МК. Курс лекций

13 EMBED Equation.3 1415МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И НАУКИ РФ
ФЕДЕРАЛЬНОЕ АГЕНТСТВО ПО ОБРАЗОВАНИЮ
ИРКУТСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ
Кафедра строительных конструкций





В.Г. Темников






МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ КОНСТРУКЦИИ


______________________________________________
Курс лекций
___________________________________________________










ИЗДАТЕЛЬСТВО
Иркутского государственного технического университета
2007
Глава 1
ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
_____________________________________________________________

Достоинства и недостатки металлических конструкций

Металлические конструкции применяются в инженерных сооружениях в виде стержневых или сплошных систем: в одноэтажных и многоэтажных производственных зданиях; большепролетных покрытиях различных систем зданий и сооружений (спортивные сооружения, крытые рынки, театры, выставочные павильоны, ангары, судостроительные эллинги, авиасборочные цехи и др.); мостах и эстакадах; высотных сооружениях (телевизионные башни, мачты, опоры воздушных линий электропередачи, вытяжные башни, нефтяные вышки, дымовые и вентиляционные трубы, промышленные этажерки, геодезические вышки, надшахтные копры и многие другие сооружения); каркасах гражданских многоэтажных зданий; крановых и других подвижных конструкциях (мостовые, башенные и козловые краны, краны-перегружатели, крупные экскаваторы, затворы и ворота гидротехнических сооружений); листовых конструкциях (резервуары различного назначения, газгольдеры, бункеры, силосы, трубопроводы большого диаметра, конструкции доменного и химического производств); конструкции уникального назначения (радиотелескопы, антенны космической связи).
Такой широкий диапазон применения металлических конструкций, воспринимающих большие нагрузки от собственного веса и оборудования, имеющие большие пролеты и высоту (для листовых конструкций необходимость обеспечения плотности), обусловлен рядом их достоинств и, в первую очередь, надежностью, высокой прочностью и легкостью (рис. 1.1).
Надежность металлических конструкций обеспечивается близким совпадением их действительной работы (распределение напряжений и деформаций) с теоретическими расчетными предпосылками об упругой и упруго-пластической работе материала, обоснованными основными положениями сопротивления материалов и теории упругости и пластичности. Сталь – изотропный материал, имеет мелкозернистую структуру с одинаковыми механическими свойствами во всех направлениях.
Легкость. Из всех изготовляемых в настоящее время несущих конструкций металлические конструкции являются относительно наиболее легкими, несмотря на высокую плотность стали (
· = 7850 кг/м3) по сравнению с бетоном (
· = 2400 кг/м3) и даже древесиной (
· = 500 кг/м3).
За показатель легкости с принимают отношение плотности материала
· к его прочности Ry. Чем меньше значение с, тем относительно легче конструкция.
Конструкции из алюминиевых сплавов, обладающих прочностью близкой к прочности малоуглеродистой стали, а также плотностью, примерно в три раза меньшей, чем сталь (( =2700 кг/м3), имеют наименьшее значение показателя с.





















Рис. 1.1. Достоинства и недостатки металлических конструкций

На рис. 1.2 приведена сравнительная легкость конструкции из различных материалов (коэффициент с для алюминиевого сплава Д16Т принят за единицу).
Индустриальность. Металлические конструкции в основной своей массе изготавливаются на заводах, оснащенных современным специальным оборудованием, а механизированный монтаж на месте возведения сооружения ускоряет ввод его в эксплуатацию. Все это исключает или до минимума сокращает тяжелый ручной труд.
Непроницаемость. Металлы облают не только значительной прочностью, но и высокой плотностью – непроницаемостью для газов и жидкостей. Плотность металла и его соединений, осуществляемых с помощью сварки, является необходимым условием для изготовления листовых конструкций.
Ремонтопригодность. Применительно к стальным конструкциям наиболее просто решаются вопросы усиления, технического перевооружения и реконструкции. Хорошая приспособленность для крепления различных коммуникаций, нового технологического оборудования к элементам существующего каркаса с помощью сварки.
Сохранность металлического фонда – возможность использования металлоконструкций, отслуживших свой срок в результате физического и морального старения (возврат в отрасли хозяйства в виде металлического лома).
c =
·/Ry
13 EMBED Excel.Sheet.8 1415
Рис. 1.2. Относительная легкость конструкции
из различных материалов

Лучшая приспособленность металлоконструкций для тяжелых условий работы (высокая температура до +200єС, динамические и циклические нагружения, большие нагрузки).
Меньшая подверженность механическим повреждениям в процессе перевозки, монтажа и эксплуатации.
Меньшая зависимость себестоимости от серийности, благодаря сравнительно малой стоимости вспомогательных приспособлений при изготовлении и монтаже. Возможность быстро переналаживать оснастку изготовления.
Высокие эстетические свойства, возможность создания самых различных форм.
Металлические конструкции имеют и недостатки, для нейтрализации которых необходимы специальные меры.
Коррозия – разрушение металла вследствие химического или электрохимического взаимодействия с внешней средой. Металлические конструкции обладают сравнительно слабой коррозийной стойкостью, особенно в агрессивных условиях. Сталь, не защищенная от контакта с влагой в сочетании с вредными газами, солями, пылью, окисляется и становится непригодной к эксплуатации.
Значительно выше коррозийная стойкость у алюминиевых сплавов, применяемых в строительстве, благодаря образованию на поверхности прочной оксидной пленки. Хорошо сопротивляется коррозии чугун.
Повышение коррозийной стойкости металлических конструкций достигается включением в сталь специальных легирующих элементов (относительно дорогой способ), периодическим нанесением на поверхность изделий защитных лакокрасочных покрытий (принятый у нас основной способ), а также выбором при проектировании рациональной конструктивной формы элементов, удобной для очистки и защиты (без щелей и пазух, где могут скапливаться влага и пыль).
Небольшая огнестойкость. Металлические конструкции имеют сравнительно низкий предел огнестойкости, оцениваемый временем, в течение которого конструкция сохраняет свою несущую способность.
У стали при температуре t = 200єC начинает уменьшаться модуль упругости Е, а при t = 600єC (алюминиевые сплавы при t = 300єC) она полностью переходит в пластическое состояние, деформируется и теряет свою несущую способность. Поэтому металлические конструкции зданий, опасные в пожарном отношении (склады с горючими и легковоспламеняющимися материалами, жилые и общественные здания и т.п.) должны быть защищены путем устранения непосредственного контакта конструкций с открытым огнем или сильно нагретыми частями оборудования (устройство подвесных потолков, огнестойких облицовок, обмазка специальными составами, в отдельных случаях – устройство огнезащитных экранов).

Основные требования, предъявляемые к металлическим
конструкциям
Блок основных требований, предъявляемых к металлическим конструкциям, представлен на рис. 1.3. Большинству требованиям строительные конструкции должны соответствовать на стадиях проектирования, изготовления, транспортирования, монтажа и эксплуатации.
Главное требование, не только к металлическим конструкциям, – это соответствие эксплуатационному назначению, т.е. обслуживанию того технологического процесса, который должен протекать в проектируемом здании или сооружении. При этом должны быть обеспечены удобство и безопасность с наименьшими затратами для поддержания конструкций в надежном состоянии. Это требование в основном определяет систему, конструктивную форму сооружения и выбор материала для него, Выполнению этого требования подчинены все задачи проектирования.
Технические требования сводятся к обеспечению прочности, устойчивости, жесткости. Эти требования определяются СНиП на проектирование металлоконструкций. Сюда же относится и требование надежности, которое заключается в том, что конструкция должна безотказно работать в течение заданного расчетного периода эксплуатации, и долговечности конструкции, определяемой сроками ее физического и морального износа.
































Рис. 1.3. Основные требования к металлическим конструкциям

Физический износ металлических конструкций связан с коррозией и с накоплением других эксплуатационных повреждений. Моральный – с изменением требований и условий эксплуатации (реконструкция производства, модернизация оборудования, изменение санитарных норм и т.п.).
Экономичность определяется затратами на металл и другие материалы, необходимые для изготовления конструкций, стоимостью изготовления, транспортирования и монтажа.
Экономия металла – одно из важнейших требований при проектировании металлических конструкций, так как стоимость металла составляет более половины стоимости конструкций. К тому же сталь является дифицитным материалом, широко применяемым в других областях промышленности.
Экономия металла достигается на основе реализации следующих основных направлений: совершенствование применяемых в строительстве металлоконструкций (практикой наработано большое количество различных видов конструкций); создание и внедрение в строительстве современных эффективных конструктивных форм и систем (пространственные, предварительно напряженные, висячие, структурные и т.п.); совершенствование методов расчета и изыскание оптимальных конструктивных решений с использованием электронно-вычислительной техники.
Совершенствование существующих конструкций, в первую очередь, обеспечивается применением сталей повышенной и высокой прочности, использованием наиболее экономичных прокатных и гнутых профилей.
Стали повышенной и высокой прочности получают путем легирования и термической обработки, что увеличивает их стоимость. Однако увеличение стоимости отстает от роста прочности металла.
В растянутых элементах и системах повышение прочности реализуется прямым путем (чем выше прочность, тем меньше размеры сечения элемента, воспринимающего одно и то же усилие): требуемая площадь A = N/Ry.
Для сжатых элементов, для которых основным предельным состояниям является потеря устойчивости, повышение прочности стали вступает в противоречие с гибкостью элемента: требуемая площадь A = N/(
·Ry).
При увеличении прочности размеры сечения элемента A, воспринимающие усилие N, должны уменьшаться, и, как следствие, уменьшаться радиус инерции i. При этом гибкость
· = lef/i увеличивается, а коэффициент продольного изгиба
·, принимаемый по гибкости, уменьшается, что, в свою очередь, приводит к увеличению требуемой площади сечения.
Наибольший эффект от применения высокопрочных сталей может быть получен в сжатых элементах с ограниченной гибкостью до 50 – 60. Особенно целесообразно применение этих сталей в большепролетных и тяжелонагруженных конструкциях, так как для восприятия больших усилий требуются сечения элементов значительных размеров, обладающих большой жесткостью.
Следует отметить, что снижение веса конструкций косвенно сказывается на уменьшении размеров нижерасположенных конструкций (стены, колонны, фундаменты и т.п.), воспринимающих нагрузку от собственного веса, а также при транспортировании и монтаже наиболее легких конструкций.
Мерой эффективности профиля для изгибаемых элементов является ядровое расстояние 13 EMBED Equation.3 1415, а для сжатых – удельный радиус инерции 13 EMBED Equation.3 1415.
Чем выше характеристики момента сопротивления W и радиуса инерции i при одинаковом расходе металла (площадь сечения A одинакова для всех сечений), тем выгоднее сечение балки как конструкции, работающей на изгиб, а колонны, работающей на сжатие.
Для получения высоких характеристик
· и i материал по сечению необходимо располагать на максимальном удалении от центра тяжести (табл.1.1).
Наиболее эффективным сечением для балок, изгибаемых в одной плоскости (относительно x-x) является двутавровое сечение, а для элементов, работающих на осевое сжатие, – трубы круглого, квадратного и прямоугольного сечений.
Одним из видов эффективных гнутых профилей в кровлях применяяется профилированный настил, обладающий значительной поперечной жесткостью, в то же время у стального листа толщиной до 1 мм, из которого выполнен настил, жесткость для работы на поперечный изгиб практически отсутствует.
Таблица 1.1
Сравнительная оценка жесткости изгибаемого элемента
при различной компоновке сечения
(условно стенка в двутавре исключена)





Ix = bh3/12
Wx = bh2/6
Ix = hb3/12
Wx = hb2/6
Ix
· [If + (A/2)a2]
Wx
· 2[If + (A/2)a2] /a

