 40
 Фиг. 90. Разбивка отверстий при пробивке их на многоштем
пельном прессе
 бы максимальные шаги поясных заклепок вне стыка были также
кратными модулю.
 При применении пробивки отверстий на многоштемпельных
прессах необходимо соблюдать специальные требования \ на
пример:
 1) шаг отверстий должен быть не менее 40 мм\
 2) минимальное расстояние между продольными рядами
отверстий должно быть не менее 50 мм\
 3) количество групп отверстий в поперечных рядах не долж
но превышать четырех в соответствии с числом рукояток, вклю
чающих штемпели пресса (фиг. 90), при любых их комбина
циях;
 4) первые два шага от конца элемента следует назначать
одинаковыми; при одновременном выполнении обрезки кромок
в листах и проколки отверстий расстояние от кромки листа до
первой продольной риски должно быть не менее 50 мм, до вто
рой— не менее 100 мм\
 5) в стыковых уголках размером 130X130 и 150X150 мм
отверстия следует располагать в один ряд по внешней риске;
 6) сбитых рисок на деталях не должно быть;
 1 Н. П. Ф ip о л о в, Заводское изготовление стальных конструкций, Гос-
 стройиздат, 1948.
 169

7) 	в одной детали отверстия должны быть одного диаметра.
 Клепаные стыки иногда применяют и при монтаже сварных
балок. В этом случае стыки поясов и стенки осуществляют с по
мощью двусторонних накладок (фиг. 91). Необходимо помнить,
что отверстия для ваклепок ослабляют сечение балки; поэтому
желательно в сварных балках назначать клепаный
|-| | | -f-| монтажный стык не в месте максимального мо-
 Ч-Ц^ГФ-М мента.
 ~/5ч
 т
 г) 	Расчет клепаных стыков
 Стык каждого элемента, входящею в сечение
клепаной балки, рассчитывается отдельно. Число за
клепок, необходимое для перекрытия стыка гори
зонтальных листов и поясных уголков, определяется
по площади элемента в предположении полною
Фиг. 91.Кле-егс> использования в работе на сжатие или растя-
стык жение:
 наныи
сварной
балки
 П = *
 (60.VI)
 где п—число заклепок на полунакладке (с одной стороны
стыка);
 N—расчетное усилие, определяемое по площади сечения
элемента.
 Расчет клепаного стыка стенки, работающею на изгиб, про
изводят в предположении, что внешний момент, приходящийся
на стенку, уравновешивается суммой внутренних пар, образую
щихся из усилий, которые действуют по горизонтальным
рядам заклепок на стыковой полунакладке с плечами, сим
метрично расположенными относительно нейтральной оси
(фиг. 92):
 Мст — £ N& — NJi -f- N2l2 + Af3/3 + • • •.
 л
 Так как все усилия могут быть выражены' через макси
мальное усилие N[, а именно: N2 = Ni-y-, N3=Nи т. д., то
 П h
 получим
 Отсюда максимальное усилие, действующее в крайнем, наи
более нагруженном ряду заклепок, будет равно
 М.
 ^ст^макс
 Е/2
 (61. VI)
 170

На одну заклепку будет действовать горизонтальное усилие
 \т Аймаке
 где пг — число вертикальных рядов заклепок на полунакладке.
Кроме момента, в стыке будет действовать поперечная сила
 «J |<?
 Фиг. 92. К расчету стыка стенки на изгиб
 <3, которую предполагаем равномерно передающейся на все за
клепки, расположенные на полунакладке. Тогда на одну край
нюю заклепку будет действовать вертикальная сила
 где п — число заклепок на полунакладке.
 Равнодействующее усилие, приходящееся на одну крайнюю
заклепку, будет равно
 s.-ysi+vi.y/- (^f )'+(!)■
 < [N]3
 (62.VI)
 где [А^]закл —допускаемое усилие на одну заклепку.
 Пример 10. Требуется рассчитать стык подобранной в примере 6 балки,
расположенный в середине пролета. Расчетные данные: /= 12 ж; q=21,13 т/м;
Мчакс =382 тм\ поперечная сила в середине пролета <2=0. Сечение балки
состоит из вертикального листа (стенки) 1 500X12 мм, поясных уголков
130X12 мм, с площадью поперечного сечения Fyr=30 см2 и горизонтальных
листов 300X20 мм с площадью F=60 см2. Коэффициенты условий работы
m=mc =1.
 Решение. 1) Намечаем конструкцию стыка по фиг. 93 и выбираем
диаметр заклепок d=23 мм.
 Горизонтальный лист перекрывается двумя накладками, из которых одна
расположена сверху, а другая снизу, в зазоре между стыковыми уголками и
горизонтальным, листом. Толщину каждой накладки назначаем равной тол
щине поясных уголков, т. е. &=12 мм, что в сумме дает 24 мм\ это больше
толщины горизонтального листа о =20 мм

2) 	Определяем число заклепок, необходимых для перекрытия стыка
горизонтальных листов.
 Усилие, которое может воспринять горизонтальный лист:
 N = FHTmR « (60 — 2*2,3)2 100 = 114600 кг.
 Допускаемое усилие на одну заклепку:
 из условия смятия по толщине 20 мм при сверленых отверстиях
\N]3clKJl = ^кл db = 4 200.2,3*2 = 19 300 кг\
 — — -У&х/я
 к*?
 + +
+• +
+• +-
+• +■
+- +■
4- -ь
+ +
+ +
 -Т ^
 щ
 —г-
 f
 ■1
 -г
 V
 PV* 1—
 4
 4 1—
 жЕ2
 -i- +
■+■ +
+ +■
+ +
+ +
4- +
+ +
+ +
4- +
+ +
4- +■
+ +
 I
 rL-
 в |iiEE
 из условия двойного среза
 [N\3caKJl ■
 Jcp
 ■»cp*“!
 .акл^ = 2.1800^Л4^3!
 14 940 кг.
 Таким образом, необходимое число заклепок на полунакладке будет
равно
 N
 п =
 Wc3r
 114 600
14 940
 8 шт.
 Размещаем заклепки в шахматном порядке.
 3) 	Определяем число заклепок, необходимое для перекрытия стыка
уголка.
 Усилие, которое может воспринять один уголок (см. фиг. 78, а и 79):  22 а 2-71,35
 N - Fm?nR-j^- - (30 — 2-2,3) 2 100 --jg-Q— = 51 200 кг.
 172

Усилие, которое может воспринять одна заклепка d—23 мм, из условия
одиночного среза
 = Д“кл -+ = 1 800 3,1442'32 = 7 470 кг.
 Необходимое число заклепок на уголке
 N
 ср
 51200
7 470
 7 шт.
 Размещаем заклепки на горизонтальной и вертикальной полках уголка.
 4) 	Производим расчет заклепок, соединяющих стыковые накладки со
стенкой. Стыковые накладки принимаем толщиной а = 12 мм, так как в про
тивном случае нельзя будет наложить стыковой уголок. Намечаем два вер
тикальных ряда заклепок, т. е. т—2 (больше двух рядов на полунакладке
назначать нежелательно; большее число рядов может быть допущено только
в очень мощных балках).
 Задаемся вертикальной разбивкой заклепок по фиг. 93.
 На стенку балки действует момент
 M6JC
 J6
 382-338 000
1 690 000
 76,4 тм.
 Определяем максимальное горизонтальное усилие, приходящееся на одну
ваклепку крайнего ряда:
 МсЛакс 7 640000-130
^макс = _ ,2 в 2-45 500 = 1®^®
 тЩ
 где
 Аиакс — 130 СМ\
 £/2=102(1 4 32 + 53 + 73 -1-9? + 112 + 13«) = 45500 см\
 Допускаемое усилие на одну заклепку (из условия смятия)
 /N]3™* - R^db = 4 200-2,3-1,2 - 11 600 кг.
 Так как <2=0, то 53 — 77макс = Ю900 кг < И 600 кг.
 Таким образом, двух вертикальных рядов на полунакладке достаточно.
 2. 	Узлы сопряжений
 Сопряжения разделяют по конструктивному признаку на
опирание сверху и примыкание сбоку (шарнирное или жесткое).
Примыкание сбоку может осуществляться либо в виде фланце
вого соединения, либо при помощи столиков. Шарнирное сопря
жение передает только опорную реакцию, а жесткое передает,
кроме опорной реакции, еще и опорный момент.
 Примеры опирания балок на колонны показаны на фиг. 94.
Обычно в качестве непосредственной опоры, передающей опор
ное давление на колонну (или консоль), в балках пролетом до
25—30 м применяется плоская подушка (плита). На фиг. 94,а
опорные ребра жесткости (опорные планки) поставлены по тор
цам балок и выпущены книзу на 10—15 мм. Фрезерованные
(строганые) торцы этих планок фиксируют центральную пере
дачу опорного давления. Нижний пояс балок не касается ко¬
 173

лонны, но притягивается к ней болтами. На фиг. 94, б, наоборот,,
ребра жесткости расставлены, фиксируя передачу опорньих дав
лений через опорные плиты на ветви колонны (из швеллеров).
Толщина опорных плит обычно назначается конструктивно (если-
только плита не работает на изгиб) и принимается несколько-
большей, чем толщина пояса балки.
 На фиг. 95, а показано шарнирное примыкание (фланцевое)
сбоку на болтах. Болты в этом креплении рассчитываются на
срез от действия опорной реакции А, увеличенной на 20%
(стр. 135). Применение черных болтов здесь возможно при опор
ной реакции примерно до 30—35 г. Сварной шов рассчиты
вается, как было указано выше, на совместное действие каса
тельных и нормальных напряжений (стр. 135).
 Такое примыкание, как показали опыты, несмотря на рас
ставленные по высоте балки болты, является шарнирным вслед
ствие податливости всего соединения (отгиба полок угол
ков, податливости гаек, вытяжки болтов и т. д.). Для осуще
ствления жесткого сопряжения необходимо прочно соединить-
пояса балки с опорной конструкцией. На фиг. 95,6 показан при
мер такого сопряжения, в котором нижний и верхний пояса
присоединены к колонне горизонтальными планками. Это соеди
нение выполнено для нижнего и верхнего поясов балки по-раз
ному для того, чтобы избежать потолочной сварки при мон
таже.
 Сопряжения по фиг. 95 могут применяться лишь при стати
ческой нагрузке, так как они имеют щели, вокруг которых кон
центрируются напряжения, опасные при динамической на
грузке.
 На фиг. 96, а показано шарнирное примыкание балки к ко
лонне сбоку при помощи опорного столика. Это очень простое
сопряжение, удобное для монтажа. Опорным столиком обычно-
служит неравнобокий уголок, полученный путем обрезки части
полки. Он воспринимает все опорное давление балки А, которое
передается на колонну через швы. Однако расчетную длину
шва /ш на одной стороне столика обычно определяют, исходя из
усилия, равного 2/зЛ, ввиду возможной перегрузки одной стороны
из-за неточности изготовления. Уголки, приваренные к стенке
балки, — конструктивные; каждый из них прикрепляется к ко
лонне двумя болтами.
 Опорные столики часто делают из толстого листа (8=
= 25-4-30 мм). На фиг. 96,6 показано жесткое сопряжение балки
с колонной при помощи опорного столика из толстого листа. Это
сопряжение способно воспринять не только опорное давление,
передающееся на столик, но также и момент, передающийся
с поясов балки на опорную планку (фланец), прикрепленную
болтами к колонне. Линия оси упругого поворота узла (ней
тральная линия), как показали исследования, проходит при
мерно на уровне нижнего пояса балки. Максимальное усилие
 174

LUJ-El
 a)
 6)
 1 h
 bi 1
 —ill —
 1:
 1
 1
 d
 - L
 По l-l
 Фиг. 94. Опправие балок на колонны
 S)
 ^|ОтР
 л
 Фиг. 95. Примыкани€ балок к колоннам сбоку

в двух верхних болтах, расположенных на одной горизонтали
и работающих на растяжение, определяется по формуле
(фиг. 96,6)
 = (61.VI)
 Нижнюю кромку опорной планки, выпущенной на 10 мм,
строгают так же, как и верхнюю кромку опорного столика. Для
 Фиг. 96. Примыкание балок к колоннам сбоку при помощи столика
 полной обеспеченности передачи опорного давления на столик
диаметр отверстий в планке назначают на 2—3 мм больше диа
метра болтов, тем самым не допуская работы болтов на срез.
Учитывая работу опорной планки не только на сжатие, но и на
изгиб, ее следует делать достаточно толстой (около 16—20мм).
 На фиг. 97 показаны примеры жесткого сопряжения второ
степенных балок с главными. Опорный момент передается здесь
по верхнему поясу через планку, называемую «рыбкой», а по
нижнему поясу — через столик. Рыбка имеет уширение по сече
нию а—б (фиг. 97,6), рассчитанное на восприятие полного уси-
 лия N=M_.
 h
 § 31. ПОДКРАНОВЫЕ БАЛКИ
 1. Конструкция подкрановых балок и их нагрузки
 Подкрановые балки представляют собой конструкции, по ко
торым передвигаются мостовые подъемные краны, обслуживаю
щие производственные помещения. Опорами подкрановых балок
обычно служат колонны. Мостовые краны передвигаются по
рельсам, уложенным на верхний пояс балки.
 Подкрановые балки могут быть сплошными и решетчатыми
(подкрановые фермы); наиболее распространенными являются
сплошные балки.
 176

а) 6)
 Фиг. 97. Жесткое сопряжение балок
 а—сварных; б—клепаных

Главными особенностями работы подкрановых балок яв
ляются:
 1) восприятие подвижной вертикальной нагрузки от крана,
оказывающей динамическое воздействие на балку;
 2) воздействие сравнительно больших сосредоточенных дав
лений от колес крана, передающихся через поясные соединения
 (сварные швы или заклепки) на стенку балки и вызывающее ее
смятие;
 3) 	наличие поперечные тормозные сил, вызывающих изгиб
верхнего пояса в горизонтальной плоскости.
 Мостовой кран состоит из двух главных балок (ферм), по ко
торым передвигается грузовая подъемная тележка (фиг. 98).
Груз на крюке чаще всего (кроме специальных случаев) подве
шивается на гибких тросах, которые во время подъема наматы
ваются на вращающийся барабан лебедки крана. Максимальная
величина груза, которую может поднять кран, характеризует гру
зоподъемность крана Q. Этот груз, а также собственный вес
крана и тележки передаются на подкрановые балки через ходо
вые колеса крана.
 В зависимости от местоположения грузовой тележки давление
колес крана может иметь максимальное и минимальное значение.
Максимальные значения давления колес крана, равно как и
взаимное расположение колес, указаны в стандартах на кра
ны. При этом в ГОСТ на краны указаны нормативные (эксплуа
тационные) значения давлений колес крана на подкрановые
 178

балки. Для получения расчетных давлений нормативные на
грузки должны быть умножены на коэффициент перегрузки, ко
торый для кранов принимается равным п=1,3. Кроме того,
вследствие возможных резких изменений в скоростях подъема
груза, неровностей пути крана и других причин крановая на
грузка умножается на динамический коэффициент, равный 1,1.
Таким образом, расчетная нагрузка от давления колеса крана
будет равна
 Я=1,Ы,ЗЯмакс. (63. VI)
 По характеру работы различают краны легкого, среднего и
тяжелого режимов. К кранам легкого режима работы относятся
краны, которые работают нерегулярно и работа которых часто
ограничивается монтажем оборудования.
 Тяжелый режим работы кранов характеризуется относитель
ной продолжительностью включения (ПВ)—не менее 40% —
и использованием крана в течение суток не менее чем на 67 %
времени. Все остальные краны относятся к среднему режиму ра
боты (например, большинство кранов машиностроительных за
водов).
 В зависимости от режима работы давление колес кранов
Ямакс различно.
 Поперечные горизонтальные тормозные силы возникают
вследствие того, что нагруженная грузовая тележка, двигаясь
по балкам крана, перед остановкой тормозит. В результате на
крановый мост передается поперечная тормозная сила Т9г
определяемая по формуле
 т0=-то (Q+ е) т = -Чг- > <64-VI>
 где Q—грузоподъемность крана в т\
 g—вес тележки в г, принимаемый по стандартам на кра
ны; при отсутствии данных допускается считать £ —
= 0,3 Q;
 ■уд — коэффициент трения;
 2
 -4— дрооь, где в числителе указано число тормозных колес,
 в знаменателе—общее число колес тележки (по
скольку сила трения возникает только под теми коле
сами тележки, на которых поставлены тормоза).
 Тормозная сила Т0 передается на одну подкрановую балку и
распределяется поровну между ходовыми колесами крана. Рас
четные тормозные силы, так же как и вертикальные силы давле
ния колес, получаются умножением их на коэффициент пере
грузки п= 1,3. В зданиях с тяжелым режимом работы (стр. 299)
горизонтальные тормозные силы увеличиваются умножением на
коэффициент я (табл. 27), учитывающий возможные перекосы,
 12*
 179

удары и другие случайные воздействия, передающиеся на верх
ний пояс балки.
 Таблица 27
 Значение коэффициентов а для определения боковых сил
от крановых мостов
 Тип кранов
 Значение коэффициентов а для расчета
 верхнего пояса под
крановых балок и
тормозных ферм
 креплений тормозных
ферм к подкрановым
балкам и колоннам
 Краны с гибким подвесом (на тро
сах), грузоподъемность в m:
 5—10
 2,5
 5
 15-20
 2
 4
 30-125
 1.5
 3
 175-225
 1,3
 2,6
 f
 8
 о
 1.1
 2,2
 Краны с жестким подвесом ....
 1,5
 3
 2. Сплошные подкрановые балки
 а) Типи сечений
 Подкрановые балки пролетом до 6 м при небольшой грузо
подъемности кранов (до 3—5 т) включительно проектируются
обычно из прокатного двутавра, усиленного листом или уголками
(фиг. 99, а и б). Балки пролетом 6 м, при кранах легкого и сред
него режима, грузоподъемностью от 5 до 30 г, как правило, де
лают составными, сплошного несимметричного сечения
(фиг. 99, в) с развитым верхним поясом для восприятия сил
поперечного торможения. Во всех остальных случаях большей
частью проектируют симметричные балки сплошного сечения, а
для восприятия оил поперечного торможения устраивают спе
циальные горизонтальные тормозные балки или фермы
(фиг. 99,г).
 Подкрановые балки могут быть сварными и клепаными.
Сварные подкрановые балки в зданиях с тяжелым режимом ра
боты должны изготовляться из мостовой стали марки Ml6с
{ГОСТ 6713-53) с дополнительными гарантиями в отношении
•содержания углерода, серы и фосфора, а также ударной вяз
кости.
 Во всех остальных случаях подкрановые балки (сварные и
клепаные) можно выполнять из мартеновской кипящей стали.
 В сварных подкрановых балках вследствие больших дав
лений колес крана создаются тяжелые условия работы
 180

верхних поясных швов. В целях облегчения этих условий можно
принять конструкцию верхнего пояса балки в виде прокат
ного двутавра (лучше серии «с») с горизонтальным листом
(фиг. 99, д).
 Клепаные балки находят применение в цехах с тяжелым ре
жимом работы, где они часто подвергаются большим динамиче-
 4
 L. Тормозная
 £ / балка
 г ■ Л
 J
 /Подкрановая
/ балка
 JL_
 Фиг. 99. Типы сплошных подкрановых балок
 ским воздействиям. Верхний пояс таких балок обычно делают из
уголков и горизонтального листа (фиг. 99, е).
 Сечения подкрановых балок под тяжелые краны (грузоподъ
емностью 150 т и более) так же, как правило, выполняют клепа
ными. Высота таких балок иногда достигает 4—5 м, поэтому
вертикальная стенка составляется по высоте из двух листов, со
единенных продольным стыком с одним или двумя рядами за
клепок (фиг. 99, ж); развитие поясов производится не только за
счет горизонтальных листов, но и за счет так называемых ламе
лей, приклепываемых к вертикальной стенке.
 б) Особенности расчета сплошных подкрановых балок
 Определение расчетных усилий. Расчет сплош
ных подкрановых балок производится в основном так же, как
 ш

и сплошных балок, несущих статическую нагрузку, но с учетом
ряда особенностей.
 Определение расчетных моментов и поперечных сил от кра
новой нагрузки может производиться либо по линиям влияния от
установки двух спаренных кранов (за исключением кранов лег
кого режима, когда в расчет может вводиться один кран), либо
путем построения эпюр моментов и поперечных сил от наиневы
годнейшей установки грузов. Для определения наибольшего из
гибающего момента следует установить грузы таким образом,
чтобы середина балки находилась на одинаковом расстоянии от
равнодействующей всех грузов и от ближайшего к ней груза;
под этим грузом и действует наибольший момент.
 Для определения максимальной поперечной силы (опорной
реакции) необходимо установить один из грузов над опорой,
а остальные расположить как можно ближе к ней. Установка
кранов для определения усилий от действия вертикальных, а так
же от действия горизонтальных сил должна быть одна и та же.
 Влияние собственного веса конструкции подкрановой балки
(включая вес рельса и тормозной балки), а также возможной
временной вертикальной нагрузки на тормозной балке (обычно
принимаемой равной 200 кг/м2) учитывается либо по весам ра
нее спроектированных аналогичных балок, либо вследствие не
значительности этого влияния путем увеличения значения изги
бающих моментов и поперечных сил от кранов (Мк и QK) умно
жением на коэффициенты а, и а2, приведенные в табл. 28 *.
 Таблица 28
 Значения коэффициентов а, и а2
 Пролет балки в м
 6
 12
 15
 18 и более
 «1 (ДЛЯ Мк)
 1,03
 1,05
 1,06
 1,07
 «а (для QK)
 \
 1,02
 1,04
 1,06
 1,06
 Подбор сечений. Подбор сечения сплошной подкрано
вой балки производится аналогично подбору сечений составных
балок, рассчитываемых под статическую нагрузку.
 Требуемый момент сопротивления (№бр для сварных балок
и WHT для клепаных) определяют, исходя из расчетного сопро
тивления, уменьшенного на 100—200 кг/см2. Это делают потому,
что в верхнем поясе балки, работающем одновременно на гори
зонтальные силы торможения, возникают дополнительные на
пряжения от этих сил.
 Наметив размеры сечения подкрановой и тормозной балок
определяют его геометрические характеристики относительно го¬
 * КТИС, Стальные конструкции одноэтажных промышленных зданий, под
редакцией доц. С. М. Тубина, Государственное издательство литературы по
строительству и архитектуре, 1952.
 182

ризонтальной и вертикальной осей: моменты инерции, моменты
сопротивления и т. п., после чего проверяют балку на прочность.
 Проверка сплошной подкрановой балки на прочность произ
водится по формулам:
 для верхнего волокна балки
 М. мт
 ° = + (65. VI)
 1УНт " Т
 для нижнего волокна балки
 °=^r4lmR. (66. VI)
 "нт
 Здесь М—расчетный момент от вертикальной крановой на
грузки;
 Мт— расчетный момент от горизонтальных тормозных
сил;
 W*T— момент сопротивления нетто для верхнего волокна
балки (в сварных балках в верхнем поясе также
бывают отверстия, необходимые для болтов, при
крепляющих крановый рельс к балке при помощи
лапок);
 W»T— момент сопротивления нетто для нижнего волокна
балки (для сварных балок принимается №бр);
 WT— момент сопротивления (относительно вертикаль
ной оси) тормозной балки, состоящей из верхнего
пояса балки, горизонтального листа и крайнего
окаймляющего пояса (фиг. 99,г), а в случае от
сутствия тормозной балки — одного только верх
него пояса балки.
 Подкрановые балки с усиленным верхним поясом (без тор
мозной балки) проверяются на общую устойчивость по формуле
 —vbr<mR- (9Л)
 При определении коэффициентов ъб за ширину b прини
мают ширину усиленного верхнего пояса.
 Дополнительные проверки. Подобрав и проверив
сечение подкрановой балки на прочность, необходимо произвести
следующие расчеты:
 1) проверку прогиба балки;
 2) проверку прочности стенки при местном смятии от давле
ния колес крана;
 3) расчет поясных швов или заклепок, соединяющих пояса
балки со стенкой;
 4) проверку местной устойчивости стенки балки в соответ
ствии с намеченной расстановкой ребер жесткости.
 183

Прогиб балки может быть определен по формуле
 f М»Р
J ~ 10 EJ ’
 (67.VI)
 где Мн— момент от вертикальных нормативных нагрузок (без
учета коэффициента перегрузки и динамического коэф
фициента) .
 Этот прогиб не должен превосходить допускаемого.
 При наличии подвижной сосредоточенной нагрузки, передаю
щей давление на стенку через верхний пояс в местах, не укреп
ленных ребрами жесткости, стенка подвергается местному
давлению (фиг. 100). Напряжение в стенке ам от местного
 Фиг. 100. Распределение сосредоточенного давления
на стенку и поясные соединения
 давления при проверке на прочность не должно превышать рас
четного сопротивления, умноженного на коэффициент условий
работы:
 ‘« (68. VI)
 Здесь Р— величина расчетной сосредоточенной нагрузки (для
подкрановых балок без учета динамического коэф
фициента, но с учетом коэффициента перегрузки) ;
пх—коэффициент, принимаемый для подкрановых ба
лок в зданиях с тяжелым режимом работы равным
1,5; для прочих подкрановых балок 1,1;
 8— толщина стенки;
 z— условная длина распределения давления сосредото
ченного груза (фиг. 100), определяемая по фор
муле
 z = c¥^-, (69.VI)
 где с— коэффициент, принимаемый для сварных балок равным
3,25, а для клепаных 3,75;
 184

J„—сумма моментов инерции пояса балки и кранового
рельса относительно собственных осей; при приварке
рельса к поясу швами, обеспечивающими совместную
работу рельса и балки, У„—общий момент инерции
рельса и пояса.
 Напряжение от местного давления ам должно учитываться
при назначении толщины стенки подкрановой балки.
 Поясные швы или заклепки, соединяющие верхний
пояс подкрановой балки со стенкой, рассчитываются на действие
не только горизонтально направленных касательных напряжений
от изгиба, но также и местных вертикально направленных на
пряжений ам [см. формулу (68.VI)] от сосредоточенного давления
колеса. При этом предполагается, что в сварных балках сосре
доточенный груз Р воспринимается швами на участке длиной г
(фиг. 100, а), определяемой по формуле (69.VI).
 Равнодействующая касательных и местных напряжений, ус
ловно определяемая геометрическим сложением их, не должна
превышать расчетного сопротивления срезу угловых сварных
швов, умноженного на коэффициент условий работы:
 <
 откуда
 h,„ >
 1,4 mRcyB
 <70vi>
 Значение коэффициента пг см. стр. 184.
 В подкрановых балках цехов с тяже
лым режимом работы швы, прикрепляю
щие верхний пояс к стенке, должны
выполняться с проваром на всю толщи
ну стенки. Для обеспечения такого про
вара кромку стенки балки при толщине
ее 10 мм и более обрабатывают по К-об-
разной форме (фиг. 101); ври автома
тической сварке такую обработку кромки
производят при толщине 14 мм и бо
лее. При сварке с проваром на всю тол
щину стенки НиТУ разрешают считать
шов равнопрочным со стенкой. При этом
также нет необходимости в проверке на
выносливость ни основного материала, ни
поясных швов.
 В клепаньж подкрановых балках при действии на пояс сосре
доточенного груза предполагается, что этот груз распределяется
равномерно между заклепками, расположенными на участке
длиной z (фиг. 100,6), определяемой по формуле (69.VI).
 J—
 Фиг. 101. Верхний по
ясной шов подкрано
вой балки с проваром
на всю толщину
стенки
 185

Шаг поясных заклепок в этом случав определится по фор
муле
 где а =0,4 в случае, если верхняя кромка стенки пристро
гана к горизонтальному листу;
а =1 в случае отсутствия пристрожки стенки;
 |д,|закл —максимальное расчетное усилие по смятию или двой
ному срезу, допустимое на одну заклепку.
 Поясные соединения нижнего пояса подкрановых балок рас
считываются на действие только касательных напряжений (по
аналогии с обычными балками).
 Проверку местной устойчивости стенки под
крановых балок необходимо производить так же, как и для обыч
ных балок (стр. 162) в том случае, если гибкость стенки балки, вы
полненной из стали Ст. 3, -у->80 (для стали НЛ2 больше 65).
 Для обеспечения устойчивости стенки в первую очередь устанав
ливаются основные поперечные ребра жесткости, расстояние
между которыми не должно превышать двух высот балки (2К).
Наметив расстановку ребер, устанавливают размеры проверяемых
отсеков. Устойчивость стенки проверяют на совместное действие
нормальных, касательных и местных напряжений а, т и ам . При
укреплении стенки только поперечными ребрами жесткости и при
 -г-< 0,95 (а — расстояние между ребрами и h0 — расчетная вы-
 сота стенки, см. стр. 157) проверка устойчивости производится по
формуле
 Здесь значения нормальных и касательных напряжений а и т
определяются так же, как в формуле (52.VI). Значения критиче
ских напряжений с0 и х0 принимаются по формулам (61.VI) и
(47.VI). Местное напряжение ам определяется по формуле
(68.VI), но коэффициент пх принимается равным 1,1 для всех под
крановых балок.
 На фиг. 102 показана потеря устойчивости стенки от местных
напряжений. Критическое местное напряжение определяется по
формуле
 ^/у|закл
 (71. VI)
 f + TT'i'i<0>9- <72VI>
 (73. VI)
 186

где Кн « —гибкость стенки между ребрамц жесткости;
 а — расстояние между осями поперечных ребер;
kx — коэффициент, который зависит от высоты стенки
в принимается по табл. 29.
 б)
 Фиг. 102. Потеря устойчивости стенки подкрановой балки от
местных напряжений
 с—схема; б—общий вид
 Т а б л и ц а 29
 Значения коэффициентов kt
 а
 ~ho
 0,5
 0,8
 1
 1,2
 1,4
 1,6
 1,8
 0
 2,02
 3,01
 3,61
 4,02
 4,56
 5,20
 5,92
 6,7&
 Если а>2Л0, то при определении аМи принимается а = 2Л*.
Если >0,95, возможны две формы выпучивания стенки под
крановой балки: одна с отношением сторон а: Л0, имеющая одну
полуволну по длине пластинки, и другая с отношением сторон
 ^:Л0, имеющая соответственно две полуволны.
 Поэтому при >0,95 проверка стенки балки по формуле
 (72.VI) производится дважды. При первой проверке в формулу
(72.VI) подставляют критическое напряжение о0, определяемое
не по формуле (51 .VI), а по формуле
 а0 = kt т/см2, (74.VI)
 где значения k2 принимаются по табл. 30, а остальные значения
остаются теми же.
 №

Таблица 30
 Значения коэффициентов k2
 а
 Th
 1
 1,2
 1,4
 1,6
 1.8
 2
 2,2
 2,4
 2,6
 k 2
 7,16
 8,25
 9,63
 11,3
 13,22
 15,36
 17,82
 20,45
 23,32
 При второй проверке по формуле (72.VI) а0 принимают по
формуле (51.VI), а оМо —по формуле (73.VI), но вместо размера
 а подставляют значение ^ как в формулу (73.VI), так и в
 табл. 29.
 При обеих проверках т,, вычисляется по формуле (47.VI).
 Возможным конструктив
ным мероприятием против
выпучивания стенки от воз
действия местных напряже
ний является постановка в
верхней трети стенки корот
ких ребер, располагаемых
между основными ребрами
жесткости, проходящими на
всю высоту стенки (фиг.
103). Однако такое меро
приятие может быть реко
мендовано только для клепа
ных конструкций. В сварных
балках постановка коротких
ребер нежелательна, так как
из-за несимметричных уса
дочных напряжений полу
чается выгиб стенки.
 При укреплении стенки промежуточными короткими ребрами
жесткости необходимо, чтобы длина этих ребер была не менее 0,3
высоты стенки и не менее 0,4аьгдеа1—расстояние между осями
коротких ребер или короткого и основного ребра (фиг. 103). Со
гласно НиТУ, проверка в этом случае производится дважды:
 1) по формуле (72.VI) в предположении, что ам =0 и что ко
роткие ребра отсутствуют;
 2) по формуле
 Фиг. 103. Укрепление стенки клепа
ной подкрановой балки короткими
ребрами жесткости
 2’7a»(w)s<°>9’ (75-VI)
 где ом принимается в г/слг2.
 188

iB балках большого пролета и с большими нагрузками при
гибкости стенки > 160 (для балок из стали Ст. 3), как уже
 указывалось на стр. 161, иногда рационально ставить продольное
ребро жесткости (фиг. 104, а). Такое ребро, обычно располагае
мое на расстоянии Ь\ = (0,2 -i- 0,25)h от сжатой кромки отсека,
делит его на две пластинки, верхнюю и нижнюю, проверяемые
отдельно по формулам НиТУ 121 -55.
 а)
 №
 I I
 Т|
 I ))
 > 1

 ГГП ПТ' i м 111|
 mi 1 ч имггп
 — а, —1—- а, —4— а, -
 L !
 L
 . а
 5)
 П
 б)
 'г
 ои
 По 1-1
 ]-у
 г
 i
 Фиг. 104. Укрепление стенки подкрановой балки
продольным ребром жесткости и детали ребер
 Поперечные ребра жесткости должны быть приварены к верх
нему поясу балки швами небольшой толщины (7—8 мм).
 Приварка ребер к нижнему поясу поперечными швами также
должна производиться швами минимальной толщины, так как от
усадки поперечных швов развиваются внутренние растягиваю
щие напряжения (см. гл. IV), которые в данном случае суммиру
ются с растягивающими напряжениями от внешней нагрузки (из
вестен случай аварии моста в Бельгии, где пренебрегли указан
ным обстоятельством).
 Чтобы избежать этого, можно осуществлять приварку ребер
жесткости к нижнему поясу при помощи коротких планок, прива
риваемых к поясу только продольными швами (фиг. 104, б). Вме
сто таких планок могут быть применены уголковые коротыши
(фиг. 104, а).
 Для мощных подкрановых балок цехов с тяжелым режимом
работы' НиТУ рекомендуют применять ребра жесткости из угол
ков, приваренных к стенке по перу (фиг. 104,б). Это позволяет
приварить уголок к нижнему поясу только продольным швом,
который дает незначительную усадку (не накладывая попереч
ного шва). Желательно, чтобы расстояние от полки уголка до
кромки пояса было не меньше 30—40 мм.
 189

Размеры основных поперечных ребер жесткости назначаются
как в обычных балках, т. е.
 ширина ребра Ь р> +40 мм;
 толщина ребра &р > 75 &Р-
 Расчет и конструирование опорных ребер подкрановых балок
производят так же, как обычных балок (несущих статическую на
грузку).
 Пример 11. Требуется рассчитать подкрановую балку пролетом /= 12 м
иод два крана грузоподъемностью Q=15 т (ГОСТ 3332-54). Пролет крана
LK= 23 м. Режим работы крана средний. Наибольшее давление колеса крана
/ 'макс =19 г, вес тележки g=7 г, тип рельса — КР70, схема расположения
колес показана на фиг. 105, а. Балка сварная; материал балки Ст. 3; элек
троды типа Э42. Коэффициент условий работы m= 1.
 О)
 27,1 27,1
 \Л
 2V
 rk
 >7
 Я 2
 iLtinn —
 950
 1
 3 4
 (i и по *-
 175
 475
 55/7
 0 —
- 6000
 Г 1 *1
-+
 оосо —i
 6000 н
 Я-5,52
* 12
 Решение. 1) Статический расчет. Определяем величины
расчетных нагрузок:
 вертикальных по формуле (63. VI)
 Р= 1,1-1,3 • Рмакс= и-1,3-19= 27,1 т;
горизонтальных (тормозных) с учетом формулы (64.VI)
 -2±И,з
 20-2
 15 4-7
20-2
 1,3 = 0,715
 rri:
 Устанавливаем краны в наиневыгоднейшее положение для определения
наибольших изгибающих моментов от вертикальных и тормозных сил (в точке
3, фиг. 105, а):
 4-27,1.5,522
 Мк = J2 — 27,1-4,4 = 156 тм;
 Т 0,715
 Мт = Л4к р *= 156 2у J *4,1 тм.
 190

Онределяем соответствующую поперечную силу от вертикальных сил:
 0к =
 4-27.1-5,52
 12
 — 27,1 = 22,8
 т.
 Устанавливаем краны в наиневыгоднейшее положение для определения
максимальных поперечных сил на опоре от вертикальных и тормозных сил
(фиг. 105,6):
 (5,7 + 10,1 + 12) - 62,5 т;
п 0,715
 Q0 = 62,5 « 1,65 т.
 Учет собственного веса и временной нагрузки на тормозной балке произ
водим при помощи коэффициентов ь а (см. табл. 28).
 Таким образом, окончательные расчетные значения моментов и попереч
ных сил будут равны:
 у середины балки (в точке 3)
 М = aLMK = 1,05-15в =- 164 тм\ МТ = 4,1 тм;
Q = a3QK * 1,04-22,8 = 23,7 т;
 на опоре
 Q»=a2Q0 = l,04-62,5-65 т.
 2) Подбор сечения. Определяем наименьшую допустимую высоту
балки из условия ее жесткости по формуле (4. VI), исходя из допускаемого
1 1
 относительного прогиба — s ^qq :
 р + я ! 1_
 ' РПр + qnq ~ п9 1,3 *
 1п„ 1200-600
 Лмин- 4 800я9 = 4*00-1,3 ~ 115 см-
 Определяем оптимальную высоту балки симметричного сечения по фор
муле (22. VI), для чего предварительно задаемся гибкостью стенки в соответ-
Л0
 ствии с табл. 23 К= у = 125 и определяем требуемый момент сопротив
ления
 WTP*
 м
 R — 150
 16 400 000
2 100— 150
 = 8 400
 см9.
 Здесь уменьшением расчетного сопротивления R на 150 кг/см2 учиты
вается работа верхнего пояса балки на горизонтальные силы торможения.
Оптимальная высота равна
 ■=1Y -f-^p = уГ А 125-8 400 = 117 СМ.
 Принимаем высоту балки 120 см, высоту стенки 117 см, толщину стенки
 h% lJ/
 10 мм, что соответствует гибкости стенки -у =-у-=117. Предварительное
определение площади сечения производим по формуле (27.VI)
 F
 п
 3 г
 тр
 4 hr
 £
 4
 8 400
117
 = 54
 см2.
 191

Намечаем окончательно сечение балки: стенка 1 168ХЮ, поясные листы
350X16 (Фиг. 106), после чего определяем его геометрические характеристики
и производим проверку сечения балки на прочность.
 Момент инерции (с учетом ослабления верхнего пояса отверстиями для
крепления рельса)
 jrn _ Ь »«■«?. + (35 _ 4) 1,6.59,22 + 35-1,6.59,22 = 501 500 см*)
 Jх бр = 524 000 см*.
 J
 -1000-
 577-
 • 273
 '650*6
 -350*16
 М
 ю
 С 16а
 (*■—579-
 120
 Zy=m
 ю\120
 4168*10-
 -350*16
 “I
 Фиг. 106
 Моменты сопротивления
 WB
 w н.
 501 000
 60
 524 000
60
 8 370 см3;
= 8 750 смз.
 Статический момент полусечения
Sx = 35* 1,6-59,2 +
 + 58,4.Ь29,2 =5 030 см*.
 Состав сечения тормозной балки
(фиг. 106): швеллер № 16а (/* =
 =21,9 см2), горизонтальный лист тол
щиной 6 мм и верхний пояс балки из
листа 350X16 мм. Расстояние центра
тяжести от оси балки
 21,9.98,2 + 85.0,6.55
гУ- 21,9 + 85.0,6 + 35.1,6 -
 = 40,3 см.
 Момент инерции тормозной балки относительно оси у—у
 Jy нт = 21,9-57,92+
 12
 + 1,6 (35 — 4) 40,32 = 215 140 см*.
 Момент сопротивления
 WT
 215 140
40,3 + 17,5
 3 720 смз.
 Проверяем прочность балки, определяя:
 нормальные напряжения в верхнем поясе по формуле (65. VI)
 М Мт 16400000 в 410000
 9 = \(/ъ + П7' = 8370 + 3720~ - 1 955 + 110 =
 нт w нт
 = 2 065 кг/см2 < 2 10б tczjcM-;
 касательные напряжения на опоре по формуле (29. VI)
 C,°SX 65 ООи-5 030
 Т = Л брб “ 524 000-1 “ 624 кг!смЪ < 1 300 кг1см3'
 192

Проверяем прогиб балки от вертикальных нормативных нагрузок (без
динамического коэффициента) по формуле (67. VI)
 Мн =
 164
 U-1.3
 = 115 тм;
 МЧ? 11 500 000-1 2002
 /макс- \QEJx6p ~ 10-2100 000-524000 “ 1,51 CM'
Относительный прогиб
 /макс 1*51 1 1
 I ~ 1 200 = "795” < 600 •
 Производим проверку прочности стенки при местном давлении колеса
крана по формуле (68. VI). Для этого предварительно вычисляем:
 сумму моментов инерции верхнего пояса и рельса КР70 (ГОСТ 4121-52)
 35 • 1,бз
 /„ = —^ + 1 082 = 1 094 см*\
 условную длину распределения давления колеса по формуле (69. VI)
z = с |/^-А- = 3,25 .Ц— = 33,5 см;
 Р= 19*1,3 = 24,7 т;
пхР 1,1-24 700
 см = —^— = 2.зз5 =810 кг/см2 < 2 100 кг!см\
 3) Проверка местной устойчивости стенки. Необходи
мость постановки ребер жесткости и проверки устойчивости стенки следует
из соотношения
 До
 б
 116,8
 1
 = 116,8 > 80.
 Ребра жесткости располагаем на расстоянии а=1,5 м и проверку произ
водим для двух отсеков;: в середине балки и на опоре (фиг. 107).
 Производим проверку в среднем отсеке при установке крана по фиг. 105, а.
Определяем изгибающие моменты в точках с, d и е (см. фиг. 107 и стр. 162):
 Г 4‘27,1.5,52*6 1
 Мс = 27,1 (4,88 + 0,475) 1,05 = 163 тм;
 Мй
 Md = 164 тм;
 = ^ 4*27,1*5,52*4,84_ _ 2?д . зл j lj05 - 148 тм;
 Мс
 163 + 164 + 148
 = 158 тм.
 JcP 3
 Находим напряжения в среднем (заштрихованном) отсеке (фиг. 107):
 М,
 ср_
 М^бр
 15 800
8 750
 = 1,8 ш,см2;
 О 23,7
 т = йсто = 116,8-1 0,202 т1см?-
 а 1,5
 Так как значение ^ ^ = 1,28 > 0,95, то проверку стенки произво¬
 дим дважды.
 13
 —К. К. Муханов
 193

Первая проверка. По формулам (74. VI), (47. VI), (73. VI) нахо
дим критические напряжения: /
 2
 = 6,42 т/см2;
 К 100 . 1 \2
116,8 )
 = 1,34 т/см2,
 где
 а
 150
 ^= Л0 ~ 110,8 “ 1»28;
 °м0
 / 1005 \2 / 100 . 1 \2
 = *i (—— J = 4,23 —ji-jj—J = 1,88 т/см?
 Производим проверку устойчивости стенки по формуле (72. VI)
 / /_1_ , /_1_\2 i _L_ J_ _1
 у [ + ам0 / + + 6 * а0 ’ *0 “
 f / 1,8 0,81 \2 / 0,202 \2 1
 у [ 6,42 + 1,88 ) + [ 1,34 ) + Т
 1.8
 6,42
 0.202
 1,34
 : 0,73 < 0,9.
 Вторая проверка. По формулам (51, VI) и (73. VI) находим кри
тические напряжения:
 . „ / Ю0& \2 . . / 100 • 1 V „ , .
 о0 = 6.3 (-jjj-J = 6.3 ( 116>8 ). = 4,6 т/см*
 / 1008 \* / loo. 1 \2
 — j = 2,49 (—jg j = 4,43 т/см?
 Производим проверку устойчивости стенки по той же формуле (72. VI)
 //1.8 0,81 \2 / 0,202 I 1.8 0.;
 1/ [ 4,6 + 4,43 ) + [ 1,34 ) + 6 ' 4,6 ' 1,
 Кроме того, стенка проверяется по формуле (54.VI)
 0.202
 0,6 < 0,9.
 /3 /11 82 \
 -J-1,82 + 3-0,202211 - ~Y ■ -2\г ) - 1,56 т/см* < 2,1 т/см*.
 194