Конструкции должны быть наименее трудоемки при изготовлении, что достигается простой формой, минимальным количеством деталей, возможностью механизированной обработки, простотой и удобством сборки и сварки.
Типизация, проводимая на ее основе унификация и стандартизация обеспечивают большую повторяемость, серийность изготовления конструктивных элементов и их деталей на заводах. Следовательно, они способствуют повышению производительности труда, сокращению сроков изготовления на основе эффективного использования более совершенного оборудования и специальных технологических приспособлений, создают благоприятные условия для разработки и внедрения особенно эффективного поточного метода изготовления и монтажа металлических конструкций.
Транспортабельность конструкций. В связи с изготовлением металлических конструкций на заводе с последующей перевозкой их к месту монтажа должно быть предусмотрено разделение конструкций на отправочные элементы, соответствующие транспортным средствам по массе и габаритам.
Основным способом доставки конструкций является транспортирование их по железной дороге, поэтому отправочный элемент должен вписываться в железнодорожный габарит.
Скоростной монтаж определяется соответствием конструкции возможностям ее сборки в наименьшие сроки при меньшей трудоемкости с использованием современного монтажного оборудования. Быстрый ввод здания или сооружения в эксплуатацию позволяет получить дополнительную прибыль, тем самым компенсировать часть затрат на строительство.
Ведущим принципом скоростного монтажа является предварительная сборка конструкций в крупные блоки на земле с последующим подъемом и установкой их в проектное положение при минимальном объеме монтажных работ наверху.
Эстетичность. Конструкции независимо от их назначения должны обладать гармоничными формами, иметь приятный внешний вид, что особенно важно для общественных зданий и сооружений, отражать национальные особенности и традиции.
1.3. Методика расчета металлических конструкций
по предельным состояниям
Общая характеристика предельных состояний
Строительные конструкции рассчитывают на силовые и другие воздействия, определяющие их напряженное состояние и деформации, по методу предельных состояний. Основные положения его должны быть направлены на обеспечение безотказной работы конструкций с учетом изменчивости свойств материалов, нагрузок и воздействий, геометрических характеристик конструкций, условий их работы, а также степени ответственности (народнохозяйственной значимости) проектируемых объектов, определяемой материальным и социальным ущербом при нарушении их работоспособности.
Предельными являются такие состояния, при которых конструкция перестает удовлетворять заданным эксплуатационным требованиям или требованиям при производстве работ (возведении).
Под нормальной эксплуатацией понимается эксплуатация, осуществляемая (без ограничений) в соответствии с предусмотренными в нормах или заданиях на проектирование технологическими или бытовыми условиями.
Нормами проектирования в соответствии с характером предъявляемых к конструкции требований установлены две группы предельных состояний.
Первая группа включает в себя состояния, которые ведут к полной непригодности к эксплуатации конструкций (зданий и сооружений в целом) или к полной (частичной) потере несущей способности зданий и сооружений в целом вследствие разрушения любого характера (вязкого, хрупкого, усталостного), потери устойчивости формы, потери устойчивости положения, перехода конструкции или здания (сооружения) в геометрически изменяемую систему (механизм), качественного изменения конфигурации в результате чрезмерного развития пластических деформаций, сдвигов в соединениях и др. Неразрушимость конструкций должна быть обеспечена на всем протяжении их работы, поэтому расчет конструкций по несущей способности производится на максимальное воздействие расчетных нагрузок.
Вторая группа включает предельные состояния, затрудняющие нормальную эксплуатацию конструкций или снижающие долговечность зданий (сооружений) по сравнению с предусматриваемым сроком службы вследствие появления недопустимых перемещений (прогибов, осадок опор, углов поворота), колебаний, трещин и т.п. (при эксплуатации металлических конструкций трещины недопустимы). При расчете конструкций или их элементов по второй группе предельных состояний перемещения и деформации определяют от максимальных нагрузок нормальной эксплуатации.
Расчет конструкций по предельным состояниям направлен на предотвращение достижения любого из предельных состояний при возведении здания или сооружения в течение всего срока его службы.
Расчет по первому предельному состоянию выражается неравенством
N ( S,
где S – наибольшее возможное расчетное усилие в элементе конструкции или конструкции в целом от суммы всех расчетных нагрузок и других воздействий;
Ф – минимальная несущая способность (предельное усилие, которое может воспринять рассчитываемый элемент конструкций), являющаяся функцией геометрических размеров элемента, прочностных характеристик материала и условий работы.
Граничное условие второй группы предельных состояний
f ( fu,
где f – перемещение конструкции или ее элемента от максимальных нагрузок нормальной эксплуатации;
fu – предельное перемещение, допустимое по условиям нормальной эксплуатации (зависит от назначения конструкции и устанавливается строительными нормами и правилами).
Нагрузки и воздействия
Несущие конструкции зданий и сооружений воспринимают различные виды нагрузок, обеспечивая передачу силовых потоков от мест приложения нагрузок к фундаментам, при этом конструкция должна соответствовать эксплуатационным требованиям.
Классификация нагрузок и воздействий с точки зрения их влияния на работу конструкций представлена на рис. 1.4.

























Рис. 1.4. Классификация нагрузок
По природе происхождения существуют следующие нагрузки: от собственного веса конструкций и грунтов; полезные и сопутствующие (от оборудования, людей, животных, складируемых материалов и изделий, мостовых и подвесных кранов, отложений производственной пыли, и т.п.); атмосферные (от напора ветра, веса снега и гололеда); монтажные; аварийные; а также температурные (технологические и климатические), сейсмические и взрывные воздействия;.
Основными характеристиками нагрузок являются их нормативные значения, т.е. максимальные значения, отвечающие нормальной эксплуатации: gn – равномерно распределенные по площади; qn – погонные; Fn – сосредоточенные).
Нормативные значения нагрузок, обычно принимаемых равномерно распределенными по площади, определяют по СНиП «Нагрузки и воздействия» [7], техническому заданию на проектирование, справочным данным:
– для нагрузок от собственного веса – по проектным значениям геометрических и конструктивных параметров и по средним значениям плотности с учетом имеющихся данных предприятий-изготовителей об ожидаемой массе конструкции (например, нагрузки от веса покрытия находят по толщине слоев – рулонного ковра, стяжки утеплителя, пароизоляции, несущей плиты и др.) и средней плотности материалов;
– для атмосферных нагрузок (например, ветровой, снеговой, гололедной, волновой, ледовой) и воздействий (например, температурных, влажностных) – по наибольшим годовым значениям, соответствующим определенному среднему периоду их превышения; нормативные значения атмосферных нагрузок, которые могут вызывать в конструкциях динамические усилия или деформации должны определяться с учетом динамических явлений и динамических характеристик конструкций. Значения таких нагрузок зависят от географического района. В нормах [7] территория России разделена на шесть снеговых, восемь ветровых и пять гололедных районов, для каждого из которых установлены соответствующие значения нагрузок;
– для технологических статических нагрузок (например, от оборудования, приборов, материалов, обстановки, людей) – по ожидаемым наибольшим значениям для предусмотренных условий изготовления, эксплуатации или производства работ с учетом паспортных данных оборудования;
– для технологических динамических нагрузок (от движущихся механизмов, машин, транспортных средств) – по значениям параметров, определяющим динамические воздействия, по значениям масс и геометрических размеров движущегося механизма или частей машины в соответствии с ее кинематической схемой и режимом работы. Например, для нагрузки от мостовых и подвесных кранов находят по ГОСТам на краны с учетом требований норм [7];
– для сейсмических и взрывных воздействий, а также для нагрузок, вызываемых резкими нарушениями технологического процесса, временной неисправностью или поломкой оборудования, в том числе наездом транспортных средств – в соответствии с требованиями специальных нормативных документов. Например, величины сейсмических воздействий определяют по СНиП II-7-81* [8] в зависимости от района возведения сооружения (по двенадцатибальной шкале Рихтера) с учетом сейсмичности площадки строительства, определенной на основании сейсмического микрорайонирования;
– нормативные воздействия предварительного напряжения конструкций устанавливают в процессе проектирования.
Нагрузки, действующие на сооружение (конструкцию) в процессе эксплуатации, обладают определенной изменчивостью и могут отличаться от установленных нормами значений, предсказать их величину можно лишь с той или иной степенью вероятности.
Возможное отклонение нагрузок в неблагоприятную (большую или меньшую) сторону от их нормативных значений вследствие изменчивости нагрузок или отступлений от условий нормальной эксплуатации учитывается коэффициентами надежности по нагрузке (f. Значения коэффициентов (f зависят от вида нагрузок и могут быть различными для отдельных предельных состояний и ситуаций (табл. 1.2).
Таблица 1.2
Коэффициенты надежности по нагрузке
Наименование нагрузки
Коэффициент
(f

Металлические конструкции
1,05

Бетонные (со средней плотностью свыше 1600 кг/м3), железобетонные каменные, армокаменные, деревянные конструкции
1,1


Бетонные (со средней плотностью 1600 кг/м3 и менее), изоляционные, выравнивающие и отделочные слои (плиты, металлы в рулонах, засыпки, стяжки и т.п.), выполняемые:
– в заводских условиях
– на строительной площадке




1,2
1,3

Стационарное оборудование
1,05

Для крановых воздействий
1,1

Ветровая нагрузка
1,4

Снеговая нагрузка
1,4

П р и м е ч а н и е: При расчете элементов конструкций покрытия, для которых отношение учитываемого нормативного значения равномерно распределенной нагрузки от веса покрытия (включая вес стационарного оборудования) к нормативному значению веса снегового покрова S0 менее 0,8, (f следует принимать равным 1,6.
Коэффициенты (f характеризуют только изменчивость нагрузок, они не учитывают их динамическое воздействие (для этого вводятся специальные коэффициенты динамичности). Расчетное значение нагрузки (максимально возможное в процессе эксплуатации) получается путем умножения нормативного значения на соответствующий коэффициент надежности по нагрузке (g = gn(f ; q = qn(f ; F = Fn(f и т.п.).
При проверке конструкции на устойчивость положения против опрокидывания, а также в других случаях, когда уменьшение ее веса (постоянной нагрузки) может ухудшить условия работы, следует производить расчет, принимая для веса конструкции или ее части коэффициент надежности по нагрузке (f = 0,9. Временные нагрузки в этих случаях просто исключаются из сочетания нагрузок.
При определении нормативных и расчетных значений нагрузок, изменяющихся во времени, допускается учитывать предусматриваемый срок службы здания или сооружения.
По характеру изменения во времени различают статические и динамические нагрузки, а также переменные и многократно повторяющиеся нагрузки.
К статическим относятся нагрузки, интенсивность, местоположение и направление которых не зависят от времени или меняются столь медленно, что вызываемые ими силы инерции практически не влияют на работу конструкции. Для динамических нагрузок вводится коэффициент динамичности, равный 1,1 – 1,2.
По продолжительности действия различают постоянные и временные (длительные, кратковременные и особые) нагрузки.
Постоянными нагрузками называются такие, которые действуют на конструкцию в течение всего периода эксплуатации здания (сооружения). К ним следует относить вес частей зданий и сооружений, в том числе несущих и ограждающих строительных конструкций; вес и давление грунтов (насыпей, засыпок); сохраняющиеся в конструкции усилия от предварительного напряжения.
Временные нагрузки подразделяются на длительные и кратковременные. В нормах проектирования [7] приведены величины некоторых нагрузок в двух вариантах: при полном и пониженном нормативных значениях. В зависимости от количественной характеристики одна и та же нагрузка, например, полезная на перекрытия жилых зданий (нагрузка от людей и мебели) может рассматриваться как кратковременная при полном нормативном значении, либо как длительная с пониженным нормативным значением (только от мебели).
Длительными нагрузками называют такие, которые воздействуют на конструкцию продолжительное время в течение многих месяцев и лет (но могут и отсутствовать).
К длительным нагрузкам следует относить: вес стационарного оборудования, вес жидкостей, газов и сыпучих тел, заполняющих оборудование, трубопроводы и емкости в процессе их эксплуатации; нагрузки на перекрытиях складских помещений, холодильников, зерно- и книгохранилищ, архивов, библиотек и подобных зданий и помещений; вес слоя воды на водонаполненных плоских покрытиях, вес отложений производственной пыли, если ее накопление не исключено соответствующими мероприятиями, а также часть временных нагрузок с пониженным нормативным значением (см. [7]).
Кратковременными называют нагрузки, действующие на конструкцию непродолжительное время.
К кратковременным нагрузкам относятся следующие: от подвижного подъемно-транспортного оборудования (кранов, тельферов и т.п.); от оборудования, возникающие в пускоостановочном, переходном и испытательном режимах; от веса людей, мебели, деталей, ремонтных материалов и переносного оборудования; снеговые с полным нормативным значением; ветровые, гололедные, температурные климатические воздействия с полным нормативным значением.
К особым нагрузкам, являющимся разновидностью временных, следует относить: сейсмические и взрывные воздействия; а также вызываемые резкими нарушениями технологического процесса, временной неисправностью или поломкой оборудования; воздействия неравномерных деформаций основания, вызванных коренным изменением структуры грунта (при замачивании посадочных грунтов) или оседанием его в районах горных выработок и в карстовых.
Характерным для временных нагрузок в процессе эксплуатации конструкции является их полное расчетное воздействие или отсутствие и возможное изменение местоположения. Например, в неразрезной балке для получения максимального расчетного изгибающего момента в рассматриваемом пролете 2 необходимо загрузить балку временной нагрузкой q через пролет (рис. 1.5), так как загружение временной нагрузкой соседних полетов окажет разгружающее воздействие и уменьшит суммарный изгибающий момент от p и q. При этом, естественно, постоянная нагрузка распределяется по всей длине балки равномерно.
В стропильных фермах максимальные значения усилия в элементах получают от полного загружения нагрузками p и q, но при односторонней временной нагрузке (на половине пролета) знак усилий в средних элементах решетки может поменяться с «плюса» на «минус» и сечение таких стержней необходимо подбирать уже с повышенными требованиями по устойчивости.
Сочетания нагрузок. Расчет конструкций по предельным состояниям первой и второй группы следует выполнять с учетом наиболее неблагоприятных сочетаний нагрузок или соответствующих им усилий (для сечений, элементов, конструкций и их соединений, либо для всего здания и сооружения в целом).
В зависимости от учитываемого состава нагрузок следует различать:
– основные сочетания нагрузок, состоящие из постоянных, длительных и кратковременных;
– особые сочетания нагрузок, состоящие из постоянных, длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок и воздействий.
Одновременное появление наибольших значений нескольких нагрузок менее вероятно, чем появление наибольших значений одной, поэтому, чем больше нагрузок в сочетании при одновременном их действии, тем меньше вероятность появления их наибольших значений в этом сочетании.
Уменьшение вероятности одновременного превышения несколькими нагрузками их расчетных значений по сравнению с вероятностью превышения одной нагрузкой ее расчетного значения учитывается коэффициентом сочетаний нагрузок (.
Постоянные нагрузки в любом сочетании принимаются с коэффициентом сочетания ( = 1.


Рис. 1.5. Эпюры изгибающих моментов:
а – от постоянной нагрузки p; б – от временной q; в – суммарная от p и q

При расчете конструкций на основные сочетания, содержащие одну временную нагрузку (длительную или кратковременную) последняя учитывается без снижения, а при учете двух или более временных нагрузок расчетные значения длительных нагрузок умножаются на коэффициент сочетания (1 = 0,95, кратковременных – на (2 = 0,9.
При рассмотрении особых сочетаний расчетные значения временных нагрузок умножаются на коэффициенты сочетания, равные для длительных нагрузок (1 = 0,95, для кратковременных – (2 = 0,8, значение особой нагрузки принимается без снижения ((3 = 1).