Аналогично производим проверку стенки на опоре, в первом отсеке, при
установке крана по фиг. 105,6.
 Результаты этой проверки устойчивости стенки оказываются более
благоприятными.
 Таким образом, результаты проверки устойчивости стенки показывают,
что принятая расстановка ребер жесткости с расстоянием а=1,5 м удовлетво
рительна.
 4) Расчет сварных поясных соеди
нений. Принимаем швы толщиной hm = 6 мм.
 Проверяем верхний поясной шоь по формуле
(70. VI)
 L. Г /0^п\2 / п,ру
 1»4ЛШ V ^бр / \ ^ /
 1
 1,4 • 0,6
 X
 ft 65000*3320 / 1,1.24 700 \*
 Х 1/ [ 524 000 ) +[ 33,5 ) ~
 = 1 076 KzjcM2 < 1 400 кг/см2.
 Здесь 5 „=35 - 1,6 - 59,2=3 320 см*.
 Проверяем нижний поясной шов
 Q°Sn
 65 000-3 320
 1,4Лш7бр 1.4-0,6-524 000 ”
 — 492 кг/см2 < 1 400 кг/см2.
 5) Расчет опорного ребра. Принимаем
сечение опорных ,ребер из двух полос 110XW
(фиг. 108); площадь смятия ребер
 /гсм= 11-1-2 = 22 см2
Напряжение смятия
 0° 65 000
 ^см -
 = 2 960 кг/см2 < 3 200 кг /см2.
 СМ 22
 Определяем площадь, радиус инерции и гибкость сечения опорной стойки,
(заштрихованного на фиг. 108):
 Fсж= 11-1-2-f 18-1 =40 см2;
 Jr =
 1 -23s
12
 Гибкость
 = 1 020 cmS; г
116.8
 Л[ 1 020 = 5,05 см.
V 40
 5,05 "23; <р*
 Проверяем напряжение в опорной стойке балки по формуле (57. VII»
0° 65 000
 асж “ -р— = "4Q.Q 97 = 1 670 кг/см2 < 2 100 кг/см2.
 = 0,97.
 3. Решетчатые подкрановые балки
 При пролетах 18 м и более и при грузоподъемности кранов
Q < 10 ; 2и г рациональны решетчатые подкрановые балки
(фиг. 109, а). Верхний пояс таких ферм принимается из жесткого
 13*
 195

профиля (двутавра), работающего не только на сжатие в составе
фермы, но также и на местный изгиб от давления колеса крана Р.
Местный изгиб может определяться по формуле
 где d — длина панели между узлами верхнего пояса.
 Остальные сечения элементов, как правило, принимаются из
двух уголков.
 Элементы решетки обычно центрируются на нижнюю кромку
пояса. Все стержни фермы, кроме верхнего пояса, работают на
осевые усилия и рассчитываются как элементы ферм (гл. VII).
Проверочная формула для расчета верхнего пояса имеет вид
 где NT иМт—расчетное усилие сжатия и местный изгибающий
 момент в горизонтальной плоскости от сил по
перечного торможения (при наличии горизонталь
ной тормозной фермы);
 9 — коэффициент продольного изгиба относительно
вертикальной оси (а при наличии сплошной тор
мозной балки—относительно горизонтальной оси).
 Предельные гибкости элементов приведены в табл. 31. Необ
ходимо закреплять в горизонтальной плоскости не только верхний
пояс (фиг. 109, в), но также нижний, так как в результате про
гиба балки под влиянием хотя бы незначительного эксцентриси
тета нижний пояс может отойти в сторону. По той же причине
 (76.VI)
 Фиг. 109. Решетчатая подкрановая балка
 (77.VI)
 196

необходимо ставить ребра на фасонках верхнего пояса
. (фиг. 109,6), в противном случае могут разрушиться швы, при
крепляющие фасонки к поясу.
 4. 	Горизонтальные тормозные балки
 Тормозные балки большей частью выполняются из рифленой
стали толщиной 6—10 мм, с одним поясом, выполненным из
швеллера (фиг. 110, а) или уголка. Вторым поясом является
верхний пояс подкрановой балки. При пролете балки 12 ж и бо-
 Фиг. 110. Тормозные балки
 лее наружный пояс тормозной балки обычно подвешивают к вы
шележащим конструкциям; не рекомендуется в этом случае под
держивать его подкосом, присоединенным к нижнему поясу бал
ки, так как при наличии подкоса подкрановая балка при движе
нии крана начинает колебаться в горизонтальной плоскости. Воз
можно также прикрепление пояса тормозной балки в пролете
между колоннами к стойке стенового каркаса при помощи листо
вого шарнира толщиной 4—6 мм (фиг. 110,6). Наконец, можно
поставить легкую вертикальную ферму в плоскости пояса тор
мозной балки с устройством связей и по нижнему поясу подкра
новой балки. Такая конструкция особенно рациональна в откры
тых эстакадах, где она значительно повышает боковую жесткость
балки, образуя пространственный брус (фиг. ПО, в). Для удоб
ства прохода ширина тормозной балки должна составлять не ме
нее 750 мм. При двух подкрановых балках тормозной лист соеди
няет верхние пояса обеих балок (фиг. ПО,г). В случае, если рас
стояние между балками превышает примерно 1,2 м, рационально
устраивать тормозную ферму, заменяя лист решеткой из уголков
 197

(фиг. Ill, а) с уложенным на них деревянным настилом
(фиг. 111, б). Такая конструкция не допускается в горячих цехах,
где проход устраивают по рифленому уложенному сверху настилу
шириной не менее 600 мм.
 Конструкция прикрепления тормозной балки показана на
фиг. 112, а. В случае, если лист тормозной балки имеет отношение
 -у >100, на нем снизу ставят поперечные ребра из уголка 75X6
 или полосы 100X8 через 2 h. Соединение листа тормозной балки
с верхним поясом подкрановой балки осуществляется на монта
же при помощи сварки сплошным швом на всю толщину листа
с обязательным применением качественных электродов типа
Э42А. Это необходимо потому, что шов, участвуя в работе на из
гиб всей балки, работает также и на распор листа. В клепаных
конструкциях указанное крепление осуществляется на заклепках,
располагаемых с максимальным шагом.
 В местах примыкания тормозных балок к колоннам не следует
заводить листы внутрь колонны вследствие возможных затрудне
ний на монтаже (фиг. 112, а). Вместе с тем эти листы должны
быть надежно приварены или приклепаны к ребрам колонны
с тем, чтобы передать усилие от торможения на стенку колонньи.
В цехах с тяжелым режимом работы это прикрепление рассчиты
вается на реакцию горизонтальных сил, умноженных на коэффи
циент а , значения которого принимаются по табл. 27.
 На рис. 112, б показана конструкция примыкания к колонне
тормозной фермы.  ** 5. Опирание подкрановых балок на колонны
 Опирание подкрановых балок на колонны большей частью осу
ществляется сверху по одному из двух вариантов:
 1) опирание по оси колонны фрезерованными кромками тор
цовых опорных планок смежных балок, стянутых болтами
(фиг. ИЗ, а);
 2) опирание на подкрановую двутавровую ветвь колонны
с опорными ребрами жесткости балок, расположенными против
полок ветви колонны (фиг. 113,6) или несколько смещенными
внутрь к оси колонны.
 Опирание подкрановых балок разной высоты осуществляется
по схемам, показанным на фиг. 114, а и 6; при этом в уменьшен
ном сечении балки необходимо проверять стенку на касательные
напряжения от опорной реакции.
 Длина «горизонтального опорного листа (фиг. 114, а) опреде
ляется из условия прикрепления на полную сдвигающую силу,
действующую на длине выреза стенки.
 Крепление подкрановых балок к стальным колоннам обычно
осуществляется по типу, показанному на фиг. 112. Для балок вы
сотой более 1,2 м рекомендуется, а в цехах с тяжелым режимом
 198

работы обязательно ставить опорные диафрагмы * (фиг. 112,6).
Прикрепление этих диафрагм в зданиях с тяжелых режимом ра
боты осуществляется заклепками и рассчитывается на усилие,
определяемое по формуле
 Як ='
 QTh
 h — a
 (78. VI)
 Фиг. 114. Опирание на колонны подкрановых балок разной высоты
 где Qx — реакция тормозной балки, умноженная на коэффициент
а по табл 27;
h — высота балки;
 а — расстояние от головки рельса до центра заклепочного
соединения (фиг. 112,6).
 200

Для регулирования высоты головки рельса желательно пре
дусматривать у балок опорные плиты, привариваемые после мон
тажа. Вертикальные болты, прикрепляющие подкрановые балки
 Фиг. 115. Крепление стальных подкрановых балок к железобетонным
 колоннам
 к колоннам, проверяются на срез от усилия продольного тормо
жения кранов, определяемого по формуле
 ТПР = 0,1£Я, (79. VI)
 где ЕР — сугйма давлений всех тормозных колес кранов на бал
ку (число тормозных колес обычно равно половине
всего числа колес кранов).
 201

Диаметр отверстий для болтов в опорной плите делают на
3—б мм больше диаметра болтов, а шайбу плотно надевают на
болты и приваривают на монтаже. Крепление стальных подкра
новых балок к железобетонньим колоннам или кирпичным пиля
страм осуществляется по типу, показанному на фиг. 116.
 6. 	Типы крепления крановых рельсов
 В качестве крановых рельсов применяются: обыкновенные
 железнодорожные рельсы, прямоугольные бруски или рельсы спе
циального профиля КР (крановый рельс) по ГОСТ 4121-48. Вы
бор типа рельса и его крепления зависит от грузоподъемности,
режима работы и от типа ходовых колес крана (цилиндрические
или конические).'
 Конические ходовые колеса, которые могут применяться для
кранов грузоподъемностью до 50 т, требуют рельсов с закруглен
ной головкой (железнодорожный рельс). Цилиндрические колеса(
требуют рельсов с плоской головкой (прямоугольный брус со сре
занными или закругленными краями или специальный рельс).
Необходимая ширина головки рельсов указана в стандарте на
краны и изменяется в пределах 50 — 120 мм.
 Крепление рельсов к подкрановым балкам может быть: а) не
подвижным; б) подвижным, т. е. допускающим рихтовку (выправ
ление) пути.
 Надежное крепление рельса имеет весьма существенное зна
чение для нормальной эксплуатации. Наблюдались случаи бы
строго расстройства пути и пояса балки вследствие первоначаль
ной плохой рихтовки и ненадежного закрепления.
 Неподвижное крепление, т. е. приварка рельса к балке, допу
скается только для кранов легкого режима работы. Во всех
остальных случаях необходимо устраивать подвижное крепление.
Железнодорожные рельсы при нешироком поясе балки можно
крепить крюками (через 500—700 мм), направленными в разные
стороны (фиг. 116, а).
 Брусковые рельсы в случае неподвижного крепления непо
средственно привариваются к поясу балки после тщательной
рихтовки. В случае подвижного крепления их крепят при по
мощи планок, вставляемых в простроганные пазы бруска
(фиг. 116,6); при этом в планках делают овальные отверстия,
а в подкрановых балках и в подкладке — круглые отверстия
для болтов.
 Подкладки не доводят до рельса на 10—20 мм, оставляя за
зоры для рихтовки последнего. После установки крепежных пла
нок в пазы их приваривают к подкладкам. Не следует упрощать
это крепление за счет приварки планок к рельсу вместо устрой
ства пазов, так как под влиянием ударов швы легко разруша
ются, что в дальнейшем приводит к необходимости проведения
дорогостоящих ремонтных работ. Как правило, каждую планку
ставят минимум на 2 болта. При подборе сечения подкрановых
 202

Фиг. 116. Крепление рельсов к подкрановым балкам

балок необходимо учитывать ослабление сечения отверстиями
для этих болтов (при проверке на прочность).
 Крепление специальных крановых рельсов КР осуществляется
при помощи лапок, вырезаемых из уголка (фиг. 116, б).
 На фиг. 117 приведен пример рабочего чертежа сварной под
крановой балки. Этот чертеж иллюстрирует материал настоящей
главы, относящийся, к сварным балкам — наиболее употребитель
ным в настоящее время.

ФйГ. 117. Рабочий чертеж сварной подкрановой балки

Глава VII
ФЕРМЫ
 § 32. ФЕРМЫ В СОСТАВЕ КРОВЕЛЬНОГО ПОКРЫТИЯ
1. Общая характеристика ферм
 Фермой называют решетчатую конструкцию, предназначен
ную, так же как и балка, для работы преимущественно на изгиб.
В отличие от балки ферма образуется из отдельных прямоли
нейных стержней, связанных между собой в узлах (теоретиче
ски шарнирно) в геометрически неизменяемую систему, к кото
рой нагрузка, как правило, прикладывается только в узлах.
Благодаря' узловой передаче нагрузки стержни фермы подвер
гаются только осевым воздействиям растягивающих или сжи
мающих сил, что позволяет более полно использовать материал,
чем в сплошной балке. Фермы особенно выгодны в таких кон
струкциях, где по условиям жесткости требуется большая вы
сота. При больших нагрузках и относительно небольших проле
тах фермы становятся конструктивно громоздкими и трудоем
кими, уступая в этом отношении сплошным балкам. Выгод
ность перехода от .сплошных балок к решетчатым фермам ра
стет с увеличением пролета конструкции и уменьшением на
грузки на нее.
 Область применения ферм весьма разнообразна.
 Фермы можно классифицировать по нескольким признакам:
 а) по назначению — фермы мостов, стропильные фермы,
фермы подъемных кранов, мачты электропередач и т. д.;
 б) по конструктивному признаку — одностенчатые легкие
и двухстенчатые тяжелые фермы;
 в) по направлению опорных реакций и устройству опорных
конструкций — распорные арочные фермы, балочные фермы
(разрезные, консольные и неразрезные).
 Кроме того, фермы могут быть плоскими и пространственными.
 В соответствии с классификацией ферм по конструктивному
признаку в настоящей главе рассмотрены легкие одностенчатые
фермы кровельного покрытия — стропильные фермы.
 Тяжелые фермы с двухстенчатыми сечениями элементов
обычно применяются р случае, если усилия в поясах превышают
 *205

300—350 т. Примером могут служить фермы мостов !, большепро
летные фермы авиасборочных цехов или судостроительных эллин
гов, к которым подвешены краны, и т. д.
 2. Элементы кровельного покрытия
 Стропильные фермы служат для поддержания конструкций
кровли и восприятия действующих на них нагрузок. Конструк
ции кровли вместе со стропильными фермами и связями обра
зуют кровельное покрытие. Основное назначение кровельного
покрытия заключается в защите помещения от атмосферных
воздействий (снега, дождя, холода и т. п.). Стропильные фермы
большей частью опираются на стальные или железобетонные
колонны (фиг. 118).
 Фиг. 118. Стропильные фермы по железобетонным колоннам
 В промышленных сооружениях различают теплые и холодные
кровли.
 Теплые кровли состоят из несущих плит, утеплителя, асфаль
товой стяжки и водоизоляционного ковра из рулонного мате
риала— рубероида (фиг. 119 и 120).
 Различают два типа покрытия — с прогонами и беспрогон-
ное. В первом типе покрытия в качестве несущих плит могут
применяться стандартные сборные железобетонные плиты, армо-
 1Проф. Н. С. Стрелецкий, Курс металлических конструкций,
4 III, Госстройиздат, 1944; п р о ф. Г. К. Евграфов, Железнодорожные
мосты, Трансжелдориздат, 1955.
 206

женобетонные и армопеносиликатные плиты (совмещающие
функции несущего элемента и утеплителя) и др. Эти плиты
укладываются на прогоны (фиг. 119), которые опираются
на стропильные фермы в узлах, передавая на них нагрузку.
Наиболее распространенная длина плиты, определяющая панель,
фермы, равна 3 м.
 Второй тип по
крытия (беспрогон-
ное), более распро
страненный, состоит
из крупнопанельных
железобетонных плит
длиной 6 м, опираю
щихся непосредст
венно на верхние по
яса стропильных
ферм. Плиты при
крепляются к поясу ферм путем приварки к нему уголков (коро
тышей), которые забетонированы в плиту (фиг. 120). На крупно
панельные плиты также укладываются утеплитель (если они не
 Рубероид
 Пергамин
 Утеплитель^-.
 Несущая плита
 Фиг. 119. Теплая кровля по прогонам
 2 слоя рубероида
1слои пергамина
 Фиг. 120. Беспрогонное покрытие с теплой кровлей
 выполняют одновременно и теплоизоляционных функций), стяжка
и рубероидный ковер.
 Холодные кровли применяются в горячих цехах и в холод
ных зданиях. Они осуществляются из волнистых асбестоцемент¬
 207

ных листов (фиг. 121, а) или, в отдельных случаях, из волни
стой стали (фиг. 121,6) по прогонам. Наряду с этим холодные
кровли можно устраивать по типу теплых с применением желе
зобетонных плит, но без утеплителя.
 Для обеспечения стока воды крыше придают уклон, который
в основном зависит от материала кровли. Обычно уклоны
кровли назначаются:
 1
 для кровли из рулонных материалов / * -jy
 для кровли из асбестоцементных волнистых плит / = -у -г у-
 1 . 1
 для кровли из волнистой стали I ?= -g- — у
 <*)
 Асбестоцементные
волнистые плиты
 '«•гтЩпКкг
 1
 Фиг. 121. Типы холодных кровель
 Уклон кровли, как правило, создают путем устройства на
клонного верхнего пояса стропильных ферм.
 Различают двускатные и односкатные кровли.
 Прогоны бывают стальные (сплошные прокатные или решет
чатые) и железобетонные. Прокатные прогоны из швеллеров
или двутавров тяжелее решетчатых, но значительно проще и де
шевле в производстве, чем и объясняется их преимущественное
применение. Прокатные прогоны устанавливаются на наклонный
верхний пояс ферм; будучи расположены под углом к плоско
сти действия усилия, они подвергаются косому изгибу
(фиг. 122, а).
 Расчет прогонов производится на нагрузку от веса кровли
и снега. Эту нагрузку раскладывают на составляющие по глав
ным осям сечения прогона: qx—нормально к скату, qv—вдоль
ската (скатная составляющая); эти составляющие изгибают
прогон в двух плоскостях (фиг. 122,6).
 Максимальные расчетные моменты соответственно равны:
 М
 X
 му =
 8
 q cos al2x
8
 q sin aly
8 *
 (l.VII)
 Очевидно, что в крайних двух точках сечения прогона напря
жения от одновременного действия Мх и Му будут суммиро-
 208

о) кровельные плиты
 Прогон
 6) \У
 9х-ТС05Л
 Фиг. 122. Косой изгиб прогонов
 Тяжи 16+!8 мм
 Прогоны
 Фиг. 123. Устройство тяжей по прогонам

u
 По 1-1
 По 2-2
 Фиг. 124. Крепление прогонов

ваться. При этом суммарное напряжение не должно превышать
расчетного сопротивления, умноженного на коэффициент усло
вий работы:
 Необходимо стремиться к тому, чтобы напряжение ov было
значительно меньше напряжения ог, поскольку балочные про
фили имеют хорошо развитый момент инерции относительно оси
х — х и сравнительно малый момент инерции относительно
оси у— у.
 Для уменьшения напряжения а от скатной составляющей
прогоны обычно раскрепляют гяжами, поставленными в се
редине пролета в плоскости кровли и тем самым вдвое умень
шают значение 1у(фиг. 123). Тяжи облегчают выравнивание
на монтаже линии прогонов, улучшая условия укладки желе
зобетонных плит.
 При косом изгибе учет развития пластических деформаций
разрешается только для слагающей нагрузки, действующей
в плоскости наибольшей жесткости, т. е. в плоскости наиболь
шего момента инерции.
 Таким образом, рабочая формула для проверки напряжения
в прокатном прогоне имеет вид
 Кроме того, необходима также проверка прогиба прогона
в плоскости его наибольшей жесткости.
 Прикрепление прокатных прогонов к фермам осуществляется
на черных болтах; швеллерных прогонов — при помощи угол-
ковьих коротышей, приваренных к поясу ферм (фиг. 124, а) или,
как и двутавровых прогонов, — при помощи планок, привари
ваемых к прогонам снизу и прикрепляемых болтами непосред
ственно к верхнему поясу ферм (фиг. 124, б).
 Двутавровые прогоны могут также прикрепляться при по-
'мощи уголковых коротышей (фиг. 124,в).
 Решетчатые прогоны применяются с решеткой из круглой
стали (прутковые прогоны, фиг. 125, а). Прутковые прогоны
можно устанавливать вертикально и наклонно, т. е. перпенди
кулярно поясу ферм (при уклонах кровли до 1:7). Во всех
случаях, а особенно при наклонном положении прогонов, необ
ходимо раскреплять их связями в боковом направлении (как
верхний, так и нижний пояс); связи могут быть из проволоки
</ = 6 мм (фиг. 125,6).
 Применение решетчатых прогонов особенно целесообразно
при пролетах более 6 м.
 (2.VII)
 а~ 1,15 Wx
 Мх
 (3.VI1)
 14*
 211

На стропильных фермах nacto располагают фонари, т. е.
конструкции, предназначенные для освещения помещений верх
ним светом и для естественной вентиляции (аэрации). Фонари
для целей освещения делают в том случае, когда световой пло
щади окон в стенах недостаточноФонари могут быть распо
ложены вдоль здания (продольные фонари, фиг. 126, а) и по
перек здания (поперечные фонари, фиг. 126,6). К конструкциям
фонаря подвешиваются металлические оконные переплеты или
 а)
 Фиг. 125. Прутковый прогон
 жалюзи. Вся нагрузка от кровельного покрытия, состоящая из
постоянной нагрузки и снега, передается на стропильные фермы
либо через прогоны и фонари, либо непосредственно через
крупнопанельные железобетонные плиты, причем предпола
гается, что нагрузки действуют строго в плоскости ферм. В дейт
ствительности этого нет, нагрузка прикладывается с некоторым
эксцентриситетом, вызванным конструктивной необходимостью.
Это обстоятельство, а также необходимость предотвращения
продольного изгиба верхнего сжатого пояса ферм требуют
устройства связей, не лежащих в плоскости фермы.
 Связи устраивают: горизонтальные — в плоскости верхнего
пояса, вертикальные — между фермами, располагая их по кон
цам здания (или температурного блока); при этом образуются
жесткие панели (фиг. 127).
 ' Строительные нормы и правила (СНиП), II-B.4 и II-B.5.
 212

I

Промежуточные фермы присоединяются к жестким панелям
прогонами или распорками. Вопрос об устройстве связей в про
мышленных зданиях рассмотрен в § 44.
 Фиг. 127. Связи между стропильными фермами
 § 33. ТИПЫ ФЕРМ. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ГЕНЕРАЛЬНЫХ РАЗМЕРОВ.
 ШАГ ФЕРМ
 Фермы различаются как по очертанию поясов, так и по виду
решетки. По очертанию поясов фермы бывают с параллельными
поясами (фиг. 128, а), трапецоидальные (фиг. 128,6), полиго
нальные (фиг. 128, в) и треугольного очертания (фиг. 128, г).
 Выбор очертания поясов зависит от
назначения ферм, от материала
кровли, от системы водоотвода, а
также и от экономических сообра
жений. В промышленных сооруже
ниях при рулонной кровле наиболь
шее распространение получили стро
пильные фермы полигонального
очертания.
 Неизменяемость фермы при лю
бой нагрузке достигается устрой
ством решетки, образующей си
стему треугольников. Решетку фер
мы называют раскосной, если она
образована непрерывным зигзагом
раскосов^ и стоек, причем все рас
косы одной половины фермы на
правлены в одну сторону (фиг. 128,6). Решетку называют тре
угольной, если зигзаг образован одними раскосами, направлен
ными попеременно в разные стороны (фиг. 128, а). Чаще всего
применяют треугольную решетку с дополнительными стойками
(фиг. 128, в), поскольку общая длина ее зигзага и число узлов
 214
 о)
 6)
 Фиг. 128. Типы ферм

меньше, чем у раскосной решетки, а дополнительные стойки
уменьшают панель фермы. В этой системе стойки не нужны для
создания неизменяемости фермы.
 Генеральными размерами фермы являются ее пролет и вы-#
сота. Оптимальная высота в середине пролета полигональной*
фермы определяется условиями минимума веса, требуемой
жесткости (прогибом), а также возможностью рациональной
транспортировки. Минимум веса таких ферм получается при
мерно при равенстве веса поясов и веса решетки (с фасонками),
что имеет место при отношении высоты фермы к ее пролету
 у ~ .Такая высота ферм вполне удовлетворяет требуемой
 жесткости (прогибы получаются меньше V250 /).
 Для перевозки по железной дороге требуется габарит кон
струкции: по вертикали — не более 3,8 м; по горизонтали — 3,2 м.
 Пролеты стропильных ферм промышленных цехов в целях
стандартизации унифицированы и, как правило, принимаются
до 18 м кратными 3 м9 а для больших пролетов — кратными
6 м, т. е. 18, 24, 30 и 36 м. Отступления от этих размеров допу-
скаются при специальном обосновании. В целях экономии
металла малые пролеты (до 18—24 м) рекомендуется перекры
вать железобетонными несущими конструкциями. Для упроще
ния изготовления и проектирования унифицированные фермы
должны иметь стандартную геометрическую схему длй разных
пролетов. Пример унифицированных схем стропильных ферм
промышленных зданий показан на фиг. 129. Длина панели в уни
фицированных фермах принята равной 3 м.
 Высоту h0 на опоре фермы рационально принимать одинако
вой для ферм различных пролетов (фиг. 129, а). Это позволяет
стандартизировать детали креплений, что способствует удешев
лению изготовления конструкций.
 Наивыгоднейший угол наклона раскосов к нижнему поясу
в треугольной решетке составляет 45—50° (в раскосной решетке
35—50°).
 Направление первого опорного раскоса, определяющее всю
систему решетки, может быть восходящим (как показано
на фиг. 129, а) или нисходящим. И то и другое решение имеет
свои положительные и отрицательные стороны. В практике про
ектирования промышленньих зданий для стропильных ферм чаще
применяется восходящий опорный раскос. При таком решении
надежнее обеспечивается жесткость цеха при работе фермы как
ригеля рамы; конструктивно лучше решаются опорный узел
и расположение связей; в случае опирания ферм на железобе
тонные колонны такая схема фермы с расположением опорного
узла внизу является наиболее естественной.Нисходящий раскос
со своей стороны имеет монтажное преимущество, заключаю
щееся в том, что опорная точка располагается выше центра
тяжести фермы.
 215

I
 I
 I
 t*e»
 I
 8
 s)
 Ы VIZ
 is®M
 IZSKSKS1
 LsZlfM I
 i
 Фиг. 129. Унифицированные схемы стропильных ферм
промышленных зданий
 й—двускатные фермы; б—односкатные фермы
 Фиг. 130. Фермы с дополнительными
шпренгелями
 i

В беспрогонных покрытиях крупнопанельные железобетон
ные плиты шириной 1,5 м опираются своими ребрами не только
в узлах, нр и в середине панели, вызывая в верхнем поясе
фермы дополнительный изгибающий момент; в результате сече
ние верхнего пояса увеличивается. В некоторых случаях для
ликвидации указанного момента целесообразно ^введение в ре
шетку дополнительных шпренгелей (фиг. 130), работающих
на местную нагрузку и устраняющих таким образом изгиб пояса.
Устройство шпренгельной решетки несколько уменьшает вес
фермы (на 4—6%),но зато почти удваивает число стержней
и узлов, что увеличивает трудоемкость изготовления. Чем
больше пролет и больше нагрузка, тем менее рационально устрой
ство дополнительных шпренгелей.
 Фиг. 131. Фермы треугольного очертания
 Фермы треугольного очертания употребляются только при
крутых крышах (фиг. 131). В этом случае следует стремиться
к такому очертанию верхнего пояса, чтобы усилия в нем в се
редине пролета и у опоры были примерно равны. Для этого
необходимо на опоре иметь небольшую стойку с высотой
А0 =0,2 h (фиг. 131, а), .что при крутых кровлях приводит к уве
личению высоты фермьи и конструктивно неудобному опорному
узлу. Поэтому более рационально перенести опору в верхний
узел фермы (фиг. 131,6). Решетка в таких фермах обычно при
нимается раскосной, поскольку при треугольной решетке восхо
дящие раскосьп составляли бы слишком острый угол с верхним
поясом и требовали бы для своего прикрепления больших фа-
сонок.
 При встречающихся иногда очень крутых крышах (/=1 : 1)
применяются усложненные шпренгельные треугольные фермы,.
 217

иногда с приподнятым нижним поясом (фиг. 131, в). Этот тип
ферм позволяет иметь по верхнему поясу небольшую панель,
соответствующую материалу кровли. Такие фермы, разбитые
на три отправочных элемента, легко транспортируются к месту
монтажа.
 Расстояние #между фермами (шаг ферм) устанавливается
при решении схемы сооружения в целом с учетом унификации
строительных конструкций и частей сооружений, позволяющей
проводить типизацию и стандартизацию отдельных деталей.
 В результате проведенных изысканий по определению опти
мального шага ферм в практике проектирования получил
наибольшее распространение унифицированный шаг, равный
6 м.
 § 34. РАСЧЕТ ФЕРМ
1. Определение нагрузок
 Стропильные фермы рассчитываются на следующие виды на
грузок, передающихся на них в виде сосредоточенных сил
в узлах:
 1) на постоянную нагрузку от веса кровли и собственного
веса конструкций;
 2) на временную нагрузку от снега, ветра, подвесного
подъемно-транспортного оборудования и др.
 Эти нагрузки в большинстве являются равномерно распреде
ленными.
 Равномерно распределенную нагрузку подсчитывают сна
чала на 1 м2, затем определяют грузовую площадь, приходя
щуюся на один узел, после чего находят сосредоточенную силу,
действующую на каждый узел фермы:
 P=bdZqinlt (4. VII)
 где <7/—нормативная (эксплуатационная) равномерно распре
деленная нагрузка на 1 м2 горизонтальной проекции;
///—коэффициент перегрузки соответствующей нагрузки;
d—длина панели пояса фермы, к которому приложена
нагрузка;
 b — расстояние между фермами (шаг ферм).
 При крутых уклонах кровли нагрузку от собственного веса
 кровли следует принимать равной #кР=_^*Р“-
 Нагрузка от собственного веса стропильных .ферм, связей,
прогонов и фонарей, отнесенная к 1 м2 площади здания, может
быть определена по табл. 49.
 Вес остекления принимается равным 35 кг на 1 м2 остеклен
ной поверхности. Нагрузка от снега принимается в соответствии
со СНпП (II. Б-1, § 4). При этом снег, как правило, считается
распределенным по всей площади покрытия. Иногда при расчете
 218

стропильных ферм учитывают возможность одностороннего рас
положения снега (на половине пролета фермы), что дает
для средних раскосов большие усилия и может даже изме
нить знак усилия. Но так как сечение средних раскосов вслед
ствие относительно малых усилий в них чаще всего назначают
по конструктивным соображениям (по гибкости), то надобность
в учете такого расположения снеговой нагрузки в большинстве
случаев практически отпадает. Нагрузка от ветра учитывается
в фермах только при угле наклона верхнего пояса больше 30°
и относится к дополнительному сочетанию нагрузок.
 2. Определение усилий в элементах ферм
 Основным допущением при расчете ферм является предполо
жение, что все стержни соединены в узлах шарнирно.
 Это допущение возможно обычно при малых соотношениях
 между высотой сечения стержня h и его длиной I ^-у- < -yyj .
 Определение усилий в элементах стропильных ферм от непо
движной нагрузки проще всего производить графическим ме
тодом путем построения диаграмм Максвелла — Кремоны, как
для статически определимой фермы. Возможно также определе
ние усилий аналитическим путем.
 При беспрогонном решении покрытия верхний пояс стро
пильных ферм, кроме сжимающих усилий, может подвергаться
также и местному изгибу от опирания крупнопанельной плиты
в середине панели. Рассматривая верхний пояс как неразрез
ную балку, опирающуюся на упруго оседающие опоры (узлы
фермы), можно выявить разгружающее влияние опорных мо
ментов на моменты в середине панели. Произведенные расчеты
показали, что это влияние не велико. Поэтому в первой панели
длиной d момент от местной нагрузки Рм обычно определяется
как в разрезной балке:
 В остальных панелях разгружающее влияние может учи
тываться введением коэффициента 0,9:
 М2 = 0,9-^-.
 § 35. ПОДБОР СЕЧЕНИИ ЭЛЕМЕНТОВ ФЕРМ
 1. Определение площади сечения элемента
 Стержни ферм работают в основном на осевые силы: на ра
стяжение или на сжатие.
 Для стержней стропильных ферм наиболее конструктивно
Удобным, а потому и наиболее распространенным, является се-
 219

чение, составленное из двух уголков в виде тавра
(фиг. 132, а—в). Благодаря наличию в сечении двух одинако
вые элементов получается симметричная относительно верти
кальной плоскости конструкция. Узлы ферм образуются с по
мощью фасонных листов (фасонок), к которым с двух сторон
прикрепляются стержни поясов и решетки. Сечения из двух
уголков, расставленных на величину, необходимую для пропу-
 Фиг. 132. Сечения элементов стропильных ферм
 •ка фасонки, могут быть скомпонованы из равнобоких
(фиг. 132, а)’ и неравнобоких уголков, поставленных широкими
(фиг. 132, б) или узкими (фиг. 132, в) полками в стороны. Воз
можны и другие сечения (фиг. 132, г и д). Определение требуе
мой площади сечения растянутого элемента производится в со
ответствии с формулой (6.1):
 ПРг>
 N
 mR
 (5.VII)
 В растянутых элементах форма поперечного сечения
не играет особой роли. Однако принятые сечения должны быть
жесткого профиля, чтобы ферма не могла деформироваться
во время транепбртировки и монтажа, а сам элемент — сильно
прогибаться от собственного веса; поэтому НиТУ не допускают
гибкости растянутых элементов больше 400 (см. табл. 31).
 Определение требуемой площади сечения сжатого элемента
нроизводится в соответствии с формулой (8.1):
 т>
 N
 mR? '
 (6.VII)
 При заданных усилии N и расчетном сопротивлении R мини
мальная площадь сечения получится при максимальном значе
нии коэффициента ср , который определяется по табл. 1
 зе*

приложения II в зависимости от гибкости элемента X. Следо
вательно, задачу определения требуемой площади сечения сжа
того стержня приходится решать методом последовательного
приближения, задаваясь предварительно различными значе
ниями о , Для первого приближения можно задаться следую
щими значениями коэффициента ср; для поясов <р = 0,65-f- 0,8,
для элементов решетки ср = 0,5-^ 0,6.
 Определение требуемой площади сечения верхнего пояса как
сжато-изогнутого элемента (при наличии местного изгиба пояса
в беспрогонном покрытии) производится в соответствии с фор
мулой (17.11), приведенной в § 12:
 Fll>
 бр
 N
 (7.VII)
 В этом случае площадь сечения также приходится подби
рать путем ряда попыток,
 Таким образом, основными характеристиками, влияющими
на выбор типа сечения сжатого и сжато-изогнутого элементов
ферм, являются' коэффициенты ? и <рим, зависящие от гибкости
элемента, которая в свою очередь зависит от расчетной длины
элемента /о.
 2. Расчетная длина сжатых стержней стропильных ферм
 В критическом состоянии потеря устойчивости сжатого
стержня возможна в любом направлении. Рассмотрим два глав
ных направления — в плоскости фермы и из плоскости фермы.
 Возможная деформация верхнего пояса фермы при потере
устойчивости в плоскости фермы может произойти так, как
показано на фиг. 133, а, т. е. между узлами фермы. Такая форма
деформации соответствует основному случаю продольного изгиба
с коэффициентом приведения длины ji =1 [см. § 10, формула
 (10.11)]. Поэтому расчетная длина сжатого верхнего пояса
в плоскости фермы принимается равной его геометрической
длине (между центрами узлов):
 /„ = /.
 Для раскосов (за исключением опорного, который рассма
тривается как продолжение пояса) и стоек принимают расчет
ную длину в плоскости фермы
 /о= 0,8/,
 учитывая некоторое защемление их конца, имеющее место
вследствие наличия растянутых элементов, примыкающих к фа-
сонке. Действительно, при потере устойчивости сжатый раскос
(или стойка), прикрепленный к фасонке, стремится повернуть
ее; но растянутые элементы, которые также примыкают к фа
сонке, сопротивляются этому повороту, осуществляя тем самым
 1‘2\

некоторое защемление, позволяющее принимать коэффициент
приведения р =0,8.
 Расчетная длина сжатых элементов из плоскости фермы
определяется расстоянием между их закрепленными точками.
Таким образом, у показанной на фиг. 133, а стропильной фермы
с фонарем и прогонами участок верхнего сжатого пояса под
фонарем может подвергнуться продольному изгибу в плоско
сти фермы с расчетной длиной, равной длине панели,
а из плоскости фермы (в плане) с расчетной длиной 1у =2d
(фиг. 133, б). Для остальных участков сжатого верхнего пояса
 Фиг. 133. К определению расчетных длин верхнего пояса ферм
 расчетные длины в плоскости и из плоскости фермы благодаря
наличию прогонов в узлах будут одинаковыми, т. e. lv-^ly=d.
Надо иметь в виду, что прогоны являются опорными точками
для верхнего пояса только в том случае, если они закреплены
против свободного перемещения в горизонтальной плоскости.
Так, например, на фиг. 133, в показан план ферм с прогонами,
шарнирно присоединенными к фермам и допускающими свобод
ное горизонтальное смещение ферм; в результате потеря устой
чивости верхнего пояса может произойти, как показано
на фиг. 133, г, т. е. при расчетной длине его, равной всему
пролету фермы. Только после постановки в плоскости верхнего
пояса связей (фиг. 133, д) обеспечивается (в пределах упругой
работы связевой горизонтальной фермы) неподвижность про-
 2 22

гонов, осуществляющих закрепление точек верхнего сжатого
пояса в боковом направлении и тем самым определяющих его
расчетную длину из плоскости фермы. Обычно связи ставятся
таким образом, что закрепленный связями узел приходится
через одну панель (прикреплять связь в середине прогона за
труднительно по условиям монтажа). Поэтому большей частью
расчетная длина сжатого пояса стропильных ферм при опреде
лении его гибкости из плоскости фермы принимается равной
двойной длине панели (lv =2d) даже в том случае, когда в каж
дом узле имеются прогоны (если только прогон не скреплен со
связью).
 Расчетная длина сжатых раскосов и стоек из плоскости
фермы принимается равной их геометрической длине.
 В беспрогонном покрытии крупнопанельные плиты привари
ваются к верхним поясам ферм. Таким образом, они обеспечи
вают устойчивость верхнего пояса фермы из ее плоскости.
Однако на время монтажа (или при наличии фонаря) все же
могут потребоваться связи (см. гл. IX).
 3. 	Выбор типа сечений
 Выбор типа уголков для верхнего сжатого пояса стропиль
ных ферм производится с учетом миниматьного расхода металла,
обеспечения равноустойчивости пояса во всех направлениях,
а также создания необходимой для удобства транспортировки
и монтажа жесткости из плоскости фермы.
 Так как расчетные длины пояса в плоскости и из плоскости
фермы во многих случаях значительно отличаются друг от друга
(lv=2lx), то для равенства гибкостей необходимо, чтобы также
отличались и радиусы инерции (гу^2гх). Этому условию отве
чают неравнобокие уголки, поставленные большими полками из
плоскости фермы (фиг. 132,6).
 В случае, если каждый узел верхнего пояса закреплен
каким-либо образом связями (т. e. /v =- 1Х), равноустойчивость
пояса обеспечивается сечением из уголков, поставленных ма
лыми полками в стороны (фиг. 132, в), так как в данном случае
r v^rv. Однако фермы с таким сечением верхнего пояса не
удобны для транспортировки и монтажа; они легко гнутся из
своей плоскости, что вызывает дополнительные расходы на
правку. Поэтому применение такого сечения для верхнего
пояса не рекомендуется. Сечения из равнобоких уголков с точки
зрения наивыгоднейших соотношений радиусов инерции лишь
незначительно уступают сечениям из неравнобоких уголков,
зато они имеют большое преимущество, более или менее удов
летворяя одновременно условиям равноустойчивости, жесткости
и пригодности для покрытий как с прогонами,^так и беспрогон-
ных (где пояс часто работает еще и на местный изгиб). Поэтому
наиболее рациональным профилем для верхнего пояса стро¬
 223

пильных ферм в этих условиях можно считать сечение из двух
равнобоких уголков.
 Для опорных раскосов, имеющих одинаковые расчетные дли
ны в обеих плоскостях (/* = /„), наиболее выгодно расположе
ние неравнобоких уголков по фиг. 132, в, так как это сечение
имеет примерно равные радиусы инерции. Остальные сжатые
раскосы и стойки, между расчетными длинами которых имеется
незначительная разница (/*=0,8/; 1У = 1), чаще всего проекти
руются из равнобоких уголков (фиг. 132, а), поскольку соотно
шение радиусов инерции-г* и гу в таком сечении примерно соот
ветствует указанному соотношению расчетных длин. Во всех
рассмотренных сечениях слитная работа двух профилей обеспе
чивается постановкой небольших планок в промежутках между
фасонками (см. фиг. 141).
 Для растянутых элементов тип и расположение уголков
имеют меньшее значение, так как для них определяющим фак
тором является площадь сечения нетто. Поэтому они выпол
няются как из равнобоких, так и из неравнобоких уголков, по
ставленных большими полками в стороны (в зависимости от
того, требуется ли увеличение жесткости в боковом направле
нии, или йет). Например, нижний пояс легкой фермы требует
увеличения жесткости в боковом направлении по условиям
монтажа. В цехах с тяжелым режимом работы боковая гиб
кость нижнего пояса не должна превышать 250 (см. табл. 31),
что при расстоянии между связями по нижнему поясу 12 или
18 м также часто требует применения неравнобаких угол
ков.
 Другие типы сечений применяются редко и только при нали
чии каких-нибудь специфических конструктивных требований.
Так, например, пояса из двух швеллеров (фиг. 132, г) приме
няются в тех случаях, когда они работают не только на осевую
силу, но и на значительный местный момент от нагрузки, при
ложенной между узлами ферм (подвеска конвейеров к нижнему
поясу, верхний пояс подкрановых ферм).
 Стойки ферм проектируют таврового сечения из двух равно
боких уголков. Крестовое сечение из двух уголков (фиг. 132, 0)
применяется обычно для стоек ферм в тех случаях, когда к ним
необходимо прикрепить другие элементы конструкции, примы
кающие к фермам в плане под прямым углом (например, верти
кальные связи в середине стропильных ферм и т. п.). Минималь
ный радиус инерции крестового сечения больше, чем таврового
сечения из двух равнобоких уголков, а потому применение этого
сечения выгодно также там, где в основном нужна жесткость;
однако прикрепление крестового сечения требует больших разме
ров фасонки. Сечение из одного уголка для основных элементов
ферм не применяется вследствие асимметричности его прикреп
ления. Использование такого сечения возможно лишь для второ
степенных элементов, работающих со значительным недонапря-
 224

жением. Согласно НиТУ, при расчете одиночных уголков, при
крепленных односторонне, вводится коэффициент условий работы
т — 0,75 (п. 2 приложения I).
 4. 	Подбор сечений
 При подборе сечений элементов ферм необходимо стремиться
к возможно меньшему числу различных номеров и калибров
уголковых профилей в целях упрощения прокатки и удешевле
ния транспортировки металла (поскольку прокатка на заводах
специализирована по профилям). Обычно удается рационально
подобрать сечения элементов стропильных ферм, применяя
уголки в пределах 5—6 различных калибров сортамента.
 Подбор сечений начинается со сжатого элемента, имею
щего наибольшее расчетное усилие. Далее подбирают элемент
с минимальным усилием (чаще всего по предельной гибкости)
и этим устанавливают диапазон профилей уголкового сорта
мента.
 В сварных конструкциях во избежание возможного погнутия
во время перевозки принимают минимальный уголок 50X5;
в клепаных конструкциях при заклепках d= 17 мм минимальная
полка уголка должна быть 50 мм, а при <2=20 мм 60 мм. Суще
ственное значение для подбора сечений имеет ограничение пре
дельной гибкости стержней. Это ограничение вызвано стремле
нием предотвратить провисание, большие колебания при дина
мической нагрузке, погнутие при 'перевозке элементов ферм
и т. п.
 Предельная гибкость, установленная НиТУ для элементов
конструкций, приведена в табл. 31.
 Таблица 31
 Предельная гибкость X сжатых и растянутых элементов
 Растянутые стержни
 Наименование элементов
конструкций
 Сжатые
 стержни
 при непосред
ственном воз
действии дина
мической
нагрузки
 при стати
ческой
нагрузке
 в зданиях
с тяжелым
режимом
работы
 Пояса, опорные раскосы,
стойки ферм, передающие
опорные реакции , .
 120
 250
 400
 250
 Прочие элементы ферм .
 150
 350
 400
 300
 Связи покрытий за исклю
чением тяжей
 200
 400
 400
 300
 В сооружениях, не подвергающихся динамическим воздей
ствиям, гибкость растянутых элементов проверяется только в вер
тикальной плоскости.
 15—К. К. Муханов
 225

При малых усилиях в сжатых стержнях подбор сечения про
изводится по заданной предельной гибкости Хпр. Сначала опре
деляется требуемый радиус инерции:
 а по радиусу инерции подбираются соответствующие уголки.
Для облегчения определения необходимых габаритов сечения, по
зволяющих наметить необходимые размеры уголков, в табл. 32
приведены приближенные значения радиусов инерции для раз
личных сечений элементов из уголков.
 При подборе сечений поясов ферм можно было бы для каж
дой панели назначать наиболее рациональное сечение (в соот
ветствии с изменением усилия), но это привело бы к устрой
ству большого количества стыков и разнообразию профилей; при
этом значительно увеличивается трудоемкость изготовления,
затрудняется заказ металла и почти нет возможности получить
экономию его (из-за необходимости устройства стыков). Поэто
му обычно в фермах пролетом до 27 м принимают пояса одного
сечения, подобранного по максимальному усилию. В стропильных
фермах пролетом больше 27 м сечение поясов по длине обычно
меняют; при этом стремятся изменять только ширину полок,
сохраняя одну и ту же толщину уголков с тем, чтобы облегчить
устройство стыков.
 При изменении сечения по длине пояса необходимо следить
за тем, чтобы центр тяжести сечений двух соединяемых элемен
тов имел смещение не более 1 см во избежание возникновения
значительных дополнительных моментов.
 Подобрав сечение элемента, следует проверить в нем расчет
ные напряжения. При этом внецентренно сжатые стержни прове
ряются на устойчивость не только в плоскости фермы, но также
и из плоскости ее по формуле (28.VIII), учитывающей влияние
местного изгиба.
 Выбор толщины фасонок, при помощи которых образуются
узлы ферм, производится в зависимости от величины наиболь
шего усилия в опорном раскосе, причем толщина фасонок, как
правило, принимается одинаковой для всей фермы. В фермах
больших пролетов опорные фасонки могут быть на 2 мм толще,
чем фасонки промежуточных узлов.
 Рекомендуемые толщины фасонок ферм приведены в
табл. 33.
 Результаты расчета и подбора сечений обычно оформляются
в табличной форме (см. пример).
 Пример. Расчет стропильной фермы. Требуется рассчитать
и подобрать сечения элементов стропильной фермы промышленного здания
(фиг. 134, а). На ферме посередине пролета расположен фонарь высотой 4 м.
Пролет фермы L=24 м; расстояние между фермами Ь== 6 м; панель фермы
d—з м. Кровля теплая по крупнопанельным железобетонным плитам разме-
 226

Таблица 32
 Приближенные значениярадиусов инерций сечений элементов из уголков
 Радиусы
 инерции
 Сечения элементов
 У
 *
 f V
 (ТНГ
 Jfc— с
 х * I
 V' %—L
 TI
 4
 \
 х с
 '\ff
 Гг и
 Гу .. .
 г,j ■= 0,195h
rx**ry=0,3h
 гх = 0,3 h
гу = 0,2 6
 0,28 h
0,24 6
 0,32 Л
0,2 6
 0,185 h
0,21 Л
 0.3 h
0,17 6
 Рекомендуемые толщины фасонок ферм
 Таблица 33
 Наибольшее расчетное усилие
в опорном раскосе в т
 До 20
 20-45
 45-75
 75-115
 115-165
 165-225
 225—300
 Толщина фасовок в мм . . .
 8
 10
 12
 14
 1G
 18
 20

ром 6X1.5 м. Снеговой район III. Материал фермы сталь марки Ст. 3. Коэф
фициент условий работы для сжатых элементов фермы т=0,95, для растя
нутых т—1.
 1) 	Расчетные нагрузки. Определение расчетных нагрузок при
ведено в табл. 34.
 Таблица 34
 Определение расчетных нагрузок
 Характер
 нагрузки
 Наименование нагрузки
 Норма
тивная
нагрузка в
нг,м2
 Коэффи¬
 циент
 перегрузки
 п
 Расчетная
нагрузка
в кг]м2
 Гидроизоляционный ковер
 (рубероид)
 Асфальтовая стяжка 20 мм
 10
 1,1 *
 11
 (j = 1,5 т/ж8)
 Утеплитель 120 мм (7 =
 30
 1.1
 33
 Постоянная —
собственный
 = 0,6 ml м*)
 Крупнопанельные железобе
тонные плиты
 72
 160
 1,2
 1,1
 87
 176
 вес
 Собственный вес стальных
 конструкций
 37
 1.1
 41
 Итого собственный
 вес
 -350
 Временная —
 £нег няд фонарем
 100
 1,4
 140
 снег
 Снег над остальной частью
 фермы
 140
 1,4
 200
 Собственный вес стальных конструкций ориентировочно принят в соот
ветствии с табл. 49: фермы — 25 яг/ж2, фонарь—10 яг/ж2, связи — 2 кг/м2.
 Снеговая нагрузка для III района 100 кг/м2; нагрузка от снега вне
фонаря вследствие возможных заносов принята с коэффициентом с = 1,4
(см. СНиП, ч. П-Б.1, § 4). Суммарная расчетная равномерно распределен
ная нагрузка:
 на фонаре <7i=350+140=490 кг/м2;
на ферме <72=350+200=550 кг/м2.
 2) 	Узловые нагрузки (фиг. 134, а). Вычисление узловых нагру
зок приведено в табл. 35.
 Узловые нагрузки Ри ^2, Рз и Р4 получены как произведение из равно
мерно распределенной нагрузки на соответствующие грузовые площади. К на
грузке Рз добавлена нагрузка Ои складывающаяся из веса бортовой плитки
135 кг/м и веса остекленных поверхностей фонаря высотой 3 ж, принимаемого
равным 35 кг/м2. Местная нагрузка Р , показанная пунктиром на фиг. 134,а,
возникает вследствие опирания железобетонных плит шириной 1,5 ж в сере
дине панели и вызывает изгиб верхнего пояса. Ее величина уже учтена при
вычислении узловых нагрузок Р\—Р4.
 228

Таблица 35
 Расчет узловых нагрузок
 Обозначение
 узловых
 нагрузок
 Вычисление узловых
нагрузок
 Значе¬
 ние
 нагруз
ки
в т
 Обозна¬
 чение
 узло¬
 вых
 нагру¬
 зок
 Вычисление узловых
нагрузок
 Значе¬
 ние
 нагруз
ки в т
 Л
 550.1,5*6
 4,9
 Ри
 550*1,5*6
 4,9
 Рг
 550*3*6
 9,9
 Ра
 4,9+ 9,9 4-15,4 +
17.6
+ 2
 39
 °х
 (135-6+35*6*3) 1,1
 1,6
 Р3
 550-1,5-64 490-3-6-)- 1,6
 15,4
 Кв
 4,9 + 9,9+15,4+
Ш,
 + 2
 39
 Р*
 490*6*6
 17,6
 3) 	Определение усилий. Определение усилий в элементах фер
мы производим графическим путем, строя диаграмму Кремоны-Максвелла
(фиг. i34, б). Найденные величины расчетных усилий записываем в табл. 36.
Верхний пояс подвергается, кроме сжатия, также и местному изгибу.
 229

Даннные для расчета
 Таблица 36
 Обозначение
 стержня
 Расчетные
длины
в см
 Расчетные
 усилия
 еч
 i
 ш
 Я
 н ч
 Радиусы
инерции
в см
 Гибкость
 Наимено-
 Сечение
 03
 в ^
 *Х
 *У
 'Рвн
 о
 вание
 ч.
 2 м
 с
 т
 Я
 элемента
 9)
 л
 X
 2
 й>
 X
 и
 о
 с
 по диа
грамме
 1У
 N в т
 М в
тм
 Ч
 1
 О
 ч
 Е
 * «
§1
£ ч
 гх
 ГУ
 ъ
 й «
1 *
 с **
 ё *
 X ш
 Верхний
 в1
 3-6
 300
 150
 0
 3,7
 1 200X12
~|Г150х14
 —
 217
 1
 — | 1
 1705
 в2
 пояс
 4-8
 300
 150
 -68 4
 3,3
 ЧГ 150X14
 80,8
 406
 <4,6
 66
 65
 23
 0,83
 0,96
 0,45
 0,55
 0.95
 1 080
 5 9
 300
 био
 -68,4
 —
 150X14
 80, н
 406
 4,6
 6.6
 1690
 1400
 В4
 5-11
 300
 600
 -72,5
 —
 150X14
 80,8
 406
 46
 6,6
 65
 91
 0,681
 —
 —
 —
 0.95
 Нижний
 И,
 1-7
 био
 600
 +44,6

 JU 130X90 V 8


 2,62
 6,25



 _
 _
 1
 пояс
 Иг
 1-10
 био
 1200
 + 70,2
 —
 130X90X8
 34.4
 —
 2,62
 6,25
 228
 192
 —
 —
 —
 —
 1
 2040
 Дх
 6-7
 380
 380
 -56,3
 —
 ЧГ15°хюох
11 хю
 48,6
 —
 4,78
 4,13
 79
 91
 0,681
 —
 —
 —
 0,95
 1800
 Раскосы
 Л
 7-8
 304
 380
 +29,6

 “1Г65Х6
 15,1
 _
 1,9в! 3,13
 152
 1
 1 960
 Д»
 9-10
 336
 420
 -5.5
 —
 75X6
 17,56
 —
 2,31
 3,52
 144
 118
 0,344



 0,95
 910
 Дх
 10-11
 336
 420
 + 4,1
 —
 75X6
 17,56
 —
 2,31
 3,52
 144
 118
 —
 —
 —
 —
 1
 233
 Стойки
 Сх
 8-9
 208
 260
 -15,4

 Ч Г 65X6
 15,1

 1,98
 3.13
 105 1
 1 83
 0,560
 „
 _
 _
 0,95
 1 815
 с2
 11-1Г
 256
 320
 -4,4
 65X6
 15,1
 —
 1,9о
 3,13
 129
 1о2
 0,4и5
 —
 —
 —
 0,95
 720
 Примем ание. Расчетные напряжения в сжатых элементах фермы определены с учетом коэффициента условий работы (т ■■ 0,95) с целью
сопоставления во всех случаях с расчетным сопротивлением.

Момент от местной нагрузки равен (см. стр. 219):
 «в первой панели
 „ PMd 4,9-3 _
 Ml “ —4 4— = 3,7 тм;
 во второй панели
 Pud 4,9-3
 М2 = 0,9 = 0,9 —г— = 3,3 тм.
 4) 	Подбор сечений. Подбор сечений начинаем с самого нагружен
ного элемента верхнего пояса, имеющего N=—68,4 г и М2=3,3 тм. Намечаем
сечение из двух равнобоких уголков 150X14, для которого по таблицам сор
тамента находим геометрические характеристики: F=2 • 40,4=80,8 см2, момент
сопротивления для наиболее сжатого (верхнего) волокна сечения WCM = 206 X
W 4 ьб
 X 2=406 смъ\ р = —р~ — = 5,05 см, г* — 4,6 см; г у = 6,6 см. Гибкость:
 , 1Х 300 Л 150
 Av— т— = — /г- = 65; Ху = '00' =23. По табл. 1 приложения II находим:
 4.6
 330 шеи
 ^«0,83;^=0,96. Эксцентриситет е= " 68 4 m =4»84 см■ Расчетный эксцен
триситет [см. формулу (18.11)]
 *1
 (в+ юоо) и/сж Ч- 0.05J — 1,3 ^4,84 + 1 000 )
 X
 ^СЖ
 80.8
 406
 X
 + 0,05 = 1,4.
 Здесь коэффициент т]=1,3 взят по табл. 4 приложения И. Так как
£i<4, то проверку сечения производим по формуле (17. II), определив предва
рительно 9вн по табл. 2 приложения II в зависимости от ei=l,4 и Лг =65
(интерполяцией между четырьмя ближайшими значениями е\ и л): <рвн=0,45.
Проверка напряжения
 N 68 400
 ’ = VT “ '80.8.0,45:O95~ = 1 980 кг1см2 < 2 100 кг1смХ
 Проверку напряжения в плоскости, перпендикулярной плоскости дей
ствия момента, производим но формуле (28.VIII), для чего предварительно
определяем коэффициент с по формуле (29.VIII)
 с — „ — A Q л — 0,55.
 1 + 0,85 ■
 4,84
 1 + 0,85 "Щ"
 Напряжение
 N
 68 400
 F^yCm
 1 690 кг/см2 < 2 100 кг/см2.
 80.8*0,96 0,55-0.95
 Производим для подобранного сечения проверку элемента верхнего пояса
Я4. Усилие в элементе N=—72,5 т, изгибающий момент отсутствует. Сечение
из двух уголков 150X14. Гибкость
 300
'■* 4,6
 65; Xv =
 1у
 ГУ
 600
 6,6
 91.
 Коэффициенты: ух я 0,83; у у = 0,68.
Напряжение
 /V 72 500
 80,8 • и,66 • 0,95
 = 1 400 KzlcM2 < 2 100 KzjcM2.
 231

Сохраняем принятое сечение, пояса по конструктивным соображениям.
Первая панель верхнего пояса подвергается только местному изгибу, вслед
ствие чего сечение ее не должно определять выбора профилей уголков пояса,
предназначенных в основном для работы на сжатие. Поэтому, оставляя в пер
вой панели те же два уголка 150X14, усилием их вертикальным листом
200X12, расположенным между уголками (фиг. 134, в), и проверяем получен
ное сечение на изгиб.
 Определяем положение центра тяжести сечения (обозначения см. на
фиг. 134, в):
 2 Fуг?0 + Fл -л 80,8 • 4,22 -f- 20* 1,2 • 10 r г
 «мин = 2/?^Г+"/?л— = »0,8 + 20.1,2 = 5,54;
 ^макс в Л £мин “ 20 5.54 — 14,46 см,
 где z0 и zл — расстояния до центров тяжести уголков и листа от верхней
•кромки уголков;
 q — ^мин — т== 8,54 — 4,22 ят 1,32 см,
 с = гл — ZfAUH — 10 — 5,54 *= 4,46 см.
 Момент инерции
 Jx = 2 (УУГ + <fiPyT) 4- (У* + c'-Fл) = 2 (857 4- 1,322.40,4) +
 1.2-203
 12
 н
 + 4,462.24 = 3 136 смА.
 Момент сопротивления
-
 Jx
 ^макс
 3136
 14,46
 = 217 смК
 Наибольшее растягивающее напряжение
 с
 М 370 000
 ^мин “ 217
 1 705 кг/см2 <2 100 кг/см*.
 Расчетные данные подобранного сечения верхнего пояса вписываем
в табл. 36.
 . Далее подбираем сечение нижнего пояса из уголков 130X90X8 и опре
деляем расчетное напряжение
 N N 70 2^0
 а = —г = —ь—= —ъГл— в 2 040 кг/см2 < 2 100 кг!см2.
 ' нт ^бр о 4 4
 После этого устанавливаем минимальные уголки для средних наименее
нагруженных раскосов; для сжатого элемента Дз эти уголки определяются
требованиями предельной гибкости (для раскосов ХПр = 150, см. табл. 31).
 Для этого находим необходимые минимальные радиусы инерции (учиты
вая, что /*=0,8/):
 гх
 0 ,н/
 ^пр
 336
 Тби" = 2,24 см; гу
 420
 150
 = 2,8 см.
 Равнобокие уголки, наиболее соответствующие полученным радиусам
инерции, определяем по табл. 1 приложения III. Можно также использовать
данные табл. 32 для равнобоких уголков:
 0,3
 2,24
 0,3
 f у 2.8
 0^
 232
 h =
 7,4 см\ Ь =
 0,2
 = 14 см.

Этим данным наиболее близко отвечают уголки 75X6, имеющие
гк=2,31 см и Гу=3,52 см. Соответственные значения гибкости будут равны:
 Л 336 420
 — 2 31 1^4 ^ 150» ^ 52 ~ 118.
 Эти уголки и приняты для средних раскосов фермы и занесены в табл. 36.
Хотя раскос Д4 растянут, но, как указывалось выше, в результате возмож
ной несимметричной нагрузки средние раскосы могут испытывать незна
чительное сжатие, т. е. изменить знак усилия. Поэтому они всегда прове
ряются на предельную гибкость.
 Первый раскос имеет большое усилие, но меньше, чем нижний пояс;
однако вследствие того, что он сжат, профиль нижнего пояса из уголков
130X90X8 для него недостаточен. Приходится вводить еще один, четвертый,
профиль — уголок 150X100X10. Наконец, для растянутого раскоса Дг по
лучаются уголки 65 X 6. Эти же уголки используем для стоек (чтобы не
вводить нового профиля). Проверка напряжений, приведенная в табл. 36,
показывает, что отсутствуют как перенапряжения в элементах ферм, так и
превышения предельных гибкостей.
 § 36. КОНСТРУИРОВАНИЕ ФЕРМ. ДЕТАЛИ УЗЛОВ
 1. Центрирование стержней. Очертание и прикрепление фасонок
 Конструирование фермы начинают с вычерчивания осевых
линий, образующих геометрическую схему конструкции. При
этом следует строго следить за тем, чтобы сходящиеся в узлах
осевые линии элементов пересекались в центре узла (фиг. 135, а);
 только в этом случае сходящиеся в узле силы могут уравнове
ситься. Центрирование стержней по фиг. 135,6 недопустимо, так
как в этом случае силы, сходящиеся в узле, не уравновешива
ются и появляется дополнительный момент M = Ref который
изгибает пояс. Пренебрегать этим дополнительным моментом
 233

нельзя, так как он влияет на условия равновесия узла и напря
жения от него относятся к категории основных (см. § 5).
 Далее на чертеж наносят контурные линии стержней так, что
бы осевые линии по возможности совпадали с центром тяжести
сечения или были как можно ближе к нему. При этом в сварных
фермах расстояние от центра тяжести до обушка г (фиг. 135, в)
округляется в большую сторону до ближайшего целого числа,
кратного 5 мм; в клепаных фермах уголки центрируют по закле
почным рискам. Обрезку уголков решетки, как правило, следует
производить перпендикулярно оси, не доводя концов стержней
до пояса на 10—20 мм. Очертание фасонок в узлах определяется
условиями размещения сварных швов или заклепок, прикрепляю
щих элементы решетки, и должно быть по возможности простым.
Поскольку фасонка передает усилие с одного стержня на другой,
каждое ее сечение должно быть прочным и способным воспри
нять соответствующий силовой поток.
 На фиг. 136, а показана неправильная конструкция фасонки,
которая по сечению /—I имеет меньшую площадь, чем площадь
сечения присоединяемого раскоса из двух уголков, и потому мо
жет разорваться. Кроме того, шов £, расположенный у обушка
уголков стойки и воспринимающий большую часть усилия стой
ки, не может передать его на фасонку вследствие отсутствия
места для нормального силового потока. На этом участке фа
сонка будет испытывать большое перенапряжение. На фиг. 136,6
показана правильно сконструированная фасонка, имеющая
угол а между краем фасонки и стержнем около 20° (от 15
до 25°).
 Прикреплять фасонки к поясным уголкам лучше с двух сто
рон— со стороны обушка и пера (фиг. 137, а), так как в против
ном случае поясные уголки легко могут отогнуться в результате
случайных причин (например, при транспортировке). Однако не
всегда конструктивно удобно выпускать фасонку за грань пояса,
например, при установке по верхнему поясу прогонов, прикреп
ляемых к уголковым. коротышам (фиг. 137,6). В этом случае
фасонку не доводят до обушка уголков на 5 мм и прикрепляют
только швами у пера. Желательно при этом производить заварку
щели, образующейся между обушками уголков и фасонкой,
однако этот шов нельзя рассматривать как расчетный, так как
трудно обеспечить его хороший провар (шов наплавляется, а не
проваривается). Таким образом, основными рабочими расчетными
швами в этом случае являются швы, наложенные у пера.
 Усилие, на которое рассчитывается прикрепление фасонки и
которое стремится сдвинуть ее относительно пояса, представляет
собой равнодействующую усилий в элементах решетки, сходя
щихся в данном узле. В частном случае, при отсутствии в узле
внешней нагрузки, это усилие равно разности усилий в смежных
панелях пояса (фиг. 137, а и в):
 =Nt — Nlf
 234

а)
 Фиг. 136. Конструирование фасонок
 i

где Nb— усилие, сдвигающее фасонку вдоль пояса;
 iVs и А/, — усилия в смежных панелях пояса.
 Усилие Л/,„ приложено в центре узла по направлению оси
пояса. В случае, если фасонка не выпущена за грань пояса, это
усилие будет вызывать в швах, расположенных у пера поясных
уголков, не только срез по их длине, но также и изгиб, вызван
ный моментом M = N^e (фиг. 137, в),
 Обычно нормальные напряжения от изгиба невелики, и по
тому проверку шва производят только на срез при уменьшенном
расчетном сопротивлении шва (примерно на 15—20%).
 Принципы конструирования клепаных узлов по существу
остаются теми же, только вместо сварных швов ставятся за
клепки.
 Размеры!, определяющие фасонку, диктуются, так же как и
в сварных фермах, условиями прикрепления раскосов; при этом
особо мощные раскосы можно прикреплять при помощи допол
нительного коротыша (фиг. 57,6). В этом случае количество за
клепок на одной из полок коротыша увеличивается на 50% про
тив расчетного. Минимальное количество заклепок, которым
допускается прикреплять элемент в узле, — две заклепки. По
этому в прикреплениях элементов с малыми усилиями заклепки
ставят конструктивно, с максимадьно допустимым шагом (см.
§ 24); при этом сначала размещают заклепки по концам при
крепления, а потом уже устанавливают промежуточные размеры,
по возможности кратные 5 мм.
 2. Стыки поясов
 Вследствие ограниченности длин проката, а также по транс
портным условиям фермы больших пролетов (/>18 м) прихо
дится разбивать на отдельные отправочные элементы, назначая
монтажные стыки, как правило, в середине пролета. При кон
струировании стыков необходимо соблюдать основное правило
стыкования: площадь сечения стыковых элементов должна быть
не меньше площади сечения стыкуемых элементов. Стыки поясов
ферм могут располагаться как в узлах, так и в панели. Располо
жение стыка пояса в узле более удобно, так как при этом часть
фасонки используется в качестве стыкового элемента. Простей
шей конструкцией стыка является перекрытие поясных уголков
стыковыми уголками того же профиля. На фиг. 138, а показан
сварной стык, а на фиг. 138,6 — клепаный стык нижнего пояса
фермы. В сварном стыке полки стыкового уголка подрезают в це
лях избежания концентрации швов у перьев, а также для более
равномерной передачи усилия.
 Стык верхнего пояса, обычно устраиваемый в коньке фермы,
можно осуществлять аналогично стыку нижнего пояса, перекры
вая его гнутыми стыковыми уголками. На фиг. 139, а показан
такой стык, причем фасонка выпущена кверху для прикрепления
 236

фонарной конструкции. Этот стык, в котором по существу повто
ряется идея клепаных стыков, получил также и другое решение,
показанное на фиг. 139,6. Здесь тавровое сечение фасонки пол
ностью компенсирует сечение двух уголков. Желательно только
размер h назначать с таким расчетом, чтобы центр тяжести
 Фиг. 138. Стыки нижнего пояса Фиг. 139. Стыки верхнего пояса
 фермы фермы
 тавровой фасонки совпадал с осью поясных уголков; в случае не
совпадения необходимо проверить фасонку не только на сжатие,
но и на изгиб от момента, равного осевому усилию в поясе,
умноженному на эксцентриситет е усилия относительно центра
тяжести фасонки (фиг. 139,6, по/—/). Для удобства наложения
швов у обушков уголков пояса ширина горизонтальной планки
 237

не должна превышать 2Л. Конструкция стыка по фиг. 139,6
удобна при монтаже благодаря наличию горизонтального сто
лика, на который устанавливается конструкция фонаря.
 3. 	Опорные узлы
 Стропильные фермы могут опираться на кирпичные стены,
железобетонные колонны или элементы стального каркаса про
мышленного здания — стальные колонны или подстропильные
фермы. Конструкция прикрепления ферм к стальным колоннам и
подстропильным фермам детально рассмотрена в гл. IX.
 Пример опирания стропильной фермы на железобетонную
колонну показан на фиг. 140. Опорная плита, обычно толщиной
 16—20 мм, прикрепляется к колонне анкерными болтами диа
метром 22—24 мм\ размеры плиты определяют, исходя из рас
четного сопротивления сжатию материала опоры. Отверстия
в опорной плите делают в 2—3 раза больше диаметра анкерных
болтов, учитывая возможные неточности в закладке последних.
 Для ферм пролетом до 36 м требование подвижности опорных
закреплений обычно не предъявляется.
 4. 	Детали
 Как уже указывалось, сжатые элементы ферм, состоящие из
двух уголков, необходимо в промежутках между фасовками со
единять друг с другом небольшими, соединительными планками
 238

(фиг. 141, а). В противном случае под влиянием продольной
сжимающей сильг N каждый уголок, воспринимающий усилие— >
 может выгнуться независимо один от другого, так как у одиноч
ного уголка минимальный радиус инерции относительно оси 5
(фиг. 141,6) значительно меньше, чем радиус инерции сечения
из двух уголков относительно оси х. Эти планки по «длине сжа
тых стержней располагаются на расстояниях 1\=40гх (где гх —
 а)
 х
 „W . X.
 '_x х х
 Фиг. 141. Расстановка соединительных планок
 ферм
 в элементах
 радиус инерции сечения относительно оси х — jc). С целью обе
спечения большей слитности работы обоих уголков в растянутых
элементах ферм также ставятся соединительные планки, но на
расстояниях /,< 80гх друг от друга.
 Планки обычно делают шириной 60—100 мм.
 * * *
 На фиг. 142 приводится пример рабочего чертежа стропиль
ной фермы, иллюстрирующий материал, приводимый в настоя
щей главе.

Примечания■
 1. 	Дыры копоть пуансоном 020. кроме
оговоренных.
 2. Швы Л-0. кроме оговоренных
 Ф-5; Ф-6
 Вид н
 "Г:
 18<^Xtoo\ioo\wo
 ioo\n^mU-2SoA
 Фиг. 142. Рабочий чертеж сиарной стропильной фермы

Глава VIII
 колонны
 $ 37. типы колонн
 Колонны служат для передачи нагрузки от вышерасположен-
ньих конструкций через фундаменты на грунт. В зависимости от
того, как передается колонной нагрузка, различают центрально
и внецентренно сжатые колонны.
 Центрально сжатые колонны работают на продольную силу,
приложенную по оси колонны и вызывающую равномерное сжа
тие поперечного сечения.
 Внецентренно сжатые колонны, кроме осевого сжатия от про
дольной силы, работают также на изгиб от момента.
 Каждая колонна состоит из трех основных частей:
 1) стержня, являющегося основным несущим элементом ко
лонны;
 2) оголовка, служащего опорой для вышележащей кон
струкции и распределяющего нагрузку по сечению стержня;
 3) базы (башмака), распределяющей сосредоточенную на
грузку от стержня по поверхности фундамента и закрепляющей
колонну в фундаменте.
 Колонны разделяются: по типу — «а колонны с постоянным и
с переменным по высоте сечениями; по конструкции сечения
стержня — на сплошные и сквозные (решетчатые); по способу
изготовления — на сварные и клепаные.
 § 38. ЦЕНТРАЛЬНО СЖАТЫЕ КОЛОННЫ
 В центрально сжатьих колоннах нагрузки приложены либо
непосредственно к центру сечения колонны (фиг. 143, а), либо
симметрично относительно оси стержня (фиг. 143,6). При про
ектировании центрально сжатых колонн следует стремиться
к равноустойчивости колонны, т. е. к тому, чтобы, гибкости
колонны относительно главных осей сечения были
равны.
 240

Требуемая площадь сечения стержня колонны определяется
из основной формулы расчета сжатых стержней
 о =-—-<«/?, (1.VIII)
 а именно:
 /Чр>
 N
 mRy
 (2.VIII)
 Фиг. 143. Центрально сжатые колонны
 При заданной расчетной нагрузке N, действующей на ко
лонну , и расчетном сопротивлении R наименьшая площадь /\р
будет у такого стержня, у которого коэффициент <р наибольший, i
Расчетная (приведенная) длина колонны (см. § 10, а также
табл. 3)
 /0 = р/
 зависит от способа закрепления ее концов.
 Рассмотрим центрально сжатые колонны — сплошные и
сквозные.
 1. Сплошные колонны
 а) Типы сечений
 Стержень сплошной колонны образуется «з одного или не
скольких прокатных профилей или листов, соединяемых при по
мощи сварки или заклепок. Типы сечений сплошных колонн по
казаны на фиг. 144. Наиболее рациональным с точки зрения ра
боты материала является трубчатое сечение (фиг. 144,о), кото
рое, однако, мало применяется на практике. Основным сечением
сплошных центрально сжатых колонн является сварное двутавро
вое сечение, составленное из трех листов (фиг. 144,6), хотя
в нем и не соблюдается полностью условие равноустойчивости.
Одиночный прокатный двутавр редко применяете^ в качестве
сжатого элемента вследствие значительной разницы в моментах
инерции Jx и Jy. Он может применяться как самостоятельное се-
 1 ^ -- К. К. Мтаанов
 241

чение только в колонках, раскрепленных по высоте перпендику
лярно оси у. В противном случае он требует усиления листами
(фиг. 144, в).
 Сварные двутавровые сечения из трех элементов (фиг. 144,6
и в) могут изготовляться с широким применением автоматиче
ской сварки; доступность всех поверхностей стержня упрощает
конструкцию сопряжений с примыкающими элементами и, сле
довательно, ускоряет и удешевляет изготовление и монтаж.
 Фиг. 144. Сечения центрально сжатых сплошных колонн
 В отдельных случаях применяются сечения, -состоящие из
трех прокатных профилей (фиг. 144, г). Однако такие сечения
тяжелее обычных.
 Сплошные клепаные колонны состоят из листов и уголков
(фиг. 144,6).
 б) 	Расчет и конструирование стержня сплошных колонн
 Расчет колонны начинается с определения действующих на
колонну нагрузок. Далее, приступая к подбору сечения, вычи
сляют необходимую площадь сечения стержня по формуле
(2.VIII). Для этого предварительно задаются приближенным
значением коэффициента продольного изгиба: ср =0,75 0,85.
 Размеры сечения назначают, исходя из следующих соображе
ний. Для поясов применяют листы толщиной S = 8-f 40 мм, а для
стенки — толщиной й = 6— 16 мм в зависимости от мощности
колонны. Высота сечения колонны h в сооружениях обычного
типа, т. е. при высоте колонн #=10^- 20 м, принимается не
 '242

менее (Vis-r1/^) Н- Во избежание потери местной устойчивости
(местного выпучивания) поясных листов от нормальных напря
жений ширина неукрепленной выступающей части пояса не
должна превышать 15 его толщин, т. e. b < 3U6 (для стали.
 Поперечные Продопьные
 Ст. 3).
 По этим же соображениям, согласно НиТУ, отношение высоты
стенки к ее толщине^ jне должно превышать 70 (см. § 29, п. 2).
 При больших соотношениях устойчивость стенки не обеспечивает
ся и ее необходимо укреплять парным
продольным ребром жесткости (фиг.
 145); кроме того, ставятся поперечные
ребра, которые размещаются по высоте
колонны не реже чем через ЗА.
 Размеры поперечных и продольных
ребер в сварных колоннах устанавли
ваются из конструктивных соображе
ний: ширина поперечного ребраАр>-^т + фиг
 +40 мм, толщина 8р > ; ширина
 иг.
 » f *
 145. Ребра жесткости
колонны
 продольного ребра Ар = 108р, толщинаSp>s/48CT. Продольные реб
ра предохраняют стенку от волнообразного выпучивания, а по
перечные ребра повышают жесткость еечения, укрепляя пояса.
 Сечение клепаных колонн образуется из листа (стёнки) и че
тырех неравнобоких уголков, приклепанных к стенке малыми
полками. Это сечение может быть иногда усилено поясными ли
стами (фиг. 144,5), причем ширина неокаймленного свеса листа,
считая от ближайшего ряда заклепок, не должна превышать 15 8.
 Укрепление стенки клепаных колонн ребрами жесткости (из
уголков) производится аналогично укреплению сварных.
 Назначив размеры сечения, удовлетворяющие конструктив
ным требованиям, определяют для колонны действительную гиб
кость X и соответствующий ей коэффициент <р, после чего произ
водят проверку напряжения по формуле (l;VIII).
 В целях обеспечения нормальной эксплуатации НиТУ ограни
чивают для колонн и их элементов предельную гибкость (табл. 37).
 Таблица 37
 Предельная гибкость колонн
 Наименование конструкций
 г
 Элементы конструкции
 Предельная
 гибкость
 Колонны и стойки
 Основные . . •
 120
 То же
 Второстепенные (стойки стенового
 каркаса, стойки фонарей, элементы
 решеток колонн) .
 150
 16*
 243

Соединение элементов сечения между собой осуществляют
в сварных колоннах непрерывными швами, принимая Лш=0>58ст
(6—10 мм). При автоматической сварке поясные швы должны
иметь одинаковую толщину по всей длине стержня; при ручной
сварке рекомендуется увеличивать толщину этих швов у мест
примыкания балок и ригелей, а также у базы (на участках дли
ной около 1 м).
 В клепаных колоннах поясные заклепки ставят с максималь
ным шагом, но не более чем через 18 8мин, где §мин—наимень
шая из толщин склепываемых элементов.
 Пример 1. Требуется подобрать сечение стержня колонны, нагруженной
расчетной нагрузкой 292 г, приложенной вертикально в центре оголовка.
Высота колонны //=7,2 м. Колонна имеет башмак с жестким защемлением
в обоих направлениях, закрепление врхнего конца шарнирное. Сечение
стержня двутавровое сварное (фиг. 146). Материал Ст. 3. Коэффициент
условий работы т= 1.
 Решение. В соответствии с условиями за-
х -360*/8 крепления концов колонны определяем расчетную
 длину стержня:
 СЪ и
«о Z.
со
 -т*8
 if 36
 l0 = цН = 0,7 • 7,2 = 5,05 м.
 Задаемся предварительно коэффициентом
9=0,75.
 Определяем по формуле (2.VIII) требуемую
площадь сечения:
 /Чр —
 N
 292 000
 Фиг. 146
 mR ср
 1-2100.0,75
 185 см\
 Распределяем найденную площадь /Sp по эле
ментам сечения:
 пояса ... 2 листа 36X2=144 см2
 стенка . лист 40X1= 40 »
 Итого 184 см2
 Для определения гибкости стержня вычисляем моменты и радиусы инер
ции сечения:
 1-403 / 40 \2
 у^ = +2-36-2 — =» 62 950 смА;
 г,=у1^.ущ:.к,ьж
 2-363
 JУ = 2 —J2— = 15 500 см*\
 Наибольшая гибкость колонны
 следовательно, коэффициент продольного изгиба 9^=0,875.
 15 500
184
 = 9,2 см.
 505
 244
 \

Наибольшее напряжение, соответствующее наибольшей гибкости, нахо
дим по формуле (1.VIII):
 N 292 000 , ,
 =■ —рг^- = ”ia4 . о 875 ” * кг/см2 < mR « 2 100 кг/см2.
 Неполное использование расчетного сопротивления указывает на наличие
излишнего материала в сечении. Поэтому уменьшаем толщину поясов и стенки
на 2 мм, не изменяя для сохранения жесткости ширины и высоты сечения
(фиг. 146). Производим перерасчет площади сечения и расчетного напря
жения:
 F' =2-36.1,8 + 40-0,8 = 161,5 см2;
, 2-1,8-Збз
 JУ = —J2 = 14000 см4;
 ■>=V-
 14 000
161,5
 9,3 см;
 ^У = g з = 54; tfy = 0,878;
 292000
 Тб1 5-0 878— в кг/см2 < 2 100 кг\см2.
 505
 2. Сквозные колонны
 ' а) Типы сечений и решеток
 Стержень сквозной колонны состоит из двух или нескольких
прокатных профилей, соединенных между собой . в плоскостях
полок планками или решетками (фиг. 147).
 Основным преимуществом сквозных колонн является воз
можность соблюдения в них условия равноустойчивости.
 Сквозные колонны достаточно экономичны по расходу ме
талла. В то же время они более трудоемки в изготовлении, так
как обилие коротких швов затрудняет применение автоматиче
ской сварки.
 Сечение стержня сквозных колонн образуется обычно из двух
швеллеров, расположенных полками внутрь сечения (фиг. 148,а).
Расположение швеллеров полками наружу (фиг. 148,6) при
одних и тех же габаритных размерах сечения менее выгодно
с точки зрения расхода материала и применяется только в клепа
ных колоннах из соображений удобства клепки.
 Сечение, составленное из двутавров (фиг. 148,в), приме
няется только при значительных нагрузках, исключающих при
менение швеллеров.
 Сечение, составленное из четырех уголков. (фрг. 148, г), при
меняется в сжатых элементах большой длины (мачтах> стрелах
кранов и т. п.), требующих определенной жесткости в обоих на
правлениях. Это сечение весьма экономично, и конструкция по¬
 245

лучается относительно легкой, но наличие решеток © четырех
плоскостях делает ее трудоемкой.
 Решетка сквозных колонн обычно конструируется из одиноч
ных уголков с предельной гибкостью элемента X = 150. Решетка
применяется треугольная, простая (фиг. 149, а) и с распорками,
 или раскосная (фиг. 149,6). Кре
пление решетки к ветвям колон
ны можно осуществлять на свар
ке или на заклепках; при этом
разрешается центрировать угол
ки на наружные кромки ветвей.
Колонны е планками (фиг. 149, в)
проще в изготовлении, не имеют
выступающих уголков решетки и
более красивы. Колонны с ре
шетками значительно жестче,
особенно против кручения.
 Планки
 И I
 isSi
 k
 tu
 f Поперечные
I диасррагмы
 б) Работа стержня сквозной
колонны под нагрузкой
 Сечение /-/
У\
 Тч
 У' Планни
 Две ветви стержня сквозной
колонны соединяются планками
или решетками в единое целое.
При отсутствии такого соедине
ния каждая ветвь под нагрузкой
испытывала бы продольный изгиб
относительно собственной оси
(фиг. 150, а, ось 1—/). При
наличии планок или решеток зна
чительно увеличивается жесткость
стержня в целом, так как обе
ветви работают слитно, подобно
единому сечению, испытывая про
дольный изгиб относительно оси
У — У (фиг. 150,а). Эта ось в от
личие от материальной оси х— х,
которая пересекает тело колонны,
называется свободной осью.
Гибкость сквозного стержня отно
сительно материальной оси X*
равна гибкости одной ветви, относительно той же оси х — х, так
 как гх=^~~р- = ^/~• Гибкость же относительно свободной
 оси у — у зависит от расстояния между ветвями (размерна на
фиг. 150, а). \
 5 [ '!,'
 лJ. Ill
 ш
 Анкерные
 долгпы
 Фиг. 147. Сквозная колонна
с планками
 246

Момент инерции Jy сечения из двух ветвей выражается фор
мулой
 Jy— 2 (Л + a2FB)> (3.VIII)
 где /0— момент инерции одной ветви относительно собствен¬
 ной оси 1—1;
 FB— площадь сечения одной ветви;
 а— расстояние от оси ветви 1—1 до свободной оси стерж
ня у— у (фиг. 150,а).
 а)
 Планки или 6)
 в)
 г)
 ^ X
 С
 1
 t
 ^ 1
 1-
 JC
 -=г
 х;Г
. IL
 i
 J!
 J
 Г"
 » ^
 ь
 I
 -6-
 г
 Фиг. 148. Сечения сквозных колонн
 Казалось бьг, что гибкость стержня колонны относительно
свободной оси должна определяться по формуле
 \ = -у-, (4. VIII)
 ГУ
 где 1у— расчетная длина стержня колонны относительно оси
У — У-
 Однако в действительности гибкость колонны относительно
свободной оси оказывается большей вследствие упругой податли
вости планок или решеток. Эта так называемая приведенная
гибкость равна
 = Г'пр^у»
 гДе FLnp> 1 — коэффициент приведения составного стержня, зави
сящий от деформативности (податливости) планок
или решеток;
для колонн с планками
 np=j/1 + (v)2>
 а для колонн с решетками
 * Вывод этих коэффициентов см. курс «Стальные Йонструкции» под ре
дакцией проф. Н. С. Стрелецкого, Государственное издательство литературы
по строительству и архитектуре, 1952.
 247

Фиг. 149. Типы решеток сквозных колонн
 Фиг. 150. К расчету сквозных центрально сжатых колонн

Таким образом, приведенная гибкость будет равняться:
для колонн с планками
 (5. vili)
 для колонн с решетками
 \,r = jA +
 (6.VIII)
 Здесь
 \ ~~
 ^—гибкость всего стержня относительно свобод-
гу
 К
 1в
 Гв
 ной оси, определяемая по формуле (4.VIII);
 — гибкость участка ветви между планками отно¬
 сительно собственной оси 1—1 (фиг. 150,а и б);
 F— площадь сечения всего стержня;
 Fp— площадь сечения двух раскосов решеток (в двух
плоскостях).
 Второй член в подкоренном выражении формул (б.УГП) и
(6.VIII) учитывает гибкость ветвей и податливость планок или
решеток и, таким образом, определяет необходимую расстановку
последних, поскольку с изменением этих величин изменяется и
приведенная гибкость.
 Расчетной гибкостью, по которой определяется коэффи
циент <р, является наибольшая из двух гибкостей А* или Апр. Так
как путем раздвижки ветвей (т. е. увеличением расстояния а на
фиг. 150, а) легко можно добиться уменьшения Апр без существен
ной затраты металла и тем самым удовлетворить требованию
А„р < Хх, то при подборе сечения стержня составной колонны, как
правило, исходят из необходимой гибкости относительно мате
риальной оси.
 Для сжатых стержней, состоящих из четырех ветвей
(фиг. 150,в), приведенная гибкость равна
 Ч-j/х* +27 (ж + -Tg-) - P'VIII)
 где >ч— наибольшая гибкость всего стержня относитель¬
 но свободной оси;
 ^*1 И Рв2 площади сечения пары ветвей с общей осью 1—1
и 2—2;
 Fpl и Рр2— площади сечения раскосов решеток, лежащих
в плоскостях, перпендикулярных соответственно
осям 1—1 и 2—2.
 Соединительные элементы — планки или решетки—в цен
трально сжатых колоннах рассчитывают на поперечную силу,
могущую возникнуть при изгибе от критическойсилй (фиг. 151, а),
которая, как известно, для данного материала зависит только от
геометрических размеров стержня. По нормам и техническим ус¬
 249

ловиям, величина этой условной поперечной силы определяется
в зависимости от сечения стержня по формулам:
 где
 для стали Ст. 3
Q = 20F5р кг,
для стали НЛ2
Q - 40F6p кг,
 F* р — сечение стержня брутто в см2.
 i)
 (8.VIII)
 Фиг. 151. К расчету колонн с планками и решетками
 Поперечная сила Q принимается постоянной по высоте стерж
ня (фиг. 151, б) и распределяется поровну между плоскостями
планок (решеток).
 Под действием поперечной силы колонна изгибается, причем
планки работают на изгиб и срез в своей плоскости как элементы
безраскосной фермы (фиг. 151, в), а элементы решеток — на
осевые усилия как раскосы и стойки фермы (фиг. 151,г). Ко
лонны с решетками менее деформативны, чем колонны с план
ками, а потому они получили преимущественное применение при
тяжелых нагрузках.
 в) 	Расчет и конструирование стержня сквозных колонн
 Как и в сплошных колоннах, подбор сечения стержня сквоз
ной колонны начинают с определения необходимой площади се
чения, исходя из расчетной нагрузки и расчетного сопротивления
материала. Для этого предварительно задаются величиной
 250

коэффициента <p = 0,7-f 0,9. После этого определяют требуемую
площадь сечения одной ветви по формуле
 ftp
 N
 2mR<?
 (9. VIII)
 По найденной площади подбирают по сортаменту ближайший
номер швеллера или двутавра и определяют его гибкость отно
сительно материальной оси х— х. Затем по формуле (1 .VIII)
проверяют расчетное напряжение в колонне при выбранном се
чении, исходя из гибкости относительно материальной оси х — х.
Далее переходят к компоновке сечения и проверке его относи
тельно свободной оси. Необходимо так расставить ветви сечения
и законструировать решетку, чтобы удовлетворялось условие
 ^пр ^
 Если принять для колонны с планками в качестве первого
приближения условие, что ветви ее должны быть расставлены
на таком расстоянии 2ау чтобы Хпр =]/^ XJ + то тогда
 требуемая гибкость колонны относительно свободной оси будет
равняться
 ^р = КХ|-Хв. (10ЛП)
 Обычно гибкость одной ветви принимают в пределах
\ =30 -f- 40. Определив величину находят по формуле
 (4.VIII) необходимый радиус инерции гу = , по которому
 может быть найден требуемый момент инерции Jy и соответ
ственно размер а из формульи (3.VIII).
 Для облегчения подбора сечений колонны в табл. 38 при
ведены приближенные значения радиусов инерции для различ
ных сечений сплошных и сквозных колонн.
 Таблица 38
 Приближенные значения радиусов инерции сечений колонн
 251