Нормативные и расчетные сопротивления
материалов

Основными прочностными характеристиками металла являются временное сопротивление (u и предел текучести(y. Прочностные характеристики определяются испытанием стандартных образцов (круглого или прямоугольного сечения) на статическое растяжение с записью диаграммы зависимости между напряжением ( и относительным удлинением ( (рис.1.6, а).
а) б)

Рис. 1.6. Диаграммы растяжения образцовиз сталей:
а – малоуглеродистой; б – низколегированной

Временное сопротивление – предельная сопротивляемость материала разрушению, равная разрешающей нагрузке, отнесенной к первоначальной площади поперечного сечения образца.
Предел текучести – нормальное напряжение, практически постоянное, при котором происходит текучесть материала (деформирование при постоянном напряжении). Горизонтальный участок диаграммы, называемый площадкой текучести, у малоуглеродистых сталей находится в пределах относительных удлинений от ( = 0,2 до ( = 2,5%.
Для сталей, не имеющих площадки текучести (низколегированные стали), вводится понятие условного предела текучести
·0,2, величина которого соответствует напряжению, при котором остаточная деформация достигает
·( = 0,2% (рис. 1.6, б).
За предельное сопротивление сталей принимают предел текучести или условный предел текучести, так как при дальнейшем росте нагрузки развиваются чрезмерные пластические деформации и недопустимо большие перемещения конструкций. В тех случаях, когда допускается работа конструкции при развитии значительных пластических деформаций (например, трубопроводы, находящиеся в земле), за предельное сопротивление стали может быть принято временное сопротивление.
Механические свойства материалов изменчивы (имеют разброс своих значений при испытании стандартных образцов), поэтому государственными стандартами и техническими условиями установлены гарантированные пределы их изменения.
Основными характеристиками сопротивления материалов силовым воздействиям являются нормативные сопротивления по пределу текучести Ryn и по временному сопротивлению Run.
За нормативные сопротивления стали растяжению, сжатию и изгибу Ryn и Run принимают соответственно наименьшие значения предела текучести и временного сопротивления, гарантированные ГОСТами и установленные с учетом условий контроля и статистической изменчивости свойств стали, выпускаемой промышленностью.
Обеспеченность нормативных сопротивлений для большинства строительных сталей составляет, как правило, не менее 0,95, т.е. металлургический завод должен горантировать, что не менее 95% его продукции имеет нормативное сопротивление, превышающее установленную ГОСТом величину.
Возможные отклонения прочностных и других характеристик материалов в неблагоприятную сторону от их нормативных значений учитываются коэффициентами надежности по материалу
·m.
Кроме того, коэффициентом надежности по материалу учитываются факторы, которые могут привести к снижению фактических характеристик прочности и геометрических характеристик сечений по сравнению с гарантированными заводом-изготовителем:
– значение механических свойств металлов проверяется на заводах выборочными испытаниями;
– механические свойства металлов контролируют на малых образцах при кратковременном растяжении, фактически металл работает длительное время в большеразмерных конструкциях при сложном напряженном состоянии;
– в прокатных профилях могут быть минусовые допуски.
Коэффициент надежности по материалу
·m устанавливается на основании анализа кривых распределений результатов испытаний стали и ее работы в конструкции. При поставке сталей по ГОСТ 27772-88 для всех сталей (кроме С590 и С590К)
·m = 1,025; для сталей С590 и С590К
·m = 1,05.
При расчете конструкций с использованием расчетного сопротивления Ru, установленного по временному сопротивлению, учитывают повышенную опасность такого состояния (приближение к напряжению разрыва), вводят дополнительный коэффициент надежности
·u = 1,3.
Основной расчетной характеристикой стали является расчетное сопротивление, значение которого получается делением нормативного сопротивления на коэффициент надежности по материалу:
– по пределу текучести Ry = Ryn/
·m;
– по временному сопротивлению Ru = Run/
·m.

Учет условий работы
Возможные отклонения принятой расчетной модели от реальных условий работы элементов конструкций, соединений, зданий и сооружений и их оснований, а также изменение свойств материалов вследствие влияния температуры, влажности, длительности воздействия, его многократной повторяемости и других факторов, не учитываемых непосредственно в расчетах и не нашедших отражение при установлении расчетных характеристик, но способных повлиять на несущую способность или деформативность конструкций, учитываются коэффициентом условий работы
·с.
К таким факторам относятся: случайные эксцентриситеты нагрузки и отклонения от прямолинейности осей сжатых стержней, наличие концентрации напряжений, динамический характер нагрузки, развитие чрезмерных пластических деформаций в отдельных локальных зонах, соотношение постоянных и временных нагрузок и др. Коэффициент условий работы дифференцирован по видам элементов и характерам воздействий. На этот коэффициент умножают расчетное сопротивление стали.
Коэффициенты условий работы, способ их введения в расчет устанавливаются на основе экспериментальных и теоретических данных о действительной работе материалов, конструкций, оснований в условии эксплуатации и производства работ.
Значение коэффициентов
·с для наиболее распространенных стальных конструкций приведены в табл. 1.3.

Учет ответственности зданий и сооружений
Для учета ответственности зданий и сооружений, характеризуемой экономическими, социальными и экологическими последствиями их отказов, устанавливается три уровня: I – повышенный, II – нормальный, III – пониженный.





Таблица 1.3
Коэффициенты условий работы

п/п
Элементы конструкций
Коэффициенты
условий работы (с

1
Сжатые основные элементы (кроме опорных) решетки составного таврового сечения из уголков сварных ферм покрытий и перекрытий (например, стропильных и аналогичных им ферм) при гибкости ( ( 60
0,8

2
Сплошные балки при расчетах на общую устойчивость при (b < 1,0
0,95

3
Элементы стержневых конструкций покрытий и перекрытий:
а) сжатые (за исключением замкнутых трубчатых сечений) при расчетах на устойчивость;
б) растянутые в сварных конструкциях


0,95

0,95

4
Сплошные составные балки, колонны, а также стыковые накладки из стали с пределом текучести до 440 МПа, несущие статическую нагрузку и выполненные с помощью болтовых соединений (кроме соединений на высокопрочных болтах), при расчетах на прочность
1,1

5
Сечения прокатных и сварных элементов, а также накладок из стали с пределом текучести до 440 МПа в местах стыков, выполненных на болтах (кроме стыков на высокопрочных болтах), несущих статическую нагрузку, при расчетах на прочность:
а) сплошных балок и колонн;
б) стрежневых конструкций покрытий и перекрытий





1,1
1,05

6
Сжатые элементы из одиночных уголков, прикрепляемые одной полкой (для неравнополочных уголков только меньшей полкой)
0,75

П р и м е ч а н и я: 1. Коэффициенты условий работы (с < 1 при расчете одновременно учитывать не следует.
2. Коэффициенты условий работы, приведенные в поз.1; 2; 3, а; 4, 5, а также в поз. 3, б (кроме стыковых сварных соединений), при расчете соединений рассматриваемых элементов учитывать не следует.
3. В случаях, не оговоренных в настоящих нормах, в формулах следует принимать
(с = 1.
Повышенный уровень ответственности следует принимать для зданий и сооружений, отказы которых могут привести к тяжелым экономическим, социальным и экологическим последствиям (резервуары для нефти и нефтепродуктов вместимостью 10000 м3 и более, магистральные трубопроводы,
производственные здания с пролетами 100 м и более, сооружения связи высотой 100 м и более, а также уникальные здания и сооружения).
Нормальный уровень ответственности следует принимать для зданий и сооружений массового строительства (жилые, общественные, производственные, сельскохозяйственные здания и сооружения).
Пониженный уровень ответственности следует принимать для сооружений сезонного или вспомогательного назначения (парники, теплицы, летние павильоны, небольшие склады и подобные сооружения).
При расчете несущих конструкций и оснований следует учитывать коэффициент надежности по ответственности
·n, принимаемый равным: для I уровня ответственности более 0,95, но не более 1,2; II уровня – 0,95; III уровня – менее 0,95, но не менее 0,8.
На коэффициент надежности по ответственности следует умножать нагрузочный эффект (внутренние силы и перемещения конструкций и оснований, вызываемые нагрузками или воздействиями).
Уровни ответственности, кроме учета при расчете несущих конструкций, следует принимать во внимание также при определении требований к долговечности зданий и сооружений, номенклатуры и объема инженерных изысканий для строительства, установления правил приемки, испытаний, эксплуатации и технической диагностики строительных объектов.
Отнесение объекта к конкретному уровню ответственности и выбор значения коэффициента
·n производится генеральным проектировщиком по согласованию с заказчиком.

1.3.6. Условия предельных состояний
В развернутом виде предельные неравенства имеют вид:
– для первой группы предельных состояний
(n(NiFni
·fi( ( A (Ryn/
·m)
·c;
– для второй группы предельных состояний
(n(fi Fni( ( fu,
где Ni – усилие (нормальная сила, изгибающий момент, поперечная сила и т.п.) от единичной нагрузки Fi = 1;
fi – перемещение от единичной нагрузки;
Fn i – нормативная i-я нагрузка;
А – геометрическая характеристика сечения (площадь, момент сопротивления и т.п.);
fu – предельное перемещение, допустимое по условиям нормальной эксплуатации.
Нормальная эксплуатация конструкции обеспечивается выполнением требований по ограничению перемещений и колебаний. К таким требованиям относят:
– технологические (обеспечение условий эксплуатации оборудования, контрольно-измерительных приборов и т.п.);
– конструктивные (обеспечение целостности примыкающих друг к другу элементов конструкций, их стыков, обеспечение заданных уклонов);
– физиологические (предотвращение вредных воздействий и ощущений дискомфорта при колебаниях);
– эстетико-психологические (предотвращение впечатления опасности, обеспечение благоприятных впечатлений от внешнего вида конструкций).
Вертикальные предельные прогибы fu элементов конструкций от постоянных и временных длительных нагрузок определяются по СНиП «Нагрузки и воздействия». Для балок, прогонов и настилов покрытий и перекрытий, открытых для обзора, при пролете l предельные прогибы приведены в табл. 1.4.
Таблица 1.4
Вертикальные предельные прогибы fu
элементов конструкций

Пролет балки l, м
Предельный прогиб fu


относительный
абсолютный, мм

( 1
3
6
24 (12)
( 36 (24)
l/120
l/150
l/200
l/250
l/300
8,3
20
30
96 (48)
120 (96)

П р и м е ч а н и я: 1. Для промежуточных значений l предельные прогибы следует определять линейной интерполяцией.
2. Цифры, указанные в скобках, следует принимать при высоте от пола до низа несущих конструкций ( 6м.
Вертикальные предельные прогибы fu для балок крановых путей под мостовые и подвесные краны, управляемые:
с пола – l/250;
из кабины, при группах режимов работы по ГОСТ 25546-82):
от 1К до 6К – l/400; 7К – l/500; 8К – l/600.