Расстановку планок в колоннах назначают таким образом,
чтобы обеспечить принятую ранее гибкость ветви, т. е. /„ =
= Хвгв. При этом расчетную длину ветви принимают равной:
 а) в сварных колоннах — расстоянию в свету между план
ками (фиг. 150, а);
 б) в клепаных колоннах — расстоянию между крайними за
клепками соседних планок (фиг. 150,6).
 Длина планки Ьпл зависит от расстояния между ветвями.
В сварных колоннах напуск планок на ветви составляет около
40—50 мм. Ширина планок йпл устанавливается из условия
размещения сварных швов или заклепок, прикрепляющих планку
к ветви колонны!. Толщина планок принимается от 6 до 12 мм и
в мощных колоннах должна быть проверена расчетом; кроме
 тою, должно быть удовлетворено соотношение < 50.
 °ПЛ
 Расчет планок я их креплений к ветви колонны производится
на перерезывающую силу Тлл и момент Мпл, действующие в
плоскости планки и возникающие в планке в результате действия
условной поперечной силы Q, изгибающей стержень (фиг. 152,а).
Расчет ведется по формулам:
 ТПЯ=Щ-, (И.VIII)
 = (12. VIII)
 где I— расстояние между центрами планок;
 С— расстояние между осями ветвей;
 Q
 Q„ = ~2 поперечная сила, приходящаяся на систему пла¬
 нок, расположенных в одной плоскости (фиг.
152, а);
 Q— поперечная сила, вычисляемая по формулам
(8.VIII).
 Прочность планки проверяется по формуле
 0 = <mR- (13.VII1)
 И ПЛ
 Расчет швов, прикрепляющих каждый конец планки к ветви,
производится ,на действие момента и перерезывающей силы
(фиг. 152,6) по формуле
 1 = V°ш +тш < mRlB, (14.VIII)
 •испр. опечатка г у
 ^пл
 6Л4П«
 0,7 /1ш^пл
 т„л
 Тпл
 ' J- ш _
 0,7 hmdnJl
 252

В случае прикрепления планок на заклепках расчет произво
дится на те же воздействия, что и при сварных планках
(фиг. 152, б). Расчетными являются крайние, наиболее нагру
женные заклепки.
 Горизонтальная составляющая усилия (от момента), срезаю
щего крайнюю заклепку, равна
 N, = Mna-^-t (15. VIII)
 где £/2 = 1\ + Щ + • • • — в зависимости от количества пар за
клепок, симметрично расположенных
относительно оси планки (стр. 170).
 *)
 0)
 о*-
 • ^ГП Тпя
 расчету прикрепления планок
 Вертикальная составляющая усилия (от перерезывающей
силы) в крайней заклепке равна
 (16. VIII)
 где п — количество заклепок на одной стороне планки.
 Расчетное (равнодействующее) усилие R3 не должно превы
шать усилия, которое может воспринять одна заклепка:
 R3 = YN\+ Т\ < [)V]»« (17.VIII)
 Расчет элементов решетки производят на осевые усилия, ко
торые возникают в ее элементах от действия условной попереч
ной силы Q. Сжимающее усилие в раскосе (при расположении
 253

решеток в двух параллельных плоскостях) определяется так же,
как и в элементах решетки ферм:
 Np
 Q
 2 COS а *
 (18.VIII)
 а)
 Распорна
 /решетни
 где а—угол наклона раскоса к горизонту (фиг. 150, в).
 На это же усилие рассчитывается и прикрепление раскоса
к ветви колонны. При подборе сечений элементов решетки из
одиночных уголков, прикрепляемых односторонне, следует, со
гласно НиТУ, вводить коэффициент условий работы т = 0,75.
 Наименьший профиль элемен
тов решетки, применяемый в свар
ных колоннах, — уголок 45 X 5;
наименьший профиль элементов
решетки клепаной колонны дик
туется принятым диаметром за
клепок. Предельная гибкость
элементов решетки принимается
X = 150.
 Центрирование раскосов ре
шетки обычно производится на
наружную кромку ветви (фиг.
150, в); при этом раскосы в свар
ных колоннах центрируются по
обушкам (фиг. 149, а), а в клепа
ных— по рискам (фит. 149,6).
 Для предотвращения закручи
вания стержня сквозных колонн
по высоте стержня независимо от
мощности решетки примерно че
рез 4 м устраивают поперечные
диафрагмы. Они могут быть
сплошными (фиг. 153, а) или со
стоять из уголков (фиг. 153,6).
 Фиг. 153. Диафрагмы сквозных
колонн
 Пример 2. Требуется подобрать сечение сварной центрально сжатой ко
лонны из двух швеллеров (фиг. 154), а также рассчитать и сконструировать
два варианта соединительных элементов: планки и решетку из уголков. Рас
четная нагрузка на колонну 165 г; высота колонны 6,8 м. Колонна в нижнем
конце жестко защемлена в обоих направлениях. Оголовок колонны шарнирно
закреплен от горизонтальных смещений связями. Материал Ст. 3. Сварка
электродами типа Э42. Коэффициент условий работы т = 1.
 Решение. 1) Подбор сечения колонны. Подбор сечения на
чинаем с определения требуемой площади сечения одной ветви по формуле
(9.VIII); для этого задаемся коэффициентом <р= 0,9:
 pTp__W 1^5 000
 FB - 2mR<f - 2 • г 100 • 0,9 ~ 43’7 см '
 Ближайший профиль по сортаменту — швеллер № 30а
(F = 43,9 см*\ гх = 10,5 см\ гу = 2,44 см).
 254

Производим проверку колонны на устойчивость относительно мате
риальной оси.
 Расчетная длина стержня
/0«[х/ =. 0,7 : 6 8 = 4,76 м. Гиб
кость относительно оси х—х
будет равна
 в обоих направлениях одинакова и равна
 и/
 25L
 \х =
 476
 = 45
 = 10,5
и <р = 0,9.
 Напряжение в колоцне
 165 000
 2-45,90,9
 *=: 2 090 кг/см2 < 2 100 tczjcM*.
 Переходим к компоновке
сечения, для чего назначаем
расстояние между планками.
Задаемся гибкостью ветви
лв=30; тогда расстояние меж
ду планками или длина ветви
:оставит /в = къ?у =39-2,44 =
— 73 см. Останавливаемся на
расстоянии /н = 75 см (фиг.
154, а). Для определения ми
нимально необходимого рас
стояния между ветвями, обе
спечивающего равноустойчи-
вость колонны (лпр^\*), нахо
дим требуемую гибкость отно
сительно свободной оси сече
ния по формуле (10.VIII)
 -290-
 Шов h =8 мм
 Y1
 25
 5У
 j
 [№ь
 Y-
 СМЗОа
 29,58
 U-
 1
 1
 Фиг. 154
 к
 ■Mr
 у
 \
 /
 /
 \
 '&/s'
 -340—\
 V ” V~PP-V 452 - 30« = 33.
 Необходимый радиус инерции сечения относительно свободной оси будет
равен
 1у 476
 ГУ “ “^Р "33“ “ 14,4 см•
 По табл. 38 найдем для сечения из двух швеллеров г^=0,44 Ь, откуда
необходимое расстояние
 гу 14,4 .
 Ь “ 0,44 ” 0,44 ~33 см'<
 принимаем Ъ—34 см (фиг. 154).
 Производим проверку колонны на устойчивость относительно свободной
оси, для чего предварительно необходимо определить приведенную гибкость
колонны принятого сечения по формуле (5.VIII). Находим сначала для
чего определяем:
 Jy = 2 (Л + а?Гш) = 2 (260 + 14,792.43,9) = 19 700 см*
 „ _ 1 / 19 700 , Л!
 Гу- \ —Щ~ ~ 15’ 15
 = 32.
 255

Гибкость ветви
 X,
 Приведенная гибкость
 75
 2,44
 = 31.
 ^пр - V + > в = ]/Л322 + 312 = 44,6 « 45
 Напряжение в колонне при проверке ее на устойчивость относительно
свободной оси будет таким же, как и при проверке относительно материаль
ной оси вследствие того, что значение гибкостей, а следовательно и коэффи
циента <р* относительно обеих осей получились одинаковыми.
 2) Расчет планок. Вычисляем условную поперечную силу, приходя
щуюся на систему планок, расположенных в одной плоскости, йо первой из
формул (8. VIII)
 Qn =
 20F6p
 2
 20-2.43,9
 2
 = 878 кг,
 где 2 в числителе — число швеллеров в стержне колонны.
 Определяем перерезывающую силу и момент, действующие на одну
планку, по формулам (11. VIII) и (12. VIII) (фиг. 154, а):
 Тпл —
 QJ
 С
 878 ‘95
 29,58 “ 2 780 KV'
 Мпл —
 СУ
 878 • 95
 = 41 500 кгсм.
 Задавшись толщиной планки & =8 мм и шириной йпл =200 мм, опреде
ляем момент сопротивления поперечного сечения планки
 Ьа2 0,8 • 202
 ^пл = — § - 53,4 слЯ
 Расчетное напряжение в планке от изгиба
Мпл 41500
 о = —уу— = —53~4~ = ^ KzjcM2 < 2 100 кг/смV
 Для прикрепления планки выбираем шов hm=8 мм (в расчет вводим
только вертикальные участки шва).
 Момент сопротивления шва
 Wm
 0,7Лш^пл
 6
 0,7-0,8.20*
 6
 37,3 см\
 Fm = 0,7hmdnn = 0,7.0,8-20 = 11,2 см\
 Напряжения в шве
 Мпл
 41 500
 ' = 1110 кг\см2;
 ^ -
 37,3
 тп„
 2780
 = 248 кг/см2
 ТШ= К в
F ш
 11,2
 и равнодействующее напряжение
 х = У <4 -+- - у 1 1102 4- 2482 = 1 140 кг/см2 < 1 400 кг/слЛ
 3) Расчет решетки из уголков (второй вариант). Ре
шетку принимаем простую, треугольную, угол наклона раскосов к горизонту
45° (фиг. 154,6).
 256

Находим сжимающее усилие в одном раскосе решетки по формуле
(18. VIII)
 Np
 Qn 878
cos а “ 0,707
 = 1 240 кг.
 1
 Здесь коэффициент -j- опущен, так как поперечная сила Qn =878кг вы
числена для одной плоскости решетки.
 Ввиду малости расчетного усилия принимаем по конструктивным сообра
жениям для раскосов уголки 50X5 (/г=4,8 см2) и прикрепляем их к ветвям
стержня швом h ш =5 мм.
 Производим проверку приведенной гибкости для случая соединения вет
вей колонны решетками по формуле (6.VIII)
 КР=\/~ ^ + 27-£- = }/ 322 + 27-^1 = 35,7 < — 45.
 § 39. ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫЕ КОЛОННЫ
 Наибольшее распространение внецентренно сжатые колонны
получили в каркасах промышленных зданий, где они обычно вхо
дят в систему жестких поперечных конструкций цеха (попереч
ных рам).
 1. Типы внецентренно сжатых колонн промышленных зданий
 В соответствии с конструктивной схемой стержня различают
три типа колонн промышленных зданий-
 а) Колонны постоянного сечения. Такие ко
лонны обычно применялись в цехах с мостовыми кранами грузо
подъемностью до 15—20 т (фиг. 155). В целях экономии ме
талла колонны такого типа в настоящее время заменяются сбор
ными железобетонньими.
 б) Колонны переменного сечения (ступен
чатые) сплошные и сквозные. Такие колонны яв
ляются наиболее распространенным типом колонн промышлен
ных зданий, пригодным для самых тяжелых нагрузок
(фиг. 156). Нижняя часть колонны длиной 1\ называется под
крановой частью, верхняя длиной /2 — надкрановой. В крайних
колоннах, т. е. при одностороннем расположении кранов, в сече
нии различают внутреннюю, подкрановую, ветвь, непосред
ственно воспринимающую давление кранов, и наружную, шатро
вую, ветвь (фиг. 156,6). В сплошных колоннах обе ветви соеди
няются сплошным листом, в сквозных — решетками из уголков,
расположенными в двух плоскостях.
 в) Колонны раздельного типа (фиг. 157). При
менение таких колонн рационально в цехах с тяжелой крановой
нагрузкой (при кранах грузоподъемностью больше 150 г) и от
носительно небольшой высотой (до 15—20 ж). Подкрановая
стойка раздельной колонны присоединяется к шатровой колонне
рядом горизонтальных планок. Вследствие малой жесткости
 17 —к. К. Муханов
 257

этих планок в вертикальной плоскости подкрановая стойка ра
ботает только на центральное сжатие от давления крана, не пе
редавая его на шатровую ветвь.
 2. Типы и размеры сечений внецентренно сжатых колонн
 В случае применения колонн постоянного сечения высоту се
чения h обычно назначают /для колонн высотой 10—12 м\
 I для колонн высотой 14—16 м и для колонн вы¬
 сотой />20 м. Сечение, как правило, принимается сварное дву
тавровое.
 Фиг. 155. Колонны Ф,иг. 156. Колонны переменного
 постоянного сечения сечения (ступенчатые)
 а—сплошная; б—решетчатая
 В колоннах переменного сечения высота сечения надкрано-
вой части назначается в пределах Ve—V12 ее высоты 1%. Этот
размер при кранах средней грузоподъемности обычно принимают
равным 500 мм, увеличивая его только при большом значении h
и при тяжелых кранах (Q> 100 г), а также при необходимости
устройства прохода сквозь стенку колонны (стр 299). В этих
случаях высота сечения колонны обычно принимается равной
 258

1 ООО мм. Ось надкрановой части, как правило, совпадающая
с серединой сечения, совмещается с разбивочной осью сооруже
ния.
 Сечение надкрановой части ступенчатьих колонн обычно при
нимается в виде сварного симметричного двутавра (фиг. 156).
 Сечения подкрановой части ступенчатьих колонн могут быть
сплошные (фиг. 158, а) и решетчатые (фиг. 158,6). Сечении
наружных колонн, имеющих
одну подкрановую ветвь,
как правило, несимметрич
ны, поскольку эту ветвь, на
которую приходится боль
шая нагрузка, делают более
мощной (фиг. 158, а и 6);
сечения средних колонн в
многопролетных зданиях с
кранами одинаковой грузо-
п о дъ ем ности си м метр ичны
(фиг. 158, в). Подкрановые
ветви ступенчатых колони,
как правило, проектируются
двутаврового сечения; на
ружную (шатровую) ветвь
обычно делают швеллерного
типа или из листа с гладкой
наружной поверхностью, не
обходимой для удобного
примыкания стеновых бло
ков. Высота сечения подкра
новой части ступенчатой ко
лонны определяется стан
дартными пролетами крано
вых мостов, кратными 0,5 му
и пролетами цеха, которые,
как правило, принимаются
кратными 3 м (ГОСТ
534-41). Расстояния А между
осью кранового пути и раз- ®ит' Колонна раздельного типа
 бивочной осью (фиг. 159)
 принимают большей частью 0,75 или 1 м, учитывая габариты
приближения кранов к телу колонны.
 Высота сечения колонны h зависит также и от высоты ко
лонны Н, поскольку она определяет жесткость сооружения, ха
рактеризуемую горизонтальными прогибами- В табл. 39 приве
дены минимальные соотношения между высотой сечения h и вы
сотой подкрановой части колонны /ь обычно принимаемые
на практике и обеспечивающие необходимую жесткость кон
струкции.
 17*
 259

Габарит ирама
 Ось кранодого
пути
 ■Ось поднранобои
части колонны
L0 пролет
 'Ось наднранобой части
колонны
 Фиг. 159. Расположение осей и
габариты приближения крана в
ступенчатой колонне

Сплошные колонны несколько жестче, чем сквозные и более
просты в изготовлении; однако при ширине около 1,2—1,5 м
и более они менее экономичны. Отдельные ветви решетчатых
колонн следует по возможности проектировать из прокатных
профилей.
 * Таблица 39
 Соотношение -ц- между высотой сечения и высотой
подкрановой части колонны
 При высоте подкрановой
части колонны 1х в м
 Сплошные
 колонны
 Сквозные
 колонны
 До 10-12
 1
 _1_
 1
 1
 10 “
 15
 9 "
 12
 15-20
 1
 J_
 1
 1
 12 ~~
 15
 12 “
 14
 25-30
 1
 1
 1
 1
 15
 20
 16 “
 18
 3. Расчет и конструирование стержня внецентренно
сжатых колонн
 а) Сплошные колонны
 При расчете колонн, у которых сжимающая нагрузка при
ложена эксцентрично по отношению к оси колонны, всегда
можно перенести сжимающую силу на ось, добавив при этом
изгибающий момент. Осью колонны называется линия, соеди
няющая центры тяжести сечений. У ступенчатых колонн и ось
ступенчатая (фиг. 159 и 161, б), что учитывается при определе
нии моментов, действующих на колонну. Таким образом, подбор
и проверка сечения внецентренно сжатой сплошной колонны
производятся по продольной силе N, приложенной по оси, и мо
менту М, значения которых получены в результате статического
расчета рамы или отдельно стоящей колонны.
 Выбор типа колонны, а также типа и высоты ее сечения
обычно производится в процессе решения схемы сооружения
в целом.
 При подборе сечения в соответствии с выбранной высотой
его намечается площадь сечения. Как указывалось в § 12, целью
основных проверок сечения внецентренно сжатых стержней яв
ляется обеспечение их устойчивости, как общей, так и местной.
Для обеспечения местной устойчивости элементов сечения, со
гласно НиТУ, необходимо, чтобы выступающие части необрам-
ленных листов не превышали 15 толщин, а стенка удовлетворяла
 соотношению ~°-<70 (см. § 29, п. 2).
 261

Как уже указывалось в § 12, основными формулами для про
верки внецентренно сжатых стержней на устойчивость яв
ляются:
при ех < 4
 N
 < mR;
 при ег > 4
 Fбр^Рви
 (19.VIII)
(20. VIII)
 где в\ — расчетный относительный эксцентриситет:
 *■-’[(* +-пда )т +°.°5]; (21 .vili)
 м
 е = эксцентриситет приложения нагрузки относительно
 оси сечения (значения остальных величин см. § 12).
 Чтобы воспользоваться этими формулами для первоначаль
ного определения требуемой площади сечения колонны, напри
мер, формулой (19.VIII), необходимо найти по табл. 2 приложе
ния II значение срвн, которое определяется в зависимости от гиб*
кости колонны X и расчетного относительного эксцентриси
тета в\.
 Необходимые для определения гибкости расчетные длины,
как уже указывалось выше, принимаются по формуле
 lo = V-1,
 где р — коэффициент приведения длины. Для колонн постоян
ного сечения с четко выраженными условиями закреп
ления (свободный верхний конец, шарнир или полное
защемление) коэффициент р принимается по табл. 3.
 Расчетные длины колонн, являющихся элементами попереч
ных рам, при определении их гибкости в плоскости действия из
гибающего момента, вычисляются следующим образом.
 Для колонн постоянного сечения, жестко (упруго) соединен
ных с ригелем рамы, при различных закреплениях в фунда
менте коэффициент р определяется в зависимости от соотноше
ния погонных жесткостей ригеля и колонны k и принимается по
табл. 40:
 где
 (22. VIII)
 К =
 Л
 /
 Ур— момент инерции ригеля в середине пролета;
L—пролет ригеля;
 Ук— момент инерции колонны;
 /— высота колонны до ригеля.
 262

Если ригелем рамы является стропильная ферма, то
 Л> = 0,75 (FB,nzl + F^zl), (23.VIII)
 где /?в.п и FHM— площади сечений верхнего и нижнего поясов;
 zB и zH— расстояния от центра тяжести каждого пояса до
общего центра тяжести обоих поясов в середине
пролета.
 При шарнирном креплении ригеля к колонне коэффициент k
принимается равным нулю.
 Таблица 40
 Значения коэффициентов (х для колонн постоянного сечения
 Xs4. k
 0
 0,2
 0,3
 0,5
 1,0
 2,0
 3,0
 >10
 Закрепление
в фундаменте ^ч.
 Жесткое
 2,0
 1,5
 1,4
 1,28
 1,16
 1,08
 1,06
 1,0
 Шарнирное ....
 —
 3,42
 3,0
 2,63
 2,33
 2,17
 2,11
 2,0
 Для ступенчатых колонн, жестко закрепленных в фундамен
тах анкерными болтами, значения коэффициента ц определяют
раздельно: для нижнего участка колонны р19 для верхнего участка
колонны р2* Значение |х2 находят по табл. 41 в зависимости
от величин
 К
 ~Ч1
 И
 к ЛГN2Jt
lx У NtJ2 >
 (24. VIII)
 где/j, JluN1 — высота, момент инерции и продольное усилие
нижнего участка колонны;
 /2, /2 и iV2 — то же, для верхнего участка.
 Значение ц2 для верхнего участка колонны определяется
формулой
 P’2 =
 iil
 с
 (25.VIII)
 Определив расчетную длину в плоскости действия момента,
находят гибкость колонны, причем радиус инерции гх прини
мают приближенно, пользуясь табл. 38.
 Для определения расчетного относительного эксцентриситета
е{ по формуле (21.VIII) находят коэффициент влияния формы
 сечения т] (по табл. 4 приложения II), эксцентриситет е = и
 W г2
9 “ F ~ z ’
 263

где z — расстояние от наиболее удаленного сжатого волокна
до центра тяжести сечения (при симметричном сечении 2 = 0,5 Л,
при несимметричном сечении расстояние до оси внутренней
ветви zn большей частью находится в пределах 0,4 Лт 0,45 Л).
 Таблица 41
 Значения коэффициентов ^ для ступенчатых колонн
 Соединение с ригелем
 \ с
*1 \
 ш
 арнирное
 жесткое
 0,2
 0,4
 0,6
 0,8
 1,0
 0.2
 0.4
 0,6
 0,8
 1.0
 0
 2,0
 2,0
 2,0
 2,0
 2,0
 2.0
 2,0
 2,0
 2,0
 2.0
 0,1
 2,01
 2,04
 2,11
 2,25
 2,5
 1,92
 1,94
 1,96
 2,00
 2,05
 0,2
 2,02
 2,08
 2,2
 2.42
 2,73
 1,88
 1,9
 1.94
 1,99
 2,07
 0,1
 2.03
 2,11
 2,28
 2,58
 2.94
 1,84
 1,86
 1,91
 1,99
 2,09
 0,4
 2,04
 2,13
 2,36
 2,7
 3 13
 1,8
 1,83
 1,88
 1.99
 2,1
 0,5
 2,05
 2,18
 2,44
 2,81
 3,29
 1,76
 1,8
 1,86
 1,99
 212
 0,6
 2,06
 2,21
 2,52
 2,96
 3,44
 1.73
 1.77
 184
 1,99
 2,13
 0,7
 2,06
 2,25
 2,59
 3,07
 3.59
 1,7
 1,7»
 1,82
 1,96
 2,14
 0,8
 2,07
 2,28
 2,66
 3,17
 3,74
 1,67
 1.71
 1,81
 1,98
 2,15
 0,9
 2,08
 2,32
 2,73
 3,27
 3,87
 1,64
 1.69
 1.79
 1,98
 2,16
 1
 2,09 -
 2,35
 2,8
 2,36
 4,0
 1,61
 1,67
 1.78
 1.97
 2,17
 1,2
 2,1
 2,42
 2,93
 3,55
 4,2
 1.57
 1.63
 1,76
 1,97
 2,19
 1.4
 2,12
 2,48
 3,05
 3.74
 4.45
 1,53
 1,6
 1.74
 1,97
 2.2
 1.6
 2,14
 2,54
 3,17
 3,4
 4,65
 1.5
 1.57
 1,72
 1,96
 2,21
 1,8
 2.15
 2,6
 3,28
 4.08
 4.85
 1,46
 1.54
 1.69
 1.96
 2,23
 2
 2,17
 2,66
 3,39
 4,15
 5.0
 1,43
 1,52
 1,67
 1,96
 2,23
 По гибкости колонны X и расчетному относительному эксцен
триситету в\ можно определить ?вн, а затем и необходимую пло
щадь сечения колонны Fбр из формулы (19.VIII). При значе
ниях ei >4 требуемую площадь сечения колонны определяют
аналогично, исходя из формулы (20.VIII).
 Найденную площадь сечения распределяют между стенкой
и ветвями колонны.
 При явном превышении момента одного знака над другим
(например, в крайних колоннах многопролетного цеха) на сжа
тую ветвь приходится (0,4 0,5) F, на стенку (0,4 . 0,35) F и на
 наружную ветвь примерно 0,2F. В симметричных сечениях
на ветви приходится около 0,6F и на стенку около 0,4/\
 Ширина ветви (или ширина сечения колонньи) должна быть
достаточной для обеспечения общей устойчивости колонны из
плоскости рамы. Обычно эту ширину назначают в преде
лах b = -г-^) h (высоты подкрановой части колонны). Дру¬
 гую, менее загруженную, ветвь обычно делают такой же (или
близкой к ней) ширины, исходя из конструктивных соображе
ний, т. е. удобства прикрепления базы колонны к стержню.
 264

Существенное значение имеет выбор толщины стенки ко
лонны, связанной с ее устойчивостью. Как уже указывалось,
 при отношении < 70 стенка колонны (из стали Ст. 3) во всех
 н
 случаях устойчива. При >70 необходима проверка стенки на
устойчивость, которая производится по формуле
 £(тшг)г<и- (26. VIII)
 Здесь о —расчетное «напряжение в наиболее сжатом волокне
стенки, определенное без введения коэффициентов 9
и срвн (в т/см2)\
 тп—коэффициент условий работы, колонны;
 Л0—расчетная высота стенки;
 — коэффициент, принимаемый по табл. 42 в зависимо
сти от параметра
 а = ^1, (27. VIII)
 где о'—краевое напряжение в стенке колонны, противополож
ное о.
 Таблица 42
 Значения коэффициентов къ
 а
 0
 0,2
 0,4
 0,6
 0,8
 1
 1,2
 1,4
 1,6
 1,8
 2,0
 *3
 U4
 1,26
 1,42
 1,63
 1,88
 2,22
 2,67
 3,26
 4,2
 5,25
 6,3
 Стенку тоньше 8 мм делать не рекомендуется. Если устойчи
вость стенки не обеспечена, можно укрепить ее продольным
парным ребром на всю высоту колонны, как указано выше для
колонн центрально нагруженных,
когда устойчивость стенки оказы
вается не обеспеченной, предпо
лагают, что стенка выключается
из работы, за исключением край
них ее участков, примыкающих
к ветвям, размерами по 15 8 с
каждой стороны (фиг. 160). При
этом колонна становится как бы
сквозной, а стенка играет роль
решетки.
 Во всех случаях, когда гиб
кость стенки ~ > 70, необходимо
о ч
 ставить через (2,5—3) h0 поперечные ребра, которые связывают
 Большей частью в случаях,
 * 15 S U- *
 Фиг. 160. Расчетное сечение
колонны с неустойчивой стен
кой
 265

сечение в единое целое, обеспечивая большую жесткость его при
возможном скручивании колонны.
 В мощных колоннах примерно через 4 м ставят на ширину
всего сечения диафрагмы, которые также должны обеспечить
жесткость колонны.
 Помимо проверки внецентренно сжатой колонны в плоскости
изгиба, необходима всегда проверка ее на устойчивость в плос
кости, перпендикуляной плоскости действия момента. Эта
проверка производится по формуле
 —О»-™)
 где ср— коэффициент продольного изгиба, принимаемый по
табл. 1 приложения II в зависимости от гибкости А„,
в направлении, перпендикулярном к плоскости дей
ствия момента;
 с — коэффициент влияния момента на устойчивость вне
центренно сжатого элемента с учетом изгибно-кру-
тильной формы потери устойчивости
 с= . (29. VIII)
 1 + 0,85 —
 Р
 Здесь р= 1 при X < 100ир= —при X >100 (для стали Ст. 3)
 У Уу S
 При значениях >100 коэффициент с не должен превы
шать значений, приведенных в табл. 43.
 Таблица 43
 Предельные значения коэффициента с
 м
 NH
 0
 0,2
 0,4
 0,6
 0,8
 1
 1,2
 1,4
 1,6
 1,8
 2
 2,5 и
более
 Наибольшие
 значения коэффи¬
 циента с ... .
 1
 0,9
 0,75
 0,61
 0,51
 0,44
 0,39
 0,34
 0,31
 0,27
 0,24
 0,21
 Здесь М — расчетный момент; N — продольная сила в рассматриваемом сечении; h — вы
сота сечения.
 Расчетные длины колонн в направлении вдоль здания при
нимаются, как правило, равными расстояниям между закреп
ленными точками (например, от опоры колонны до подкрано
вой балки или от подкрановой балки до продольной связи
по колоннам и т. п.).
 266

б) Сквозные колонны
 Нижнюю (подкрановую) часть колонны большей частью
(при ширине более1,2—1,5 м) делают сквозной, состоящей из
двух ветвей, связанных решеткой (фиг. 156, б).
 Расчет сквозных колонн производят, исходя из предположе
ния, что колонна работает как ферма с параллельными поя
сами. Для этого действующие на колонну продольную силу
и момент раскладывают по ветвям, усилия в которых опреде
ляются по формуле
 К=-^г ± -j-, (30.VIII)
 где z — расстояние от центра тяжести сечения колонны до оси
ветви, противоположной рассматриваемой. *
 В симметричном сечении z = 0,5; в несимметричном расстоя
ние от центра тяжести до подкрановой ветви обычно находится
в пределах (0,4 -f-0,45) h. По аналогии со сплошной колонной
сечение подкрановой ветви принимается из двутавра прокатного
или (в очень мощных колоннах) сварного. Из соображений об
щей устойчивости колонны из плоскости рамы высоту двутавра
 выбирают такой, чтобы она находилась в пределах^ К*
 что соответствует гибкости 100.
 Шатровую ветвь обычно делают швеллерного типа такой
же ширины, как и подкрановую. При отсутствии прокатных
швеллеров соответствующего номера швеллерное сечение ком
понуют из уголков с планками или со сплошным листом
(фиг. 158, б).
 Обе ветви соединяют решетками треугольной или раскосной
системы, располагаемыми в двух плоскостях.
 Проверка сечения ветвей производится по формуле цен
трально сжатого стержня (1 .VIII)
 о = < mR.
 При этом для коэффициента <р берется наименьшее из двух
значений: первое значение ср определяется по гибкости ветви от
носительно оси двутавра (или швеллера) с большим моментом
инерции, причем расчетная длина принимается равной расстоя
нию от фундамента до подкрановой балки. При определении
второго значения ср расчетная длина ветви принимается равной
расстоянию между узлами решетки, а радиус инерции сечения
ветви — минимальный.
 Высокие узкие сквозные колонны (у которых высота сечения
не превышает Vis расчетной длины) должны быть дополнительно
проверены на устойчивость в плоскости изгиба в предположе
нии, что колонна работает как единый стержень составного се
чения, по формуле (22.11). При этой проверке коэффициент <р
 267

определяется по приведенной гибкости, вычисляемой по фор
муле (6. VIII).
 Каждая решетка колонны конструируется из одиночных угол
ков, располагаемых под углом 45—50° к оси. Усилие в раскосе
решетки определяется по формуле (18.VIII) по наибольшей
реальной поперечной силе в колонне, полученной при расчете
рамы, либо по условной поперечной силе (если она больше),
вычисляемой по формуле (8.VIII).
 Расчет прикрепления раскосов и конструктивные требова
ния аналогичны приведенным выше для колонн постоянного
сечения.
 Пример 3. Требуется произвести расчет и подобрать сечения ступенча-
тощколонны крайнего ряда цеха (фиг. 161) при следующих исходных данных:
 1) размеры — полная высота колонны /= 16 м\ высота подкрановой части
/i=ll,86 м, высота надкрановой части /2=4,14 м (фиг. 161, а).
 6)
 и
 L А м2
 'TpN т
 j'-HHbbA-J
2-М-Л-2
 — И
 I/
 К.
 /I
 Z,
 *!\
 1—
 Ж
 ('■у
 „W,
 ^L
 -X
 2) Расчетные усилия — в надкрановой (верхней) части М2——19,4 тм,
Лт2=35,58 т; в подкрановой (нижней) части A4i=+73,9 тм, Mi'=—59,62 тм,
Nx=\ 11,43 г; Q=4,64 г (фиг. 161,6).
 Колонна в плоскости действия моментов жестко защемлена в ФУнДя-
менте и имеет шарнирное сопряжение с ригелем. Материал конструкций Ст. «3
Коэффициент условий работы пг=\.
 268

Решение. 1) Назначение размеров сечений колонны.
Выбор типа колонны и высоты сечения h производим при компоновке схемы
здания и его поперечного разреза. В данном примере приняты следующие
 размеры сечений: для верхней части /*2=500 мм( что составляет -7^- ==
 /о 4,J 4
 = J; для нижней части /и=1 000 лш
 отношение моментов инерции верхней и
 h 1
 А| 1 \ „
 что составляет —j— = -уу- I. Со-
нижней частей колонны принято
 У, ~ Ю ‘
 2) 	Определение расчетных длин. Находим значения коэффи
циентов приведения длин н-, для чего предварительно вычисляем:
для нижнего участка по формулам (24. VIII)
 h
 Ml
 hh
 11,861
 4,14-10
 0,287;
 А.1 / N2J, _ 4,14 35,58.10
 к V 11,86 V 111,43-1
 0,445,
 после чего в соответствии с найденными значениями kx и с находим интер
поляцией по табл. 41 uj =2,175;
 для верхнего участка по формуле (25. VIII)
 fxj 2,i75
^ ~ с ~ 0,445
 = 4,88.
 Таким образом, необходимые для определения гибкостей колонны в пло
скости изгиба расчетные длины равны:
для нижней части колонны
 /lQ = fx1/1 =2,175-11,86 = 25,8 м;
 для верхней части колонны
 /2о = ^/2 = 4,88-4,14 = 20,2 м.
 В плоскости, перпендикулярной действию момента (фиг. 161), расчет
ная длина верхней части равна расстоянию от тормозной балки до низа
фермы =3,14 лс, а нижней части — расстоянию от фундамента до под
крановой балки
 $ = 11,86 м.
 ]о
 3) 	Подбор сечения верхней части колонны. Намечаем
 сечение верхней части колонны в виде сварного двутавра (фиг. 161, а).
 Для вычисления расчетного относительного эксцентриситета по фор
муле (21.VIII) предварительно определяем величины е, гх. а, р и i):
 Af2 19.4
 е = yv2 ” 35,58 = 0,545 м = 54,5 см’
 по табл. 38 ориентировочно находим/'jr=0,42/*=0,42 - 50=21 см\
 Р =
 W
 ' X _
 2 020
21
 212
 25
 100;
 = 17,6 см,
 269

где z — г» =
 = 25 см.
 2 = 2
 По табл. 4 приложения II находим
 у\ = 1,45 — 0,003 X - 1,45 —0,003.100= 1Д5.
 Тогда
 =ч [(* + w) т+°’05] -1Л5 К54*5 + таг) -щ- + °-05] =
 = 3,15 < 4.
 Так как ^<4, то требуемую площадь сечения намечаем, исходя из фор
мулы (19. VIII), а именно:
 /.TP Л» 35580_
 1 Лп — Г)„ — О 1ПП Г\ О /I /I — ' 1 LM >
 6Р /я/?<рв
 2 100*0,244
 здесь коэффициент ?Вн =0,244 определен по табл. 2 приложения II в зависи
мости от величин в\ и с.
 Учитывая необходимость обеспечить жесткость колонны также и относи
тельно оси у (/—60 -г 70), намечаем ширину сечения колонны b, для чего
определяем:
 Г>-J&L- = 5.26 см’
 ' ку оО
 по табл. 38 находим гу=0,24 b (где b — ширина полок сечения); отсюда
 Ь~ 0.24
 5,25
 0,24
 = 22 см.
 Назначаем сечение стенки из листа 480X8 м и полок из листов
220X10 мм (фиг. 160, а). Тогда А=50 см, Ь—22 см.
 Производим проверку принятого сечения верхней части колонны, для чего
предварительно вычисляем характеристики сечения:
площадь сечения /г=48 • 0,8+2-22-1-=82,4 сж2;
 моменты инерции ,v .
 Jx = ^ст + 2asF„ = °+483 + 2-24,5».22-1 = 33750 см*\
 Jy =
 2Ъ„Ь»
 12
 момент сопротивления
 Wx =
 2
 2-1.223
 12
 33750
= 25“
 = 1 780 см4;
 = 1 350 см;
 радиусы инерции
 33 750
82,4
 • 20,2 см;
 , = ~\fJjL = Л[ i 780- = 4,65 см.
У F У 82,4
 Для проверки сечения в плоскости действия момента определяем
 Р = ■
 W
 1350
 ~82Д“
 = 16,4 см; \х =
 2 020
20,2
 100;
 270

расчетный относительный эксцентриситет
 * = ч [(*+ тш) Т + 0>05] =1Л5 К54-5+тж) -ш+°-05] =
 - 3 38 < 4.
 По табл. 2 приложения II при ^=3,38 и >-=100 находим твн =0,235,
после чего вычисляем
 N2 35 580
 ° = “РбрЬн' = "82,4.0,235 = 1 840 кг1см2 < 2 100 кг<см2-
 Проверки местной устойчивости стенки и полок не требуется, так как
для стенки
 h 48
 Б = 0,8 = 60 < 70»
 а для полок
 Ь 22
 -у = — = 22 < 30,
 и они, таким образом, устойчивы при действии нормальных напряжений.
Производим проверку сечения верхней части колонны из плоскости дей
ствия момента по формуле (28. VIII). Для этого предварительно определяем
величины 'ky, уу и коэффициент с по формуле (29. VIII):
 314
 67,6; *фу = 0,822 (по табл. 1 приложения II);
 \у =
 4,65
 Р
 1
 с =
 1 + 0,85
 1 + 0,85
 54,5
 16,4
 0,26
 (так как при Х^<^Ю0 [3=1), после чего вычисляем
 35 580
 F<(yc ~ 82,4 • 0,822 • 0,26 — 2 030 кг1см2 < 2 100 кг1см2-
 4) 	Подбор сечения нижней части колонны. Расчетные
комбинации усилий в сечении 1—1 (фиг. 161,6):
для подкрановой ветви
 = 111,43 т, М{= + 73,9 тм\
 для наружной ветви
 = 111,43 m, Af/ = — 59,62 тм.
 Расчетные длины нижней части колонны: 1\0= 25,81 м, /-^=11,86 м. При
нимаем предварительно решетку из уголков 75X6 с панелью 1,5 м, т. е. рас
четную длину подкрановой ветви между узлами решетки устанавливаем
/iM=l,5 м (фиг. 161, а).
 Выбираем тип сечения — подкрановую ветвь из прокатного двутавра, а
наружную, шатровую, ветвь из уголков с листом (фиг. 161, а). Высота сече
ния была установлена выше: hi—1 м. Расстояние от центра тяжести сечения
до подкрановой ветви примем ориентировочно 22=0,45/*i (стр. 267), а по шат
ровой ветви 2i=0,55^i; тогда максимальные усилия будут равны [по фор
муле (30.VIII)]:
 xr N& Мл 111,43-0,55 73,9
 ^п.вв hi + hx 8=5 ~ I + 1 = ^,3 т'>
 271

+
 109,93 m.
 NH.B —
 M)Z2
 hi
 hi
 111.43.0,45 59,62
 1 + 1 *
 Задавшись гибкостью подкрановой ветви из плоскости действия момента
/.,=85, найдем <f=0,72 и требуемую площадь сечения ветви
 т
 N 135 300
 mtfcp " 2 100-0,72
 89,4 см2.
 Этой площади удовлетворяет двутавр № 36с (F=90,7 см2).
 Аналогично намечаем ориентировочную площадь сечения наружной ветви,
задавшись <р = 0,7:
 Fl9 =
 бр
 N
 mRy
 109 930
 2100-0,7 — 72 см -
 Намечаем сечение из уголков 120ХЮ и листа 320ХЮ (фиг. 161, а).
Определяем геометрические характеристики сечения.
Подкрановая ветвь
 Fn.B — 90,7 см; Jy = 17 310 сл4; гу = 13,8 см;
Jxl = 612 см4; rxi = 2,6 см.
 Наружная ветвь
 ^н.в = 32•! + 2-23,3 = 78,6 см2
 Определяем положение центра тяжести наружной ветви для определе
ния места прохождения оси х2 (фиг. 161, а)
 2-23,3(3,33+1) +32-1-0,5
78,6
 = 2,76
 см.
 Таким образом, расстояние между центрами тяжести ветвей сечения
/*o=l 000—27,6=972 мм, а расстояния от центра тяжести всего сечения ко
лонны (фиг. 161, я) до ветвей колонны:
 Fu НЛ0 78,6-972
 z2= —Yp— = —jggg— = 452 мм; zt = 972—452=520 мм.
 Находим усилия в ветвях от соответствующих комбинаций усилий и про
веряем напряжения.
 Подкрановая ветвь:
 усилие
 . Af, 111,43-0.52 , 73,9
 Л'п‘в" h0 + ho “ 0.972 + 0,972 “ 135,75 m;
 гибкость всей ветви
 *,=
 1 186
13,8
 86;
 сРу = 0,714;
 гибкость ветви между узлами решетки
 , 1т 150
 '*1
 2.6
 = 57,8 < А„;
 272

напряжение
 N„,e
 Ffy
 135 750'
 90,7-0,714 = 2 100 кг1см<1-
 Наружная ветвь:
усилие
 AU
 N& м\
 ho + ho
 111,43-0,452 . 59,62
 0,972 + 0,972 “ 113 т'
 Jv „.в = 2 (У0 + a?F) + Уд = 2 [316 + (18 - 3,33)2 23,3] +
 1 - 322
+ • 12
 13 365
 У°2 = 2-316 + 2-23,3 (3.33 — 2,76 + 1)2 + 32-1 -2,26* = 910 см*;
Г,-У—щг- = 13,02 сл; гл = У_ з,4 ел;
 гибкость всей ветви
 1 186
13,02
 = 91; <(у = 0,681;
 гибкость ветви между узлами решетки
 1ш
 Гхъ
 150
 3,4
 = 44,2 < Ху,
 напряжение
 ЛГ„.В 113000 niAn , „
 0 = p<fy = 78,6 • 0,681 — 2 100 кг1см •
 Производим проверку несущей способности колонны в целом по формуле
(22.11), для чего вычисляем:
 Р = F„<B + /U = 90,7 + 78,6 = 169,3 см?;
 Jx ■= /W? + Уп-в22 = 78,6-522 + 90.7-45,22 = 401 500 см*;
 = 48.7 см\
 16973
 Jx 401500
 ^п.в ~ z7 ~ 525 =7700 c^
 = -г*=
 *Н
 401 500
54,7
 = 7 360 смз.
 Гибкость нижней части колонны
 , /ад 2 580
 48,7
 = 53.
 18—к. К. Мухавов
 273

Приведенная гибкость (при решетке из уголка 75X6)
 >пр = у >•’ + 2/ £- = Y 532+27 -55'4; »- °>874-
 Напряжения в колонне:
 //] /И, 111430 7 390 000 „,г
 Сп-В ~ F? + ibn.B “ 169,3-0,874 + 7 700 “765 + 956 -
 = 1 711 кг/см2 < 2 100 кг/см2;
 Ъ м'\ 111 430 5 962000
 сн-в"" /?ср + W„,B ~ 169,3-0,874 + 7 360 - 755 + 810 -
 % = 1 565 кг/см2 < 2 100 кг/см2.
 Производим проверку сечения раскоса решетки колонны. Поперечная
сила у. опоры Q=4,64 т. Наклон раскоса равен
 tg а = -+ = 1.5; а = 56°24';
 COS а = 0,55.
 Усилие в раскосе решетки, расположенной в одной плоскости, будет равно
Q 4 640
 - 2 cos а - 2 • 0,55 = 4 220 кг■
 Длина раскоса /р =
 V _ 1
 COS а 0,55
 = 1,82 м.
 Минимально необходимый радиус инерции
 г
 ''■пред
 182
 150
 1,23 см.
 Уголок с наиболее близким гМИ1.=1,28 см: 65X6, площадь F=7,55 см!
 Однако сечение этого уголка недостаточно, так как при прикреплении оди
ночного уголка необходимо вводить коэффициент условий работы т=0,75.
Принимаем уголок 75X6 с площадью сечения F=St78 см2 и проверяем это
сечение:
 X
 р ”
 h
 Г мин
 182
 1,51
 120; у = 0,45;
 о
 *Р_-
 F<?
 4 220
8,78 - 0,45
 = 1070 кг/см2 <mR —
 = 0,75-2400 = 1 575 кг/см2
 Все результаты расчета, подбора и проверки сечений колонны записы
ваем в табличной форме (табл. 44).
 274

275
 Подбор и проверка сечений колонны (фиг. 161, а)
 £
 Таблица 44
 Проверяемый
 элемент
 колонны
 о ?
ч ^
С ю
 Моменты
инерции в см4
 Моменты
сопротивления
в см3
 Wr
 wy
 Радиусы
инерции в см
 Расчетная
длина в см
 Гибкость
 Коэффициенты
 продольного
 изгиба
 *У
 Коэффи¬
 циенты
 ?вн
 Действующие
 расчетные
 усилия
 N в т
 М
 в тм
 £ *
 Верхняя
часть ко
лонны
 82,4
 33750
 1780
 1350
 161
 20,2
 4,65
 2 020
 314
 100
 67,6
 0,822
 0,235 0,26
 35,58
 19,4
 1 840
 2 030
 Подкрано
вая ветвь
 90,7
 612
 17310
 2.6
 13,8
 150
 1 186
 57,8
 86
 0,867
 0,714
 135,75
 2100
 I
 Наружная
 ветвь
 78,6
 910
 13 365
 3,4
 13,02
 150
 1 186
 44,2
 91
 0,9
 0,681
 113
 2100
 Нижняя
часть колон
ны как еди
ный стер
жень
 Раскос
решетки
L 75X6
 169,3 401 500
 7 700
7 360
 I
 8,78
 48,7
 1,51
 2 580
 182
 1 186
 55,4
 120
 0,864
 0,45
 111.43
 111.43
 4,22
 +73,9
 —59,62
 1711
 1565
 1 44Q

§ 40. СТЫКИ И ДЕТАЛИ КОЛОНН
 Стыкд колонн бывают заводские и монтажные. Заводские
стыки устраиваются из-за ограниченности длины прокатных
профилей (см. гл. III). Монтажные стыки устраиваются из-за
ограниченных транспортных возможностей. (9—13 м при пере
возке на одной платформе и 19—27 мм при перевозке на сцепе).
 Заводские стыки элементов обычно располагают вразбежку,
>не концентрируя их в одном' месте, поскольку соединение от
дельных элементов можно произвести до общей сборки стержня.
Примеры сварных заводских стыков отдельны^ элементов ко
лонн показаны на фиг. 162.
 Фиг. 162. Заводские сварные стыки
 а—-поясов сварного двутавра; б—двутавровых ветвей сплошной колонны; в—ветви
сквозной колонны на планках
 Основным условием образования прочного стыка является
обеспечение передачи усилия с одного элемента на другой. При
сварке встык это обеспечивается соответствующей длиной свар
ных швов (см. гл. IV), а при стыковайии накладками, кроме
необходимой длины свйрных швов, также и соответствующей
площадью сечения накладок, которая должна быть не меньше
площади сечения основных стыкуемых элементов.
 276 *

Простейшим и потому наиболее рекомендуемым является пря
мой стык со сваркой встык. Осуществление такого стыка воз
можно во всех случаях, поскольку во внецентренно сжатых ко
лоннах всегда можно найти сечение с пониженными растягиваю
щими напряжениями.
 Монтажные стыки колонн располагают в местах, удобных
для монтажа конструкций. Для колонн переменного сечения та
ким местом является уступ на уровне опирания подкрановых ба
лок, где меняется сечение колонны.
 На фиг. 163 показаны типы стыков верхней и нижней частей
одностенчатой сплошной колонны: заводского (фиг. 163, а) и
монтажного (фиг. 163,6).
 На фиг. 164 показано прикрепление верхней части колонны
к нижней сквозной при помощи двухстенчатой (фиг. 164, а) и
одностенчатой траверсы (фиг. 164,6).
 Длина швов (/ш на фиг. 163), необходимая для прикрепления
внутреннего пояса верхней части колонны, определяется из того
условия, чтобы действующие в верхней части колонны в месте
прикрепления ее к нижней части момент М и продольная сила
N воспринимались сварными швами, прикрепляющими пояса
верхней части колонны; при этом швы, прикрепляющие стенку,
обычно не учитываются. 4
 Усилие в поясе, равное
 = 4 + ' (31. VIII)
 передается через четыре шва, присоединяющих деталь 1 к стенке
нижней части колонны (фиг. 163, а). Деталь 1 имеет прорезь, ко
торая позволяет насадить ее на стенку нижней части колонны
(прорезь делают на 2—3 мм больше толщины листа). В случае
монтажного стыка эту деталь делают отдельно от дгоясного
листа, приваривая ее к нижней части колонны (фиг. 163,6).
 В колоннах с нижней решетчатой частью верхняя часть при
крепляется при помощи детали, называемой траверсой (фиг.
164, а и 6). Траверса работает на изгиб как балка на двух опо
рах и должна быть проверена на прочность; эпюра моментов в
траверсе показана на фиг. 164, а. Прикрепление траверсы к вет
вям колонны осуществляется сплошными швами и рассчиты
вается на опорную реакцию траверсы. Для обеспечения общей
жесткости узла сопряжения верхней и нижней частей колонны
ставятся горизонтальные диафрагмы или ребра жесткости.
 Монтажный стык колонн сплошного сечения, передающий
преимущественно сжимающие усилия, может быть •осуществлен
с помощью фрезерованных торцов (фиг. 165, с). Такой тип стыка
применен на московских высотных зданиях. В случае передачи
колонной также и момента возможен показанный на фиг. 165,6
сварной стык, не требующий фрезеровки торцов. Устройство
здесь прямого сварного стыка возможно при условии обеспечения
 277

9)
 Л
 Фиг. 163. Стыки верхней и нижней частей одностенчатой сплош
ной колонны

4ЙФ О
 По 2-2
 еА» щ_.
 ¥R-->TT- TTT-TTtTRi
 ■?wf.,. . . , . . i I I I J j_
 ■®«ф
 По 3-3
 ПоЧ-Ч
 Вырез S
листе f
 По S-S
 иг. 164. Прикрепление надкрановой части
колонны к сквозной подкрановой

равнопрочности сварного и основного металла. Обычно пред
полагается, что в колоннах, работающих преимущественно на
сжатие* все же возможно появление растяжения на любом крае
 а)
 -W-
 Торцы
фрезерованы
 -W-
 5)
 -0V
 -М-
 Фиг. 165. Монтажный стык колонн сплошного
сечения
 Фиг. 166. Опирание подкрановых балок на консоль
 сечения. Поэтому в стыках требуется обеспечить восприятие
условной растягивающей силы, которая обычно принимается
равной 15% от расчетной нормальной сжимающей силы (конеч¬
 289

но, если нет реальных сил растяжения, превышающих эту вели
чину).
 Опирание подкрановых балок на колонны постоянного сече
ния (в легких цехах) осуществляется путем устройства консоли
из сварного двутавра (из листов, фиг. 166, а) или из двух швел
леров (фиг. 166,6). Консоль рассчитывается на момент от дав
ления двух сближенных кранов, расположенных на подкрановых
балках: М = Ре, где е — расстояние от оси подкрановой балки до
зетви, колонны (фиг. 166).
 Швы, прикрепляющие одностенчатую консоль (фиг. 166, а),
рассчитываются на действие момента М и перерезывающей
силы Р.
 Швы, прикрепляющие консоль, состоящую из двух швелле
ров, обнимающих колонну (фиг. 166,6), рассчитываются на
реакцию S, найденную как в одноконсольной балке:
 с_Р(е + Ь)
 * Ь •
 § 41. БАЗЫ КОЛОНН
1. Типы и конструкции баз
 Назначением базы (башмака) колонны является: а) распре
делять сосредоточенное давление от стержня колонны по опреде
ленной площади фундамента; б) обеспечить закрепление ниж
него конца стержня колонны в фундаменте в соответствии с при
нятой расчетной схемой.
 Различают два основных типа баз — шарнирные и жесткие.
 Простейшей шарнирной базой для центрально сжатых колонн
является база, состоящая из толстой стальной опорной плиты, на
которую опирается фрезерованный торец стержня (фиг. 167, с?).
 -Применение баз с передачей усилия через фрезерованный
торец стержня колонны целесообразно для колонн со значитель
ной нагрузкой. Для легких колонн (а также в случае отсутствия
торцефрезерных станков) применяют базы, в которых все усилие
передается на плиту через сварные швы (фиг. 167,6).
 Передача усилия от стержня колонны на опорную плиту мо
жет быть также осуществлена при помощи траверсы (фиг. 167, в),
которая служит для более или менее равномерной передачи си
ловых потоков от стержня на плиту, приближая конструкцию по
характеру воздействия к жесткому «штампу», опирающемуся на
фундамент. Одновременно траверса является опорой для плиты
при ее работе на изгиб от реактивного (отпорного) давления
фундамента. Сама траверса работает на изгиб как двухконсоль
ная балка, опертая на пояса или ветви колонны и нагруженная
отпорным давлением фундамента.
 Во внецентренно сжатых колоннах, как правило, устраивают
жесткие базы, которые могут передавать изгибающие моменты.
 281

С этой целью траверсы приходится развивать в направлении дей
ствия момента. При относительно небольших опорных моментах
траверсы делают из листов толщиной 10—12 мм (фиг. 167, а) или
швеллеров (фиг. 167,5).
 Некоторое применение нашли также базы подкосного типа
(фиг. 167, е). Существенным недостатком такой базы являются ее
малая жесткость, а также коробление опорной плиты <в резуль
тате усадки швов, прикрепляющих листовые подкосы.
 В колоннах с более тяжелыми крановыми нагрузками, с боль
шими опорными моментами базы и их траверсы приходится еше
более развивать.
 Удобны с точки зрения производства сварки открытые одно-
стенчатые башмаки, усиленные ребрами (фиг. 168, а) или листо-
 282

зыми подкосами (фиг. 168,6). Последние должны быггь прива
рены швами минимальной толщины во избежание коробления
опорного листа.
 Одностенчатые башмаки чаще -всего применяются в сплошных
колоннах постоянного сечения. К их недостаткам относится малая
жесткость из плоскости рамы.
 По /-/
 Фиг. 168. Открытые одностенчатые башмаки
 Вариант двухстенчатого башмака с подкосами может быть
применен для самых тяжелых колонн (фиг. 169); при этом ввиду
больших размеров базы, препятствующих транспортировке ко
лонны с базой в целом виде, подобные башмаки иногда делают
разъемными.
 > В сплошных колоннах переменного сечения весьма распро
страненным типом является сварной башмак с раздельными тра
версами— одностенчатый в пределах стенки и двухстенчатый
у ветвей (фиг. 170).
 В сквозных колоннах промышленных зданий обычно приме
няется базы раздельного типа, состоящие из двух самостоятель
ных башмаков, соединенных уголковыми связями (фиг. 171).
 283

По а-а
 Подносы
 .Занпепни
 Фиг. 169. Подкосный двухсуенчатый разъемный башмак

Ьь=Ь
 TMY
 '1 1
 ||::
 м н-
 +
 1
 t
- +
 г,
 1 l| L
 iiiN
 niHyri
 1онш>
 иайбы
 иные
 ±:
 :±
 ! ii
 —+
 —+—г-
 ilr1' 1
 ц- ^
11= -
 1-
 1
 _L
 И..
 .•!}*
 ■
 1
 i' ‘
1“
 l|! . 4 •'
!"
 U
 I'li t -
 'td'
 !
 А
 iii Mil
 | ,
 i •
 fer
 ш
 _ I.
 | \
 . _lt
 7
 Z ±
 ДП1ГТ1 т—
 Т | *
 -r—
 ^777^
 У7У'УУ7УУУУ/УУУУ/
 -и
 УУУУУУУУУУУУ
 Wr4
 Пронпадни
 M
 *1
 Г +Т|Г
 r
 FI
 4
 Ul
 rl -rJS
 4
 i—-J
 L_ Jit..
 L
 s
 r
 -I:
 Ju ~J
 it-
 Традерса
 Фиг, 172. Клепаный башмак сплошной
колонны

При большом расстоянии между ветвями они более экономичны,,
чем сплошные башмаки.
 Клепаные башмаки устраиваются только в клепаных колон
нах; по своей конструкции они аналогичны сварным башмакам
(фиг. 172).
 Прикрепление башмаков к фундаментам осуществляется при
помощи анкерных болтов (анкеров), заделываемых в фундамент
при бетонировании. В центрально сжатых колоннах анкерные
болты не рассчитывают и размеры их назначают по конструктив
ным соображениям (d = 22 -г 26 мм).
 В изгибаемых защемленных колоннах анкерные болты рабо
тают на растяжение от изгибающего момента. В этом случае их
диаметр и длина назначаются по расчету.
 Для удобства монтажа в верхней части фундамента вокруг
анкерных болтов иногда оставляют колодцы сечением около
100X100 мм и глубиной 500 мм, которые позволяют произво
дить незначительный отгиб болтов. При установке анкеров с при
менением жестких кондукторов (что особенно рекомендуется)
колодцев не делают. Отверстия в башмаке для анкерных болтов,
как правило, делают диаметром, большим диаметра болтов, за
крывая их монтажными % шайбами, привариваемыми к башмаку
после установки колонны в проектное положение. После уста
новки колонн базы обетониваются для предохранения от кор
розии.
 2. Расчет и конструирование баз
 а) Расчет опорной плиты и траверсы центрально
сжатой колонны
 Размеры опорной плиты центрально сжатой колонны опреде
ляются по расчетному сопротивлению бетона фундамента осе
вому сжатию R6 (принимаемому равным 44 кг/см2 для бетона
марки 100). Минимальная площадь плиты определяется по
формуле
 (32. VIII)
 где N — расчетное усилие в колонне.
 Найдя необходимую площадь' плиты, переходят к конструи
рованию башмака, назначая ширину плиты В несколько больше
ширины колонны.
 Плита работает на изгиб от равномерно распределенной на
грузки (отпорного давления фундамента)
 N
 У, °6 LB »
 причем различные участки плиты будут’ находиться в разных
условиях изгиба. На фиг. 173, а показана плита, на которой мо
гут быть выделены три различных участка.
 286

Первый участок плиты 1 работает и рассчитывается как кон
соль (фиг. 173,6). Для этого выделяют полосу шириной 1 см и
подсчитывают момент в сечении /—/:
 М =
 CfiC2
2 *
 Момент сопротивления плиты толщиной 8 и шириной
будет равен
 W =
 1о2
 б •
 СМ
 Фиг. 173. К расчету опорной плиты центрально
сжатой колонны
 Плита должна иметь достаточную толщину, чтобы равномер
но передавать нагрузку на бетон, не прогибаясь при этом (как
показано в преувеличенном виде на фиг. 173,6), т. е. башмак
должен работать как жесткий штамп.
 Используя полное напряжение в плите, равное расчетному
сопротивлению, можно записать условно
 М абс--6
 0 — w ~ "W
 < tnR,
 287

откуда связь между толщиной плиты и вылетом консоли полу
чается в следующем виде:
 *пл >C\f"|г~0.25с- (33.VIII)
 Второй участок плиты 2 (фиг. 173, а) работает как плита,
опертая.по четырем сторонам и нагруженная снизу той же равно
мерно распределенной нагрузкой <7 = о6. Расчет такой прямо
угольной плиты, у которой максимальный момент действует в ее
центре, производится при помощи таблиц, составленных
акад. Б. Г. Галеркиным, по формулам
 - Ma = axqa2\ Mb = a2qa2. (34.VIII)
 Здесь М а] и Мь—моменты, вычисленное для полос шириной
\ см ь направлении размеров а и Ь;
а — длина короткой стороны прямоугольника;
ctj и сс2 — коэффициенты, принимаемые по табл. 45 в за
висимости от отношения стороны b (более
длинной стороны) к а, (фиг. 173, а).
 В случае, еоли -^->2, определение момента может быть произ
ведено для полосы, вырезанной вдоль короткой стороны, как
в однопролетной балке (см. табл. 45, последний столбец).
 В предположении упругого'защемления краев плиты можно
полученные по формуле (34.VIII) или как в однопролетной балке
моменты уменьшить на 25%.
 Третий участок плиты 3 работает как плита, опертая по трем
сторонам. Наиболее опасным местом такой плиты является се
редина ее свободного края (точка т на фиг. 173,а). Момент
в этом сечении определяется по формуле
 M3 = atqd\, (35. VIII)
 где а3—коэффициент, принимаемый по табл. 45;
dj — длина свободного края плиты.
 В случае, если у- <0,5, плита проверяется как консоль.
 Определение толщины плиты производится по необходимому
моменту сопротивления плиты
 1У7 ^ПЛ М
 М'пл — 6 — mR ’
 откуда
 8"л = ]/-1г- (36-VIII)
 При конструировании базы следует стремиться к тому, чтобы
толщины на различных участках плиты, определяемые по фор
мулам (33.VIII) и (36.VIII), были близкими друг к другу. Этого
 261

Мух а нов
 Коэффициенты av <х3 и а3"для расчета на изгиб прямоугольных плит,
опертых по четырем и трем сторонам
 Таблица 45
 «о
 I
 я
 *
 Плиты, опертые по
четырем сторонам
 Отношение
сторон b :а
 1
 1,1
 1,2
 1,3
 1,4
 1.5
 1,6
 1.7
 1,8
 1,9
 2
 Более
 2
 «i
 0,048
 0,055
 0,063
 0,069
 0,075
 0,081
 0,086
 0,091
 0,094
 0,098
 0,100
 0,125
 «а
 0,048
 0,049
 0,050
 0,050
 0,050
 0,050
 0,049
 0,048
 0,048
 0,017
 0,046
 0,037
 Плиты, опертые по
трем сторонам
 Отношение
сторон а\: dx
 0,5
 0,6
 0,7
 0,8
 0,9
 1
 1,2
 1,4
 2
 Более
 2
 —
 аз
 0,060
 §0,074
 0,088
 0,097
 0,107
 0,112
 0,120
 0,126
 0,132
 0,133
 —
 —
 ю
 00
 а — длина короткой стороны прямоугольника;
dy — длина свободного края.

можно достичь, изменяя размеры а, Ъ и с. Так, например, на
фиг. 173, в путем постановки диафрагмы, участок 3 (внизу) раз
бивается на два: на участок 4У опертый по четырем сторонам, и
на участок 5, опертый по трем сторонам, но с меньшим разме
ром ах.
 Обычно толщину опорной плиты принимают в пределах
16—40 мм (кроме плит колонн с фрезерованными торцами, где
толщина может быть больше).
 Высота траверсы определяется из условия размещения свар
ных швов, через которые усилия со стержня колонны передаются
на траверсу.
 б) Расчет опорной плиты и анкерных болтов
внецентренно сжатой колонны
 Башмак внецентренно сжатой колонны оказывает неравно
мерное давление на поверхность фундамента. В направлении
действия момента плита башмака оказывает на фундамент сжи
мающее действие, а с противо
положной стороны стремится
оторваться от поверхности фун
дамента (фиг. 174).
 Этому отрыву препятствуют
анкерные болты, осуществляю
щие защемление колонны.
 При конструировании пер
воначально задаются шириной
плиты базы В. Длина плиты
определяется из того условия,
чтобы максимальное напряже
ние в фундаменте у края пли
ты °бмакС было меньше расчет
ного сопротивления бетона
сжатию:
 N
 эб макс
 Фиг. 174. Схема к расчету анкерных
болтов'
 F
 ем
 = ^!_ . JL.
 F * W
 N
 BL
 BL2
 « R6 (37.VIII)
 При этом наибольшее растягивающее напряжение у противо
положною края плиты будет равно
 (38.VIII)
 JV
 Зб мин f
 м
 W
 Л/_
 BL
 ем
 BL*
 Комбинация нагрузок для определения N и М при этом выби
рается наиневыгоднейшая.
 290

Решая уравнение (37.VIII) относительно L, можно определить
необходимую длину плиты по принятой ширине плиты В и за
данному расчетному сопротивлению бетона R6:
 l —гм-+V )!+^ • <39;
 После определения размеров плиты L и В переходят к кон
струированию базы и определению толщины плиты.
 При определении толщины плиты предполагают (несколько
в запас прочности), что плита нагружена равномерно распреде
ленной нагрузкой q= ~6 макс (так как большей частью моменты
бывают разных знаков). Исключение допускают только для
средних участков плиты, которые можно рассчитывать на равно
мерно распределенную нагрузку, равную максимальному напря
жению, соответствующему краю данного участка.
 При расчете анкерных болтов исходят из предположения, что
растягивающая сила Z, определяемая растянутой зоной эпюры
напряжений (фиг. 174), полностью воспринимается анкерными
болтами.
 Поэтому, составляя уравнение равновесия относительно
центра тяжести D сжатой треугольной зоны эпюры напряжений,
т. е. точки приложения равнодействующей сил сжатия, получим
 M — Na — Zy — Q.
 Отсюда суммарное усилие Z во всех анкерных болтах, нахо
дящихся на одной стороне башмака:
 Z=.MrNa. t (40.VIII)
 и соответственно общая площадь сечения этих анкеров (считая
по нарезке)
 ^нт>
 Z
 mmcRp
 M—Na
уттс Rp *
 (41. VIII)
 где т — коэффициент условий работы колонны;
 тс— коэффициент условий работы анкерных болтов, при
нимаемый равным 0,65;
 Rp—расчетное сопротивление анкерных болтов растяже
нию, принимаемое равным 2 100 кг/см2 для болтов из
стали Ст. 3.
 Величина а определяется из геометрического соотношения
 a = -kr-~, где с = —■ °бМ_ГС/— . (42.VIII)
 * * аб макс “г аб мин '
 При определении величины с принимаются абсолютные зна
чения о6 (без учета их знака).
 Плечо анкерных болтов, т. е. размер у, определяют следую
щим образом. Сначала конструируют деталь прикрепления
 19*
 291

анкера к башмаку колонны и тем самым определяют размер е
(фиг. 174). Искомый размер у получится из уравнения
 y = L--j--e. (43. VIII)
 При расчете анкерных болтов необходимо принимать комби
нацию нагрузок, дающую при минимальном N максимальное
значение М (например, при ветре, но без кранов и снега).
 Площадь сечения одного анкера, очевидно, получится, если
общую площадь, определенную по формуле (41.VIII), разделить
 на количество анкеров, расположенных на одной стороне баш
мака. Обычно на другой стороне башмака анкерные болты ста
вят симметрично. Диаметр анкеров принимается в пределах от
20 до' 76 мм, так как более толстые анкерные болты сложны
в изготовлении. Закрепление анкеров в фундаменте может осу
ществляться путем сцепления их с бетоном (фиг. 175,а и б), чем
и определяется глубина их заделки, или при помощи опорных
шайб (фиг. 175, в).
 При определении длины заделки анкерных болтов можно
руководствоваться табл. 46. Нарезку анкера обычно делают дли
ной 120—150 мм. При конструировании базы необходимо следить
за тем, чтобы можно было свободно повернуть гайку при за
тяжке болта. Поэтому минимальное расстояние от оси болта до
траверсы желательно принимать равным \,Ы (где d — диаметр
 292

болта). Анкерные болты выносят за опорную плиту для того,
чтобы во время монтажа колонну можно было двигать во все
стороны (примерно на 20 мм), устанавливая ее по оси.
 Таблица 46
 Нормальные размеры анкерных болтов1
 Наружный
диаметр
болта d
в мм
 Площадь
сечения нетто
(по нарезке)
в см2
 Длина
 без опорь
(фиг. 1
 h
 аделки анке
 юн шайбы
75, а, б)
 h
 ра в мм
 с опорной
шайбой
(фиг. 175, в)
 h '
 Размер
 шайбы
 с
 Максимальное
расчетное уси
лие, допускае
мое на болт,
в кг (при /?р —
— 2 100 кг см*)
 20
 2,2
 700
 3 000
 22
 2,76
 750
 —
 —
 —
 3 770
 24
 3,15
 850
 —
 —
 —
 4 300
 27
 4,15
 950
 —
 —
 —
 5 660
 30
 5,08
 1050
 —
 —

 6 930
 36
 7,42
 1250
 —
 700
 160 х 16
 10100
 42
 10
 1450
 —
 800
 200 X 20
 13 600
 48
 13,4
 —
 1 450
 850
 240 X 25
 18 300
 56
 18,75
 —
 1650
 1000
 240 X 25
 25 600
 64
 24,65
 —
 1 850
 1 100
 280 X 30
 33 700
 72
 31,6
 —
 2 000
 1250
 280 X 30
 43100
 76
 35,8
 —
 2 100
 1350
 320 X 30
 48 900
 Высота траверсы назначается из условия размещения свар
ных швов или заклепок, прикрепляющих стержень колонны
к траверсе.
 Пример 4. Требуется рассчитать конструкцию башмака решетчатой ко
лонны, показанную на фиг. 176. Максимальные расчетные усилия в колонне
принимаем те же, что и в примере 3:
 М -■ + 73,9 тм; N *= 111,43 т\
 М = - 59,62 тм; W= 111,43/и.
 В этом примере были определены наибольшие усилия в ветвях:
в подкрановой ветви Л/П.в=135,75 т;
в наружной ветви Мн.в=ПЗ т.
 Расчетная комбинация усилий в колонне для расчета анкерных болтов
(от постоянной и ветровой нагрузок) принята:
 М ** 4- 50,7 тм; N = 29,7 т.
 Расчетное сопротивление осевому сжатию бетона марки 100 Дб=44 кг/см2.
Материал башмака Ст. 3; электроды типа Э42. Коэффициент условий работы
т=1.
 Решение. 1) Определяем необходимую площадь опорных плит:
под подкрановую ветвь
 Р
 п.в
 АГп.в
 Дб
 135 750
44
 = 3 080 см2;
 293

под наружную ветвь
 ^н-в“ Re
Назначаем размеры плит:
 113 000 _ Л
 44 — 2 570 см2.
 ^п.в — 60*52 =» 3 120 см2;
FH.в - 50-52 а 2 600 см2.
 Фиг. 176.
 Давление на бетон будет равно:
 оп— 43,5 кг\см2< 44 кг/см*
 ан в а ^>в а —2^00— == кг/см2 < 44 кг/см2.
 2) 	Определяем необходимую толщину плиты под подкрановую ветвь из
условия ее работы на изгиб. На участке 2 плита работает как консоль от
 294

распределенной нагрузки
{фиг. 176, CL).
 Момент в консоли
 М = -
 в
 обс2
 2
 виде отпорного давления бетона
 43.5-7,52
 о «= 1 220 кгсм.
 Я — *6
 На участке 7 плита оперта по трем сторонам и также нагружена равно
мерно распределенной нагрузкой д= $б- При отношении сторон
 fi
 di
 300
 185
 1,62,
 находим по табл. 45 коэффициент ^=0,128. Максимальный изгибающий
момент в середине свободной стороны равен
 М = a3J6dj 0,128*43,5* 18,52 = 1 905 кгсм.
 Этот момент больше консольного, а потому и подбираем по нему тол
щину плиты [по формуле (36. VIII)]
 5
 ПЛ —
 6-1 905
1*2 100
 2,34 см.
 Принимаем &Пл =24 мм.
 3) 	Производим расчет траверсы и ребер базы. Принимаем траверсу из
листов 450X12 и толщину швов, прикрепляющих ветвь к траверсе, Лш=10 мм.
Предполагая при расчете швов, что усилие ветви передается на опорную
плиту только через листы траверсы, которые привариваются к двутавру
четырьмя швами, и принимая расчетную длину шва равной 1Ш=45—2=43 см
(где 2 см — вычет на непровар концов швов), найдем напряжение в швах
 Ыпв 135 750
 ^ - '4/ш • 0.7А" “ 4 • 43 • 0.7 • 1 = 1 125 кг>смг < 1 400 кг1см2'
 В швах, прикрепляющих листы траверсы к плите, при Нш=10 мм напря*
жение будет равно
 Л/п. в 135 700
 ~ ~~ 0,7ЛШ Ц /ш “ 0,7-1 (2(60 — 2) + 2(60-2 — 14)] ~
 = 1 210 кг/см2 < 1 400 кг)см2.
 Проверяем среднее ребро, укрепляющее плиту; это ребро с размерами
350Х300ХЮ воспринимает давление от бетона 05 с грузовой площади шири
ной 370:2= 185 мм. Нагрузка, действующая на ребро, будет равна
{фиг. 176, а):
 <7р = аб* 18,5 = 43,5* 18,5 = 783 KzjcM.
 Для ребра, работающего как консоль, защемленная в стенку, найдем:
qva2 783*302
 Мр — —|— = 2 “ 352 500 кгсм;
 VFp
 0Л2
 "6“
 1.352
 6
 = 204 см3;
 о = = 1 725 кг/см2 < 2 100 кг/см2.
 Опорная реакция консоли А, сдвигающая ребро относительно стенки:
А = qpb = 783*30 - 23 500 кг.
 Производим расчет сварных швов, Прикрепляющих консоль к стенке.
Имеются два сварных шва Лш=10 мм. Шов подвергается действию срезы-
 295

вающей силы А и момента М. Проверку производим по условной формуле
 = ]/" <4 + тш < mRT'
 АГо
 352 500
 где
 — Wm ~ 287 — * ^ кг/см*,
 2-0,7Аш 4 2-0.7-1-352
 = 287 ел3;
 Л 23 500
 тш = -р— = —— = 480 кг/см2, где Fm — 2-0,7Аш/ш = 2-0,7-1-35 = 49 с«и2;
 Су = У ^ _|_ t2 = /1 230* + 4802 = 1 320 кг/см* < 1 400 кг/сл2.
 4) 	Производим расчет анкерных болтов. Необходимая суммарная пло
щадь сечения анкерных болтов, прикрепляющих наружную ветвь колонны,
определится по формуле (41. VIII):
 М — Na 5 070 000 - 29 700.45,2
 нт ymmcRp
 100.1-0,65.2 100
 = 27,3 см2.
 Здесь д=45,2 см — расстояние от оси колонны до середины опорной плиты
подкрановой ветви;
 _у=100 см — расстояние от оси рассчитываемых анкеров до середины
той же плиты; 7
 wc=0,65—коэффициент условий работы анкерных болтов;
 Rp=2 100 кг/см2 — расчетное сопротивление растяжению анкерных
болтов.
 Значения any определяем, исходя не из формул (42.VIII) и (43.VIII),
выведенных для сплошной опорной плиты, а из условий равновесия, при
равнивая нулю сумму моментов всех сил относительно центра сжатой эпюры
напряжений (фиг. 176„б).
 Найденную суммарную площадь сечения болтов делим на 2 (число бол
тов):
 27 3
 Fa = —j— = 13,65 см*.
 По табл. 46 принимаем болты диаметром d=56 мм, длина заделки в бе
тон /3 = 1 000 мм.

Глава IX
 СТАЛЬНОЙ КАРКАС ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИЙ
 § 42. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ О СТАЛЬНОМ КАРКАСЕ
ПРОМЫШЛЕННЫХ ЗДАНИИ
 1. Условия проектирования стального каркаса
 Стальной каркас промышленного здания (фиг. 1а и 16) яв
ляется основной несущей конструкцией, поддерживающей кровлю
и стены, а также пути мостовых и других кранов, обслуживаю
щих производство; иногда непосредственно на каркас опирается
различное технологическое оборудование и рабочие площадки.
 Прежде чем приступить к проектированию промышленного
здания, следует убедиться в том, что намеченное сооружение це
лесообразно выполнить из стали., В целях экономии металла
Государственный комитет Совета Министров СССР по строи
тельству издал «Технические правила по экономному расходова
нию металла, леса и цемента в строительстве» (Т,П 101-54). Эти
правила допускают применение металлических конструкций для
цехов с кранами грузоподъемностью 15 т и более при тяжелом
режиме или 30 г и более при среднем и легком режимах работы
кранов; кроме того, стальные конструкции допускаются при вы
соте цеха от пола до низа несущих конструкций покрытия 12 м
и более, а также при шаге колонн 12 ж и более. Металличе
ские конструкции покрытия по железобетонным колоннам или
кирпичным стенам допускаются при пролетах более 15 м.
 В настоящее время в связи с освоением предварительно на
пряженных железобетонных конструкций становится возможным
еще более широкое внедрение сборного железобетона в промыш
ленное строительство.
 Приступая к проектированию промышленного здания, необхо
димо уже на стадии составления проектного задания получить
ряд сведений как технологического, так и общестроительного ха
рактера, касающихся предполагаемой эксплуатации сооружения.
 Сведения технологического характера касаются данных о
расположении железнодорожных путей в цехе, о расположении
крановых путей и грузоподъемности кранов, о специальных га-
 297

баритах машин, о различных временных .нагрузках и их динами
ческих воздействиях, о подземном хозяйстве, о специальных ра
бочих и ремонтных площадках, о проходах и лестницах, об оче
редностях строительства и возможностях расширения, о распо
ложении бытовых устройств и т. п.
 Сведения общестроительного характера касаются местополо
жения цеха на генеральном плане, назначения отметки уровня
пола, данных о грунтах и отметке уровня грунтовых вод, а так
же о принятом расчетном сопротивлении .грунта, данных о мест
ных строительных материалах, данных об освещении, венти
ляции и отоплении и ряда других специальных требова
ний.
 Как уже указывалось, всякое проектируемое сооружение
должно удовлетворять условиям эксплуатации, должно быть
прочным, устойчивым и обладать необходимой пространственной
жесткостью. В каждом промышленном здании должны быть
созданы нормальные условия дЛя труда работающих (цех дол
жен быть светлым, теплым и хорошо проветриваемым), а'также
нормальные условия для эксплуатации цеха (необходимая жест
кость подкрановых путей, доступ для прочистки оконных поверх
ностей, хорошие водостоки, надежная работа ворот, окон и две
рей, правильный выбор полов и т. д.).
 Далее, от всякого сооружения требуется, чтобы оно было за
проектировано с минимальным весом при минимальной затрате
труда на его осуществление. Для этого необходимо выбирать
такие схемы сооружения, чтобы силовой поток усилий, воздей
ствующий на каркас сооружения, проходил в землю по наиболее
рациональному пути. Необходимо также, чтобы материал исполь
зовался наилучшим образом, что, в частности, ведет к требова
нию некоторой концентрации его.
 Для большей индустриальности и снижения трудоемкости из
готовления и монтажа конструкций требуются наибольшая повто
ряемость элементов и простота их формы.
 В результате долголетней практики проектирования промыш
ленных зданий выделились некоторые наиболее часто повторяю
щиеся схемьи сооружений.
 Все промышленные здания можно разделить на одноэтажные
и многоэтажные. Наибольшее распространение имеют одноэтаж
ные цехи, которые в свою очередь бывают однопролетными и
многопролетными.
 Выбор конструктивной схемы цехов, как однопролетных, так
и многопролетньих, в значительной степени зависит от ряда фак
торов. Важнейшими из них являются:
 а) величина крановых нагрузок, а также режим работы кра
нов и цеха в целом;
 б) высота цеха;
 в) величина нагрузки от покрытия (тип кровли, величина
снеговой нагрузки).
 298

В соответствии с этим все цехи можно разбить на три группы:
легкие, средней мощности и тяжелые.
 Особое значение, преимущественно для металлургических за
водов, имеет режим работы цеха, который при наличии тяжелых
условий работы предъявляет к сооружению ряд дополнительных
конструктивных требований. К металлургическим цехам с тяже
лым режимом работы относятся цехи с непрерывной трехсмен
ной работой кранов тяжело
го режима работы, в кото
рых ремонт кранов и под
крановых путей должен про
изводиться без перерыва
производствен ного пр оцесс а.
 К таким цехам относятся,
например, главные здания
сталеплавильных (мартенов
ских и др.) цехов, шихтовый
двор, здание нагревательных
колодцев, некоторые проле
ты прокатных цехов, склады
чугуна и слитков и т. п. (см.
 НиТУ 121-55)
 В цехах с тяжелым ре
жимом работы в верхней ча
сти колонн должны преду
сматриваться проходы (ши
риной 400 мм) на уровне
подкрановых балок. Эти про
ходы ограждаются перилами
со стороны крана на всем
■протяжении подкр а нового
пути (фиг. 177, а также
фиг. 1, б и 111).
 Кроме того, как уже ука
зывалось выше, в цехах с тя
желым режимом работы к
стальным конструкциям
предъявляются несколько
более жесткие конструктивные требования. В особенности это
касается креплений и соединений, которые должны иметь повы
шенную надежность (см. табл. 27).
 Генеральные размеры цеха — пролет (фиг. 178), высота до
отметки головки подкранового рельса (фиг. 177), а также пол
ная высота цеха до низа ригеля рамы назначаются в зависи
мости от габаритов оборудования и характера технологического
процесса проектируемого цеха. В соответствии с НиТУ 133-55*
 * Нормы и технические условия проектирования производственных зда
ний промышленных предприятий, Госстрой из дат, 1956.
 Фиг. 177. Колонны с проходами
в цехах с тяжелым режимом работы
 299

в зданиях с мостовыми кранами с отметкой подкранового рельса
до 8 м высота от уровня пола до головки рельса должна быть
кратной 1 м, при больших отметках она должна быть кратной
2 м. При этом высота от уровня пола до низа несущих кон
струкций покрытия, а также до опоры подкрановой балки долж
на быть кратной 200 мм (фиг. 177). Величина кранового габа
рита над головкой рельса подкранового пути Ик принимается по
ГОСТ на краны.
 Фиг. 178. Основные элементы стального каркаса
промышленного здания
 /—колонна рамы; 2—стропильная ферма (решетчатый ригель рамы);
3—подкрановые балки; 4—тормозная балка; 5—фонарь; 6— верти
кальные связи между колоннами; 7—горизонтальные связи покры
тия; 8—вертикальные связи покрытия; 9—стеновой каркас (фах
верк); /0—прогоны
 Полная высота цеха до низа ригеля Н (фиг. 177) склады
вается из высоты от уровня пола до головки кранового рельса h\
и высоты h2t включающей крановый габарит Ик и дополнитель
ные 200—260 мм, которыми учитывается возможный прогиб
стропильных ферм и связей по нижним поясам последних, а так
же обычная конструкция этих связей с выступающими книзу
полками уголков (фиг. 189).
 Наиболее устойчивой технической характеристикой, по
которой можно судить о том, достаточно ли рационально
выполнен проект стального каркаса промышленного здания,
является .расход металла, отнесенный к 1 м1 здания (вес
в кг/м2),
 В табл. 47 приведены примерные веса конструкций для раз
личных групп цехов.
 300

Данные о весах стального каркаса
 Таблица 47
 Наименование цехов
 Г рузоподъемность
кранов в т
 Высота до головки
кранового рельса
в м
 Вес стальных
конструкций в кг/м*
 I — легкие
 0-5
 6—10
 35-50
 10-20
 8-16
 50-80
 И — средней мощ¬
 30—50
 10-16
 75-120
 ности
 75—100
 16-20
 90—170
 Ш — тяжелые
 125-175
 10—20
 200-300
 175_350
 16-26
 300-400
 2. Основные элементы стального каркаса1
 Основным элементом несущею стального каркаса промыш
ленного здания (фиг. 178), воспринимающим почти все дейст
вующие на цех нагрузки, являются плоские поперечные рамы,
образованные колоннами и стропильными фермами (ригелями);
рамы ставятся одна за другой с определенным расстоянием меж
ду ними. На поперечные рамы опираются продольные элементы
каркаса: подкрановые балки, продольный стеновой каркас, про
гоны кровли и фонари. Каркас здания должен обладать про
странственной жесткостью, что достигается жестким закрепле
нием ригеля рамы в колоннах, а'также устройством связей в про
дольном и поперечном направлениях.
 В многопролетных цехах при необходимости редкого распо
ложения колонн по средним рядам промежуточные стропильные
фермы опирают на подстропильные фермы, устанавливаемые по
продольным рядам колонн (фиг. 179).
 Кровля, предназначенная для защиты здания от атмосферных
воздействий сверху, вместе с поддерживающими ее конструк
циями: прогонами, стропильными и подстропильными фермами,
фонарями и т. д. — называется покрытием. Для конструкций по
крытия основными расчетными нагрузками являются: снеговая и
собственный вес покрытия. Конструкции, которые укрепляют
стену или несут на себе отдельные участки стены, называются
стеновым каркасом (фахверком). Для элементов фахверка
 301

основными нагрузками являются в вертикальном направлении —
вес стены, а в горизонтальном — ветровая нагрузка.
 Основными нагрузками для поперечной рамы являются: воз
действие от покрытия и стенового каркаса, а также воздействие
крановой нагрузки, состоящее из вертикальною давления кранов
и горизонтальных сил торможения, действующих в поперечном и.
 Подстропильная ферма
 Фиг. 17$. Опирание стропильных ферм на подстропильные
 продольном направлениях. Для восприятия сил поперечного тор
можения, действующих на подкрановые балки, устраивают гори
зонтальные тормозные балки, а сил продольного торможения —
вертикальные связи между колоннами. Дополнительной нагруз
кой для рамы является воздействие ветровой нагрузки..
 § 43. СЕТКА КОЛОНН
1. Шаг колонн и пролет
 При проектировании стальною каркаса цеха необходимо
прежде всего наметить так называемую сетку колонн, т. е. рас
положение колонн в плане—пролеты' и шаг колонн, расстояние
между колоннами вдоль цеха. В целях наибольшей повторяе
мости конструкций шаг колонн следует назначать постоянным,
кратным какой-либо определенной величине, называемой моду
лем.
 Модульная система, предусматривающая соизмеримость ос
новных размеров сооружений и их элементов, является основой
для унификации и типизации конструкций.
 Для одноэтажных промышленных зданий в качестве основ
ною модуля принят размер 3 м. В соответствии с этим, согласно
НиТУ 133-55, рекомендуется принимать пролеты длиной до 18 м
кратными 3 м, а более 1в ле — кратными 6 м. Расстояния между
 302

осями колонн в продольном направлении (шаг колонн) рекомен
дуется принимать кратными 6 м. В результате проведенных
исследований и накопленного практического опыта проектирова
ния установлено, что для цехов с мостовыми кранами шаг ко
лонн, равный 6 му близок к оптимальному. Поэтому этот шаг и
принимается в большинстве цехов (где технологические условия
не требуют большего шага).
 Однако при большой высоте здания шаг колонн выгодно уве
личивать до 12 му устраивая подстропильные фермы (в этом
случае увеличение шага почти не влияет на вес конструкций).
 Размеры пролетов в первую очередь зависят от технологиче
ского процесса проектируемого цеха и необходимой в связи
с этим маневренностью кранов. Однако при проектировании мно
гопролетных цехов может встать вопрос об оптимальной вели
чине пролетов.
 Особое значение при разбивке сетки колонн приобретает
увязка ее с технологией производства проектируемого цеха, обус
ловленная сохранением принятых модулей шага и пролета. Здесь
следует обратить внимание на необходимость увязки фундамен
тов колонн с подземным хозяйством (каналами, фундаментами
под оборудование, печами и т. д.), а также на устройство желез
нодорожных въездов, требующих определенных габаритов.
 2. Температурные швы
 Общая длина и ширина цеха определяются технологическими
условиями. Если здание имеет большие размеры по длине или
ширине, появляется опасность значительных деформаций его от
дельных элементов в результате изменения температуры летом и
 Фиг. 180. Температурные деформации колонн
 зимой. Величина температурной деформации равна А = alt,
где а — коэффициент линейного расширения стали (а = 0,000012),
I — длина, t — разность температур. На фиг. 180 показано нара
стание деформаций колонн цеха от центра здания к краям;
вызванных повышением температуры.