1.4. Организация проектирования
Проектирование включает комплекс изыскательских, расчетных и конструкторских работ, направленных на создание оптимального объемно-планировочного и конструкторского решения здания или сооружения.
Проектирование зданий и сооружений осуществляется на основе проектного задания, выданного заказчиком. В проектном задании устанавливается техническая возможность и экономическая целесообразность предполагаемого строительства. С учетом функциональных требований и условий эксплуатации при строгом соблюдении строительных норм и правил разрабатывается компоновочное решение.
Проектирование выполняется в одну или две стадии:
– в одну стадию – рабочий проект (для технических несложных объектов, а также для объектов, строительство которых будет осуществляться по типовым или повторно применяемым проектам);
– в две стадии – проект и рабочая документация (для других объектов строительства, проектирование которых, как правило, осуществляется впервые).
На стадии проекта дается краткое описание и обоснование архитектурно-строительных решений, целесообразность применения металлических конструкций, определяется конструктивная схема здания и сооружения, а также подбираются соответствующие типовые конструкции. Разрабатываются основные чертежи: планы и разрезы со схематическим изображением несущих и ограждающих конструкций.
Рабочая документация металлических конструкций состоит из двух частей: рабочие чертежи КМ (конструкции металлические) и деталировочные чертежи КМД (конструкции металлические, деталировка).
Чертежи КМ выполняются проектной организацией на основе утвержденного проекта. На стадии КМ назначается схема здания (сооружения), производится полный расчет конструкций и подбор сечений всех элементов, выполняются общие чертежи и конструкции сложных узлов, а также идет согласование и увязка конструктивного решения с другими частями проекта (технологической, архитектурно-строительной, транспортной, санитарно-технической), составляется спецификация на металл.
В состав рабочих чертежей входят: пояснительная записка, данные о нагрузках, расчеты конструкций, общие компоновочные чертежи, схемы расположения конструкций и самостоятельных элементов в составе здания (сооружения) с таблицами сечений, расчеты и чертежи наиболее важных узлов и полная спецификация металла по профилям.
По чертежам КМ заказывается металл. На основе проекта стадии КМ конструкторскими бюро завода-изготовителя разрабатываются деталировочные чертежи КМД для отдельных элементов конструкций, отправляемых после изготовления заводом на строительную площадку (так называемые отправочные элементы или марки), и узлов с учетом технических возможностей завода, а также монтажные схемы с соответствующей маркировкой отправочных элементов.
Рабочие чертежи отправочных элементов должны содержать все необходимые для их изготовления на заводе размеры и указания, спецификации деталей на каждый отправочный элемент, ведомости отправочных элементов, заводских сварных швов и болтов.
При разработке чертежей все размеры конструкций должны удовлетворять модульной системе и в них было применено максимальное число типовых конструкций и деталей. Конструкции должны быть технологичны, т.е. трудоемкость их изготовления и монтажа была минимальной
Монтажные схемы предназначены для сборки конструкций на монтаже и должны содержать сведения о взаимном расположении отправочных элементов с размерами и отметками, необходимыми для выверки конструкций.
1.5. Расчетная схема сооружения (конструкции)
Проектирование любого здания или сооружения начинают с компоновки, т.е. выбора рациональной конструктивной формы. Исходным материалом является технологическое задание, в котором приводятся сведения технологического и общестроительного характера, касающиеся предполагаемой эксплуатации сооружения.
Сведения технологического характера дают представление о производственном процессе, расположении и габаритах агрегатов и оборудования, а также железнодорожных и крановых путей (при их наличии), грузоподъемности кранов, их режимах работы, временных нагрузках и характере их воздействия, подземном хозяйстве, рабочих площадках, очередности строительства и возможности расширения производства и т.п.
Сведения общестроительного характера касаются местоположения здания или сооружения на генеральном плане, сведений гидрогеологического характера, освещения, вентиляции, отопления и ряда других требований.
Выявление рациональной компоновки и решение отдельных конструкций производят на основании сравнения возможных вариантов.
Цель и назначение расчета конструкций – обеспечить заданные условия эксплуатации и необходимую прочность, устойчивость и жесткость предварительно намеченной конструктивной схемы сооружения при минимальном расходе материалов, минимальной затрате труда на изготовление и монтаж.
Расчет сооружений и их конструктивных элементов производится на основе методов сопротивления материалов и строительной механики. Основной целью этих методов является определение внутренних усилий, которые возникают в конструкциях под действием приложенных нагрузок.
Расчет начинают с составления расчетной схемы сооружения (принятой расчетной модели). Под расчетной схемой сооружения (конструкции) понимают упрощенную, идеализированную схему, которая отражает наиболее существенные особенности реального сооружения (конструкции), определяющие его поведение под нагрузкой.
Расчетная схема сооружения обычно вычерчивается в виде линий с показом основных размеров (пролета, высоты, в статически неопределимых системах – жесткостей составляющих элементов или их соотношений и др.), способов опираний и узлов сопряжений, всех видов нагрузок, действующих на сооружение (конструкцию), и мест их приложения.
Расчетные модели (в том числе расчетные схемы, основные предпосылки расчета конструкций) должны отражать действительные условия работы зданий или сооружений, отвечающие рассматриваемой расчетной ситуации. При этом должны учитываться факторы, определяющие напряженное и деформируемое состояния, особенности взаимодействия элементов конструкций между собой и основанием, пространственная работа конструкций, геометрическая и физическая нелинейности, пластические свойства материалов, возможные отклонения геометрических размеров от их номинальных размеров. Однако при составлении расчетной схемы принимается ряд допущений и упрощений, значительно облегчающих расчет.
Так, например, многие нагрузки принимаются статическими, хотя для них характерно воздействие с некоторыми ускорениями (например, нагрузки от людей, воздействий мостовых и подвесных кранов обычного режима работы и т.п.).
В случаях неполной передачи узлового момента (взаимный поворот за счет податливости соединений) принимают шарнирное соединение.
Передача центрально приложенных нагрузок производится в виде сосредоточенных сил, хотя в действительности они передаются через поверхность соприкосновения элементов.
Стержни принимаются прямолинейными, но некоторая реальная погнутость допускается; из-за несовершенства узлов и соединений в укрупнительных узлах нарушается соосность элементов, приводящая к появлению эксцентриситетов приложения нагрузки.
Ферму обычно рассчитывают как шарнирно-стержневую систему, все элементы которой работают на осевое растяжение-сжатие, что противоречит действительной конструкции, имеющей некоторое защемление элементов в узлах.
Отказываясь от того или иного упрощения или заменяя его менее грубым, можно получить более точную расчетную схему. Это особенно возможно с использованием при расчетах электронно-вычислительной техники и соответствующих программ.
Для каждой расчетной схемы существует граница, за которой она становится неприменимой. Расчет по неправильно выбранной расчетной схеме не может быть достоверным даже при использовании самых точных методов.
Важно, чтобы принятая расчетная модель соответствовала исходной конструкции в главном: была работоспособной (геометрически неизменяемой), передавала все нагрузки на фундамент, не противоречила реальным условиям загрузки и сопряжения элементов.


1.6. Сортамент

1.6.1. Общая характеристика сортамента

В строительных конструкциях сталь применяют в виде прокатных изделий, получаемых с металлургических заводов и имеющих различную форму поперечного сечения (профиль). Классификация профилей представлен на рис. 1.7. Для стальных конструкций используют листовую и профильную сталь. Профильную сталь разделяют на сортовую (круг, квадрат, полоса), фасонную (уголки, двутавры, швеллеры, и другие фасонные профили), трубы. Кроме того, широко применяют вторичные профили: сварные, получаемые сваркой полос или листов, и гнутые, образованные холодной гибкой листов.
Сортаментом называется перечень (каталог) прокатных профилей с указанием их формы, геометрических характеристик, массы единицы длины. Сортамент оформляется в виде государственных стандартов (ГОСТов) и технических условий (ТУ).
Форма профилей сортамента должна отвечать ряду требований: простоте и технологичности изготовления, универсальности и удобству при компоновке сечений, рациональному распределению материала по сечению.
Отношение геометрических характеристик сечения (например, площади) данного профиля к тем же характеристикам ближайшего меньшего профиля называется коэффициентом градации. Чем чаще градации размеров одного вида профиля, тем ближе сечение к требуемому по расчету, т.е. экономичнее. С другой стороны, применение при проектировании большого разнообразия типоразмеров профилей затрудняет комплектацию заказа (поставки малыми партиями), увеличивает объем работы на заводах металлоконструкций по сортировке, складированию, транспортировке, правке профилей и т.п., а также осложняет работу металлургических предприятий (дополнительные затраты и время на переналадку прокатных станков).
По сравнению со сварными и гнутыми профилями, для образования которых требуется дополнительная операция (изготовления профиля из прокатного листа), наиболее дешевыми являются прокатные профили, непосредственно поступающие с металлургического завода для изготовления металлоконструкций.
1.6.2. Сталь листовая
Листовую сталь, применяемую в строительстве, классифицируют нижеследующим образом:
Сталь толстолистовая (ГОСТ 19903-74). Сортамент этой стали включает листы толщиной от 4 до 160 мм, шириной от 600 до 3800 мм. Листовая горячекатаная сталь поставляется в листах длиной 6 – 12 м или в рулонах






























Рис. 1.7. Основные профили сортамента

толщиной от 1,2 до 12 мм и шириной от 500 до 2200 мм. В расчетных строительных конструкциях толщину листовой стали рекомендуется применять не более 40 мм и не менее 6 мм с градацией до 22 мм через 2 мм.
Толстолистовую сталь используют в листовых конструкциях и в сплошностенчатых системах (балках, колоннах, рамах и т.п.)
Сталь широкополосная, универсальная (ГОСТ 8200-70) благодаря прокату между четырьмя валками имеет ровные края. Толщина такой стали от 6 до 60 мм, ширина от 200 до 1050 мм и длина от 5 до 12 м (см. табл. 3.9). Применение универсальной стали уменьшает отходы и снижает трудоемкость изготовления конструкций, так как не требует резки и выравнивания кромок строжкой.
Сталь полосовая (ГОСТ 103-76 с изм.) имеет толщину от 4 до 60 мм при ширине до 22 мм (см. табл. 3.7). Ее применяют для конструктивных деталей типа диафрагм и ребер жесткости, а также для изготовления гнутых профилей.
Сталь тонколистовая толщиной до 4 мм прокатывается холодным и горячим способом. Холоднокатаная сталь (ГОСТ 19904-74, с изм.) значительно дороже горячекатаной (ГОСТ 19903-70, с изм.).
Тонколистовую сталь применяют при изготовлении гнутых и штампованных тонкостенных профилей, для кровельных покрытий и т.п. Из холоднокатаной оцинкованной рулонированной стали изготовляют профилированные настилы.
Рифленая сталь (ГОСТ 8568-77) толщиной от 2,5 мм до 8 мм с ромбическими или чечевицеобразными выступами, препятствующими скольжению при ходьбе, используется для настилов площадок.

1.6.3. Уголковые профили
Уголковые профили прокатывают двух типов: равнополочные (ГОСТ 8509-93) и неравнополочные (ГОСТ 8510-86). Уголки применяются в качестве самостоятельных сечений, связывающих элементов и конструктивных деталей (опорные столики, ребра жесткости и т.п.).
Полки уголков имеют параллельные грани, что облегчает конструирование: прикрепление и стыкование их. В большинстве случаев (особенно для элементов, работающих на осевое сжатие) целесообразнее применять уголки с меньшей толщиной полок. Чем тоньше полки уголков, тем больше (при одинаковой площади сечения) радиус инерции i, от которого зависит несущая способность элемента, рассчитываемого на устойчивость.
Уголки находят широкое применение в легких решетчатых конструкциях, прежде всего в фермах. Сечения элементов решетчатых конструкций обычно компонуются в симметричные сечения из двух или четырех уголков.
В несущих конструкциях в качестве минимальных профилей принимают уголки
·50(50(4 и
·63(40(4. Максимальные профили уголков
·250(250(30 и
·250(100(20.
Длина уголков, зависящая от условий прокатки и транспортирования, принята: для малых профилей 6 – 9 м, для крупных – 9 – 12 м.

1.6.4. Швеллеры

Швеллеры прокатываются двух типов: с уклоном внутренних граней полок (уклон затрудняет конструирование) и с параллельными гранями полок с буквой П в обозначении.
Геометрические характеристики швеллеров определяются его номером, который соответствует высоте швеллера (в см).
Сортамент (ГОСТ 8240-93) включает швеллеры от №5 до №40. Заказные длины швеллеров 6, 9 и 12 м, а по согласованию – до 18 м.
Швеллеры используют в качестве элементов, работающих на изгиб (балки рабочих площадок, прогоны покрытий зданий и т.п.). В конструкциях, работающих на осевые силы, швеллеры применяют в основном в виде составных сечений из двух элементов, соединенных планками или решеткой (сквозные колонны, пояса тяжелых ферм), а также для коробчатых сечений со сваркой полок сплошными швами.

1.6.5. Двутавры
Двутавр – наиболее рациональный профиль для элементов, работающих на изгиб в плоскости наибольшей жесткости, поскольку он имеет по сравнению с другими профилями наибольший удельный момент сопротивления, равный радиусу ядра сечения 13 EMBED Equation.3 1415W/A (W – момент сопротивления; А – площадь сечения). Двутавровый профиль также находит применение в конструкциях, работающих на сжатие в качестве самостоятельного или составного сечения (центрально- и внецентренно-сжатые колонны).
В зависимости от геометрических параметров металлургическими заводами выпускаются несколько типов двутавров, которым соответствуют определенные области применения.
Балки двутавровые обыкновенные (ГОСТ 8239-89) имеют уклон внутренних граней полок и обозначаются номером, соответствующим их высоте. В сортамент входят профили от № 10 до № 60. По условиям технологии прокатки у большинства двутавров стенки значительно толще, чем это требуется по условию их устойчивости. Относительно небольшая ширина полок приводит к тому, что жесткости балки относительно главных осей значительно отличаются. Поэтому для обеспечения устойчивости балка должна иметь промежуточное закрепление.
Балки двутавровые широкополочные (ГОСТ 2620-83, СТО АСЧМ 20-93) имеют параллельные грани полок. Широкополочные двутавры прокатываются трех типов:
– нормальные (Б);
– широкополочные (Ш);
– колонные (К).
Высота балочных профилей (Б) и (Ш) достигает 1000 мм при отношении ширины полок b к высоте h от b/h = 0,75 (при малых высотах) до b/h = 0,3. Колонные профили (К) имеют отношение ширины полос к высоте больше, чем балочные (приближающиеся к единице), что увеличивает устойчивость элемента в плоскости наименьшей жесткости и, как правило, не требуют дополнительных закреплений. Широкополочные двутавры могут применяться в виде самостоятельных элементов (балки, колонны, стержни тяжелых ферм).
Заказные длины двутавров до 12 м, по согласованию – до 18 м.
Тавровые профили не прокатываются металлургическими предприятиями, их получают путем продольного роспуска широкополочных двутавров. Они могут быть использованы в качестве самостоятельных элементов поясов ферм.
Для путей подвесных кранов и тельферов применяют специальные двутавры 24М, 30М, 36М, 45М. В двутаврах с индексом М для предотвращения отгиба полок их толщину делают больше, чем у обычных.
1.6.6. Трубы
Для строительных металлических конструкций применяют трубы круглого (горячекатаные – ГОСТ 8732-78 с изм. и электросварные – ГОСТ 10704-91), квадратного и прямоугольного сечений (ГОСТ 25577-83 с изм., а также различные ТУ отдельных заводов). Для решетчатых стальных конструкций используют в основном электросварные круглые трубы диаметром от 40 мм до 630 мм с толщиной стенки не менее 2,5 мм.
Квадратные и прямоугольные трубы относятся к вторичным замкнутым профилям, изготавливаются на профилегибочном стане с последующей заваркой замыкающего шва.
Сортамент электросварных труб предусматривает профили квадратного сечения размером от 80 до 180 мм и прямоугольного сечения размером от 60Ч100 до 160Ч200 мм с толщиной профилей от 3 до 8 мм. Эти трубы применяются в строительных конструкциях под легкую кровлю, в фермах, связях, фахверках стен, переплетах, витражах и т.п.
В трубах материал распределен на максимальном удалении от центра тяжести (имеет наибольший удельный радиус инерции) и их применение наиболее рационально в элементах, работающих на осевое сжатие. Кроме того, обтекаемость трубчатого сечения позволяет уменьшить ветровую нагрузку на башенные сооружения, не способствует скапливанию влаги, пыли и т.п. Высокая коррозийная стойкость труб делает сооружение более долговечным, при этом необходимо обеспечить герметичность внутренней полости.
1.6.7. Вторичные профили
Использование автоматической сварки позволяет изготовить тонкостенные двутавры из листового проката с более выгодным распределением материала по сечению. Сварные двутавры имеют свой сортамент.
Холодногнутые профили самой различной формы изготовляют из листа или полосы толщиной от 1 до 8 мм. Наиболее употребительны равнополочные и неравнополочные уголки, швеллеры, С – образные, Z – образные.
Особенностью холодногнутых профилей является тонкостенность сечений, что связано с возможной потерей местной устойчивости стенок раньше общей потери устойчивости стержня. Для повышения местной устойчивости в полках отдельных гнутых профилей устраивают отгибы.
Гнутые профили применяют в слабонагруженных длинных стержнях связей, элементах фахверка, раскосах легких ферм и других элементах, сечение которых подбирается по предельной гибкости.
Одним из видов гнутых профилей является профилированный настил, поставляемый по ГОСТ 24045-94 и ТУ отдельных заводов.
Для изготовления профилированного настила применяют листы из оцинкованной стали толщиной от 0,6 до 1 мм.
Наиболее распространенные типы настила для покрытий H 57-750-0,7
и Н 75-750-0,8 (первая цифра обозначает высоту волны, вторая – ширину настила, третья – толщину листа).
Профнастил нашел широкое применение в несущих элементах кровли и стеновых ограждениях.
1.6.8. Различные профили и материалы, применяемые
в строительных металлических конструкциях
Кроме указанных выше для строительных металлических конструкций применяют также другие профили и изделия: профили для фонарных и оконных переплетов (ГОСТ 7511-73), рельсы (ГОСТ 4121-76 с изм.), арматурные стержни, стальные канаты и высокопрочную проволоку для висячих и предварительно напряженных конструкций.
1.6.9. Профили из алюминиевых сплавов
Профили из алюминиевых сплавов общего назначения (уголки, двутавры, швеллеры, тавры и др.) и специальные изготавливают двумя способами: прессованием и гибкой.
Прессованные профили подразделяют на профили общего назначения и специальные. Профили общего назначения поставляют по ГОСТ 22233-93 «Профили прессованные из алюминиевых сплавов для ограждающих строительных конструкций. Общие технические условия» и ГОСТ 8617-81* «Профили прессованные из алюминиевых сплавов. Технические условия».
Примеры обозначения профилей:
– уголки стальные горячекатаные равнополочные L50(50(5 / ГОСТ 8509-93;
– уголки стальные горячекатаные неравнополочные L63(40(5 / ГОСТ 8510-86;
– сталь горячекатаная, швеллеры:
с уклоном внутренних граней полок [10 / ГОСТ 8240-93;
с параллельными гранями полок [20П / ГОСТ 8240-93;
– сталь горячекатаная, балки двутавровые (I20 / ГОСТ 8239-89;
– двутавры стальные горячекатаные с параллельными гранями полок:
нормальные I20 Б1 / ГОСТ 26020-83;
широкополочные I30 Ш2/ ГОСТ26020-83;
колонные I40 К3 / ГОСТ 26020-83;
– двутавры стальные горячекатаные с параллельными гранями полок
I50 Б1 / СТО АСЧМ 20-93;
– швеллеры стальные гнутые равнополочные
гн. [160(80(5 / ГОСТ 8278-83*;
– профили стальные гнутые замкнутые прямоугольные
пр.гн. 180(75(5 / ГОСТ 25577-83:
– то же 140( 60(5 / ТУ 36-2287-80;
– тавры с параллельными гранями полок 15 БТ1 / ТУ 14-2-24-72.
Цифры 1,2,3 обозначают разную толщину в одном и том же номере профиля. Глава 2
ВЫБОР СТАЛЕЙ ДЛЯ СТРОИТЕЛЬНЫХ КОНСТРУКЦИЙ
И ИХ РАСЧЕТНЫЕ ХАРАКТЕРИСТИКИ
_____________________________________________________________