Длинные цехи следует разделять на отдельные блоки (отсеки),
устраивая между ними температурные швы. Расстояния между
температурными швами в стальных сооружениях, при которых,
согласно НиТУ, можно не учитывать температурных воздействий,
не должны превышать:
 в конструкциях отапливаемых зданий 150 м; в конструкциях
неотапливаемых зданий и зданий горячих цехов 120 м\ в кон
струкциях открытых эстакад 90 м.
 При сборных железобетонных колоннах температурные швы
устраиваются не реже чем* через 60 м, в самонесущих кирпичных
стенах — через 40—60 м.
 Осуществление температурных швов в каркасах промышлен
ных зданий лучше всего производить путем постановки двойных
поперечных рам (на общем фундаменте), т. е. двойных колонн
по каждому ряду и соответственно двух стропильных ферм и т. д.,
другими словами, проектировать как бы отдельно стоящие зда^
ния-блоки. При этом, согласно «Основным положениям по унифи
кации конструкций производственных зданий» *, ось температур
ного шва совмещается с разбивочной осью, а оси колонн сме
щаются от оси температурного шва на 500 мм (фиг. 185 и 187).
Такое решение позволяет осуществить стены из стандартных
сборных стеновых блоков. Однако в отдельных случаях, по усло
виям размещения оборудования, может быть допущено устрой
ство температурных швов со вставкой между двойными рамами
дополнительного отрезка. В этом случае оси колонн совпадают
с осями рядов.
 Устройство температурных швов путем продольно подвижногв
примыкания элементов конструкций (осуществляемого, напри
мер, при помощи овальных отверстий), как показала практика
эксплуатации, недостаточно надежна.
 § 44. ПОПЕРЕЧНЫЕ РАМЫ
1. Однопролетные цехи
 Примерами однопролетных цехов могут служить кузнечно-ко
вочные, прессовые, термические цехи, здания нагревательных ко
лодцев, дворы изложниц, миксерные здания и т. п. Обычно это
цехи средней мощности или тяжелые цехи, требующие из-за не
обходимости устройства жестких в горизонтальном направлении
подкрановых путей большой поперечной жесткости. Такому тре
бованию лучше всего отвечает поперечная конструкция цеха в
виде рамы. Рамы могут быть трех типов: двухшарнирные с шар
нирами в углах (фиг. 181, а и г), двухшарнирные с шарнирами
на опорах (фиг. 181,6) и безшарнирные (фиг. 181,в и д).
 1 Основные положения по унификации конструкций производственных
зданий, Государственное издательство литературы по строительству и архи
тектуре, 1955.
 304

Рама безшарнирного типа является наиболее жесткой и эко
номичной, почему она и является основным типом поперечной
конструкции стального каркаса промышленных зданий.
 Различают два типа ригеля рамы — решетчатый (стропиль
ная ферма) и сплошной (балочного типа).
 Наиболее распространенным типом ригеля является решет
чатый как более легкий и жесткий.
 Сплошной ригель наряду с серьезными недостатками (боль
шой вес, меньшая жесткость) имеет и некоторые преимущества
перед решетчатым: меньшую строительную высоту (высота ри
геля около Vie^Vaoпролета), удобство транспортировки, меньшую
трудоемкость изготовления (особенно при применении автомати
ческой сварки), удобство монтажа. Поскольку, однако, вес сплош
ных ригелей заметно возрастает с увеличением пролета, приме
нение их ограничено.
 Стропильную ферму, являющуюся, как уже указывалось, в
промышленных зданиях со стальными колоннами элементом
рамы'—ригелем, в целях большей поперечной жесткости цеха,
как правило, жестко соединяют с колоннами. При такой кон
струкции ферма получается защемленной по концам, в резуль
тате чего на опоре, кроме опорной реакции, возникает еще и
опорный момент М0 (фиг. 182, а). Разделив опорный момент М0
на высоту фермы у опоры Л0, получим горизонтальные силы Н
(пара сил), которые воздействуют на ферму и на колонны
(фиг. 182,6):
 Фиг. 181. Схемы поперечных рам
 (1.IX)
 20 —к. К Муханпв

Опорные моменты определяются при решении рамы общими
методами строительной механики. В зависимости от направления
горизонтальных сил Я одни элементы фермы этими силами до
гружаются (дополнительно к вертикальным нагрузкам), дру
гие — разгружаются.
 Обычно определяют
усилия в стержнях от
двух комбинаций опорных
моментов, создающих наи
худшие условия для ра
боты поясов (фиг. 183, а)
и для работы раскосов
(фиг. 183,6).
 Построив диаграмму
Максвелла — Кремоны от
найденных горизонталь
ных сил Я, получают до
полнительные усилия в
стержнях ферм.
 Расчетным усилием в каждом из стержней фермы- будет сум
ма усилия от вертикальных нагрузок, найденного как в стати
чески определимой ферме, и
усилия от опорного момента.
 При этом в случае^ если опор
ный момент вызывает разгруз
ку элементов фермы, то это
уменьшение усилий обычно не
учитывают, считая, что могут
быть такие случаи, когда ферма
будет работать как статически
определимая система, без раз
гружающего влияния опорных
моментов (т. е. только от одних
вертикальных нагрузок).
 а) м'
 м;
 ; *
 ч
 Мл
 X
 м;
 >
 7777 ///У
 Фиг.1 183. Расчетные комбинации
моментов в опорных сечениях ферм
 ///>//.777’
 Фиг. 182. Опорный момент в раме
с решетчатым ригелем
 Жесткое соединение фермы с колонной осуществляется по
типу, показанному на фиг. 184, а. Здесь в нижнем опорном узле
передача опорного давления и горизонтальной силы Я (появ
ляющейся в результате углового момента рамы) осуществляется
раздельно. Опорная фасонка, выполненная в виде сварного
тавра, передает опорное давление А на опорный столик (через
строганые поверхности), причем опорная планка для большей
четкости передачи выпускается на 10—20 мм. Ее толщина при
нимается равной 16—20 мм. Опорный столик из обрезка уголка
или толстого листа (;> = 30 мм), приваренного к колонне, де
лается несколько шире опорной планки. Каждый из вертикаль
ных швов, которыми столик приваривается к колонне, из-за воз
можной неравномерности в передаче, нагрузки рассчитывается
на 2/з А. Горизонтальные силы Я могут вызывать в узле сжатие
 ЗСб

Фиг. 184. Жесткое соединение фермы с колонной

и растяжение (отрыв узла от колонны); последнее восприни
мается черными болтами. Сила Я, приложенная на уровне осевой
линии пояса фермы, как правило, не совпадает с центром болто
вого соединения. Условно предполагается, что возникающее при
этом вращение узла происходит вокруг линии, проходящей через
ось болтов, наиболее удаленных от точки приложения силы- Я
(примерно на 40—80 мм ниже верха фасонки). Тогда усилие,
приходящееся на наиболее нагруженный болт, расположенный
внизу (фиг. 184, б), определится по формуле
 ^макс = 4 • 4/f’ (2ЛХ)
 расстояние от оси нижнего пояса фермы (линии прило
жения силы Я) до оси наиболее удаленных болтов (ус
ловной оси вращения узла);
расстояние между крайними болтами;
сумма квадратов расстояний между осями болтов и осью
вращения узла (в данном примере на чертеже
 - А+ф;
 коэффициент, указывающий на наличие двух болтов
 в каждом горизонтальном ряду соединения.
 Отверстия для болтов в опорной планке делают на 3—4 мм
больше диаметра болтов для того, чтобы черные болты не могли
принять на себя опорную реакцию в случае незначительных от
клонений в прикреплении опорного столика по высоте. Эти болты
предназначены для работы только на растяжение.
 Сварной шов С (фиг. 184, а), при помощи которого фасонка
соединяется с опорной планкой, находится в сложном напряжен
ном состоянии. Он передает на колонну опорное давление А и
эксцентрично приложенную силу Я. Наибольшее напряжение
испытывает нижняя точка шва. Проверочный расчет произво
дится по условной формуле
 где г—
 А-
 Lih
 -и* (3.IX)
 Здесь
 _ Н t 6 Нг
°ш + 1,4Лшй ;
 А
 Хш== ММш ’
 где Лш—толщина шва;
 /ш— длина шва;
 z — эксцентриситет силы Я по отношению к середине шва.
 308

2. Связи
 Для придания цеху пространственной жесткости, а также
для обеспечения устойчивости элементов рам устраиваются
связи, располагаемые между рамами. Различают связи: гори
зонтальные— в плоскости верхних и нижних поясов ферм — и
вертикальные—как между фермами, так и между колон
нами.
 Назначение горизонтальных связей по верхним поясам ферм
было рассмотрено в § 35. Эти связи обеспечивают устойчивость
верхнего пояса ферм из их плоскости. На фиг. 185 показан при-
 4^
 -ГГ
 2S 2S»
 i
 Фиг. 185. Связи по верхним поясам ферм
 мер расположения связей по верхним поясам ферм в покрытии
с прогонами.
 В беспрогонньих покрытиях, в которых крупнопанельные же
лезобетонные плиты привариваются к верхним поясам ферм,
жесткость кровли настолько велика, что, казалось бы, нет необхо
димости в постановке связей. Учитывая, однако, необходимость
обеспечения надлежащей жесткости конструкций на время мон
тажа плит, а также и то обстоятельство, что нагрузка от плит не
приложена строго вертикально по оси ферм и потому может
вызвать кручение, считают необходимым ставить связи по верх
ним поясам ферм по краям температурных отсеков. Столь же
необходимы распорки у конька ферм, у опор и под фонарными
стойками. Эти распорки служат для завязки верхних поясов всех
промежуточных ферм. Гибкость верхнего пояса между раскреп
ленными на время монтажа плит точками не должна превышать
200—220. Связи по верхним поясам стропильных ферм крепятся
к поясам черными болтами (фиг. 186,а). При изготовлении свя
зей важно точно приварить фасонку к уголку, обеспечив соответ
ствующий угол наклона, так как при помощи связей частично
контролируется правильность геометрической схемьи смонтиро
ванного сооружения. Поэтому приварку фасонок к элементахМ
связей рекомендуется производить в кондукторах. На фиг.
186,6 показан простейший тип кондуктора в виде швеллера, на
котором точно пробиты отверстия под необходимым углом.
 Горизонтальные связи по нижним поясам ферм (фиг. 187, а)
располагаются как поперек цеха (поперечные связи), так и вдоль
 зоо

цеха (продольные связи). Поперечные связи, расположенные у
торцов цеха, используются в качестве ветровых ферм. На них
опираются стойки каркаса торцовой стены цеха, воспринимаю
щего давление ветра (фиг. 187,а). Поясами ветровой фермы слу
жат нижние пояса стропильных ферм. Такие же поперечные связи
по нижним поясам ферм устраивают у температурных швов (в це¬
 лях образования жесткого диска). При большой длине темпера
турного блока поперечные связи ставятся также в средней части
блока (фиг. 187, а) с тем, чтобы расстояние между поперечными
связями не превышало 50—60 м. Это приходится делать потому,
что соединение связей часто производится на черных болтах, до
пускающих большие сдвиги, вследствие-чего влияние связей не
распространяется на большие расстояния.
 Горизонтальные продольные связи по нижним поясам ферм
имеют своим главным назначением вовлечение в пространствен
ную работу соседних рам при действии местных, например кра
новых, нагрузок; тем самым уменьшаются деформации рамы и
 310

увеличивается поперечная жесткость цеха (фиг. 188). Особо важ
ное значение приобретают продольные связи при тяжелых кранах
и в цехах с тяжелым режимом работы, а также при легких и не
жестких кровлях (из волнистой ехали, асбестоцементных листов
 Фиг. 187. Связи по нижним поясам ферм и между колоннами
 и т. п.). В зданиях с тяжелым режимом работы связи следует
цриваривать к нижнему поясу (фиг. 189).
 Для связевых ферм, как правило, принимают крестовую ре
шетку, считая, что при воздействии нагрузок с какой-либо одной
 Фиг. 188. Поперечная деформация каркаса от местной (крановой)
 нагрузки
 а—при отсутствии продольных связей; б—при наличии продольных связей
 стороны работает только система вытянутых раскосов, а другая
часть раскосов (сжатых) выключается из работы. Такое предпо
ложение справедливо, если раскосы гибкие (Х>200). Поэтому
элементы крестовых связей, как правило, проектируют из одиноч¬
 311

ных уголков. При проверке гибкости перекрестных растянутых
раскосов связей из одиночных уголков радиус инерции уголка
принимается относительно оси, параллельной полке. При тре
угольной решетке связевых ферм во всех раскосах могут возник
нуть сжимающие усилия, а потому их необходимо проектировать
с гибкостью а < 200, что менее экономично.
 В пролетах более 18 м из-за
ограничения боковой гибкости
нижних поясов ферм во мно
гих случаях приходится ста
вить дополнительные распорки
по середине пролета (фиг.
187, а). Этим устраняется дро
жание ферм при работе кранов.
 Вертикальные связи между
фермами обычно устанавли
вают у опор ферм (между ко
лоннами) и в середине пролета
(либо под стойками фонаря),
располагая их по длине цеха в
жестких панелях, т. е. там, где
расположены поперечные связи
по поясам ферм.
 Основное назначение вертикальных связей заключается в при
ведении в жесткое неизменяемое состояние пространственной кон
струкции, состоящей из двух стропильных ферм и поперечных
связей по верхнему и нижнему поясам ферм. В цехах с кранами
легкого, а иногда и среднего, режима работы при наличии жест
кой кровли из крупнопанельных железобетонных плит, приварен
ных к стропильным фермам, система вертикальных связей может
заменить систему поперечных связей по поясам ферм (кроме тор
цовых ветровых ферм). При этом промежуточные фермы должны
быть связаны распорками. Конструкция вертикальных связей
принимается в виде креста из одиночных уголков с обязательным
горизонтальным замыкающим элементом или в виде фермочки
с треугольной решеткой. Крепление вертикальной связи к стро
пильной ферме осуществляется на черных болтах (фиг. 190).
 Вследствие незначительности усилий, действующих в элемен
тах связей покрытия, при конструировании их креплений может
быть допущено незначительное отступление от центрирования.
 Вертикальные связи между колоннами устанавливают вдоль
цеха для обеспечения устойчивости цеха в продольном направле
нии, а также для восприятия сил продольного торможения и дав
ления ветра на торец здания (фиг. 187,6). Если в поперечном
направлении рамы, защемленные в фундаментах, являются неиз
меняемой конструкцией, то в продольном направлении ряд уста
новленных рам, шарнирно связанных подкрановыми балками,
представляет собой изменяемую систему, которая при отсутствии
 Фиг. 189. Крепление связей
к нижнему поясу ферм
 312

вертикальных связей между колоннами может сложиться (опоры
колонн в продольном направлении надо считать шарнирными).
Поэтому сжатые элементы связей между колоннами (ниже под
крановых балок), а в зданиях с тяжельим режимом работы и рас
тянутые элементы этих связей, имеющих существенное значение
для устойчивости всего сооружения в целом, делают достаточно
 Фиг. 190. Крепление вертикальных Фиг. 191. Конструкция крепления
 связей к стропильной ферме вертикальных связей к колонне
 жесткими, чтобы избежать их дрожания. С этой целью ограничи
вают предельную гибкость таких элементов значением А =150.
 Для прочих растянутых элементов связей между колоннами
гибкость не должна превышать =300, а сжатых >- =200. Эле
менты крестовых связей между колоннами обычно делают из
уголков (фиг. 191). Особо мощные крестовые связи делают из
парных швеллеров, соединенных решеткой или планками.
 При определении гибкости пересекающихся стержней (в кре
стовой решетке) расчетная длина их в плоскости решетки прини-
 313

'мается от центра узла до точки их пересечения. Расчетная длина
стержней из плоскости фермы принимается по табл. 48.
 Таблица 48
 Расчетная длина из плоскости фермы стержней
перекрестной решетки
 Характеристика узла пересечения
стержней решетки
 При растяже
нии в по иер-
•живающем
стержне
 При нерабо
тающем под
держивающем .
С1ержне
 При сжатии
в поддержи
вающем
стержне
 Оба стержня не прерываются . .
 1
 0,5 1
 1
 0,7 1
 1
 Поддерживающий стержень преры¬
 вается и перекрывается фасонной
 0,7 1
 1
 1
 Расчет крестовых связей обычно производится в предположе
нии, что работают только растянутые элементы (на полную на
грузку). В случае, если учитывается работа элементов крестовой
решетки также и на сжатие, нагрузка распределяется между рас
косами поровну.
 Для обеспечения свободы температурных продольных дефор
маций каркаса вертикальные связи между колоннами лучше всего
располагать в середине температурного блока или вблизи от нее
(фиг. 187,6). Но так как монтаж сооружения обычно начинается
с краев, то желательно первые две колонны связать в раму так,
чтобы они были устойчивьи. Это заставляет конструировать связи
так, как показано на фиг. 187, б, т. е. в крайних панелях устанав
ливать связи только в пределах верхней части колонн. Такие связи
допускают деформацию изгиба нижних частей колонн при изме
нениях температуры. В то же время один из раскосов, работая
от ветровой нагрузки на растяжение, передает эти усилия на под
крановую балку. Дальнейший путь ветровых усилий показан на
фиг. 187,6; они передаются по жестким подкрановым балкам до
средних связей и по ним спускаются в землю. Желательно выби
рать такую схему связей, чтобы они примыкали к колоннам под
углом, близким к 45° (фиг. 191). В противном случае получаются
слишком вытянутые тяжелые фасонки.
 В случае, если по технологическим условиям нельзя пол
ностью занять под связи ни одного пролета, а также при больших
шагах колонн устраивают рамньье связи (фиг. 192); при этом
считают, что от односторонней нагрузки работают на растяжение
связи одного угла, а элементы другого угла из-за большой гибко
сти (^=200^-250) выключаются из работы. При такой схеме
работы конструкции мы получаем «трехшарнирную арку». Верти
кальные связи устанавливаются ниже подкрановой балки в пло
скости подкрановой ветви колонны, а выше подкрановой балки —
 3L4

*io оси сечения колонны. В цехах с тяжелым режимом работы
связи ниже подкрановых балок прикрепляются к колоннам на за
клепках (преимущественно) или на сварке.
 <0
 'а— при шаге колонн 6 м\ б— при шаге колонн не меньше 12 м
 3. 	Многопролетные цехи
 Выбор поперечного профиля многопролетных цехов зависит не
только от заданного полезного габарита цеха и габарита мосто
вых кранов, но и от ряда общестроительных требований, в первую
очередь от организации отвода воды с крыши и от устройства
освещения средних пролетов. Отвод воды может быть как наруж
ным, так и внутренним. Наружные водостоки устраиваются в не
широких цехах, а также в неотапливаемых горячих цехах с холод
ной кровлей. Предельная ширина здания при двускатной крыше
е наружным отводом воды составляет согласно НиТУ 133-55:
в отапливаемых зданиях 60 м, а в неотапливаемых 100 м.
 На фиг. 193, а показан трехпролетный механический цех
с кровлей с наружным отводом воды. Освещение среднего пролета
здесь осуществляется за счет перепада высоты между средним
и крайними пролетами, который получился благодаря разной
полезной высоте пролетов.
 В широких многопролетных зданиях водостоки делают вну
тренними (.вода отводится по трубам во внутреннюю канализаци
онную сеть).
 На фиг. 193,6 показан пример многопролетного здания мосто
вого завода с кровлей с внутренним отводом воды и освещением
при помощи фонарей.
 В многопролетных цехах необходимо стремиться к наиболее
простому профилю (без перепадов) и к максимальной повторяе
мости элементов. Особенно важно, чтобы здание было без пере
падов при наличии подвесного транспорта; это дает возможность
маневрировать транспортом путем подвески его в разных точках
конструкции в случае реорганизации производства.
 Легкие многопролетные цехи в отличие от цехов средней мощ
ности и тяжелых могут иметь несколько меньшую поперечную же-
 315

сткость. В связи с этим при наличии в покрытии фонарей появи
лось стремление использовать последние в качестве конструкции,
разгружающей ригели, в результате чего оказалось возможным
применить для ригелей прокатные двутавровые профили. На
фиг. 194, а показан механосборочный цех с прокатными ригелями
пролетом 12 м. Колонны пропущены выше ригелей и поддержи
вают расположенные вдоль цеха подстропильные фермы. На
колонны и подстропильные фермы опирается фонарная конструк
ция, которая своими раскосами поддерживает ригели, уменьшая
в них изгибающие моменты. На фиг. 194,6 показана другая
схема использования фонаря как шпренгеля, разгружающего се
редину ригеля (штриховкой показана расчетная эпюра момен
тов). В этой схеме фонарь, кроме того, использован как простран
ственный брус, опирающийся на редко расположенные рамы. На
такой жесткий фонарный брус и подстропильную балку поперек
цеха уложены прогоны. В настоящее время при широком внедре
нии беспрогонных покрытий с применением крупнопанельных же
лезобетонных плит возможно большое разнообразие новых рацио
нальных схем промышленных сооружений с широким примене
нием сборного железобетона также и для несущего каркаса.
 Тяжелые многопролетные цехи в отличие от легких требуют
большой поперечной жесткости, что достигается устройством же
стких рамных систем.
 Рассматривая различные схемы поперечных конструкций та
ких цехов можно выделить две основные группы. Схемы'первой
группы состоят из ряда параллельно расположенных рам, под
держивающих продольные конструкции (фиг. 195,а). В много-
пролетных цехах не всегда все колонны- могут быть расположены
в одном поперечном сечении цеха и поэтому поперечные рамы
могут иметь вид П-образных и Г-образных рам с промежу
точным опиранием стропильных ферм на подстропильные
(фиг. 195,6).
 Рассматриваемая схема может быть решена в виде отдельных
плоских рам, работающих самостоятельно, т. е. воспринимающих
все нагрузки только со своей грузовой площади. Тогда те колонны,
которых в поперечном сечении меньше, получаются значительно
тяжелее колонн основных рам. Такое решение (в виде отдельных
плоских рам) не рационально. При другом решении этой схемы
в виде блока рам учитывается пространственная работа каркаса.
При наличии горизонтальных связей и других продольных эле
ментов, могущих принять надежное участие в работе каркаса на
местную поперечную нагрузку, можно рассматривать рамы не
как отдельно стоящие, а как элементы пространственного. блока,
в состав которого входят как основные, так и промежуточные
рамы. Тогда смещения рам на уровне связывающих их продоль
ных конструкций не будут уже независимы друг от друга, а бу
дут связаны определенными соотношениями, зависящими от же
сткости продольных конструкций. При наличии широких горизон-
 317

а)
 \
 \
 &
 ft
 II
 3
 ii fj
 Q- 5 т
 e fj
 0s 5 m
 d=d
 /Л
 /Z/77Z
	 12 ^
 V7> 777
— 12 —
 r77~, 77Z
 \
 — 12 —
 '//S
 Фиг. 194. Поперечные разрезы легких многопролетных цехов

тальных связей по нижним поясам, надежно присоединенных
к фермам, хорошо прикрепленной жесткой кровли (например, из
крупнопанельных плит, приваренных к верхним поясам ферм),
можно предполагать, что эти связи и покрытие образуют весьма
жесткий диск, в результате чею смещения основной рамы и
смежных могут считаться одинаковыми. Этим определяется доля
участия каждой рамы в работе каркаса и соответственно сечение
 *) 6)
 1П01-1 Во 2-2
 mm
 ПоЗ-З
 X X
 Л
 1*~
 '
 . i*-"
 План
 Ф По 1-1
 flo 2-2
Связи
 /L41'
 2 И
 ”1-
 т-
 • til—
 _J2
 н
 Фиг. 195. Схемы поперечных
конструкций тяжелых цехов
 колонн. Таким образом, при одновременной работе блока рам
нагрузка распределяется между колоннами пропорционально их
жесткостям и они получаются более легкими. Такое решение
(в виде блока рам) более рационально.
 Сущность схем второй группы заключается в том, что кон
струкции каркаса в них разделены по своему функциональному
назначению. В отдельную конструкцию выделены подкрановые
стойки, а также стойки шатра, на которые оперты стропильные
фермы; все они, будучи шарнирно соединенными, нагружены осе
вой вертикальной нагрузкой (фиг. 195, в). Для обеспечения неиз
меняемости системы от смещений в горизонтальной плоскости,
а также для восприятия горизонтальных нагрузок устраивают
продольные горизонтальные связи и широкие- тбрмозные балки;
 319

передающие все горизонтальные силы на основные, редко распо
ложенные и потому более мощные рамы. Такое функциональное
разделение конструкций позволяет добиться большей повто
ряемости элементов, а следовательно, и уменьшения количе
ства монтажных марок. При тяжелых кранах схемы второй
группы дают несколько меньший расход стали, чем схемы
первой.
 В ряде случаев поперечные рамы многопролетных тяжелых
цехов осуществляются с устройством жестких рамных узлов
только по крайним рядам колонн и шарнирных соединений по
средним рядам.
 Пример шарнирного присоединения ферм к стальным колон
нам показан на фиг. 196, а. Аналогичная конструкция может быть
применена для опирания стропильных ферм на железобетонные
колонны, а также на подстропильные фермы (фиг. 196,6). Сущ
ность ее заключается в том, что стропильные фермы опираются
опорными фасонками на стойку крестового сечения через спе
циально приваренный столик. В случае примыкания к колонне
подстропильной фермы аналогичный узел устраивается на других
полках крестового сечения. Строганые поверхности опорных фа-
оонок должны' быть проверены на смятие.
 Шарнирное соединение стропильной фермы с колонной может
быть также осуществлено аналогично жесткому соединению
(фиг. 184, а), но с устройством податливого крепления в верхнем
узле за счет применения тонкой, легко деформирующейся планки
(фланца), прикрепляемой болтами к колонне.
 § 45. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ПОПЕРЕЧНЫХ РАМ
1. Расчетные нагрузки
 Поперечные рамы промышленных зданий рассчитываются на
следующие нагрузки:
 1) собственный вес кровли и конструкций покрытия;
 2) вес снега;
 3) вес стен (при опи-рании стен на каркас);
 4) вертикальное давление от кранов и их торможения; -«"p-"-™
 5) давление ветра на стены и фонари здания.
 Первые четыре вида нагрузок относятся к основным воздей
ствиям, ветровая нагрузка является дополнительным воздей
ствием.
 Собственный вес кровли и конструкций покрытия вместе со
снегом передается на колонну в виде опорного давления фермы
Яф (фиг. 197), которое приложено к верхней части колонны' с экс
центриситетом. Кроме того, на верхнюю часть колонны также
эксцентрично опирается часть стены, нагрузка от которой пере
дается через элементы стенового каркаса в виде отдельных сосре
доточенных сил Рс.
 320

I
 Фиг. 197. Нагрузки на поперечную раму

Расчетное вертикальное давление кранов на одну колонну
определяется загружением соответствующей линии влияния на
грузкой от давлений колес крана Р, принимаемых по стандартам
на краны (фиг. 198). Как уже указывалось выше, расчет обычно
ведется на два крана; при этом определяют максимальное и мини
мальное давления на колонну
 ^м«кс = W 2 ^макс У', Dum — ^ ^ Рит У» (4.IX)
 Фиг. 198. Линия влияния давления кранов
. на колонну
 где п=\,Ъ—коэффициент перегрузки крановых нагрузок;
 ЯмаКс— максимальное давление на колесо крана (по ГОСТ);
Рит~ минимальное давление на колесо крана, определяе
мое по формуле
 Рит= 0,5пк -^макс» (5.IX)
 Q — грузоподъемность крана;
 G — полный вес крана с тележкой;
пк—полное число колес крана;
у — ордина™ линии влияния (фиг. 198).
 Для определения воздействия поперечного торможения кра
нов на раму сперва вычисляют силу, приложенную к каждому
колесу крана:
 7-= 4гтг • <61Х)
 где g— вес тележки крана; -
 п j — число колес каждого крана на одной стороне.
 Суммарное воздействие сил торможения на раму определяется
так же, как и для вертикального давления и по той же линии
влияния:
 Т — пТк (7.IX)
 322

Сила поперечного .торможения Т передается только на одну из
колонн рамы (фиг. 197).
 Продольная тормозная сила, передающаяся на вертикальные
связи между колоннами, определяется-по формуле
 Тп = 0ЛпРкш,пт, (8.IX)
 где пт — число тормозных колес на одной балке (обычно равное
половине общего числа колес на балке).
 Ветровая нагрузка принимается в соответствии со СНиП
(Н-Б.1, § 4); причем предполагается, что она действует как рав
номерно распределенная нагрузка
 . Яп = kqnnb, (9.IX)
 где q0— скоростной напор, по СНиП;
 k— аэродинамический коэффициент;
b — шаг рам;
 /7 = 1,2—коэффициент перегрузки.
 Ветровую нагрузку, действующую на фонарь и на часть стены
в пределах высоты ригеля, передают на раму в виде сосредото
ченной силы Рь, приложенной на уровне нижнего пояса ригеля.
Эта сила равна Яв =-- kq0nbh' (фиг. 197, а и б).
 Для предварительного определения собственного веса сталь
ных конструкций можно пользоваться приближенными приведен
ными в табл. 49 данными, которые характеризуют распределение
металла между отдельными элементами стального каркаса про
мышленных зданий.
 Таблица 49
 Ориентировочные веса элементов стального каркаса
промышленных зданий в /гг на 1 м2 здания
 Элементы стального каркаса
 Группа цехов
 легкие
 средней
 мощности
 тяжелые
 Покрытие:
 стропильные фермы
 16-25
 18-30
 20-40
 подстропильные 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
 9 Итого...
 30-40
 45—70
 50-80
 Колонны со связями и площадками
 10-18
 18-40
 70—120
 Подкрановые балки с тормозными
 балками и ремонтными площад¬
 ками
 0-14
 14-40
 50 -150
 Стеновой каркас * . .
 0-3
 5 14
 12-20
 Прочее
 —
 0-10
 3—12
 Всего ...
 35-80
 75-170
 200—400
 323

Для получения погонного веса элемента, надо умножить таб
личные данные (в кг/м1  2) на соответствующий этрму элементу шаг
(кроме связей и элементов стенового каркаса).
 2. Особенности статического расчета рам
 Поперечные рамы промышленных зданий рассчитываются как
плоские статически неопределимые системы и их расчет бывает
достаточно трудоемок. Поэтому при расчете рам обычно вводят
ряд допущений, которые упрощают расчет, не влияя сильно на
конечные результаты. Основные упрощения сводятся к следую
щему *.
 При расчете рамы на все нагрузки, кроме вертикальных, при
ложенных к ригелю рамы, ригель принимается бесконечно жест
ким. Это допущение позволяет вести расчет рам по методу дефор
маций, причем неизвестными являются только горизонтальные
смещения. Пользуясь имеющимися в справочниках готовыми
таблицами, составленными для колонн переменного сечения, за
щемленных в фундаменте и в ригеле (на уровне нижнего пояса),
можно легко производить расчет рам однЬэтажных цехов.
 Расчет рам на вертикальные нагрузки, приложенные к ригелю,
производится по общим правилам строительной механики с уче
том конечной жесткости ригеля. При этом решетчатый ригель
условно заменяют сплошным, совмещая ось последнего с нижним
поясом ригеля. Момент инерции такого ригеля определяется при
ближенно по формуле
 Jp = k{FA + Fjl), (10.IX)
 где FB и FH—площади сечений верхнего и нижнего поясов
фермы;
 zB и zH— расстояния от центра тяжести (оси) фермы до
поясов в середине пролета;
k— коэффициент, учитывающий переменную высоту
фермы, а также деформации элементов решетки;
этот коэффициент для ферм с уклоном верхнего
пояса 1 : 12 может приниматься равным 0,75.
 Соотношения моментов инерции отдельных частей колонн и
ригеля принимаются на основании аналогичных проектов. Обычно
 эти соотношения находятся в пределах (фиг. 199):= 5-г 12;
 Л
 -^— = «4-15; 4- = 4^12 (при двойном
 шаге колонн по средним рядам); меньшие цифры здесь соответ
ствуют легким цехам, большие — тяжелым. Изменение соотно¬
 1 КТИС, Стальные конструкции одноэтажных промышленных зданий,
под редакцией доц. С. М. Тубина, Государственное издательство литературы
 по строительству и архитектуре, 1952.
 324

777
 По -1
 шений моментов инерции в некоторых пределах (около 30%)
мало отражается на величине расчетных моментов.
 При расчете плоских рам на крановые нагрузки можно исхо
дить из пространственной работы каркаса, учитывая вовлечение
в работу соседних рам через горизонтальные продольные связи
по нижним поясам ферм (фиг.
 188). В этом случае, при одина
ковом шаге колонн по всем рядам,
рассматривается блок из пяти-
семи рам, соединенных между со
бой продольными связями. Жест- ib
 кость этих -связей определяется соотношение моментов
 ИХ моментом инерции, найден- инерции элементов рамы
ным по формуле (10.IX); при
этом принимается: для связей,
 приваренных к нижнему поясу, коэффициент к = 0,7, а при бол
товом креплении связей, к = 0,3. Расчет такого блока сводится
к расчету неразрезной балки на упруго оседающих опорах.
 В зданиях с беспрогонным
покрытием из крупнопанель
ных железобетонных плит, на
дежно приваренных к „стропиль
ным фермам, жесткий кровель
ный диск обеспечивает про
странственную работу каркаса
аналогично продольным свя
зям. Исследованием этого во
проса занимаются наши науч
но-исследовательские органи
зации.
 В случае, если по среднему
ряду шаг колонн вдвое больше,
чем по крайним рядам, то рас
чет можно вести для условной
рамы, у которой моментьи инерции сечений колонн крайних рядов
равны сумме моментов инерции двух колонн, т. е. в расчет вво
дится блок конструкций, заштрихованный на фиг. 200. Такой
расчет возможен при наличии горизонтальных связей по нижним
поясам ферм или жесткого кровельного диска, обеспечивающих
одинаковое смещение всех колонн блока. При этом горизонталь
ное реактивное усилие в условной раме, вовникающее от нагрузки
в стержне, закрепляющем раму от смещения, определяется как
сумма реактивных усилий в отдельных плоских рамах, после
чего обычным способом определяется смещение условной рамы.
По найденному смещению определяют усилия отдельно для каж
дой плоской рамы.
 В общем случае, при неодинаковых шагах колонн по разным
рядам, протяженность расчетного блока принимается равной
 По г-г
 pzssszszszawf
 JlTjL
 Фиг. 200. К расчету рам при разном
шаге колонн
 325

шагу основных рам. При этом смещение всех рам блока прини
мается одинаковым.
 После того как от каждой нагрузки в отдельности построены
эпюры моментов в раме, составляют таблицу значений этих мо
ментов для ряда сечений колонн и устанавливают наиневыгодней
шую. комбинацию суммарного момента М и соответствующей ему
продольной силы N. При этом учитывается как основное, так и
дополнительное сочетание нагрузок (включающее ветровую на
грузку) введением для последнего коэффициента сочетаний 0,9
(для всех нагрузок, кроме постоянной). В большинстве случаев
максимальные расчетные моменты для подкрановой части1 колонн
получаются в нижнем сечении у опоры. Расчетная комбинация,
как правило, соответствует дополнительному сочетанию нагрузок.
 В рамах, в узлах присоединения ригелей к колоннам (осо
бенно по внутренним рядам), от вертикальной нагрузки, дей
ствующей на ригель, возникают большие опорные моменты. Их
можно избежать, .применив такую упруго-пластическую конструк
цию прикрепления верхнего пояса фермы к колонне, которая
могла бы передать нагрузку только до определенной величины,
после чего, дойдя до предела текучести, она деформировалась
бы и не могла бы воспринять больший момент. Так, например,
верхняя планка (фланец) толщиной 10 мм, поставленная на че
тыре болта с расстоянием между ними 130 мм (фиг. 184, а) мо
жет передать усилие б т (если условно считать верхний вероят
ный предел текучести равным 33 кг/мм2). При такой конструкции
узла угол рамы может воспринять момент одного знака, равный
около 13 тм (при высоте фермы на опоре 2,2 м). Этого момента
может оказаться достаточно для передачи горизонтальных сил
и тем самым для обеспечения необходимой жесткости цеха. Та
ким образом, появляется возможность производить расчет рамы
в предположении шарнирного соединения ригеля с колонной й
в дальнейшем прикладывать к верху колонны момент, равный,
например, 13 тм (в зависимости от принятой конструкции узла).
Расчет рамы с шарнирным соединением ригеля достаточно прост
и обычно производится методом сил.
 Испытания действительной работы стальных каркасов про
мышленных зданий (М. М. Бердичевского, А. И. Кикина,
Г. А. Шапиро1) подтвердили существенное влияние простран
ственной работы конструкций. Вместе о тем эти испытания пока
зал^ что самым слабым местом в этих каркасах являются соеди
нения элементов конструкций и их деталей, в особенности места-
присоединения подкрановых балок к колоннам, которые первыми
воспринимают на себя динамическую нагрузку от кранов (уда~
 1 Вопросы применения стальных конструкций в строительстве, сборник
статей под редакцией проф. Н. С. Стрелецкого, Государственное издательство
 литературы по стрсТИтельству и архитектуре, 1953.
 326

ры). Этим объясняются, почему НиТУ предъявляют повышенные
требования к конструкциям цехов с тяжелым режимом работы
как в отношении креплений, так и в отношении поперечной жест
кости, измеряемой горизонтальными прогибами колонн.
 § 46. КОНСТРУКЦИИ ФОНАРЕЙ И СТЕНОВОГО КАРКАСА
 Фонари, устанавливаемые на стропильные фермы, служат для
освещения и аэрации помещений. Различают фонари с наклон
ным (фиг. 201, а) и вертикальным остеклением (фиг. 201,6), а
также с наружным (фиг. 201, виг) или внутренним водостоком
 (фиг. 201,<5). Наклонное остекление, устраиваемое под углом
а —60° (фиг. 201, а), имеет ряд недостатков, а именно:
 а) практически из-за более легкой загрязняемости по сравне
нию с вертикальным остеклением освещенность, особенно при
грязном или пыльнОхМ производстве, сильно снижается;
 б) имеет хместо больший бой стекла;
 в) затруднена светомаскировка.
 Поэтому преимущественно применяются фонари с вертикаль
ным остеклением, которые и рекомендуются НиТУ 133-56 в каче
стве основного решения.
 Фонари можно располагать вдоль цеха (продольные фонари),
а также и поперек цеха (поперечные фонари). Наибольшее
распространение получили продольные фонари. Ширину про
дольных фонарей обычно принимают в пределах от 0,5 до 0,3
пролета.
 1. Фонари
 Фиг. 201. Схемы фонарей
 327

В отапливаемых цехах при ширине фонаря более 9 ж устраи
вают внутренний отвод воды; при меньшей ширине фонаря, а так
же в неотапливаемых цехах водостоки с фонарей делаются на
ружными.
 Высота фонарей зависит от необходимой световой площади,
заполняемой стандартными переплетами высотой 1,25, 1,6 и
1,75 ж; кроме того, переплеты, подвешиваемые к каркасу фона
рей, должны быть несколько приподняты над поверхностью кров
ли ( не менее чем на 400 мм). Высота стоек фонаря у остеклен
ной поверхности примерно на 1 м больше общей высоты пере
плетов.
 Конструкция фонаря может быть многостоечной (фигЛ201,в)
или в виде отдельных ферм (фиг. 201, г и (9).
 Применяя многостоечную схему фонаря, необходимо обеспе
чить неизменяемость его конструкции постановкой раскосов. 'Фо
нари такого типа (состоящие из отдельных элементов) неудобны,
в монтаже, поэтому получила распространение схема фонаря
в виде фермы, к котброй по концам на болтах присоединяют
стойки (фиг. 201, г и д). Этот тип фонаря допускает заводское
выполнение его как единого отправочного элемента и установку
с одного подъема.
 Для наиболее эффективной аэрации промышленных зданий
в настоящее время применяют специальные аэрационные фонари
(фиг. 202), особенностью которых является наличие открытых
проемов и ветроотбойных щитов.
 Основным расчетным элементом фонаря является наружная
 стойка, воспринимающая,
кроме вертикальной на
грузки, также и ветровую
нагрузку.
 Сечение стойки обычно
образуется из двух неравно
боких уголков или швелле
ров.
 На фиг. 203, а показана
стойка фонаря с подвешен
ными к ней металлическими
оконными переплетами. Стойка прикрепляется к выпущенной
фасонке стропильной фермы при помощи черных болтов или
сварки. Рационально также устройство фланцевого соединения
(фиг. 203,6).
 Продольные световые фонари из соображения эксплуатации
кровли должны иметь разрывы не реже чем через 80 ж и не долж
ны доходить до торцов здания. Для общей неизменяемости кон
струкции фонарей устанавливаются горизонтальные и вертикаль
ные связи, аналогичные связям по стропильным фермам.
 Фиг. 202. Схема аэрационного
фонаря
 328

2. Стеновой каркас (фахверк)
 Различают три типа стен промышленных зданий:
 а) тонкие стены в 1/2 кирпича или из волнистой асбофанеры;
 б) каркасные стены из блоков в 1 или П/г кирпича либо
из других стеновых блоков, а также из железобетонных плит
(панелей);
 в)‘ самонесущие стены из блоков в IV2—2 кирпича или из
других стеновых блоков (при ослаблении проемами не более
50—60%), а также из железобетонных панелей.
 Тонкие стены применяются в горячих цехах металлургиче
ских и других заводов. Для их укрепления сооружается стальной
каркас из горизонтальных ригелей и вертикальных стоек, кото
рый и воспринимает вес стены, а также горизонтальную нагрузку
от ветра. На фиг. 204, а показан такой каркас, разбивающий
кладку на отдельные поля, где кирпич играет только роль запол-
 329

Фиг. 204. Стеновой каркас тонкой стены

нителя. Площадь поля стены в V2 кирпича обычно принимают не
более 9—12 ж2, окаймляя его рамкой из швеллеров илй двутав
ров № 14. Поле лучше делать вытянутым вверх, чем в горизон
тальном направлении. Такое поле хорошо воспринимает горизон-
 Фиг. 205. Стеновой каркас толстой стены
 тальную ветровую нагрузку, передавая ее через стойки и ригели
на колонны. Ригели, находящиеся над проемами, кроме горизон
тальных нагрузок, воспринимают также и вертикальную нагрузку
от веса стены; поэтому сечение их
делают жестким в обоих направ
лениях (фиг. 204,6). Нижние от
секи стены опираются на железо
бетонные рандбалки, которые
укладывают на фундаменты.
 Толстые каркасные стены из
блоков в 1 или П/2 кирпича или
другого материала широко при
меняются в отапливаемых про
мышленных зданиях, особенно в
высоких сооружениях. На фиг. 205
показаны типы сечений ригелей
таких -стен.
 На ригель действует не весь
вес стены, находящейся над ним,
 а только часть, так как внутри кладки образуется самоне
сущий свод. Поэтому ригели рассчитывают на условную треуголь
ную нагрузку (заштрихованная часть на фиг. 206). По величине
изгибающего момента такая нагрузка эквивалентна загружению
ригеля равномерно распределенной нагрузкой от кладки высотой
 331
 Фиг. 206. Расчетная схема
ригеля

0,6 Ь; крепление ригеля к колонне рассчитывается на полную
опорную реакцию А, равную половине веса окаймленного поля
стены. Крепление ригелей к колоннам, как правило, осущест
вляют на черных болтах.
 Самонесущие стены устанавливаются на фундамент или ранд-
балку и воспринимают весь свой собственный вес, причем риге
ли над проемами опираются непосредственно на стену, которая
прикрепляется к колоннам при помощи подвижных в вертикаль
ном направлении скоб, заложенных в стену. В кирпичных само¬
 несущих стенах горизонтальные ветровые нагрузки могут пере
даваться на колонны при помощи заложенных в кладку горизон-.
тальных ригелей. Ригели устраивают подвижными и прикрепляют
к колоннам гибкими элементами, чтобы стена имела возможность
свободной осадки.
 Стойки торцового фахверка обычно имеют двутавровое сече
ние. Они воспринимают вертикальную нагрузку от стены и изги
баются в горизонтальном направлении под действием ветра. Го
ризонтальная ветровая нагрузка передается стойками внизу на
рандбалку илй фундамент, а вверху на горизонтальную ветровую
ферму, входящую в систему связей по нижним поясам стропиль
ных ферм (фиг. 207,а). В случае несовпадения расположения
стоек торцового фахверка с узлами связевой фермы устанавли
вают распределительные балки (обычно из швеллера), которые
передают горизонтальные давления от стоек в узлы фермы. На
фиг. 207, б показана деталь примыкания стойки к узлу фермы
при помощи листовых шарниров, передающих горизонтальную на
грузку и не препятствующих свободной осадке ферм.