Класс стали выбирают на основе вариантного проектирования и технико-экономического анализа по СНиП ІІ-23-81*. Выбор класса стали для строительных конструкций зависит от следующих параметров, влияющих на работу материала:
– температуры среды, в которой монтируются и эксплуатируются конструкции, влияющей на повышенную опасность хрупкого разрушения при пониженных температурах;
– характера нагружения, определяющего особенность работы материала и конструкций при динамической, вибрационной и переменной нагрузках;
– вида напряженного состояния (одноосное сжатие или растяжение, плоское или объемное напряженное состояние) и уровня возникающих напряжений (сильно или слабо нагруженные элементы);
– способа соединения элементов, определяющих уровень собственных напряжений, степень концентрации напряжений и свойства материалов в зоне соединения;
– толщины проката, применяемого в элементах (с увеличением толщины изменяются свойства стали).
В зависимости от степени ответственности конструкций зданий и сооружений, а также от условий их эксплуатации все конструкции разделяются на четыре группы.
К первой группе относятся основные сварные конструкции либо их элементы (подкрановые балки, балки рабочих площадок, элементы конструкций бункеров и т.п.), работающие в особо тяжелых условиях или подверженные непосредственному воздействию динамических, вибрационных или подвижных нагрузок.
Ко второй группе относятся основные сварные конструкции либо их элементы (фермы, ригели рам, балки перекрытий и покрытий и т.п.), работающие при статических нагрузках преимущественно на растяжение, а также конструкции и элементы первой группы при отсутствии сварных соединений.
К третьей группе относятся основные сварные конструкции либо их элементы (колонны, стойки, опорные плиты, элементы настила перекрытий, вертикальные связи по колоннам с напряжением в связях свыше 0,4Ry и т.п.), работающие при статических нагрузках преимущественно на сжатие, а также конструкции и элементы второй группы при отсутствии сварных соединений.
К четвертой группе относятся вспомогательные конструкции зданий и сооружений (связи, кроме указанных в третьей группе, элементы фахверка, лестницы, площадки, ограждения и т.п.), а также конструкции и их элементы третьей группы при отсутствии сварных соединений.
Стали для стальных конструкций зданий и сооружений групп 2 и 3 принимаются по табл. 2.1.
Таблица 2.1
Стали для конструкций зданий и сооружений по ГОСТ 27772-88


Группа


Сталь
Категория стали для климатического района строительства (расчетная температура, єС)



ІІ4 (– 30 > t
· – 40);

·
·5 и др. (t
· – 30)

·2,
·
·2 и
·
·3
(– 40 > t
· – 50)

·1
(– 50 > t
· – 65)





2
С 245
С 255
С 275
С 285
С 345
С 345К
С 375
С 390
С 390К
С 440
С 590
+г)
+
+г)
+
1
+
1
+
+
+
+




3

3
+
+
+





4а,д)

4а,д) +б)
+б)
+в)






3
С 235
С 245
С 255
С 275
С 285
С 345
С 345К
С 375
С 390
С 390К
С 440
С 590
+е,и)
+
+
+
+
1
+
1
+
+
+
+


+ж)

+ж)
1
+
1
+
+
+






2 или 3
– 2 или 3
+
+
+


Обозначения, принятые в табл. 2.1:
а) фасонный прокат толщиной до 11 мм, а при согласовании с изготовителем – до 20 мм; листовой – всех толщин;
б) требование по ограничению углеродного эквивалента по ГОСТ 27772-88 для толщин свыше 20 мм;
в) требование по ограничению углеродного эквивалента по ГОСТ 27772-88 для всех толщин;
г) для района
·
·4 для неотапливаемых зданий и конструкций, эксплуатируемых при температуре наружного воздуха, применять прокат толщиной не более 10 мм;
д) при толщине проката не более 11 мм допускается применять сталь категории 3;
е) кроме опор ВЛ, ОРУ и КС;
ж) прокат толщиной до 10 мм;
и) кроме района ІІ4 для неотапливаемых зданий и конструкций, эксплуатируемых при температуре наружного воздуха.
Знак «+» означает, что данную сталь следует применять; знак «–» означает, что данную сталь в указанном климатическом районе применять не следует.
Знак «+г)» означает, что данную сталь следует применять с соблюдением оговоренных выше требований.

Требования к элементам конструкций, не имеющих сварных соединений, могут быть снижены, так как отсутствие остаточных полей сварочных напряжений, более низкая концентрация напряжений и другие факторы улучшают их работу.
В пределах каждой группы конструкций в зависимости от температуры эксплуатации к сталям предъявляются требования по ударной вязкости при различных температурах.
Окончательный выбор стали в пределах каждой группы должен выполняться на основании сравнения технико-экономических показателей (расхода стали и стоимости конструкции), а также с учетом заказа металла и технологических возможностей завода-изготовителя.
Стали по прочностным свойствам делятся условно на три группы:
– обычной прочности (
·y < 29 кН/см2);
– повышенной прочности (29 кН/см2
·
·y < 40 кН/см2);
– высокой прочности (
·y
· 40 кН/см2).
К сталям обычной прочности относятся низкоуглеродистые стали классов С235 – С285 различной степени раскисления (кипящие, полуспокойные и спокойные). К сталям повышенной прочности относятся низколегированные стали классов С345 – С390. Высокое значение ударной вязкости при мелкозернистой структуре позволяет использовать эти стали для конструкций «северного исполнения». К сталям высокопрочным относятся стали классов прочности С440 – С590.
За счет более высоких прочностных характеристик применение сталей повышенной и высокой прочности приводит к экономии металла, но дополнительные затраты на легирование и термообработку делают их дороже низкоуглеродистых сталей обыкновенного качества.
В зависимости от температуры эксплуатации конструкций и степени опасности хрупкого разрушения для сталей С345 и С375 проводятся испытания на ударную вязкость при разных температурах. Поставляются эти стали по четырем категориям (табл. 2.2).
Стали для конструкций, возводимых в климатических районах
·1,
·2,
·
·2 и
·
·3, но эксплуатируемых в отапливаемых помещениях, следует принимать как для климатического района
·
·4 согласно табл. 2.1, за исключением сталей С245 и С275 для конструкций группы 2.
Таблица 2.2
Нормируемые характеристики для категорий поставки
Ударная вязкость
Категория


1
2
3
4

при –40 оС
при –70 оС
после механического старения
+



+

+

+

+
+










Расчетные сопротивления при растяжении, сжатии и изгибе листового,
широкополосного универсального и фасонного проката принимаются по табл. 2.3.
Расчетное сопротивление сдвигу проката принимается Rs = 0,58Ry.
Расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки) Rp = Run/
·m принимается по табл. 2.4.
Выбор материалов для сварки. В современном строительстве для соединения элементов получила распространение главным образом электродуговая сварка.
В зависимости от условий изготовления и монтажа, конструктивных особенностей узлов и элементов металлоконструкций, основных конструкционных материалов применяются наиболее распространенные способы электродуговой сварки: ручная, механизированная и автоматическая.
Прочность сварных соединений зависит от прочности основного металла соединяемых элементов, прочности наплавленного металла шва, формы и вида соединения и связанного с этим распределения напряжений в соединении, характера силового воздействия на соединение, технологии сварки.
Прочность наплавленного металла шва зависит от материала электродной проволоки, состава электродного покрытия при ручной сварке и флюса при автоматической и механизированной технологиях сварки. Правильный выбор сварочных материалов дает возможность при надлежащей технологии сварочного процесса обеспечить прочность наплавленного металла, не уступающую прочности основного металла.

Таблица 2.3
Нормативные и расчетные сопротивления при растяжении, сжатии и
изгибе проката по ГОСТ 27772-88 для стальных конструкций
зданий и сооружений
Сталь
Толщина проката1, мм
Нормативное сопротивление2,
МПа, проката
Расчетное сопротивление3, МПа, проката



листового, широкополосного универсального
фасонного
листового, широкополосного универсального
фасонного



Ryn
Run
Ryn
Run
Ry
Ru
Ry
Ru

C235
От 2 до 20
Св. 20 до 40
От 40 до 100
Св. 100
235
225
215
195
360
360
360
360
235
225


360
360


230
220
210
190
350
350
350
350
230
220


350
350



С245
От 2 до 20
Св. 20 до 30
245

370

245
235
370
370
240

360

240
230
360
360

С255
От 2 до 3,9
От 4 до 10
Св. 10 до 20
Св. 20 до 40
255
245
245
235
380
380
370
370

255
245
235

380
370
370
250
240
240
230
370
370
360
360

250
240
230

370
360
360

С275
От 2 до 10
Св. 10 до 20
275
265
380
370
275
275
390
380
270
260
370
360
270
270
380
370

С285
От 2 до 3,9
От 4 до 10
Св. 10 до 20
285
275
265
390
390
380

285
275

400
390
280
270
260
380
380
370

280
270

390
380

C345
От 2 до 10
Св. 10 до 20
Св. 20 до 40
Св. 40 до 60
Св. 60 до 80
Св. 80 до 160
345
325
305
285
275
265
490
470
460
450
440
430
345
325
305



490
470
460



335
315
300
280
270
260
480
460
450
440
430
420
335
315
300



480
460
450




C345К
От 4 до 10
345
470
345
470
335
460
335
460

С375
От 2 до 10
Св. 10 до 20
Св. 20 до 40
375
355
335
510
490
480
375
355
335
510
490
480
365
345
325
500
480
470
365
345
325
500
480
470

С390
От 4 до 50
390
540


380
530



С390К
От 4 до 30
390
540


380
530



П р и м е ч а н и я: 1 За толщину фасонного проката следует принимать толщину полки (минимальная его толщина 4 мм).
2 За нормативное сопротивление приняты нормативные значения предела текучести и временного сопротивления по ГОСТ 27772-88.
3 Значения расчетных сопротивлений получены делением нормативных сопротивлений на коэффициент надежности по материалу с округлением до 5 МПа.
Ручную сварку выполняют плавящимися электродами, которые подразделяют на типы и марки (ГОСТ 9467-75*). Все электроды для ручной сварки открытой дугой выполняются из низкоуглеродистой проволоки марки Св-08 или для сварки конструкций, работающих в тяжелых условиях, – Св-08А. Начальные буквы свидетельствуют, что проволока сварочная, цифры указывают среднее содержание углерода в сотых долях процента. Буква А в конце обозначения марки проволоки и типа электрода (Э42А) указывает на повышенную чистоту металла вследствие ограничения содержания серы и фосфора (металл шва обладает повышенной пластичностью, характеризуемой относительным удлинением, и повышенной ударной вязкостью). Для сварки низколегированных сталей проволока в своем химическом составе имеет легирующие элементы, обозначаемые в марке буквами, принятыми при обозначении марок низколегированных сталей.
Электроды подразделяются на типы по значению временного сопротивления металла шва. Например, электрод типа Э42 позволяет получить шов, имеющий
·u
· 42 кН/см2, и применяется для сварки сталей c
·u
· 42 кН/см2; электрод типа Э50 дает соответственно
·u
· 50 кН/см2 и применяется для сварки сталей, имеющих
·u
· 50 кН/см2.
Таблица 2.4
Расчетные сопротивления проката смятию
торцевой поверхности (при наличии пригонки)
Временное сопротивление проката Run, МПа
Расчетное сопротивление
смятию Rp = Run/(m, МПа


360
327

365
332

370
336

380
346

390
355

400
364

430
391

440
400

450
409

460
418

470
427

480
436

490
445

П р и м е ч а н и е. Значения расчетных сопротивлений получены при (m = 1,1.
Кроме этой основной классификации, стальные электроды подразделяются на различные виды по некоторым другим признакам:
– по технологическим особенностям сварки (положению сварки в пространстве, глубине проплавления);
– по толщине покрытия (с тонким или толстым покрытиями);
– по способу нанесения покрытия (окунанием или опрессовкой);
– по характеру образующихся при расплавлении шлаков (кислые или основные);
– по роду применяемого тока и полярности (переменный или постоянный ток, прямая или обратная полярность) и др.
Марка электрода определяется составом защитного покрытия и выбирается в зависимости от рода сварочного тока (переменный или постоянный) и пространственного положения шва.
Автоматическая сварка под слоем флюса позволяет получить наиболее качественный сварной шов. Для сварки используются стальная сварочная проволока сплошного сечения и различные флюсы, а также порошковая проволока. Механизированная сварка выполняется электродной проволокой с газовой защитой (в среде углекислого газа) сварочной ванны или порошковой проволокой.
Выбор материала для сварки производится в зависимости от группы конструкций, класса стали и климатического района, в котором конструкция эксплуатируется, по табл. 2.5.
Таблица 2.5
Материалы для сварки, соответствующие стали для групп конструкций 2, 3 и 4 во всех климатических районах, кроме I1, I2, II2 и II3



Сталь
Материалы для сварки



под флюсом
в углекислом газе (по ГОСТ
8050-85)

покрытыми электродами типов (по
ГОСТ
9467-75*)


Марки



флюсов
(по ГОСТ
9087-81*)
сварочной проволоки
(по ГОСТ
2246-70*)


C235, C245,
С255, С275, С285, Ст20
АН-348-А
АН-60
Св-08А
Св-08ГА
Св-08Г2С
Э42
Э46

С345, С345Т, С375, С375Т
АН-43
АН-47

Св-10НМА
Св-10Г2*
Св-08ГА*
Св-10ГА*

Э50

С390, С390Т,
С390К, С440
АН-47
АН-17М1


Э50

С345К
АН-348-А
Св-08Х1ДЮ
Св-08ХГ2СДЮ
Э50А

* Не применять в сочетании с флюсом АН-43.
Для конструкций 2, 3 и 4 групп в климатических районах
·1,
·2,
·
·2,
·
·3 и для конструкций группы 1 во всех районах необходимо применять электроды для ручной сварки с индексом А (Э42А, Э46А, Э50А).
При проектировании тавровых и угловых сварных соединений элементов стальных конструкций с растягивающими напряжениями в направлении толщины проката с целью исключения возможности слоистого разрушения металла под сварным швом применяют, как правило:
– стали для конструкций группы 1 с пределом текучести до 375 МПа, а также стали с гарантированными механическими свойствами в направлении толщины проката;
Таблица 2.6
Расчетные сопротивления сварных соединений
Сварные соединения
Напряженное состояние

Условное обозначение
Расчетные сопротивления сварных
соединений

Стыковые
Сжатие. Растяжение и изгиб при автоматической, механизированной или ручной сварке с физическим контролем качества швов
По пределу текучести
Rwy
Rwy = Ry



По временному сопротивлению
Rwu
Rwu = Ru


Растяжение и изгиб при автоматической, механизированной или ручной сварке
По пределу текучести
Rwy
Rwy = 0,85Ry


Сдвиг
Rws
Rws = Rs

С угловыми швами
Срез (условный)
По металлу шва
Rwf
13 EMBED Equation.3 1415



По металлу границы сплавления
Rwz
Rwz = 0,45 Run

П р и м е ч а н и я: 1. Для швов, выполняемых ручной сваркой, значения Rwun следует принимать равными значениям временного сопротивления разрыву металла шва, указанным в ГОСТ 9467-75*.
2. Для швов, выполняемых автоматической или механизированной сваркой, значения Rwun следует принимать по табл.1.18.
3. Значения коэффициента надежности по материалу шва (wm следует принимать равными: 1,25 – при значениях Rwun не более 490 МПа; 1,35 – при значениях Rwun = 590 МПа и более.
– сварочные материалы с пониженной прочностью и повышенной пла-
стичностью; используют технологические приемы сварки, направленные на снижение остаточных сварочных напряжений; не применяют порошковую проволоку.
Расчетные сопротивления сварных соединений для различных видов соединений и напряженных состояний определяются по табл. 2.6.

Таблица 2.7
Нормативные и расчетные сопротивления металла швов
сварных соединений
Сварочные материалы
Rwun, МПа
Rwf, МПа

Тип электродов по ГОСТ 9467-75
Марка проволоки



Э42, Э42А
Св-08, Св-08А
410
180

Э46, Э46А
Св-08ГА
450
200

Э50, Э50А
Св-10ГА, Св-08Г2С,
Св-08Г2СЦ,
ПП-АН8, ПП-АН3
490
215

Э60
Св-08Г2С*, Св-08Г2СЦ*,
Св-10НМА, Св-10Г2
590
240

Э70
Св-10ХГ2СМА, Св-08ХН2ГМЮ
685
280

Э85

835
340

* Только для швов с катетом k( ( 8мм в конструкциях из стали с пределом текучести 440 МПа и более.
Прочностные характеристики металла швов сварных соединений с угловыми швами приведены в табл. 2.7. Глава 3
БАЛКИ И БАЛОЧНЫЕ КОНСТРУКЦИИ

3.1. Балочные клетки
При проектировании конструкции балочного покрытия рабочей площадки цеха выбирают систему несущих балок, называемую балочной клеткой.


Рис. 3.1. Типы балочных клеток:
а – упрощенный; б – нормальный; в – усложненный

В рабочих площадках производственных зданий применяют три типа балочных клеток: упрощенный, нормальный и усложненный (рис. 3.1). В упрощенной балочной клетке нагрузки передаются через настил на балки настила, опирающиеся на стены или другие несущие конструкции. Нормальный тип включает главные балки и опирающиеся на них балки настила, непосредственно поддерживающие настил. В усложненном типе добавляются вспомогательные балки, укладываемые на главные, на них опираются балки настила и настил. Для уменьшения трудоемкости изготовления балочной клетки, балки настила и вспомогательные балки обычно принимают прокатными. В качестве настила используются стальные листы или железобетонные плиты.
Тип балочной клетки устанавливается в зависимости от значения технологических нагрузок, расстояний между колоннами (пролета и шага) и обосновывается технико-экономическими расчетами.
Пространственная неизменяемость и жесткость рабочей площадки обеспечиваются связями между колоннами в продольном и поперечном направлениях, связями между балками, распорками.
3.2. Расчет изгибаемых элементов в упругой стадии и
с учетом развития пластических деформаций
Расчет конструкции обычно состоит из следующих этапов: установление расчетной схемы, сбор нагрузок, определение усилий в элементах конструкции, подбор сечений и проверка напряженно-деформированного состояния конструкции в целом, ее элементов и соединений с целью не допустить ни одного из предельных состояний.
Согласно Своду правил [8] элементы конструкций подразделяются на три класса в зависимости от напряженно-деформированного состояния расчетного сечения (табл. 3.1):
Таблица 3.1
Классы напряженных состояний сечений при изгибе
Распределение нормальных напряжений сечения классов

1
2
3






1-й класс – напряженно-деформированное состояние, при котором напряжения в сечении не превышают расчетное сопротивление стали
·
· Ry (упругая работа сечения);
2-й класс – напряженно-деформированное состояние, при котором в одной части сечения
· < Ry, а в другой
· = Ry (упруго-пластическая работа сечения);
3-й класс – напряженно-деформированное состояние, при котором по всей площади сечения
· = Ry (пластификация всего сечения, условный пластический шарнир).
Класс напряженного состояния сечения при проектировании следует назначать в зависимости от допустимых пластических деформаций, целесообразных размеров сечения элемента в целом, толщины стенок и поясных листов. Следует учитывать назначение конструкции, характер нагрузок и воздействий, опасность хрупкого разрушения, агрессивность среды, конструктивные ограничения, степень огнестойкости и другие факторы.
Расчет на прочность балок в упругой стадии работы сечения выполняют по формулам:
– при действии момента в одной из главных плоскостей
13 EMBED Equation.3 1415,
где Mmax – максимальныq изгибающий момент от расчетной нагрузки;
Wn,min – момент сопротивления ослабленного сечения;
– при действии в сечении поперечной силы
13 EMBED Equation.3 1415
где Q – максимальная поперечная сила от расчетной нагрузки;
I – момент инерции сечения;
S – статический момент сдвигаемой части сечения относительно нейтральной оси;
tw – толщина стенки.
При изгибе в двух главных плоскостях проверку сечения проводят по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где Mx и My –моменты относительно осей соотвественно x-x и y-y;
Ix,n и Iy,n – моменты инерции относительно главных осей ослабленного сечения;
x и y – координаты рассматриваемой точки сечения относительно главных осей.
Расчет на прочность разрезных балок в упругопластической стадии работы двутаврового сечения из стали с нормативным сопротивлением Ry
· 440 МПа, несущих статическую нагрузку, при передаче нагрузки через сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный (плоский металлический настил, железобетонные плиты и т.п.), и при ограничении касательных напряжений в месте максимального момента ( = Q/Aw ( 0,9Rs (кроме опорных сечений) при изгибе в плоскости наибольшей жесткости (Ix > Iy) относительно оси x-x выполняют с учетом развития пластических деформаций в узкой локализованной зоне по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где Mx – максимальный изгибающий момент, действующий в плоскости наибольшей жесткости;
c1 – коэффициент, учитывающий резерв несущей способности изгибаемого элемента, обусловленный пластической работой материала. Он зависит от формы сечения, отношения площадей поперечного сечения пояса и стенки
·f = Af /Aw, принимается: c1 = c при ( ( 0,5Rs (влияние касательных напряжений на переход в предельное состояние считается несущественным), где с определяется по табл. 3.2; c1= 1,05
·с = 1,05с13 EMBED Equation.3 1415 при
0,5Rs < ( ( 0,9Rs, (зависит от значения средних касательных напряжений в сечении ( = Q/(twhw), здесь
· – коэффициент, равный 0,7 для двутаврового сечения, изгибаемого в плоскости стенки;
· = 0 для других типов сечений; tw и hw – толщина и высота стенки.
Таблица 3.2
Значения коэффициентов с, (cx), cy

Коэффициет

·f = Af /Aw


0,25
0,5
1,0
2,0

с (сx)
1,19
1,12
1,07
1,04

сy
1,47

При наличии ослаблений стенки отверстиями для болтов значения касательных напряжений ( определяются с учетом ослаблений (следует умножить( на коэффициент ослабления
· = а/(а – d), где а – шаг отверстий; d – диаметр отверстия).
Для элементов, изгибаемых в двух главных плоскостях, проверка прочности сечения ведется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
при ограничении касательных напряжений условием ( ( 0,5Rs. Значения коэффициентов cx и cy, учитывающих развитие пластических деформаций, принимается из табл. 3.2.
При расчете сечения в зоне чистого изгиба, где зона пластических деформаций большой протяженности, вместо коэффициента c1 принимают
с1m = 0,5(1 + c1).
Для балок, рассчитываемых с учетом пластических деформаций, расчет на прочность в опорном сечении (при Mx = 0) выполняют по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где Qx – максимальная поперечная сила на опоре;
h – высота сечения балки.
При ослаблении стенки отверстиями для болтов левую часть формулы умножают на коэффициент ослабления
·.
Расчет на прочность балок переменного сечения с учетом развития пластических деформаций следует выполнять только для одного сечения с наиболее неблагоприятным сочетанием усилий M и Q; в остальных сечениях учитывать развитие пластических деформаций не допускается.

3.3. Расчет плоского стального настила
Конструкция несущего настила состоит из стального листа, уложенного на балки настила сверху и приваренного к ним. Для стационарного настила чаще всего применяют плоские листы толщиной 6 – 14 мм из стали класса C235. Исходя из несущей способности этих листов, пролет настила lн, определяемый расстоянием между балками настила а1, принимается в пределах 0,6 – 1,6 м.
Настил, имеющий достаточную толщину tн и соотношение пролета настила к толщине lн/tн < 40, рассчитывается на поперечный изгиб как плита без распора, относительно тонкий настил при соотношении lн/tн > 300 работает как мембрана только на осевое растяжение. Для восприятия распора требуются неподвижные опоры. Листовой настил с соотношением пролета к толщине 40
· lн/tн
· 300 занимает промежуточное значение между плитой и мембраной, работает на изгиб с растяжением.
Для расчета стального настила, изгибаемого по цилиндрической поверхности, вырезается полоска единичной ширины, работающая на изгиб от момента Мmax и растяжение от усилия Н, вызванные поперечной равномерно распределенной нагрузкой q (рис. 3.2).