Глава X
 ЛИСТОВЫЕ КОНСТРУКЦИИ (СТАЛЬНЫЕ ОБОЛОЧКИ)
 § 47. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
1. Номенклатура листовых конструкций
 Листовыми конструкциями называются такие конструкции,
в которых стальные листы составляют главную часть сооружения,
образуя стальные оболочки. Они предназначаются для хранения
газообразных, жидких или сыпучих тел или их технологической
переработки. В связи с этим различают следующие виды листо
вых конструкций:
 1) газгольдеры — для хранения и распределения газов;
 2) резервуары для хранения воды, нефтепродуктов и других
жидкостей;
 3) бункеры для хранения сыпучих тел (руды, угля, цемента
и т. п.);
 4) специальные конструкции металлургической, химической и
других отраслей промышленности (домны, воздухонагреватели,
автоклавы, различные крупные химические аппараты и т. д.);
 5) трубы и трубопроводы больших диаметров, используемые
на металлургических, химических и других заводах, гидроэлек
тростанциях и т. д.
 2. Особенности стальных оболочек
 Стальные оболочки предназначаются для работы не только
в качестве конструкций, воспринимающих различные нагрузки, но
также% в качестве сосудов, благодаря плотности стали, ее газо-
и водонепроницаемости. Поэтому соединения (стыки) листов
в оболочках должны быть не только прочными, но и плат
ными.
 Листовые конструкции в большинстве представляют собой обо
лочки вращения (цилиндрическую, шаровую, коническую и т. п.),
т. е. имеют наивыгоднейшую форму при воздействии на них на
грузок от газообразных и жидких тел.
 333

Оболочки по своим размерам часто выходят за пределы же
лезнодорожного габарита, а потому на заводах ограничиваются
изготовлением полуфабрикатов "(заготовкой листов, деталей и
т. д.); остальные работы выносят на строительную площадку. Это
увеличивает общую трудоемкость изготовления и монтажа листо
вых конструкций. Кроме того, необходимость вальцовки листов
по шаровым и другим поверхностям, имеющим кривизну в двух
направлениях, вызывает производственные затруднения, удоро
жающие изготовление конструкций. Характерной особенностью
листовых конструкций является также большой погонаж швов,
получающийся как следствие относительно малой ширины прока
тываемых листов ходовых размеров (1 400—1 500 мм). Это в свою
очередь связано с большой работой по подготовке кромок листов
для сварных конструкций. Надо отметить, что за последние годы
при производстве листовых конструкций сварка в значительной
степени вытеснила клепку вследствие большей простоты изготов
ления деталей, особенно тех, которые примыкают к обо
лочкам.
 В последнее время появился новый способ изготовления и
возведения больших резервуаров, значительно повышающий ин
дустриализацию и механизацию строительства за счет перенесе
ния большей части работ на завод. Это способ сворачивания ре
зервуаров (см. фиг. 219), предложенный Институтом электро
сварки имени акад. Е. О. Патона Академии наук УССР. Сущность
этого способа заключается в том, что стенки, днище и кровлю
резервуара сваривают на заводе в целые большие полотнища при
помощи автоматической сварки и потом сворачивают их в рулоны
диаметром порядка 2,5 м, которые можно перевозить по желез
ной дороге. На строительной площадке такие рулоны разворачи
вают и устанавливают на место, производя сварку только мон
тажных стыков. Об эффективности такого способа работ можно
судить на примере монтажа резервуара емкостью 5 000 ж3, имею
щего около 2 км сварных швов. Монтаж его был проведен за
9 дней вместо обычных 1,5 месяца, стоимость работ была сни
жена почти наполовину (не говоря уже о значительном улучше
нии качества работ).
 § 48. ТЕОРИЯ РАСЧЕТА ТОНКИХ ОБОЛОЧЕК ВРАЩЕНИЯ
 При проектировании стальных оболочек возникает много об
щих конструктивных и расчетных вопросов, не зависящих от спе
цифичности технологического назначения оболочек. Рассмотрим
поэтому теорию расчета оболочек вне зависимости от их техно
логического назначения.
 Поверхность оболочки вращения имеет ось симметрии и два
радиуса кривизны, перпендикулярных поверхности: Ri— мери
диональный радиус, образующий кривую вращения, и R2—коль
цевой радиус вращения, имеющий начало на оси симметрии
 334

(фиг. 208, а). Углы <р (широта) и а (долгота) соответственно
характеризуют местоположение радиусов.
 Шаровая поверхность характеризуется соотношением =
 цилиндр — соотношениями Rx = оо, R2—г и ср = ; конус
 соотношениями = оо , R2 sin <р = г и ср == const (постоянный
угол).
 Фиг. 208. К расчету оболочек
 Рассмотрим вырезанный элемент оболочки (удаленный от
краев) толщиной Ь со сторонами dSx и dS2 (фиг. 208, б), на пло
щадь которого действует равномерно распределенная нагрузка р.
Оказывается, что в тонких оболочках, которые характеризуются
 малым отношением толщины оболочки к ее радиусу
 условия равновесия могут быть соблюдены при наличии только
осевых сил — меридиональных Тх и кольцевых Т2, направленных
по касательной к срединной поверхности оболочки. Эти силы
представляют собой равнодействующие нормальных напряжений,
приложенных к сторонам элемента
 Тл = и Т2 = a2dStb.
 335

Возьмем сумму проекций всех сил по направлению радиуса
кривизны. По условию равновесия эта сумма должна равняться
нулю (фиг. 208, б):
 27’, sin -Ц- +27isin-f--prfF=0. (1.Х)
 Так как при малых углах
 rfcp dy
 sin —=
 sin
 dz di i dS\
 x=-r; d^=-RT
 da =
 dS2
 «2
 и dF= dSldSt,
 то, разделив обе части уравнения .на dSidS2, получим:
 Ti , т2
 dS2
 RodS,
 ■-Р-
 Выразив Т\ и Т2 через напряжения, получим основное уравне
ние тонких гибких оболочек
 (2-Х)
 где —напряжение вдоль образующей (меридиана);
а2— кольцевое напряжение.
 Для цилиндрической оболочки, у которой Ri= оо,
кольцевые напряжения
 _ pH?
 32— ь •
 получим
 (З.Х)
 Для шаровой оболочки, у которой радиус бо всех направле
ниях один и тот же {R\ = Ri = R), условия работы каждого эле
мента также во всех направлениях одинаковы и, следовательно:
 °i = °2 = • (4-Х)
 Таким образом, при одинаковом радиусе шаровая оболочка
испытывает в 2 раза меньшее напряжение, чем цилиндрическая.
 Общее, уравнение (2.Х) содержит два неизвестных зх и а4,
вследствие чего необходимо иметь второе уравнение. Это уравне
ние можно получить, рассматривая сечение оболочки по парал
лельному кругу и приравнивая нулю сумму проекций всех сил
на ось симметрии (фиг. 208, в) :
т
 -JJ- sin ср - 2кг —ркг2 = 0.
 Так как /?2sin<p = r и ^ —
 то
 «X
 (5-Х)
 336

Подставляя равенство (5.Х) в уравнение (2.Х), устанавли
ваем соотношение между кольцевыми и меридиональными напря
жениями
 Полученные уравнения тонких оболочек, выведенные из усло
вий равновесия при наличии лишь осевых сил (меридиональных
и кольцевых усилий), предполагают, что оболочка совершенно
гибкая, т. е. что жесткость ее в отношении изгиба и кручения
равна нулю. Напряжения в такой безмоментной оболочке равно
мерно распределены по сечению; имеется также свобода осевой
деформации. Такие предпосылки работы оболочки справедливы
для участков’ ее, расположенных вдали от опорных закреплений
или мест перегибов, т. е. от мест, где прерывно меняется центр
радиуса кривизны R\ или меняется толщина оболочки, словом,
от всех тех мест, где меняются условия для осевой деформации.
В этих местах появляются распорные силы и «краевые» изгибаю
щие моменты, вызывающие изгиб оболочки вследствие стеснения
деформаций в условиях неразрывности сечения (фиг. 208, гид.).
Изгибающие моменты распространяются на сравнительно узкую
зону оболочки, быстро затухая вследствие того, что деформациям
оболочки приходится преодолевать упругое сопротивление сосед
них частей (аналогично балке на упругом основании). Определе
ние этих моментов и поперечных сил из условия неразрывности
сечения сопрягаемых оболочек представляет собой дважды стати
чески неопределимую задачу 1.
 Чем резче нарушение гладкой поверхности оболочки, тем
больше дополнительные изгибающие моменты и поперечные силы.
Поэтому при конструировании следует избегать резких переги
бов в местах сопряжения оболочек. В вынужденных по конструк
тивным соображениям случаях таких соединений сопряжения
следует подвергать проверке и в случае необходимости усилять.
Обычно усиление заключается в утолщении стенки листа в месте
перегиба или в постановке распорного кольца.
 Газгольдеры предназначаются для хранения газа и регули
ровки давления при его потреблении. Объем газохранилищ на
газгольдерных станциях достигает несколько сот тысяч кубомет
ров, что составляет 50—75% суточного потребления газа.  11 С. П. Тимошенко, Пластинки и оболочки, Гостехиздат, 1948;
E. Н. Л е с с и г, А. Ф. Л и л e е в, А. Г. Соколов, Стальные листовые
конструкции, Госстройиздат, 1956; К.‘К- Муханов, Прикладные методы
расчета сопряжений оболочек стальных конструкций, сборник трудов № 7
МИСИ, Госстройиздат,'1950.
 Изложение общей моментной теории оболочек можно найти в книге
А. И. Лурье, Статика тонкостенных упругих оболочек, Гостехиздат; 1947.
 22_к. К. Муханов 337
 (6.Х)
 § 49. ГАЗГОЛЬДЕРЫ

По своей конструкции газгольдеры! делятся на две группы:
 1) газгольдеры постоянного объема, работающие при высоких
давлениях газа, — от 2 до 20 ати (избыточных атмосфер) *;
 2) газгольдеры переменного объема — мокрые и сухие, рабо
тающие при низком давлении, не превышающем 500 мм вод. ст.
(0,05 ати).
 1. Газгольдеры постоянного объема (высокого давления)
 Мощные газгольдерные станции обычно состоят из несколь
ких десятков или сотен одинаковых газгольдеров постоянного
объема. Объем газгольдера может колебаться в широких преде
лах (от 100 до 5 000 ж3). Газгольдеры постоянного объема могут
быть сферическими и цилиндрическими. Затраты металла на кон
струкции шаровых газгольдеров Цримерно на */з меньше, чем на
цилиндрические. Однако шаровые газгольдеры не имеют широ
кого применения вследствие трудности изготовления листов двой
ной кривизны, а также вследствие своей негабаритности. Более
распространены цилиндрические газгольдеры.
 Цилиндрические газгольдеры по своим размерам могут быть
габаритными и негабаритными. Известно, что стоимость эксплуа
тации газовой станции уменьшается при увеличении объема газ
гольдеров и уменьшении количества их. Поэтому рационально
иметь негабаритные цилиндрические газгольдеры большого диа
метра (фиг. 209), располагая их на двух опорах. Но при этом
большая часть работ по изготовлению газгольдера должна произ
водиться на строительной площадке, что приводит к повышению
стоимости газгольдера.
 Габаритные газгольдеры, допускающие перевозку их в гото
вом виде по железной дороге (фиг. 2J0), делаются либо диамет
ром 3,25 м (габаритность 1-й степени), либо, при специальном
согласовании с Министерством путей сообщений, диаметром до
3,9 м (габаритность 3-й степени). Это позволяет изготовлять их
целиком в заводских условиях с применением автоматической
сварки.
 Габаритные газгольдеры могут быть расположены на газголь
дерной станции вертикально (фиг. 211) или горизонтально.
 Конструкция цилиндрического газгольдера состоит из цилин
дрического корпуса и двух полусфер, толщина которых опреде
ляется формулами (З.Х) и (4.Х). Полусферы, как правило, при
вариваются к цилиндрической части встык, что, можно сделать
вследствие наличия общей касательной в месте сопряжения
(фиг. 212, а). Однако вследствие разной толщины сферической и
цилиндрической оболочек в сопряжении развиваются дополни
тельные краевые напряжения, поэтому сварка должна быть высо
кокачественной и с обязательной подваркой с противоположной  11 1 ати соответствует давлению 1 кг/см2.
 338

Фиг. 209. Горизонтальные негабаритные газгольдеры
 Фиг. 210. Габаритный газгольдер на железнодорожной плат
форме
 Фиг. 211. Батареи вертикальных газгольдеров

стороны. При соединении полусферы с цилиндром внахлестку
перепуск листов делают на длину примерно 60 мм (фиг. 212,6).
 Листы цилиндрической части газгольдера свариваются встык
(фиг. 212, в) или внахлестку (фиг. .212, г). Шов встык лучше и
экономичнее.
 Вертикальные газгольдеры подвешиваются к опоре, как пока
зано на фиг. 212, д. На опорах горизонтальных газгольдеров
устраивают либо наружное опорное кольцо (фиг. 212, е), либо
внутренний треугольник жесткости (212, ж).
 Фиг. 212. Детали конструкций газгольдеров постоянного объема
 В случае работы цилиндрической и сферической оболочек на
всестороннее сжатие (например, при наличии вакуума) оболочка
должна быть проверена на устойчивость. Сущность этой проверки
заключается в том, чтобы расчетные напряжения в оболочке
(с учетом коэффициента перегрузки) не превышали критических
напряжений, умноженных на коэффициент условий работы:
 о<окрто. (7.Х)
 Критические нормальные напряжения от всестороннего сжа
тия (в результате вакуума) в пределах упругой работы мате
риала для шаровой и цилиндрической оболочек могут быть опре¬
 делены по формуле
 •.-«,2-Г- <8Д)
 %
 Критические нормальные напряжения (сжатия), возникающие
от изгиба цилиндрической оболочки, определяются по формуле
 °KP = 0,3-f-. (9.Х)
 340

Для увеличения жесткости оболочки в кольцевом направле
нии (при воздействии кольцевых усилий) иногда ставят ребра
жесткости; в этом случае проверяется устойчивость кольца,'пло
щадь сечения которого F состоит из уголка жесткости, и части
стенки корпуса, равной шагу колец (фиг. 212, ж). Критическое
напряжение для такого кольца определяется по формуле
 (Ю-'Х)
 где /к—общий момент инерции части оболочки и уголка (реб
ра) жесткости.
 Обычно в случае устройства ребер жесткости их ставят по
одному -на обечайку (кольцо шириной, равной ширине одного
листа, т. е. примерно 1 500 мм).
 2. Газгольдеры переменного объема (низкого давления)
 Газгольдеры переменного объема по своей конструкции раз
деляются на две группы: мокрые и сухие. Мокрые газгольдеры
большей частью делают телескопическими. Верхняя часть такого
газгольдера — колокол —может подниматься вверх под влия
нием давления газа, увлекая за собой промежуточные кольце
вые звенья — телескопы (фиг. 213, а). Телескопов может быть
и несколько.
 Фиг. 213. Схема мокрого газгольдера
 В нижней части мокрого газгольдера — резервуаре—налита .
вода. Газ подается сцизу и наполняет весь газгольдер. Колокол
и телескоп по мере подъема зачерпывают воду своими карма
нами-желобами, расположенными по краям, причем зачерпнутая*
в карман вода служит гидравлическим затвором, не пропускаю-
 341

щим газ наружу (фиг. 213, б). Для того, чтобы обеспечить
плавное движение колокола и телескопа и избежать перекосов,
вокруг газгольдера устанавливают направляющие двутавровые
 k
 7777777777.
 v/£
 F —^
 2 аз
 77^77777777777777777777.
 777777777777.
 •Фиг. 215. Схема сухого газ
гольдера
 стойки, которые связывают крестами
в жесткую пространственную кон
струкцию (фиг. 214). По стойкам
двигаются ролики, прикрепленные с
помощью консолей к поднимающим
ся частям газгольдера.
 При опускании на дно эти части
устанавливаются на специальные
подкладки. Резервуар рассчитывает
ся как обычно на давление воды;
поэтому толщина его стенок не
сколько больше, чем толщина стенок
телескопов. Минимальную толщину
стенок принимают равной 4 мм,
крыши колокола 2,5—3 мм. Крышу
колокола делают из листов, уклады
ваемых на наклонные стропила из
швеллеров, прикрепляемых к фасон-
кам (фиг. 213, б). В центрЬ стро
пила присоединяются к швеллерно
му кольцу. Стропила соединяются
между собой кольцевыми уголками
 342 •

и решеткой, расположенными в одной плоскости (для удобства
раскладки листов). Мокрые газгольдеры делаются кубатурой от
100 до 32 000 м3 (ГОСТ 2908-45).
 Сухой газгольдер представляет собой неподвижный корпус
с днищем и крышей, внутри которого перемещается поршень-
шайба (фиг. 215). Сухие газгольдеры делают кубатурой
от 10 000 до 100 000 м3. При Наполнении газгольдера снизу газ
после достижения им определенного давления преодолевает вес
поршня и поднимает его; при расходе газа поршень опускается
и своим весом вытесняет газ.
 На конструкции мокрых и сухих газгольдеров у нас имеются
стандарты и типовые проекты, которые содержат технические
условия на проектирование и основные конструктивные размеры.
 Наземные резервуары для керосина, бензина и других неф
тепродуктов обычно делают с плоским днищем, располагая его
на песчаной насыпной подушке (фиг. 216\ а). Днище, по¬
 коящееся на песчаном основании, испытывает сжатие от давле
ния жидкости. По конструктивным соображениям толщина его
принимается: о =4 мм при диаметре резервуара Д<18 м\
6 =5 мм при D —18^-25 м и 3 =6 мм при£)>25 м. Окрайки
 1 В. И. Черникин, Проектирование, сооружение и эксплуатация неф
тебаз, Гостоптехиздат, 1955; Г. Г. Лепешкин и В..В. Свистков, Соору
жение нефтехранилищ при промышленных предприятиях, Государственное
издательство литературы по строительству и архитектуре, 1953; В. С. Кор
ниенко, Монтаж вертикальных стальных резервуаров, Государственное
издательство литературы по строительству и архитектуре, 1956.
 § 50. РЕЗЕРВУАРЫ ДЛЯ ЖИДКОСТЕЙ
1. Резервуары наземные 1
 6) В) г>
 Фиг. 216. Схема наземного резервуара
 343

(крайние листы') делают толщиной 8 = 8 мм, стенки корпуса
резервуара назначают по расчету толщиной от 4 мм и более.
Расположение листов по высоте резервуара может быть встык
(фиг. 216, б), телескопическое (фиг. 216, в) и ступенчатое
(фиг. 216, г). Наиболее рациональным следует считать распо
ложение листов встык. Такое расположение листов, во-первых,
экономит металл, во-вторых, дает возможность использовать
современный .индустриальный метод изготовления резервуаров
сворачиванием в рулон (стр. 334).
 Крышу (покрытие) резервуара делают из листов, уклады
ваемых на стропила (прокатные или решетчатые), которые сое
диняются в -центре на кольце. Толщину листов крыши прини
мают: при герметичной кровле (сварной) 8 =2,5-г3 мм; при
негерметичной кровле 8 = 0,8-г 1,2 мм. Решетчатые стропила
в виде ферм опираются на стенки через столики или фасонки.
Герметичную кровлю устраивают в резервуарах, содержащих
легко испаряющиеся жидкости (бензин).
 Расчетными для конструкций крыши резервуаров являются
две комбинации нагрузок:
 а) нагрузки, направленные внутрь резервуара, — снег, соб
ственный вес и вакуум, который может образоваться в резуль
тате быстрого охлаждения паров; вакуум принимается равным
25 кг/м2;
 б) нагрузка, направленная наружу, — давление паров испа
ряющейся жидкости; для бензина это давление принимается
равным 500 мм вод.ст. (0,05 ати).
 Определением наивыгоднейших соотношений генеральных
размеров — высоты Я и диаметра D при заданном объеме ре
зервуара много занимался акад. В. Г. Шухов. Он установил два
правила:
 1) резервуар с переменной толщиной стенки имеет наимень
ший вес при условии, что объем стали в днище и покрытии
равен объему стали в стенке;
 2) резервуар с постоянной толщиной стенки имеет наимень
ший вес при условии, что объем стали в днище и покрытии
в 2 раза меньше, чем объем стали в стенке.
 Эти правила дают возможность проектировать резер
вуары оптимальной формы, которая получается при соотноше
ниях:
 -jj- ~jy Для объемов от 100 до 600'м3; = для
 объемов до 10000 м3.
 У нас существуют стандарты и типовые проекты на резер
вуары для хранения нефтепродуктов. В соответствии с этими
стандартами резервуары кубатурой до 51 м3 делают горизон
тальными сварными (наземными и подземными). Резервуары
емкостью от 100 до 10 000 м3 делают вертикальными (назем
ными) сварными.
 344

Высоту резервуара назначают кратной ширине листов
(1 400 или 1 500 мм). При отклонении от оптимальной-высоты до
20% вес увеличивается лишь на 2%, поэтому рационально иметь
высоту, кратную ширине листа. Предел оптимальной высоты
11,5 ж (8 поясов) вне зависимости от дальнейшего увеличения
диаметра резервуара.
 Расчет стенки резер- а')
 вуара производится как
цилиндрической оболочки,
работающей на растяже
ние от гидростатического
давления р. На глубине х
от поверхности жидкости
(фиг. 217, а) расчетное
давление на стенку будет
равно рх — -\хп, где у —
удельный вес жидкости,
п= 1,1— коэффициент пе
регрузки для жидкостей.
 Напряжение в стенке
будет равно
 , __ рхг
 32 —~Ь~
 ■\ХПГ
 5)
 Минимальную толщи
ну стенки определяют,
учитывая ее работу в вер
тикальном (расчетном) стыке по формуле
 Фиг. 217. К расчету стенок резервуара
 ■\хпг
mK<fПр ’
 (11.X)
 где <рпр— коэффициент прочности шва, равный отношению рас
четного сопротивления сварного шва к расчетному
сопротивлению основного металла;
т— коэффициент условий работы, принимаемый для кор
пуса резервуаров равным 0,8.
 Минимальная толщина стенок принимается 8=4 мм.
 Стыки вертикальных стенок осуществляются либо просто
встык, либо с односторонней накладкой (фиг. 217,6).
 Днцще делается из листов, свариваемых в полосы, которые
стыкуются внахлестку и реже встык (фиг. 218,а).
 Присоединение стенки к днищу осуществляется впритык
(фиг. 218, б), что требует гладкой поверхности у края днища
по всему периметру. Для этого участки нахлесточных швов
между окрайками подрезают на 250—300 мм и кромки верхних
окраек подбивают до совмещения их с кромками нижних-окраек
(фиг. 218, а, узел Л); при этом следует обеспечивать зазор
в 4 мм, необходимый для усадки сварного шва.
 345

а)
 Поперечные окраина
 ПродольныеГ]
оноайки. л: L I—1-
 №
 Крайняя полоса
 3
 LLj.
 7Ш\
 J/\ #
 д:
 / j
 L_,l
 AL!
 L-
 "XJ
 1
 __L*LLj_A
 L з 'J
 -l 'J
 u m d
 /juL
 1
 i-J-
 3
 3
 r-l-
 J
 1
 ”Д t
 2
 --3-h-
 - 2 -
 —hV-
 -7-Я-'
 fj—M -
 -1
 3
 ”i ~
 1 N
 2
 Т1Г j"]
 Z
 V 4 1 ■
 2
 ’ 1 i
 \!
 /г [з l ¥~l
 3
 XXt
 ~Y
 7?Л 1 J ~7 um.d.
 Увеличенная
нахлестка -80мм
 Нормальная
 нахлестка'ЧОмм
 Узел Л
 \'//rLj
 —§г
 '/[гч|
 I
 ь
 Ч
 Сечение 1-1
 б '
 н-
 S)
 Фиг. 218. Днище резервуара
 Последовательность сборки полос

Фиг. 219. Изготовление и установка резервуара методом
«сворачивания в рулон»

При изготовлении резервуаров по способу «сворачивания
в рулон» с ‘применением автоматическбй сварки несколько ме
няется и конструкция резервуара. Листы шириной 1,5 м уклады
вают в ряд и сваривают по продольной кромке встык
(фиг. 219, а) в целые полотнища (здесь нет расположения ли
стов вразбежку). Далее такие секции сваривают целиком попе
речным швом и по мере наращивания полотнища сворачивают
его в рулон. Этим как бы заменяется вальцовка листов. Указан
ный способ можно применять при толщине металла 4—10 мм,
сворачивая полотнища в рулон диаметром 2,3—2,5 м (фиг.
219, б). Днище резервуара заготовляется так же методом сво
рачивания.
 На монтаже рулон устанавливается в вертикальное положе
ние, и развертывание его производится при помощи автомобиля,
трактора или лебедок (фиг. 219, в). Для придания жесткости
кромке листа, с которого начинается развертывание, к листу
устанавливают и прикрепляют лестницу, а при больших резер
вуарах устанавливают предварительно вспомогательную цен
тральную стойку с кольцом для крепления ферм.
 2. Резервуары на башнях
 Резервуары, располагаемые на башнях, предназначаются
главным образом для водоснабжения и имеют объем от 100 до
3 000 ж3. Отличительной конструктивной особенностью этих
резервуаров является устройство днища, которое, как правило,
бывает подвесным в виде одной оболочки вращения или в виде'
комбинации таких оболочек. Устройство плоского днища в ре
зервуарах на башнях не рационально, так как такое днище тре
бует мощной балочной клетки, работающей на изгиб.
 § 51. БУНКЕРЫ
 Бункеры предназначаются главным образом для хранения
разных Ьыпучих материалов (руды>, кокса, цемента и т. п.). Раз
личают бункеры круглые, пирамидальные с плоскими стенками
и гибкие.
 На фиг. 220, а показана схема сдвоенного пирамидального
бункера. Конструкция его состоит из каркаса, образованного
вертикальными балками, угловыми ребрами, на которые опи
раются ребра жесткости из уголков, и стенки. Стенки бункера
делаются из листов толщиной не меньше 8 мм. Стенка от дав-,
ления сыпучего тела работает на изгиб в пролете между реб
рами жесткости. Расчетное вертикальное давление, действую
щее на лист стенки на глубине х от поверхности сыпучего тела,
составляет
 дх = ^хп, (12.X)
 348

e)
 Фиг. 221. Общий вид гибкого бункера

где f—объемный (насыпной) вес материала;
 га > 1,2 — коэффициент перегрузки. /
 Горизонтальное давление на той же глубине будет равно
 Чу — tg* ^45°—> ’(13.Х)
 где <р—угол естественного откоса сыпучего тела, принимаемый
по справочникам.
 Конструкция деталей примыкания стенки к балкам и устрой
ство горловины показаны на фиг. 220, б. К швеллеру (или
уголку) горловины присоединяется затвор.
 Гибкие бункеры предназначаются для хранения больших
объемов сыпучих материалов. Они представляют собой подве
шенную параболическую оболочку, работающую главным обра
зом'на растяжение. На фиг. 221 показан общий вид гибкого
бункера для угля, объемом 10 ОО0 г, имеющего высоту и ширину
примерно 17 м, длину примерно 60 м.
 Уравнение кривой очертания бункера имеет вид
 у=-4г(3х'--г)- (14Х)
 Площадь поперечного сечения бункера (фиг. 222) равняется
 F = ±if. (15.Х)
 Наибольшее значение грузовой ординаты по оси симметрии
 />„акс= -j-fW, (16.Х)
 где п — коэффициент перегрузки.
 Составляющие реакции в точках под
веса
 и Лмакс^2 . т/ Рмакс^
 п~ 3/ > v — 2
 (17.Х)
 Фиг. 222. К расчету гиб
кого бункера
 Полное растягивающее усилие, при
ходящееся на единицу длины бункера, в
месте его прикрепления к балкам равно
 T=VW+V*=F1n\/'-£f + 4-' (18-Х)
 По найденному усилию определяется толщина стенки бун
кера. Все листы бункера свариваются встык. При большой
длине бункера необходимо ставить промежуточные поперечные
жесткие диафрагмы, между которыми горизонтальные состав
ляющие реакции Н воспринимаются горизонтальной балкой или
фермой.
 350

Глава XI
 СОСТАВ И ОФОРМЛЕНИЕ ПРОЕКТА
СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
 § 52. ПОНЯТИЕ О СТАДИЯХ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
 Различают три основные стадии проектирования: а) проект
ное задание, б) технический проект, в) рабочий проект.
 Проектное задание имеет целью выявление техниче
ской возможности и экономической целесообразности предпола
гаемого строительства.
 Технический проект является документом, в кото
ром решаются все основные технические вопросы строительства
и определяется его стоимость. Он содержит архитектурно-строи
тельные чертежи, планы, поперечные и продольные разрезы
с указанием материала конструкций. В состав технического
проекта входит ориентировочная спецификация металла для
заявки, а также перечень строительных материалов и объемов
работ. При наличии вариантов технических решений они указы
ваются в пояснительной записке. На основе утвержденного тех
нического проекта составляется рабочий проект.
 Рабочий проект стальных конструкций состоит из двух
стадий; КМ (конструкции металлические) и КМД (конструкции
металлические, деталировка). Такое разделение вызывается
условиями организации процесса проектирования и производ
ства. Если общестроительные чертежи выполняются проектными
организациями, то рабочие чер!ежи стальных конструкций в ста
дии КМД, как правило, разрабатываются конструкторскими
бюро заводов-изготовителей конструкций. Основой для этой
разработки и служит стадия КМ, где решается схема сооруже
ния, производится полный расчет конструкций, подбор сечений
всех элементов, а также вся увязка конструкций с другими ча
стями проекта: технологической, транспортной, энергетической,
санитарной и архитектурно-строительной. Чертежи КМ разраба
тываются проектными организациями.
 В состав проекта КМ входят: общие чертежи, схемы кон
струкций с таблицами сечений элементов, расчетные листы
 351

и чертежи наиболее важных узлов конструкций, а также рабочие
чертежи фундаментов с закладными частями и полная сводная
спецификация на металл по профилям.
 В-рабочих чертежах КМД, выполняемых на основе чертежей
КМ, изображаются отдельные элементы конструкций, отправляе
мые в готовом виде с заводов и называемые отправочными эле
ментами (марками). Такой способ изображения соответствует
индустриальному методу изготовления. В состав рабочих чер
тежей КМД входят: монтажные схемы с таблицами отправоч
ных (монтажных) марок, собственно рабочие чертежи конструк
ций и сводные ведомости сварных швов, монтажных заклепок
и болтов.
 § 53. ОБЩИЕ ПРАВИЛА ОФОРМЛЕНИЯ РАБОЧИХ ЧЕРТЕЖЕЙ
 Желательно, чтобы все листы рабочего проекта имели опре
деленный стандартный формат. При выборе масштаба для изо
бражения конструкций следует руководствоваться удобством
в пользовании чертежами и необходимостью ясного изображе
ния элемента. Масштаб ни в коем случае не является основанием
для определения размеров по рабочему чертежу. Практически
наиболее распространенными масштабами для сечений элементов
являются, масштабы 1 :10—1 :15 , причем по длине сплошных
элементов принимается произвольный масштаб (с соблюдением
соответствия проекций в смысле увязки взаимного расположения
деталей). Для изображения больших решетчатых элементов
(ферм) применяют два масштаба; геометрическую схему чер
тят в меньшем масштабе, а сечения стержней и фасонки наносят
на эту схему в большем масштабе. Для монтажных схем при
меняются масштабы 1 : 200—1 : 400, для поперечных разрезов
здания — масштабы 1 :50—1: 100.
 Основной проекцией элемента принято считать ту, которая
имеет большие размеры. Особенность чертежей стальных кон
струкций заключается в том, что виды сверху, снизу и с боков
располагают соответственно также сверху, снизу и сбоку отно
сительно основной проекции.
 Все размеры на чертежах стальных конструкций простав
ляются в миллиметрах. Цифры должны быть достаточной вели
чины, чтобы их легко было прочесть, и не должны зависеть от
масштаба чертежа. Размеры делятся на две категории: а) раз
меры, необходимые для изготовления деталей; б) размеры,
определяющие местоположение деталей и необходимые для
сборки элементов или узла. Лишних размеров ставить не 'сле
дует. На чертежах деталей из прокатных профилей размеры
 1 Детальные сведения об оформлении рабочих чертежей стальных кон'
струкций даны в «Справочнике разметчика стальных конструкций» под ре
дакцией Б. И. Беляева, Государственное издательство литературы по строи
тельству и архитектуре, 1952.
 352

следует ставить: для уголков — от обушка, а для двутавров
и швеллеров — от одной из наружных плоскостей полок (фиг.
223, а). При этом необходимо помнить, что фактические раз
меры прокатных профилей могут незначительно (в пределах до
пусков) отклоняться от номинальных. На фиг. 223, б изображен
конец сварной балки с торцовым опорным ребром. Здесь особо
 Фиг. 223. Примеры постановки размеров
 важно строго соблюсти размер от верха балки до опоры
(1 060 мм). Поэтому при сборке балки все неточности изготов
ления должны быть погашены за счет размера а.
 Для криволинейных элементов необходимо указывать, по ка
кой разметочной линии даны размеры. Для гнутых листов рас
стояния определяются по нейтральной линии. Направление сги
бов указывается не в градусах, а прямоугольными треугольни
ками с указанием размеров катетов. Так же указываются на
правления наклонных линий.
 23—к. К. Муханов
 353

Каждой детали Присваивается порядковый номер (позиция)
(фиг. 223, а). Одинаковые детали на одном и том же листе
маркируются одной и той же позицией, хотя бы они и принад
лежали разным отправочным маркам. Номера позиций на каж
дом листе начинаются с единицы (за редким исключением).
Следует различать «зеркально симметричные» детали. Обычно
рядом с номером таких позиций ставятся буквы т и М («так»
и «наоборот») (фиг. 223, а).
 Спецификация составляется на каждый отправочный элемент
(марку). Спецификацию и все замечания обычно располагают
с правой стороны чертежа над штампом. Форма спецификации
показана в табл. 50.
 Таблица 50
 Спецификация
 Марка
 №
 детали
 Сечение
 Длина
в мм
 Количество
 Вес в кг
 Примеча¬
 ние
 m
 н
 1 де
тали
 всех
 марки
 1
 —1 390 X 18
 6 460
 1
 1293
 1293
 2
 -350 X 20
 6 460
 1
 —
 361,8
 362
 3
 L 150X18
 6 460
 2
 2
 258,1
 1032
 4
 L150 X 18
 1364
 2
 2
 54,7
 219
 Пригнать
 Н12
 2 торца
 5
 L130X80X10
 1400
 4
 —
 23,4
 94
 Из L130X
 3120
 X 90 X Ю
 6
 L130X90X10
 820
 1
 —
 13,7
 14
 7
 -360X10
 750
 2
 —
 21,6
 43
 Г нуть
 Вес наплавленного
 металла
 63
 Отправочный элемент обычно маркируется буквой и номе
ром. Буква (литера) обычно соответствует определенной мон
тажной схеме, например К — колонны, Б — балки и т. д. Оди
наковые отправочные элементы должны иметь одинаковые
марки. На рабочем чертеже также указывается, сколько тре
буется изготовить начерченных на данном листе отправочных
элементов-марок (табл. 51).
 Нумерация марок производится на монтажных схемах.
В примечаниях на чертеже указываются марки электродов, при
меняемых для сварки, преобладающая толщина швов (толщина
остальных швов указывается на детали), преобладающие диа
метры отверстий, болтов или заклепок, а также приводятся
ссылки на листы монтажных схем и другие необходимые заме
чания.
 354

Таблица 51
 Требуемое количество отправочных элементов
 Марка
 Число
 Вес в кг
 1 марки
 всех
 К 24
 5
 1390
 6 750
 К 26
 7
 250
 1750
 К 27
 3
 250
 750
 .
 Всего на листе
 9 250
 § 54. МОНТАЖНЫЕ СХЕМЫ
 На монтажных схемах показано взаимное расположение
элементов конструкций; в них также содержатся полная нуме
рация всех монтируемых элементов и перечень всех отправоч
ных марок. Масштаб монтажных схем обычно мелкий (около
1 : 400); поэтому элементы показываются в виде отдельных от
резков жирных линий, причем указываются размерьи привязки
и отметки, необходимые для монтажа. В случае, если монтаж
ное соединение осуществляется на сварке и это нигде на рабо
чем чертеже не отражено, такие узлы показываются на монтаж
ных схемах. На фиг. 224 показана часть монтажной схемы,
а в табл. 52 дана форма таблицы перечня элементов. Обычно
в таблице указывается также и способ крепления данной марки
(диаметры болтов или заклепок, размеры сварных швов).
 Перечень элементов
 Таблица 52
 Вес в кг
 Марка
 Наименование
 Количе¬
 ство
 № рабочего
 элемента
 1
 марки
 всех
 чертежа
 Примечание
 К1
 Колонна
 11
 5 655
 62 205
 32Р-16
 К2
 4
 5 665
 22 660
 32Р-16
 КЗ
 ■
 21
 3 835
 80535
 32Р-17
 и т. д.
К7
К8
 Вертикальная связь .
То же
 8
 4
 41
 300
 3281
 1200/
 32Р-24
 Заклепки
d = 20 мм
 и т. д.
 Завод—изготовитель стальных конструкций — поставляет кон
струкции комплектно, со всеми заклепками, болтами и электро¬
 355
 23*

дами, необходимыми для монтажа конструкций. На эти изделия
составляются сводные ведомости, в которых подсчитывается
фактически необходимое количество их.
 При этом в целях бесперебойного производства работ зака
зываемое количество на несколько процентов * превышает необ
ходимое. При заказе электродов учитываются также отходы
на огарки при сварке.
 Монтажная схема К
 10
 Разрез по 1 /
 10
 11000
 9
 Л
 -700
 <±Я?/
 5*-
 5*-
 со
 со
 со
 г*
 О}
 съ
 со
 Фиг. 224. Пример части монтажной схемы
 По законченному проекту желательно составлять паспорт со
оружения со схемой его. В паспорте приводятся перечень основ
ных нагрузок и вес конструкций (по группам, а также отнесен
ный на 1 м2 сооружения). Желательно также угвзывать в пас
порте производственные показатели конструкций.

ПРИЛОЖЕНИЕ /
 1. 	НАГРУЗКИ И КОЭФФИЦИЕНТЫ ПЕРЕГРУЗКИ
 Таблица 1
 Нормативные и расчетные нагрузки, коэффициенты перегрузки
 **
 п/п
 Виды нагрузок
 Норма¬
 тивная
 нагрузка
 В KZjM3
 Коэффициент
 перегрузки
 Расчет
ная на
грузка
 В KZjM*
 а
 б
 в
 1
 А. Нагрузки
на перекрытия
 Нагрузки в чердачных помещени
ях (без учета специального обору
дования: вентиляционных камер,
водяных баков, моторов и т. п.) . .
 75
 .1,4
 105
 2
 Нагрузки в квартирах, лечебных
учреждениях (за исключением ве
стибюлей и залов, где возможно
массовое скопление посетителей),
детских садах, детских яслях с уче
том веса обычного оборудования . .
 150
 1.4
 210
 3
 Нагрузки в общежитиях, конто
рах, классных комнатах, бытовых
помещениях промышленных цехов
с учетом веса обычного оборудо
вания
 200
 1.4
 280
 4
 Нагрузки в коридорах общежи
тий, контор и бытовых помещений .
 300
 1.3
 390
 5
 Нагрузки в залах столовых, ре
сторанов, аудиторий с учетом веса
обычного оборудования
 300
 1,3
 390
 6
 Нагрузки в залах и коридорах те
атров, кино, клубов, школ, вокза
лов, на трибуны
 400
 :ь2
 480
 357

Продолжение табл. 1
 м
 п /п
 Виды нагрузок
 Норма
тивная
нагрузка
в кг/м3
 Коэффициент
 перегрузки
 Расчет
ная на
грузка
в кг '.ия
 а
 б .
 в
 7
 Нагрузки в производственных по
мещениях промышленных предприя
тий, складах, торговых залах мага
зинов—по технологическим данным,
но не менее
 400
 По данным, уста
навливаемым тех
ническими усло
виями, илипо фак
тическим данным,
 8
 Нагрузки в книгохранилищах, ар
хивах—по действительной нагрузке,
но не менее
 500
 но не менее
1.2
 1,2
 600
 9
 Нагрузки на обслуживающие пло
щадки в цехах, на которых исклю
чена возможность загрузки обору
дованием и материалами, и галереи
для легких транспортервв—по тех
ническим условиям или фактиче
ским данным, но не менее
 200
 По данным, уста
навливаемым тех
ническими усло
виями, или по фак
тическим данным,
но не менее
1,2
 10
 Нагрузки.в вестибюлях, на лест
ницы, террасы и балконы:
 а) в зданиях и помещениях, ука
занных в пгк 2 и 3
 300
 1.4
 420
 б) во всех прочих зданиях и
помещениях
 400
 1.4
 560
 11
 Б. Разные нагрузки
 Вертикальные и горизонтальные
нагрузки от кранов
 По про
ектным
 1,3
 12
 13
 Гидростатистическое давление
жидкостей
 Давление и собственный вес сы¬
 данным
То же
По про¬
 1,1
 По данным, уста¬
 14
 пучих тел и грунта
 Давление газов
 ектным
 данным
 То же
 навливаемым тех
ническими усло
виями,или по фак
тическим данным,
но не менее
1.2
 То же
 __
 15
 Собственный вес конструкций за
исключением конструкций, указан
ных в п. 16
 •
 1.1
 -
 16
 Собственный вес термоизоляцион
ных плит и засыпок
 •
 1.2
 —
 358

2. КОЭФФИЦИЕНТЫ УСЛОВИЙ РАБОТЫ т
 Коэффициенты условий работы для стальных конструкций при расчете их
по несущей способности должны приниматься:
 а) Для элементов конструкций (т):
 для корпусов и днищ резервуаров 0,8
 для колонн гражданских зданий и опор водонапор
ных башен ... 0,9
 для сжатых элементов ферм и для сплошных балок
перекрытий под залами театров, клубов, кино, трибун,
помещений магазинов, книгохранилищ и архивов при
весе перекрытий, равном или большем полезной на
грузки 0,9
 для сжатых элементов стропильных ферм и для
прогонов кровель зданий при снеговой нагрузке не бо
лее 70 кг/м2 и весе кровли 150 кг/м2 и более, а так
же при снеговой нагрузке не более 100 кг/м2 и весе
 кровли 300 кг/м2 и более . - . с 0,95
 для элементов, прикрепляемых односторонне (рав
нобоких уголков и неравнобоких, прикрепляемых узкой
полкой) 0,75
 б) Для соединений конструкций (тс):
 для заклепок с потайными или полупотайными
 головками 0,8
 для заклепок, работающих на растяжение (отрыв
 головок) 0,6
 для черных, чистых и рифленых болтов, работаю
щих на растяжение 0,8
 для анкерных болтов, работающих на растяжение 0,65
 в) Для прочих элементов конструкций и соединений
 (за исключением указанных в примечании и в специальных
технических условиях) 1
 Примечание. Коэффициенты условий работы листовых кон
струкций доменных цехов, силосов и бункеров, а также мачт электропе
редач устанавливаются специальными техническими условиями.
 S. 	ДОПУСТИМЫЕ ПРОГИБЫ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
(ОТ НОРМАТИВНЫХ ДАГРУЗОК)
 Таблица 2
 №
я/и
 Наименование элементов конструкций
 Величина пре*
гиба в долях
от пролета
1
 По
 1
 Подкрановые балки:
 а) при ручных кранах
 б) при электрических кранах грузоподъемностью
 до 50 т •....,
 в) при электрических кранах грузоподъемностью
 11т
 50 т и более
 V750
 2
 Пути кран-балок
 V 600
 3
 Монорельсовые пути ...
 V400
 359

Продолжение табл. 2
 №
 п/п
 Наименование элементов конструкций
 Величина про
гиба в долях
от пролета
1
 По
 4
 Балки рабочих площадок промышленных зданий:
 а) при отсутствии рельсовых путей
 Vj50
 б) при наличии узкоколейных путей
 11т
 в) при наличии ширококолейных путей
 Ve оо
 /Ъ
 Балки междуэтажных перекрытий:
 а) главные балки
 V400
 б) прочие балки
 V250
 ,6
 Балки покрытий и чердачных перекрытий:
 а) главные балки
 V250
 б) прогоны и обрешетки
 V200
 Примечания. 1. Прогибы для подкрановых балок, монорельсовых
лутей и путей кран-балок определяются без учета коэффициента динамич
ности.
 2. 	При наличии штукатурки прогиб балок перекрытий только от полез
ной нагрузки не должен быть более 1/350 пролета.
 4. 	ДОПУСТИМЫЕ ДЕФОРМАЦИИ КОНСТРУКЦИЙ ОТ ДЕЙСТВИЯ
КРАНОВ В ЦЕХАХ МЕТАЛЛУРГИЧЕСКИХ ЗАВОДОВ С ТЯЖЕЛЫМ
РЕЖИМОМ РАБОТЫ
 1. Допустимые смещения колонн на уровне верхнего пояса подкрановых
балок принимаются по табл. 3.
 Таблица 3
 п/п
 Вид деформаций
 Величина относитель
ного смещения в долях
от высоты колонны
(от низа башмака до
головки рельса под
крановой балки)
 1
 Смещение в поперечном направлении:
 а) для зданий или их отдельных пролетов
 при плоской расчетной схеме
 V2500
 при пространственной расчетной схеме .
 б) для открытых подкрановых эстакад при
плоской или пространственной расчетной
 V4000
 схеме
 V4OOO
 2
 Смещение в продольном направлении для зда¬
 l/iOOO
 ний и эстакад
 360

2. Прогиб тормозных ферм не должен превышать V2000 их пролета.
 Примечания. 1. Смещения колонн зданий и эстакад в поперечном
и продольном направлениях, а также прогиб тормозных ферм определяются
от поперечных сил торможения, исчисленных по СНиП, П-Б. 1, § 4 от одного
крана наибольшей грузоподъемности из числа установленных в здании или
на эстакаде.
 2. Величина смещения колонн определяется из условия равенства сме
щений двух противостоящих колонн на уровне верхнего пояса подкрановых
балок.
 3. Продольная тормозная сила распределяется между всеми связями,
установленными в пределах температурного блока. При отсутствии верти
кальных связей тормозная сила передается на продольную раму, располо
женную в пределах температурного отсека.
 4. Требованию обеспечения допустимого прогиба могут удовлетворять
тормозные фермы только одного из подкрановых путей каждого пролети
здания.
 5. Прогиб тормозных ферм определяется в предположении разрезной
схемы.