Рис. 3.2. Расчетная схема настила
Цилиндрическая изгибная жесткость настила при отсутствии поперечных деформаций E1I, где здесь
– модуль упругости, ( = 0,3 – коэффициент поперечной деформации (коэффициент Пуассона).
Толщина стального настила tн, не подкрепленного ребрами жесткости, назначается в зависимости от заданной полезной нагрузки pn. Ее рекомендуемое значение принимается по табл. 3.3 и согласуется с ГОСТ 82-70 «Сталь широкополосная универсальная горячекатаная» (см. табл. 3.9) и ГОСТ 19903-74 «Сталь листовая горячекатаная» (см. табл. 3.8).
Таблица 3.3
Рекомендуемые толщины стального настила
Полезная нагрузка pn, кН/м2
Толщина листа, мм

До 10
6 – 8

11 – 20
8 –10

21 – 30
10 – 12

( 31
12 – 14


Пример 3.1. Рассчитать плоский настил из стали С235 в нормальном типе балочной клетки (рис. 3.3) под полезную временную нагрузку на настил pn = 12,55 кН/м2. Предельный относительный прогиб fu/lн = 1/150.

Рис. 3.3. Нормальный тип балочной клетки (к примерам 3.1 и 3.2)
При pn = 12,55 кН/м2 принимаем tн = 8 мм.
Нормативная нагрузка от веса стального настила

где – плотность стального проката.
При нагрузках, не превышающих 50 кН/м2, и предельном относительном прогибе прочность шарнирно закрепленного по краям стального настила всегда будет обеспечена и его рассчитывают только на прогиб.
Максимальный пролет настила lн, равный шагу балок настила а1 в балочной клетке, определяем из условия жесткости по формуле
13EMBED Equation.31415
Принимаем в осях несколько больше требуемого, так как фактический пролет настила (расстояние между краями полок соседних балок) будет меньше.
Усилие Н на 1см ширины настила, на которое рассчитываются сварные швы, прикрепляющие настил к балкам, определяем по формуле

где ((p = 1,2 – коэффициент надежности по нагрузке для полезной нагрузки.

Таблица 3.4
Значения коэффициентов (f и (z
Сварка при диаметре сварочной проволоки d, мм
Положение шва
Коэффициент
Коэффициенты (f и (z при катетах швов, мм




3 – 8
9 – 12
14 – 16
18 и более

Автоматическая при d = 3 – 5

В лодочку
(f
1,1
0,7



(z
1,15
1,0


Нижнее
(f
1,1
0,9
0,7



(z
1,15
1,05
1,0

Автоматическая и механизированная при d = 1,4 – 2
В лодочку
(f
0,9
0,8
0,7



(z
1,05
1,0


Нижнее, горизонтальное, вертикальное
(f
0,9
0,8
0,7



(z
1,05
1,0

Ручная; механизированная проволокой сплошного сечения при d < 1,4 или порошковой проволокой
В лодочку, нижнее, горизонтальное, вертикальное, потолочное
(f
0,7



(z
1,0

П р и м е ч а н и е. Значения коэффициентов соответствуют нормальным режимам сварки.
Выбор типа электродов для сварки стали соответствующего класса и расчетное сопротивление металла шва производится по табл. 2.5 и 2.7.
Настил крепится к балкам угловыми швами, выполненными ручной сваркой электродами типа Э42 по ГОСТ 9467-75*.
Катет углового шва kf определяется по формуле

где – коэффициент, учитывающий глубину проплавления шва для ручной сварки, принимается по табл. 3.4;
lw = 1,0 см – ширина рассматриваемой пластинки;
Rw( = 18 кН/см2 – расчетное сопротивление металла шва;
(wf = 1,0 – коэффициент условий работы шва во всех случаях, кроме конструкций, возводимых в климатических районах
·1,
·2,
·
·2,
·
·3, для которых (wf = 0,85 для металла шва с нормативным сопротивлением Rwun = 410 МПа;
(с = 1,0 – коэффициент условий работы конструкции;
Принимаем конструктивно минимальный катет kf,min = 5 мм в зависимости от максимальной толщины соединяемых элементов (табл. 3.5).
Таблица 3.5
Минимальные катеты сварных швов k(min


Соединение


Сварка
Предел текучести стали, МПа
Минимальные катеты швов kfmin, мм,
при толщине более толстого из свариваемых элементов t, мм




4-5
6-10
11-16
17-22
23-32
33-40
41-80

Тавровое с двусторонними угловыми швами;
нахлесточное
и угловое
Ручная
До 430

4
5
6
7
8
9
10



Св.430

до 530

5
6
7
8
9
10
12


Автоматическая и механизированная
До 430

3
4
5
6
7
8
9



Св. 430

до 530

4
5
6
7
8
9
10

Тавровое с односторонними угловыми швами

Ручная
До 380

5
6
7
8
9
10
12


Автоматическая и механизированная

4
5
6
7
8
9
10

П р и м е ч а н и е. В конструкциях группы 4 минимальные катеты односторонних угловых швов следует уменьшать на 1 мм при толщине свариваемых элементов до 40 мм включительно.
3.4. Расчет прокатной балки настила
Пример 3.2. Подобрать сечение прокатной двутавровой балки (балки настила) в составе балочной клетки нормального типа со стальным настилом под полезную временную нагрузку pn = 12,55 кН/м2 (рис. 3.3). Пролет балок l = В = 6 м, шаг a1, равный пролету настила lн = 1,2 м. Расчетная температура воздуха t = –35єС.
Для изгибаемых элементов (балок), относящихся ко второй группе, а при отсутствии сварных соединений (балки прокатные) – к третьей группе, возводимых в климатическом районе строительства II4 (расчетная температура –30єС > t
· –40єС) по табл. 2.1 выбираем сталь класса С245 с расчетным
сопротивление по пределу текучести для фасонного проката толщиной до 20 мм Ry = 240 МПа = 24 кН/см2 (см. табл. 2.3).
Нагрузка на балку настила собирается с соответствующей грузовой площади (рис. 3.4).

Рис. 3.4. Схема балочной клетки
Балки настила проектируем из прокатных двутавров по ГОСТ 8239-89 (сортамент).
Расчетная схема балки представлена на рис. 3.5.
Определение нормативной и расчетной нагрузок. Нормативная нагрузка на балку при опирании на нее сплошного стального настила принимается равномерно распределенной:
13EMBED Equation.31415

Рис. 3.5. Расчетная схема балки настила
Расчетная нагрузка
13EMBED Equation.31415
где ((g = 1,05 – коэффициент надежности по нагрузке для постоянной на- грузки от стального проката.
Определение усилий и компоновка сечения. Расчетный пролет балки настила l равен шагу колонн В.
Расчетный изгибающий момент в середине пролета балки
13EMBED Equation.31415
Максимальная поперечная сила у опоры
13EMBED Equation.31415
Расчет балки на прочность выполняем с учетом развития пластических деформаций.
Требуемый момент сопротивления поперечного сечения балки в этом случае определяется:
13EMBED Equation.31415
Предварительно принимаем c1 = 1,12.
По сортаменту (ГОСТ 8239-89) выбираем ближайший номер двутавра, у которого Wx > Wn,min. Принимаем I27, имеющий момент сопротивления Wx = 371 см3; статический момент полусечения Sx = 210 см3; момент инер-ции сечения Ix = 5010 см4; площадь сечения А = 40,2 см2; ширину пояса bf = 125 мм; толщину пояса t( = 9,8 мм; толщину стенки tw = 6 мм; линейную плотность (массу 1 м пог.) 31,5 кг/м.
Уточнение коэффициента с1, М и Q c учетом собственного веса балки настила.
Площадь пояса
13EMBED Equation.31415
Площадь стенки

Отношение

Коэффициент с1 = с = 1,09 для двутаврового сечения (в месте максимального момента
· = 0) принимается линейной интерполяцией по табл. 3.2.
Равномерно распределенная нагрузка от собственного веса балки настила длиной 1 м 13EMBED Equation.31415.
Нормативная нагрузка
13EMBED Equation.31415
Расчетная нагрузка
13EMBED Equation.31415
Изгибающий момент
Mmax = ql2 / 8 = 19,19 · 62 / 8 = 86,36 кН/м.
Поперечная сила
13EMBED Equation.31415
Проверка несущей способности балки. Проверка прочности по нормальным напряжениям в середине балки:

Недонапряжение (резерв несущей способности) составило

Несмотря на большое недонапряжение сечение принято, так как при изменении сечения в меньшую сторону, принимая ближайший профиль I24 с Wx = 289 см3, перенапряжение составит 14,2%.
Проверка прочности балки по касательным напряжениям у опоры:
13 EMBED Equation.3 1415
Общую устойчивость балок настила проверять не надо, поскольку их сжатые пояса надежно закреплены в горизонтальном направлении приваренным к ним стальным сплошным настилом.
Проверка местной устойчивости поясов и стенки прокатных балок не требуется, так как она обеспечивается большой их толщиной, обусловленной технологическими условиями проката.
Проверка жесткости. Прогибы, определяемые от нормативных нагрузок, не должны превышать их предельных значений, установленных нормами проектирования. Для однопролетной балки, нагруженной равномерно распределенной нагрузкой, проверка прогиба производится по формуле

где при пролете l = 6 м (см. табл. 1.4).
Принятое сечение удовлетворяет условиям прочности и жесткости.
При других видах загружения прогиб балки можно проверить по формуле
13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415
где Mn ,max – максимальный момент в балке от нормативной нагрузки.
В случае невыполнения любого из условий необходимо изменить сечение, приняв по сортаменту следующий номер двутавра и вновь проверить прочность и жесткость балки.
Определяем вес балки настила на 1 м2 рабочей площадки, необходимый для дальнейших расчетов, деля линейную плотность балки на шаг балок настила а1 = 1,2 м:

3.5. Расчет прокатной балки, работающей на косой изгиб

На косой изгиб рассчитываются конструкции, изгибаемые в двух плоскостях. К таким конструкциям обычно относятся прогоны кровли с уклоном при опирании их на стропильные фермы.
Уклон кровли относительно невелик и скатная составляющая нагрузки qy в 3 – 6 раз меньше qx, однако жесткость прогона в плоскости ската мала (соотношение Wy/Wx составляет 1/6 – 1/8), следовательно, напряжения от скатной составляющей получаются большие, а суммируясь с напряжением от qx могут превысить расчетное сопротивление стали.
Общая устойчивость прогонов обеспечивается элементами крепления кровельных плит или настила к прогонам и силами трения между ними. Однако на практике силы трения при свободном опирании кровельных элементов могут оказаться недостаточными, тогда возможна потеря устойчивости прогона.
Пример 3.3. Подобрать сечение прогона из прокатного швеллера пролетом l = 6 м, шаг прогонов b = 3 м. Уклон кровли i = 1:6 (угол
· = 9,5є). Расчетная нагрузка g = 1,43 кН/м2, нормативная – gn = 1,17 кНм2.
Прогон с сечением из швеллера следует устанавливать стенкой по направлению ската (рис. 3.6), чтобы уравновесить крутящий момент от составляющей qy, приложенной на верхнем поясе.


Рис. 3.6. К расчету прогона
Определяем вертикальные погонные нагрузки на прогон:
– нормативную
qn = gnb = 1,17 ( 3 = 3,51 кН/м;
– расчетную
q = qb = 1,43 ( 3 = 4,29 кН/м.
Раскладываем вертикальную расчетную нагрузку на составляющие, действующие в двух плоскостях изгиба:
qx = q сos
· = 4,29 ( 0,986 = 4,23 кН/м;
qy = q sin
· = 1,29 ( 0,165 = 0,71 кН/м.
где сos
· = сos 9,5є = 0,986; sin 9,5є = 0,165.
Расчетные изгибающие моменты:
Mx = qxl2/8 = 4,23 ( 62 / 8 = 19,04 кН·м;
My = qyl2/8 = 0,71 ( 62 / 8 = 3,2 кН·м.
Подбор сечения прогона выполняем по упругой стадии работы материала.
Несущую способность прогона при изгибе в двух плоскостях проверяем по прочности (наиболее напряженная точка А).
Нормальное напряжение
13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415
где My/Mx = tga = tg 9,5о = 0,167;
Wx/Wy
· 6 – 8 – отношение моментов сопротивления сечения для прокатных швеллеров (предварительно принимаем Wx/Wy = 7).
Условие прочности
( = (Mx/Wx) (1 + 7tg
·) ( Ry(c,
откуда определяем требуемый момент сопротивления:
Wx,min = Mx(1 + 7 ( 0,167)/(Ry(c) = 1904 ( 2,17 / (24 ( 1) = 172,15 см3.
Принимаем сечение прогона по сортаменту ГОСТ 8240-93 из [22, у которого Wx = 192 см3 ( Wx,min = 172,15 см3, Wy = 25,1 см3; Ix = 2110 см4; Iy = 151 см4: h = 22 см; bt = 8,2 см; tt = 0,95 см; hw = h – 2tf = 22 – 2 ( 0,95 = = 20,1 см; tw = 0,54 см; линейная плотность (масса 1 м пог.) 21 кг/м.
Учитывая собственный вес прогона (qn,пр = 0,21 кН/м), уточняем нагрузку:
qn = 3,51 + qn,пр = 3,51 + 0,21 = 3,72 кН/м;
q = 4,29 + qn,пр
·t = 4,29 + 0,21 ( 1,05 = 4,51 кН/м;
qx = q сos
· = 4,51 ( 0,986 = 4,45 кН/м;
qy = q sin
· = 4,51 ( 0,165 = 0,74 кН/м.
Изгибающие моменты:
Mx = qxl2/8 = 4,45 ( 62/8 = 20,03 кН·м;
My = qyl2/8 = 0,74 ( 62/8 = 3,33 кН·м.
Проверка прочности прогона:
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность прогона обеспечена.
Проверка общей устойчивости прогона. Условие устойчивости
13 EMBED Equation.3 1415
где (c = 0,95 – коэффициент условий работы при проверке общей устойчивости (см. табл. 1.3);
(b – коэффициент устойчивости при изгибе, определяемый по [6, прилож. 7]. Значение (b определяют с учетом влияния возможного развития пластических деформаций при совместном действии косого изгиба и кручения в момент потери устойчивости.
Для определения коэффициента (b предварительно вычисляем коэффициент (1. Для балок двутаврового сечения с двумя осями симметрии он определяется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415,
где значение ( следует принимать по табл. 3.6 в зависимости от характера нагрузки и параметра
·;
h = 22 см – полная высота сечения;
lef – расчетная длина балки, равная расстоянию между точками закреплений сжатого пояса от поперечных смещений (в примере lef = l = 6 м – при отсутствии связей).
Для балок швеллерного сечения коэффициент (b следует определять как для балок симметричного двутаврового сечения, при этом значения
· необходимо вычислять по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
здесь It – момент инерции сечения при кручении.
Вычисленные значения (1 необходимо умножить на 0,7. Значения Ix, Iy, и It в формулах следует принимать для швеллера.
Определяем параметр
·:
13 EMBED Equation.3 1415 1,54 (6,43 / 154) (600 / 22)2 = 47,83,
где It для швеллера определяют по формуле
It = (1,12 / 3) (2bf tf3 + hwtw) = (1,12 /3) (2 ( 8,2 ( 0,953 + 20,1 ( 0,543) = 6,43см4.
Для балки без закреплений и равномерно распределенной нагрузки по верхнему поясу при
· = 47,83
( = 3,15 + 0,04
· – 2,7 ( 10–5
·2 = 3,15 + 0,04 ( 47,83 – 2,7 ( 10–5 ( 47,832 = 5,0.
Таблица 3.6
Коэффициенты ( для двутавровых балок
с двумя осями симметрии
Количество закреплений сжатого пояса в пролете
Нагрузка в пролете