ПРИЛОЖЕНИЕ П
 Таблица 1
 Коэффициенты <р продольного изгиба центрально сжатых
 элементов
 Значения коэффициентов ? для стали марок Ст. О — Ст. 3
 Гибкость X
 0
 1
 2
 3
 4
 5
 6
 7
 8
 9
 0
 1,000
 0,999
 0,998
 0,997
 0,996
 0,995
 0,994
 0,993
 0,992
 0,991
 10
 0,990
 0,988
 0,986
 0,984
 0,982
 0.980
 0,978
 0,976
 0,974
 0,972
 20
 0,970
 0,968
 0,966
 0,964
 0,962
 0,960
 0,958
 0,956
 0,954
 0,952
 30
 0,950
 0,947
 0,944
 0,941
 0,933
 0,935
 0,932
 0,929
 0,926
 0,923
 40
 0,920
 .0,917
 0,914
 0,911
 0,908
 0,905
 0,902
 0,899
 0,896
 0,893
 50
 0,890
 0,887
 0,884
 0,881
 0,878
 0,875
 0,872
 0,869
 0,866
 0,863
 60
 0,860
 0,855
 0,850
 0,845
 0,840
 0,835
 0,830
 0,825
 0,820
 0,815
 70
 0,810
 0,804
 0,798
 0,792
 0,786
 0,780
 0,774
 0,768
 0,762
 0,756
 80
 0,750
 0,744
 0,738
 0,732
 0,726
 0,720
 0,714
 0,708
 0,702
 0,696
 90
 0,690
 0,681
 0,672
 0,663
 0,654
 0,645
 0,636
 0,627
 0,618
 0,609
 100
 0,600
 0,592
 0,584
 0,576
 0,568
 0,560
 0,552
 0,544
 0,536
 0,528
 110
 0,520
 0,513
 0,506
 0,499
 0,492
 0,485
 0,478
 0,47 Г
 0,464
 0,457
 120
 0,450
 0,445
 0,440
 0,435
 0,430
 0,425
 0,420
 0,415
 0,410
 0,405
 130
 0,400
 0,396
 0,392
 0,388
 0,384
 0,380
 0,376
 0372
 0,368
 0,364
 140
 0 360
 0,366
 0,352
 0,348
 0,344
 0,340
 0,336
 0,332
 0,328
 0,324
 150
 0,320
 0,317
 0,314
 0,311
 0,308
 0,305.
 0,302
 0,299
 0,296
 0,293
 160
 0,290
 0,287
 0,284
 0,281
 0.278
 0,275
 0,272
 0,269
 0,266
 0,263
 170
 0,260
 0,257
 0,254
 0,251
 0,248
 0,245
 0,242
 0,239
 0,236
 0,233
 180
 0,230
 0,228
 0,226
 0,224
 0,222
 0,220
 0,218
 0,216
 0,214
 0,212
 190
 0,210
 0,208
 0,206
 0,204
 0,202
 0,200
 0,198
 0,196
 0,194
 0,192
 200
 0,190
 Гибкость X
 Значения коэффициентов ф для стали марок НЛ
 0
 10
 20
 30
 40
 50
 60
 70
 80
 90
 <Р
 1,0
 0,98
 0,95
 0,93
 0,90
 0,83
 0,78
 0,71
 0,63
 0,54
 Гибкость X
 Значения коэффициентов ф для стали марок НЛ
 100
 | по
 120
 130
 | 140
 | 150
 160
 | 170
 180
 | 190
 0,45
 0,39
 0,33
 0,29
 0,25
 0,23
 0,21
 0,19
 0,17
 0,15
 362

363
 Таблица 2
 Коэффициент^ срвн для стали марок Ст. О—Ст. 3
 \ ех
X Nv
 0,1
 0,25
 0,50
 0,75
 1,00
 1,25
 1,50
 1,76
 2,00
 2*50
 3,00
 3*50
 4,00
 0
 0,96
 0,92
 0,85
 0,78
 0,72
 0,67
 0,62
 0,58
 0,54
 0,47
 0,42
 0,37
 0,33
 20
 0,95
 0,89
 0,80
 0,73
 0,67
 0,62
 0,58
 0,54
 0,50
 0,44
 0,39
 0,35
 0,32
 30
 0,94
 0,87
 0,77
 0,70
 0,64
 0,59
 0,55
 0,51
 0,48
 0,42
 0,37
 0,33
 0,30
 40
 0,92
 0,85
 0,74
 0,67
 0,61
 0,56
 0,52
 0,48
 0,45
 0,40
 0,35
 0,32
 0,29
 50
 0,89
 0,82
 0,71
 0,63
 0,57
 0,53
 0,49
 0,46
 0,43
 0,38
 0,34
 0,30
 0,27
 60
 0,86
 0,79
 0,67
 0,60
 0,54
 0,50
 0,46
 0,43
 0,40
 0,35
 0,32
 0,29
 0,26
 70
 0,81
 0,75
 0,68
 0,56
 0,50
 0,46
 0,43
 0,40
 0,38
 0,33
 0,30
 0,27
 0.25
 80
 0,75
 0,70
 0,59
 0,52
 0,47
 0,43
 0,40
 0,37
 0,35
 0,31
 0,28
 0,26
 0,24
 90
 0,69
 0.65
 0,55
 0,48
 0,44
 0,40
 0,37
 0,35
 0.33
 0,38
 0,27
 0,24
 0,22
 100
 0,60
 0,59
 0,50
 0,45
 0,40
 0,37
 0,35
 0,32
 0,30
 0,27
 0,25
 0,23
 0,21
 110
 0,52
 0,52
 0,46
 0,41
 0,37
 0,34
 0,32
 0,30
 0,29
 0,26
 0,23
 0,22
 0,20
 120
 0,45
 0,45
 0,42
 0,37
 0,34
 0,32
 0,30
 0,28
 0,26
 0,24
 0,22
 0,20
 0,19
 130
 0,40
 0,40
 0,38
 0,34
 0,31
 0,29
 0,27
 0,26
 0,25
 0,23
 0,21
 0,19
 0,17.
 140
 0,36
 0,36
 0,34
 0,31
 0,29
 0,27
 0,25
 0,24
 0,23
 0,21
 0,20
 0,18
 0,17
 150
 0,32
 0,32
 0,30
 0,27
 0,26
 0,25
 0,23
 0,22
 0,21
 0,20
 0,18
 0,17
 0,16
 160
 0,29
 0,29
 0,27
 0,26
 0,24
 0,23
 0,22
 0,21
 0,20
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 170
 0,26
 0,26
 0,25
 0,24
 0,22
 0,21
 0,20
 0,19
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 0,14'
 180
 0,23
 0,23
 0,23
 0,22
 0,20
 0,20
 0,18
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 0,14
 0,13
 190
 0,21
 0,21
 0,21
 0,20
 0,19
 0,18
 0,17
 0,17
 0,16
 0,15
 0,14
 0,13
 0,12
 200
 0,19
 0,19
 0,19
 0,18
 0,17
 0,17
 0,16
 0,15
 0,15
 0,14
 0,13
 0,12
 0,12

Таблица 3
 &
 4*.
 Коэффициенты <рвндля стали марки НЛ2
 N. *1
 х N.
 0,1
 0,25
 0,50
 0,75
 1,00
 1.35
 1,50
 1,75
 2,00
 2,50
 3,00
 3,50
 4,00
 0
 0,96
 0,92
 0,85
 0,78
 0,72
 0,67
 0,62
 0,57
 0,53
 0,47
 0,40
 0,37
 0,33
 20
 0.95
 0,87
 0,79
 0,72
 0,66
 0,61
 0,57
 0,53
 0,49
 0,43
 0,38
 0,34
 0,31
 30
 0,93
 0,85
 0,76
 0,68
 0,62
 0,57
 0,53
 0,50
 0,46
 0,41
 0,36
 0,32
 0.29
 40
 0^90
 033
 0,72
 0,64
 0,58
 0,53
 0,49
 0.46
 0,43
 0,38
 0,34
 0,31
 0,28
 50
 0*83
 0,79
 0,68
 0,60
 0,54
 0,50
 0,46
 0,43
 0,40
 0,36
 0,32
 0,29
 0,26
 60
 0,78
 0,74
 0,62
 0,55
 0,50
 0,46
 0,42
 0,40
 0,37
 0,33
 0.30
 0,27
 0.26
 70
 0,71
 0,68
 0,57
 0,51
 0,45
 0,42
 0,39
 0,36
 0,34
 0,31
 0,28
 0,25
 0,23
 80
 0,63
 0,62
 0,52
 0,46
 0,41
 0,38
 0,36
 0,33
 0,31
 0,28
 0.26
 0,23
 0,21
 90
 0,54
 0,54
 0,47
 0,41
 0,38
 0,35
 .0,33
 0,31
 0,29
 0,26
 0,24
 0,22
 0,20
 100
 0,45
 0,45
 0,41
 0,37
 0,34
 0,32
 0,30
 0,28
 0,26
 0,24
 0.22
 0,20
 0,19
 110
 0,39
 0,39
 0,37
 0,34
 0,31
 0,29
 0,27
 0,26
 0,24
 0,22
 0,20
 0,19
 0,18
 120
 0,33
 0,33
 0 33
 0,30
 0,28
 0,26
 0,24
 0,23
 0,22
 0,21
 0,19
 0,18
 0,16
 130
 0,29
 0,29
 0,29
 0,27
 , 0,25
 0,24
 0,22
 0,21
 0,20
 0,19
 0,17
 0,16
 0,15
 140
 0,25
 ,0,25
 0,25
 0,24
 0,23
 0,21
 0,20
 0,19
 0,19
 0,17
 0.16
 0,15
 0,14
 150
 0,23
 0,23
 0,23
 0,22
 0,21
 0,20
 0,18
 0,18
 0,17
 0,16
 0,15
 0,14
 0,14
 160
 0,21
 0,21
 0,21
 0,20
 0,19
 0,18
 0,17
 0,16
 0,16
 0,15
 0,14
 0,13
 0,12
 170
 0,19
 0,19
 0,18
 0,18
 0,17
 6,16
 0,15
 0,15
 0,15
 0,14
 0.13
 0,12
 0,12
 180
 0,17
 0,17
 0.17
 0,16
 0,16
 0,15
 0,14
 0,14
 0,14
 0,12
 0,12
 0,11
 0,10
 190
 0,15
 0,15
 0,15
 0,15
 0,14
 0,14
 0,13
 0,13
 0,12
 0,12
 0,11
 0,11
 0,10
 200
 0,13
 0,13
 0,13
 0,13
 0,13
 0,13
 0,12
 0,12
 0,11
 0,11
 0,10
 0,10
 0,10

Таблица 4
 Коэффициенты тг) влияния формы сечения
 Схема сечения
 *»] при
 20 < к < 150
 Х>161
 Схема сече
 н и я
 L +
 e i—
 i ~г
 _Ji_ “
 пг
 Л
 =й=1
 _1
 J- №
 &
 0,775 + 0,0015 X
 1,3
 1.0
 1,45-0,003 X
 1,0
 0,01 X—0,2
 1,0
 1,0

Коэффициенты для прокатных нормальных Двутавров из стали марок Ст.О— Ст. 3
 iWecTo приложе
ния нагрузки
 Л
 двутавра
 Тип нагрузки
 Пролет в м
 2
 3
 4
 5
 б
 7
 8
 9
 10
 Верхний кант
 От 10
 Сосредоточенная
 1
 0,93
 0,92
 0,82
 0,68
 0,58
 0,51
 0,45
 0,41
 ДО DU
 Равномерно распределенная
 1
 0,96
 0,86
 0,71
 0,59
 0,51
 0,44
 0,39
 0,36
 Нижний кант
 От 10
 TW А ОЛ
 Сосредоточенная
 1
 1
 0,98
 0,92
 0,85
 0,72
 0,63
 0,55
 0,50
 ДО ZU
 Равномерно распределенная
 1
 1
 0,95
 0,85
 0,7
 0,59
 0,51
 0,45
 0,41
 От 22
 Л АА
 Сосредоточенная
 1
 1
 1
 0,98
 0,93
 0,86
 0,75
 0,65
 0,58
 до 60
 Равномерно распределенная
 1
 1
 1
 0,94
 0,85
 0,72
 0,62
 0,53
 0,48
 Примечание. Для стали марки НЛ2 табличные значения <р9 должны быть умножены на 0,71.

367
 ПРИЛОЖЕНИЕ III
Т а б л и ц а 1
 СОРТАМЕНТ ПРОКАТНЫХ СТАЛЕЙ
Сталь прокатная угловая равнобокая (Выборка из ОСТ 10014-39)
 Условные обозначения:
 b— ширина полки
d — толщина полки
J—момент инерции
 т
 Размеры угол
ка в мм
 R
 в мм
 г
 в мм
 Вес
 1 пог. м
в кг
 Площадь
сечения
F в см*
 Расстоя
ние
центра
тяжести
ZQ в см
 Ось х — х
 Ось
 Х\ — Х\
 Ось х0 — х0
 Ось у0 — у0
 Гу2 для двух
уголков при
 Ъ
 d
 Jx
 в см*
 гх
в см
 Jxt
в см*
 Jx0
в см *
 в см
 Jyo
 В СМ*
 ГУо
в см
 8 - 8
 8-10
 8-12
 45
 5
 5
 1,7
 3,37
 4,29
 1.3
 8
 1,37
 15,3
 12,7
 1,72
 3,26
 | 0,87
 —
 —
 1 -
 ел
 5
 e е
 1 7
 3,77
 4,80
 1,42
 112
 1.53
 20,9
 17,8
 1,92
 4,61
 0,98
 2,38
 2,45
 2,53
 эи
 6
 0,0
 i >'
 4,47.
 5,69
 1,46
 13,1
 1,52
 25,2
 20,7
 1,91
 5,39
 0,97
 2,40
 2,48
 2,56
 5
 4,57
 5,82
 1,66
 19,9
 1,85
 35,9
 31,4
 2,32
 8,29 ’
 1,19
 2,77
 2,85
 2,92
 60
 6
 6,5
 2,2
 5,42
 6,91
 1,70
 23,3
 1,84
 43,3
 36,8
 2,31
 9,76
 1.19
 2,79
 2.87
 2,94
 8
 7,09
 9,03
 1,78
 29,6
 1,81
 58,2
 46,8
 2.28
 12,4
 1,17
 2,83
 2,91
 2,99
 сс
 6
 я п
 9 7
 5,93
 7,55
 1,82
 29,8
 1,98
 54,8
 47,2
 2,50
 12,3
 1,28
 2,98
 3,06
 3,13
 00
 8
 о,и
 At
 7,75
 9,87
 1,90
 38,1
 1,85
 73,7
 60,3
 2,48
 15,8
 1.27
 3,02
 3,10
 3,18
 6
 о п
 о л
 6,891
 8,78
 2,06
 46,7
 2,31
 83,9
 73,3
 2,89
 20,1
 1,51
 3,37
 3,44
 3,52
 /0
 8.
 у,и
 о,и
 9,03
 11,5
 2,14
 60,1
 2,28
 113,0
 94,9
 2,87
 25,3
 1,48
 3,41
 3,49
 3,57
 6
 7,36
 9.38
 2,19
 57,0
 2,47
 102,0
 90,0
 3,11
 23,5
 1,58
 3,58
 3,64
 3,72
 80
 8
 9.0
 3,0
 3,66
 12,3
 2,27
 73,3
 2,44
 137,0
 115,0
 3.07
 30,3
 1,57
 3,62
 3,69
 3,76
 10
 11,9
 15,1
 2,35
 88,4
 2,42
 172,0
 140,0
 3,05
 36,5
 1,56
 3,66
 3.74
 3,81
 90
 8
 11
 3,7
 11.0
 14,0
 2,51
 106
 2,76
 194,0
 168,0
 3,46
 43,6
 1,77
 4,00
 4,08
 4,15
 10
 13,5
 17,2
 2,59
 128
 2,74
 244,0
 204,0
 3,44
 53,1
 1,76
 4,04
 4,12
 4,2«

368
 Продолжение табл. 1
 Размеры угол
ка в мм
 R
 в мм
 г
 в мм
 Вес
 1 пог. м
в кг
 Площадь
сечения
F в см*
 Расстоя¬
 ние
 центра
 тяжести
 г0 в см
 Ось х — х
 Ось
 Хх — -Г,
 Ось х0 — х0
 Ось у0 -у0
 ГУ*
 для двух
уголков при
 Ь
 d
 Jx
в см4
 'лг
в см
 JXx
в смк
 Jr
 Хо
 в см4
 ГХо
в см
 ч
 в см*
 ГУо
 В СМ
 5 - 8
 5 = 10
 5 - 12
 8
 12,3
 15,6
 2,75
 147
 3,07
 265,0
 233,0
 3,87
 61,0
 1,98
 4.41
 4,47
 4,54
 100
 10
 19
 л п
 15,1
 19,2
 2,83
 179
 3,05
 333,0
 284,0
 3,85
 74,9
 1,97
 4,45
 4,52
 4,59
 12
 17,9
 22,8
 2,91
 209
 3,03
 402,0
 331,0
 3.81
 87,6
 1,96
 4,49
 4,56
 4,64
 14
 20,6
 26,3
 2,99
 237
 3,01
 472,0
 375,0
 3,78
 99,1
 1,95
 4,53
 4,60
 4,68
 10
 18,3
 23,3
 3,33
 316
 3,68
 575,0
 503,0
 4,64
 130.0
 2,36
 5,24
 5,31
 5,39
 120
 12
 13
 4,3
 21,7
 27,6
 3,41
 371
 3,65
 693,0
 590,0
 4,62
 153,0
 2,35
 5,29
 5,36
 5,43
 14
 25,1
 31,9
 3,49
 423
 3,64
 811,0
 671,0
 4,59
 174,0
 2,34
 5,33
 5,40
 5,48
 10
 19,8
 25,3
 3.58
 406,0
 4,01
 730,0
 646,0
 5,05
 166,0
 2,56
 5,65
 5,72
 5,79
 130
 12
 13
 4,3
 23,6
 30,0
 3,66
 477,0
 3,99
 880,0
 759,0
 5,03
 196,0
 2,55
 5,69
 5,76
 5,84
 14
 27,3
 34,7
 3,74
 545,0
 3,96
 1 030,0
 866,0
 5,00
 223,0
 2,54
 5,73
 5,80
 5,88
 12
 27,4
 34,9
 4,15
 745
 4,62
 1 347
 1 186
 5,83
 305
 2,98
 6,48
 6,55
 6,63
 150
 14
 15
 5,0
 31,7
 40,4
 4,22
 857
 4,60
 1577
 1358
 5,80
 356
 2,97
 6,52
 6,59
 6,67
 16
 36,0
 45,0
 4,30
 961
 4,58
 1 808
 1522
 5,77
 399
 2,95
 6,56
 6,63
 6,71
 18
 40,0
 51,1
 4,38
 1060
 4,56
 2041
 1 679
 5,73
 440
 2,94
 6,60
 6,67
 6,75
 14
 38,3
 48,8
 4,97 ‘
 1515
 5,57
 2 721
 2 405
 7,03
 625
 3,58
 7,74
 7,81
 7,88
 180
 16
 16
 5,0
 43,5
 55,4
 5,05
 1 704
 5,55
 3117
 2 705
 7,00
 703
 3.56
 7,76
 7,85
 7,92
 18
 48.6
 61,9
 5,13
 1 885
 5,52
 3515
 2 994
 6,94
 775
 3.54
 7,81
 7,88
 7,95
 16
 48,7
 62,0
 5,55
 2 355
 6,17
 4 264
 3 775
 7,79
 954
 3,93
 8,57
 8,64
 8,71
 18
 54,4
 69,3
 5,62
 2 619
 6,15
 4 808
 4165
 7,77
 1074
 3,93
 8,60
 8,67
 8,75
 200
 20
 18
 6
 50,1
 76,5
 5,70
 2 868
 6,13
 5 355
 4 560
 7,74
 1 175
 3.92
 8,64
 8,71
 8,79
 24
 71,3
 90,8
 5,85
 3 349
 6,07
 6 456
 5 313
 7,66
 1384
 3.90
 8,71
 8,79
 8,86
 30
 .
 88,3
 111,5
 6,03
 3 999
 5,96
 8 093
 6 373
 7,49
 1685
 3,87
 8,80
 8,86
 8,91

Муханов 369
 Сталь прокатная угловая неравнобокая
(Выборка из ОСТ 10015-39)
 Условные обозначения
 В — ширина большой полки
Ь — ширина малой полки
d — толщина полки
J—момент инерции
 Таблица 2
 т т
 Размеры
уголка в мм
 R
 в мм
 г
 в мм
 Вес 1 пог. м
в кг
 Площадь сече
ния F в см*
 Расстояние
центра тяже
сти
 Ось х—х
 Ось у-у
 Ось
 *,-*1
 Ось
 У1-У1
 Ось и—и
 Г* для двух
уголков при
 Гуз для двух
уголков при
 В
 Ь
 d
 *0
в си
 Уо
в см
 JX
 в см*
 в см
 'у.
 в см*
 гу
 в см
 JXy
 в см*
 Jy,
 В СМ*
 Ju
 в см*
 в см
 <5-8
 <5-10
 5-12
 5-8
 5-10
 5-12
 5
 3,79
 4,83
 0,97
 1,95
 17,4
 1,90
 6,19
 1,13
 35,8
 10.8
 3,62
 0,87
 3,02
 3.10
 3,19
 1,78
 1,85
 1,93
 60
 40
 6
 7,0
 2,3
 4.49
 5,72
 1,01
 2,00
 20,3
 1,88
 7,20
 1.12
 43,1
 13,1
 4,20
 0,86
 3,05
 3,13
 3,21
 1,80
 1,88
 1,96
 8
 5.84
 7,44
 1,09
 2.08
 25,8
 1,85
 9,04
 1,10
 57,9
 17.9
 5.39
 0,85
 3,10
 3,18
 3,26
 1,85
 1.93
 2,02
 5
 4,80
 6,11
 1,17
 2,39
 34.9
 2,39
 12,5
 1,43
 69,9
 20,9
 7,24
 1,09
 3,67
 3,75
 3,82
 2,12
 2,19
 2,27
 75
 50
 6
 8,0
 2,7
 5.69
 7.25
 1.21
 2,44
 41,0
 2,37
 14,6
 1.42
 84.0
 25,3
 8,48
 1,08
 3,70
 3,78
 3,86
 2,15
 2,22
 2,30
 8
 7,43
 9.47
 1,29
 2.52
 52,4
 2,35
 18.6
 1.40
 113,0
 34,3
 10,9
 1,07
 3,75
 3,83
 3,91
 2,19
 2,27
 2,36
 80
 55
 6
 8,0
 2,7
 6,16
 7,85
 1.33
 2,56
 50,5
 2,53
 19,5
 1,58
 102,0
 33,4
 11,1
 1,19
 3,89
 3,98
 4,05
 2,34
 2,42
 2,49
 8
 8,06
 10,3
 1.41
 2,64
 64,9
 2,51
 24,9
 1,56
 136,0
 45,3
 14,3
 1,19
 3,94
 4,02
 4,10
 2,39
 2,46
 2,54
 6
 6.90
 8,78
 1.41
 2,88
 72.4
 2,87
 25.0
 1,72
 145,0
 43,4
 14,7
 1,30
 4,36
 4,43
 4,51
 2,50
 2,58
 2,65
 90
 60
 8
 9
 3,0
 9,03
 11.5
 1,49
 2,96
 93,2
 2,85
 33,2
 1,70
 194,0
 58,6
 19,3
 1,29
 4,41
 4,48
 4,56
 2,54
 2,62
 2,69
 10
 11,1
 14,1
 1,56
 3,05
 113,0
 2 82
 39,8
 1,68
 244.0
 74,4
 23,5
 1,29
 4,45
 4,53
 4,61
 2,58
 2,66'
 2,74
 8
 |ю,6
 13,5
 1,88
 3,11
 135,0
 3,16
 65,0
 2,19
 266.0
 113,0
 35,4
 1,62
 4,72
 4,80
 4,87
 3,17
 3,24
 3,31
 100
 75
 10*
 10
 3,3 I
 |13,1
 16,7
 1,96
 3.20
 163,0
 3,13
 78,5
 2,17
 333.0
 143,0
 42,6
 1,60
 4,77
 4,84
 4,92
 2,21
 3,28
 3,35
 12
 115,5
 19,7
 2,04
 3.27
 190,0
 3,11
 91,1
 2,15
 4q2.°
 173,0
 49,8
 1,59
 4,81
 4,88
 4,96
 3,25
 3,33
 3,40

Продолжение табл. 2
 Размеры
уголка в мм
 R
 в мм
 N
 Г
 в мм
 Вес 1 пог. м
в кг
 Площадь сече
ния F в см*
 Расстояние
центра тяже
сти
 Ось х—х
 Ось у—у
 Ось
 Xi-X!
 I Ось
У1-У1
 Ось и—и
 гха для двух
уголков при
 Гуз для двух
уголков при
 В
 ъ
 d
 Хо
 в см
 Уо
в см
 в см*
 в см
 Jyt
 в см*
 гу
 в см
 JXx
 в см*
 Jy\
в см*
 %
 Ju
 в см*
 ги
 в см
 а=8
 5-10
 5-12
 5-8
 5-10
 5-12
 8
 12,2
 15,6
 1,88
 3,85
 229
 3,83
 82,3
 2,30
 459
 137
 47,6
 1,75
 5,72
 5,79
 5,87
 3,24
 3,30
 3,38
 120
 80
 10
 11
 3,7
 15.1
 19.2
 1,95
 3,93
 279
 3,81
 99,6
 2,27
 575
 178
 57,7
 1,73
 5,77
 5,85
 5,92
 3,27
 3,35
 3,42
 12
 17,9
 22,8
 2,04
 4,01
 325
 3,79
 115,0
 2,25
 692
 210
 66,6
 1J1
 5,81
 5,87
 5,97
 3,32
 3,40
 3,47
 8
 13,5
 17,2
 2,11
 4,08
 297
 4,15
 118,0
 2,62
 583
 195
 66,5
 1,97
 6,11
 6,20
 6,25
 3,63
 3,70
 3,77
 130
 90
 10
 12
 л 0
 16,7
 21,3
 2,19
 4.16
 362
 4,12
 143,0
 2,59
 731
 245
 81,4
 1,95
 6,14
 6.22
 6,30
 3,66
 3,74
 3,81
 12
 1 С
 т,\/
 19,8
 25,2
 2,27
 4,25
 424
 4,10
 167,0
 2,57
 879
 297
 94 3
 1.94
 6,20
 6,2#
 6,35
 3,70
 3,78
 3,85
 14
 22,8
 29,1
 2,35
 4,33
 484
 4,08
 139,0
 2,55
 1028
 349
 109,0
 1,93
 6,25
 6,33
 6,40
 3,75
 3,82
 3,90
 10
 19,1
 24,3
 2,35
 4.81
 557
 4,78
 201,0
 2,87
 1 120
 ' 335
 115,0
 2,18
 7,07
 7,16
 7.22
 3,97
 4,05
 4,13
 150
 100
 12
 13
 4 Я
 22,6
 28,8
 2,43
 4,90
 655
 4,75
 235,0
 2,85
 1347
 405
 137,0
 2,18
 7,12
 7,21
 7,27
 4,01
 4,09
 4,16
 14
 26,2
 33,3
 2,51
 4,98
 749
 4,73
 267,0
 2,83
 1 575
 476
 156,0
 2,16
 7,16
 7,25
 7,32
 4,06
 4,13
 4,20
 16
 29.6
 37,7
 2,58
 5,06
 839
 4,71
 297,0
 2,81
 1804
 549
 175,0
 2,15
 7,21
 7,29
 7,36
 4,10
 4,17
 4,24
 12
 27,4
 34,9
 2.82
 5,79
 1 156
 5,75
 417,0
 3,46
 2 325
 595
 240.0
 2,62
 8,45
 8,53
 8,60
 4,73
 4,79
 4,86
 180
 120
 14
 14
 4,7
 31,7
 40,4
 2,90
 5,87
 1326
 5,73
 476,0
 3.44
 2717
 816
 279,0
 2,62
 8,49
 8.57
 8,64
 4,77
 4,84
 4,91
 16
 35,9
 45,8
 2,98
 5,95
 1490
 5,71
 532,0
 3,41
 3111
 939
 309,0
 2,60
 8,54
 8,63
 8,69
 4,80
 4,86
 4,94
 12
 29,2
 37,3
 2,68
 6,64
 1546
 6,45
 428,0
 3,39
 3188
 696
 259,0
 2,64
 9,55
 9,61
 9,70
 4,58
 4,64
 4,72
 200
 120
 14
 14
 4,7
 33,9
 43,2
 2,76
 6,72
 1776
 6,42
 489,0
 3,36
 3 725
 818
 295,0
 2,61
 9,59
 9,65
 9,74
 4,61
 4,68
 4,75
 16
 38,4
 49,0
 2,84
 6,80
 1 997
 6,38
 547,0
 3,34
 4 254
 941
 331,0
 2,60
 9,62
 9,70
 9,77
 4,65
 4,73
 4,78

24* 37Ь
 -с.
 Сталь прокатная — балки двутавровые
 (Выборка из ОСТ 10016-39)
 Условные обозначения
 Таблица 3
 h—ёысота балки
 b—ширина полки
 d—толщина стенки
 t — средняя толщина полки
 г — радиус внутреннего закругления
 г\ — радиус закругления полки
J — момент инерции
W—момент сопротивления
гХу гу—радиусы инерции
 5 — статический момент полусечения
 №
 про¬
 филей
 Вес 1 пог. м в кг
 Размеры в мм
 Площадь сечения
F в см3
 Справочные величины для осей
 Примечание
 h
 ь
 d
 t
 •г
 Tv
 X-
 -X
 У-У
 Jx
 в CMi
 W
 X
 в см3
 тX
 в см
 J iS
 X X
 1 У ,
в см*
 w
У з
в см3
 в
 10
 11.2
 100
 68
 4.5
 7,6
 6,5
 3.3
 14,3
 245
 49,0
 4,14
 8,59
 33,0
 9,72
 1,52
 Номера профилей
 12
 14,0
 120
 74
 5,0
 8,4
 7,0
 3,5
 17,8
 436
 72.7
 4,95
 10,3
 46,9
 12,7
 1,62
 с индексами „Ь- и „св
 14
 16,9
 140
 80
 5,5
 9,1
 7,5
 3,8
 21,5
 712
 102
 5,76
 12,0
 64,4
 16,1
 1,73
 изготовляются по со¬
 16
 20.5
 160
 88
 6,0
 9.9
 8,0
 4,0
 26,1
 1 130
 141
 6,58
 13.8
 93,1
 21,2
 1.89
 глашению только в
 18
 24,1
 180
 6.5
 10,7
 8.5
 4.3
 30,6
 1660
 185
 7,36
 15,4
 122
 26,0
 2,00
 особых случаях, ког¬
 20а
 27,9
 200
 100
 7,0
 11.4
 9,0
 4,5
 35,5
 2 370
 237
 8,15
 17.2
 158
 31,5
 2,12
 да необходимость за¬
 22а
 33,0
 220
 110
 7,5
 12,3
 9,5
 4,8
 42,0
 3 400
 309
 8,99
 18,9
 225
 40,9
 2,31
 каза таких профилей
 24а
 37.4
 240
 116
 8,0
 13,0
 10,0
 5,0
 47,7
 4 570
 381
 9.77
 20,7
 280
 48,4
 2.42
 подтверждена соот¬
 27а
 42,8
 270
 122
 8,5
 13,7
 10.5
 5,3
 54,6
 6 550
 485
 10,9
 23,8
 345
 56,6
 2,51
 ветствующими дан¬
 30а
 48,0
 300
 126
 9.0
 14,4
 11,0
 5,5
 61,2
 8 950
 597
 12.1
 25,7
 400
 63,5
 2.55
 ными
 30с
 57,4
 300
 Ш
 13
 14,4
 11,0
 5,5
 73,4
 9 850
 657
 11,6
 25,0
 445
 68,5
 2,46
 33а
 53,4
 330
 130
 9,5
 15,0
 11,5
 5,8
 68,1
 11900
 721
 13,2
 28,3
 460
 70,7
 2,60

372
 Продолжение табл. 3
 №
 про¬
 филей
 Вес 1 пог. м в кг
 Размеры в мм
 Площадь сечения
F в см3
 Справочные величины для осей
 Примечание
 h
 ь
 d
 t
 г
 Гг
 X
 —X
 У-У
 *х
в см*
 «V
 в см3
 тх
в см
 J S 5
 лг лг
 Jy,
в см*
 W
 У
 в см3
 ГУ
в см
 33с
 63,8
 330
 134
 13,5
 15,0
 11,5
 5,8
 81,3
 13100
 794
 12,7
 27,5
 510
 76,1
 2,51
 Зба
 59,9
 360
 136
 10,0
 15,8
 12,0
 6.0
 76,3
 15 760
 875
 14,4
 30,7
 552
 81,2
 2,69
 36 с
 71,2
 360
 140
 14,0
 15,8
 12,0
 6,0
 90,7
 17 310
 962
 13,8
 29,9
 612
 87,4
 2,60
 40а
 67,6
 400
 142
 10,5
 16,5
 12,5
 6.3
 86,1
 21 720
 1090
 15,9
 34,1
 660
 °3,2
 2,77
 40с
 80,1
 400
 146
 14,5
 16,5
 12,5
 6.3
 102,0
 23 850
 1 190
 15,2
 33,2
 727
 99,6
 2,65
 45а
 80,4
 450
 150
 11,5
 18,0
 13,5
 6.8
 102
 32 240
 1 430
 17,7
 38,6
 855
 114
 2,89
 45с
 94,5
 450
 154
 15,5
 18,0
 13,5
 6,8
 120
 35 280
 1570
 17,1
 37,6
 938
 122
 2,79
 50а
 93,6
 500
 158
 12,0
 20,0
 14,0
 7,0
 119
 46 470
 1860
 19,7
 42,8
 1 120
 142
 3,07
 50с
 109
 500
 162
 16,0
 20,0
 14,0
 7.0
 139
 50 640
 2 080
 19,0
 41,8
 1 2201
 151
 2,96
 55а
 105,
 550
 ,16?
 12,Ъ
 21,0
 14,5
 7,3
 134
 62 870
 2 290
 21,6
 46,9
 1370
 164
 3,19
 55с
 123
 550
 170
 16,5
 21,0
 14,5
 7,3
 156
 68 410
 2 490
 20,9
 45,8
 1480
 175
 3,08
 60а
 118
 600
 176
 13,6
 22,0
 15,0
 7,5
 151
 .83 860
 2 800
 23,5
 51,8
 1 700
 193
 3,36
 60с
 137
 600
 180
 17,0
 22,0
 15,0
 7.5
 175
 91 060
 3040
 22,8
 50,2
 1840
 205
 3,24

373
 Таблица 4
 Сталь прокатная — швеллеры
 (Выборка из ОСТ 10017-39)
 Условные обозначения
 Л—высота швеллера Г\— радиус закругления полки
 £ —ширина полки J—момент инерции
 d - толщина стенки W—момент сопротивления
 t — средняя толщина полки гх, гу — радиусы инерции
 г — радиус внутреннего закругления z0 — расстояние между осями у-у и уг—ух
 про¬
 филей
 Вес
 1 пог. м
 в кг
 Размеры в мм
 Площадь
 сечения
 F
 в см2
 * Справочные величины
 для осей
 h
 ь
 t
 г
 Г,
 X—X
 у-у
 У1-У1
 г0 в см
 JjC 4
 в см*
 wx
 в см3
 гг
 в см
 Jy
 в см4
 wy
 в см3
 гу
 в см
 в см4
 10
 10,00
 100
 48
 5,3
 8,5
 8.5
 4,25
 12,74
 198,3
 39,7
 3,95
 25,6
 7,80
 1,41
 54,9
 1,52
 12
 12,06
 120
 53
 5,5
 9,0
 9.0
 4,50
 15,36
 346,3
 57,7
 4,75
 37,4
 10,17
 1,56
 77,7
 1,62
 14а
 14,53
 140
 58
 6,0
 9,5
 9,5
 4,75
 18,51
 563,7
 80,5
 5,52
 53,2
 13,01
 1,70
 107,1
 1,71
 16а
 17,23
 160
 63
 6,5
 10,0
 10,0
 5,0
 21,95
 866,2
 108,3
 6,28
 73,3
 16,30
 1,83
 144,1
 1,80
 18а
 20,17.
 180
 68 .
 7,0
 10,5
 10,5
 5,25
 25,69
 1 272,7
 141,4
 7,04
 98,6
 20,03
 1,96
 189,7
 1,88
 20а
 22,63
 200
 73
 7,0
 11,0
 11,0
 5,5
 28,83
 1 780,4
 178,0
 7,86
 128,0
 24,20
 2,11
 244,0
 2,01
 22а
 24,99
 220
 77
 7,0
 11,5
 11,5
 5,75
 31,84
 2393,9
 217,6
 8,67
 157,8
 28,17
 2,23
 298,2
 2,10
 24а
 26,55
 240
 78
 7,0
 12,0
 12,0
 6,0
 34,21
 3 052.2
 254,3
 9,45
 173,8
 30,47
 2,25
 324.6
 2,10
 27а
 30,83
 270
 82
 7,5
 12,5
 12,5
 6,25
 39,27
 4 362,0
 323,3
 10,54
 215,6
 35,52
 2,34
 393,1
 2,13
 30а
 34,45
 300
 85
 7,5
 13,5
 13,5
 6,75
 43,89
 6 047,9
 403,2
 11,72
 259,5
 41,10
 2,43
 466,5
 2,17
 33а
 38,70
 330
 88
 8,0
 14,0
 14,0
 7,0
 49,50
 8 076,8
 489,5
 12,80
 307,5
 46,65
 2,50
 547,6
 2,21
 36а
 47,80
 360
 96
 9,0
 16,0
 16,0
 8,0
 60,89
 11 874,2
 659,7
 13,97
 455,0
 63,54
 2,73
 818,4
 2,44
 36Ь
 53,45
 360
 98
 11,0
 16,0
 16,0
 8,0
 68,09
 12 651,8
 702,9
 13,63
 496,7
 66,85
 2J0
 880.4
 2,37
 36с
 59,10
 360
 100
 13,0
 16,0
 16,0
 8,0
 75,29
 13 429,4
 746,1
 13,36
 536,4
 70,02
 2,67
 947,9
 2,34
 40а
 58,91
 400
 100
 10,5
 18,0
 18,0
 9,0
 75,05
 17 577,9
 878,9
 15,30
 592,0
 78,83
 2,81
 1 067,7
 2,49
 40Ь
 65,19
 400
 102
 12,5
 18,0
 18,0
 9,0
 83,05
 18 644,5
 932,2
 14,98
 640,0
 82,52
 2,78
 1 135,6
 2,44
 40с
 71,47
 400
 104
 14,5
 18,0
 18,0
 9,0
 91,05
 19711,2
 985,6
 14,71
 687,8
 86,19
 2,75
 1 220,7
 2,42
 Примечание. Номера профилей с индексами ,Ь‘ и „с“ изготовляются по соглашению
когда необходимость заказа таких профилей подтверждена соответствующими данными.
 только в особых случаях,

ОГЛАВЛЕНИЕ
 Стр.
 Предисловие 3
 Введение 4
 § 1. Область применения и номенклатура стальных конструкций . . 5
 § 2. Достоинства и недостатки стальных конструкций , . ... 5
 § 3. Краткий исторический очерк ’ . . . ... 9
 Глава I. Основы проектирования
 § 4. Требования, предъявляемые к стальным конструкциям .... 14
 § 5. Методика расчета стальных конструкций ... .... 15
 § 6. Нагрузки 22
 Глава II. Материал и его работа в конструкции
 § 7. Способ получения стали и ее состав 25
 § 8. Основные механические свойства стали. Работа стали на растя
жение 27
 § 9. Явление хрупкости в сталях . . . 33
 § 10 Работа стали на сжатие. Проблема устойчивости 39
 § 11. Работа стали при изгибе и кручении .... ... 45
 § 12. Работа стали при внецентренном растяжении и сжатии .... 48
 § 13. Расчетные сопротивления и допускаемые напряжения . . . 52
 Глава III. Сортамент
 § 14. Характеристика основных профилей и их назначение 55
 § 15. Различные профили, употребляемые в строительстве 60
 § 16. Дальнейшее развитие строительных прокатных профилей ... 61
 Глава IV. Сварные соединения
 § 17. Виды сварки и их общие характеристики .... 63 •
 § 18. Расчетные сопротивления сварных шйов . 73
 § 19. Типы сварных соединений. Расчет соединений при действии осе
вых сил ... .... 75
 § 20. Расчет сварных соединений на выносливость 91
 § 21. Внутренние напряжения. Явление усадки при сварке .... 92
 § 22. Трудоемкость сварных конструкций 96
 Глава V. Заклепочные и болтовые соединения
 § 23. Работа заклепочных соединений 99
 § 24. Расчет и конструирование заклепочных соединений 193
 § 25. Болтовые соединения 113
 Глава VI. Балки
 § 26. Общая характеристика балок. Балочная клетка 119
 § 27. Прокатные балки 128
 374

Стр
 § 28. Составные балки i 137
 § 29. Общая и местная устойчивость балок 156
 § 30. Стыки и узлы сопряжений балок . . . 165
 § 31. Подкрановые балки 176
 Глава VII. Фермы
 § 32. Фермы в составе кровельного покрытия 205
 § 33. Типы ферм. Определение генеральных размеров. Шаг ферм . 214
 § 34. Расчет ферм 218
 § 35. Подбор сечений элементов ферм 219
 § 36. Конструирование ферм. Детали узлов 233
 Глава VIII. Колонны
 § 37. Типы колонн 240
 § 38. Центрально сжатые колонны 240
 § 39. Внецентренно сжатые колонны 257
 § 40. Стыки и детали колонн 276
 § 41. Базы колонн 281
 Глава IX. Стальной каркас промышленных зданий
 § 42. Общие сведения о стальном каркасе промышленных зданий . . 297
 § 43. Сетка колонн 302'
 § 44. Поперечные рамы 304
 § 45. Особенности расчета поперечных рам 320
 § 46. Конструкции фонарей и. стенового каркаса 327
 Глава X. Листовые конструкции (стальные оболочки)
 § 47. Общие сведения 333
 § 48. Теория расчета тонких оболочек вращения 334
 § 49. Газгольдеры 337
 § 50. Резервуары для жидкостей 343
 §51. Бункеры : 348
 Глава XI. Состав и оформление проекта стальных конструкций
 § 52. Понятие о стадиях проектирования 351
 § 53. Общие правила оформления рабочих чертежей 352
 § 54. Монтажные схемы 355
 Приложения 357

Константин Константинович М у х а н о в
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СТАЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
 * * *
 Госстройиздат
Третьяковский прд. 1
 Редактор издательства Б. А. Котик
Переплет худ. Ю. М. Сигова
Технический редактор А. М. Токер
 Сдано в набор 10/VII 1956 г. Подписано к печати 17/Х 1956 г. Т-08788
 Бумага 60 x927ie —12,0 бум. л. 23,5 печ. л. +2 вклейки (0,5 печ. л.) (25,38 уч.-изд.
Изд. № III-1010 Заказ № 944. Тираж 30000 экз. Цена 8 руб. 90 к. Переплет 1.
 л.).
 50 к.
 Типография № 2 Гос. издательства литературы по строительству и архитектуре,
Ленинград, ул. Марата, 58.

ОПЕЧАТКИ
 Стр.
 Строка
 Напечатано
 Следует читать
 По чьей вине
 44
 Формула (10.11)
 Р
 Г *
 JiL
 Г *
 Типографии
 127
 Табл. 22; 5-й
столбец
 3 ql
' 4005
 40062
 Автора
 ~ 27,1
 п 27,1 „
 191
 6-я сверху
 Ql- 2' (5,7+...
 С°к= 12 (5-7+--‘
 п
 252
 Формула
 (14.VII1)
 хш =
 Т —
 »
 256
 4-я сверху
 * 45Х,.
 ~ 45 = \х.
 •
 263
 Формула
 (24.V111)
 2 1/ лу.
 к i / лу
 Типографии
 /, У Лу3 ’
 к У лу,
 320
 12-я снизу
 ... от кранов;
 от кранов и их тор
можение;
 Автора
 361
 Табл. 3 в го
ловке 1-й ко¬
 Пропущено
 X
 Типографии
 лонки
 За к. 944.