Нагру-женный
пояс
Формулы для ( при значениях (




0,1
· ( ( 40
40 < ( ( 400

Без закреплений
Сосредото-ченная
Верхний
Нижний
( = 1,75+0,09(
( = 5,05+0,09(
( = 3,3+0,053( – 4,5(10-5(2
( = 6,6+0,053( – 4,5(10-5(2


Равномерно-
распреде-
ленная
Верхний
Нижний
( = 1,6+0,08(
( = 3,8+0,08(
( = 3,15+0,04( – 2,7(10-5(2
( = 5,35+0,04( – 2,7(10-5(2

Два и более, делящих пролет на равные части
Любая
Любой
( = 2,25+0,07(
( = 3,6+0,04( – 3,5(10-5(2

Одно в середине
Сосредото-ченная в
середине
Любой
( = 1,75 (1
( = 1,75 (1


Сосредото-ченная
в четверти
Верхний
Нижний
( = 1,14 (1
( = 1,6 (1
( = 1,14 (1
( = 1,6 (1


Равномерно-
распреде-
ленная
Верхний
Нижний
( = 1,14 (1
( = 1,3 (1
( = 1,14 (1
( = 1,3 (1

П р и м е ч а н и е. Значение (1 следует принимать равным ( при двух и более закреплениях сжатого пояса в пролете.
Определяем коэффициент (1:
13 EMBED Equation.3 1415
Значение коэффициента (b необходимо принимать:
– при (1 ( 0,85 (b = (1;
– при (1 ( 0,85 (b = 0,68 + 0,21 (1, но не более 1,0.
Принимаем (b = (1 = 0,290.
Проверяем устойчивость прогона:
13 EMBED Equation.3 1415
Общая устойчивость прогона не обеспечена. Значит необходимо увеличить сечение до нужных размеров, обеспечивающих выполнение условия устойчивости прогона, приняв больший номер швеллера. Проверка показала, что прогон из [24 по устойчивости тоже не проходит.
Принимаем швеллер [27, для которого Wx = 308 см3; Wy = 37,3 см3; Ix = 4160 cм4; Iy = 262 см4; h = 27 см; b f = 9,5 см; tf = 1,05; tw = 0,6 см; hw = h – 2tf = 27 – 2 ( 1,05 = 24,9 см; линейная плотность 27,7 кг/м.
Уточняем нагрузки:
qn = 3,51 + 0,277 = 3,97 кН/м;
q = 4,29 + 0,277 ( 1,05 = 4,58 кН/м;
qx = q cos
· = 4,58 ( 0,986 = 4,52 кН/м;
qy = q sin
· = 4,58 ( 0,165 = 0,76 кН/м.
Изгибающие моменты:
Mx = qxl2/8 = 4,52 ( 62 / 8 = 2034 кН(м;
My = qxl2/8 = 0,76 ( 62 / 8 = 3,42 кН(м.
Производим проверку устойчивости прогона:
It = (1,12 / 3) (2bf tf3 + hwtw3) = (1,12 / 3) (2 ( 9,5 ( 1,053 + 24,9( 0,63) = 10,22 см;

· = 1,54(It/Iy) (hef/h)2 = 1,54 (10,22 / 262) (600 / 24,9)2 = 34,88;
при ( = 34,88 по табл. 3.6
( = 1,6 + 0,08( = 1,6 + 0,08 ( 34,88 = 4,39;
13 EMBED Equation.3 1415
( = (1 = 0,336.
Условие устойчивости
13 EMBED Equation.3 1415
Общая устойчивость прогона обеспечена.
Проверяем прочность прогона по нормальным напряжениям:
13 EMBED Equation.3 1415
Запас несущей способности по прочности составил
13 EMBED Equation.3 1415
Как показал расчет, увеличение номера швеллера мало эффективно. Надежнее устойчивость прогонов можно обеспечить кровельным настилом, жестко закрепленным к прогонам и образующим сплошное полотнище (например, плоский стальной лист, приваренный к прогонам, или профилированный настил, прикрепленный к прогонам самонарезающимися болтами и соединенный между собой заклепками и т.п.). В этом случае прогоны можно рассчитывать только на нагрузку qx.
Проверка жесткости балки. Прогиб прогона проверяют только в плоскости, нормальной к скату. Он не должен превышать предельного регламентированного нормами [7]:
13 EMBED Equation.3 14150,77 см ( fu = 3 см,
где qnx = qn cosa = 3,97 ( 0,986 = 3,91 кН/м = 0,0391 кН/см;
fu = l/200 = 600 / 200 = 3 см – предельный прогиб прогона открытого для обозревания при пролете l = 6 м (см. табл. 1.4).
Жесткость прогона обеспечена.
3.6. Расчет и конструирование составной сварной
главной балки
Применяют сечение главной балки двутавровое симметричное, сваренное из трех металлопрокатных листов, так как прокатные балки из-за ограниченности размеров профиля не могут удовлетворить требования по несущей способности и жесткости (большой пролет и значительные нагрузки на балку).
Пример 3.4. Подобрать сечение составной сварной главной балки пролетом l = 18 м. Шаг балок b в составе балочной клетки нормального типа равен шагу колонн B = 6 м (рис. 3.7). Шаг балок настила 3 м, вес балок настила из I40 gn,бн = 0,19 кН/м2. Настил железобетонный толщиной 12 см, весом 30 кН/м2 под полезную нагрузку pn = 12,55 кН/м2. Коэффициент надежности по нагрузке для железобетонного настила
·fgb = 1,1. Сталь для климатического района строительства II4 C255 c расчетным сопротивлением Ry = 24 кН/см2 для листового и фасонного проката толщиной до 20 мм включительно и Ry = 23 кН/см2 для проката толщиной свыше 20 мм.

Рис. 3.7. Балочная клетка с железобетонным настилом
3.6.1. Определение усилий
При частом расположении балок настила (а1 = 3 м) < (l/5 = 18/5 = 3,6 м) сосредоточенную нагрузку, передаваемую на главную балку от балок настила, заменяют равномерно распределенной нагрузкой, собираемой с соответствующей грузовой площади (см. рис. 3.4).
Расчетная схема главной балки представлена на рис. 3.8.
Нормативная нагрузка

Расчетная нагрузка
13EMBED Equation.31415
Расчетный изгибающий момент в середине пролета
13EMBED Equation.31415
Нормативный изгибающий момент
Mn,max =
·qnl2/8 = 1,04 · 94,44 · 182 / 8 = 3824,82 кН
·м.

Рис. 3.8. Расчетная схема главной балки
Расчетная поперечная сила в опорном сечении

где ( = 1,04 – коэффициент, учитывающий собственный вес главной балки (предварительно принимается ( = 1,02 – 1,05).
3.6.2. Компоновка сечения
Балку рассчитываем в упругой стадии работы (рис. 3.9).

Рис. 3.9. Сечение главной балки и эпюры напряжений
· и
·

Из условия прочности требуемый момент сопротивления балки

где Ry = 23 кН/см2 при толщине проката более 20 мм.
Назначаем высоту сечения балки h, которая определяется максимально допустимым прогибом балки, экономическими соображениями и строительными габаритами площадки.
Наименьшая рекомендуемая высота балки hmin определяется из условия жесткости балки (второе предельное состояние) при равномерно распределенной по длине балки нагрузке:

где qn – суммарная погонная нормативная нагрузка на балку.
Минимальная высота балки

где fu = 7,4 см – предельный прогиб главной балки пролетом l = 18 м, определенный интерполяцией по табл. 1.4.
Высоту разрезной главной балки принимают в пределах (1/10 – 1/13)l =
= (1,8 – 1,4 м). Предварительно принимаем высоту балки h = 1,5 м.
Оптимальная высота балки по металлоемкости
13 EMBED Equation.3 1415
где tw –толщина стенки балки, определяемая по эмпирической зависимости: tw = 7 + 3h/1000 = 7 + 3 · 1500 / 1000 = 11,5 мм.
Принимаем tw = 12 мм.
Допускается отклонение оптимальной высоты балки в меньшую или большую сторону на 10 – 15%, так как это мало отражается на весе балки.
Максимально возможная высота балки определяется строительной высотой перекрытия H (разницей в отметках верха настила рабочей площадки и верха габарита помещения, расположенного под площадкой) и зависит от сопряжения балок между собой по высоте.
Сопряжение балок может быть поэтажное, в одном уровне и пониженное (рис. 3.10).
При поэтажном сопряжении балки, непосредственно поддерживающие настил, укладывают на главные или вспомогательные балки сверху. Это наиболее простой и удобный в монтажном отношении способ сопряжения балок, но он требует большой строительной высоты. Чтобы увеличить высоту главной балки, необходимо применять сопряжение балок в одном уровне, при котором верхние полки балок настила и главных балок располагаются на одной отметке.


Рис. 3.10. Сопряжения балок:
а – поэтажное; б – в одном уровне; в – пониженное
Строительная высота балки
hстр = H – (tн + hбн +
·) = (1300 – 1000) – (12 + 40 + 13) = 235 см,
где
· = fu + (30 100 мм) = 7,4 + 5,6 = 13 см – размер, учитывающий пре- дельный прогиб балки fu = 7,4 см и выступающие части, расположенные ниже нижнего пояса балки (стыковые накладки, болты, элементы связей и т.п.);
1300 и 1000 – отметки верха настила и габарита под площадкой.

Таблица 3.7
Сортамент горячекатаных полос по ГОСТ 103-76*
Толщина полос,
мм
4; 5; 6; 7; 8; 9; 10; 11; 12; 14; 16; 18; 20; 22; 25; 28; 30; 32; 36; 40

Ширина полос,
мм
40; 45; 50; 55; 60; 63; 65; 70; 75; 80; 85; 90; 95; 100; 105; 110; 120; 125; 130; 140; 150; 160; 170; 180; 190; 200


Высота стенки hw приблизительно равна высоте балки h, ее размеры рекомендуется увязать со стандартными размерами листов, выпускаемых заводами (табл. 3.8 и 3.9). Сравнивая полученные данные, назначаем стенку высотой hw = 1500 мм и толщиной tw = 12 мм (минимальная толщина стенки принимается 8 мм, при отсутствии локальных напряжений ее можно принять 6 мм).
Таблица 3.8
Сталь листовая горячекатаная (выборка из ГОСТ 19903-74*)
Ширина, мм
500; 510; 600; 650; 670; 700; 710; 750; 800; 850; 900; 950; 1000; 1100; 1250; 1400; 1420; 1500 и далее до 3000 мм кратно 100 мм

Толщина, мм
6; 7; 8; 9; 10; 11; 12; 14; 16; 18; 20; 22; 25; 28; 30; 32; 36; 40

Таблица 3.9
Сталь широкополосная универсальная по (по ГОСТ 82-70*)
Ширина, мм
180 (по заказу); 200; 210; 220; 240; 250; 260; 280; 300; 320; 340; 360; 380; 400; 420; 450; 460; 480; 500; 520; 530; 560; 600; 630; 650; 670; 700; 750; 800; 850; 900; 950; 1000; 1050

Толщина, мм
6; 7; 8; 9; 10; 11; 12; 14; 16; 18; 20; 22; 25; 28; 30; 32; 36; 40

В строительных конструкциях рекомендуется применять листовую сталь толщиной от 6 до 22 мм с градацией 2 мм, далее – по сортаменту.
Толщиной поясов задаются в пределах от 10 до 40 мм, увязывая ее с толщиной стенки: не менее толщины стенки tw и не более 3tw = 36 мм (в поясных швах при приварке толстых поясных листов к тонкой стенке развиваются значительные усадочные растягивающие напряжения). Приняв предварительно толщину поясов tf = 25 мм, назначаем высоту балки h = 1550 мм. При высоте балки менее 1100 мм рекомендуется принимать стенку из широкополосной универсальной стали по ГОСТ 82-70*.
Определяем требуемую толщину стенки из условия прочности на срез в опорном сечении:
tw = kQmax/(hwRs
·c) = 1,5
· 1042,3 / (150
· 13,92
· 1) = 0,75 см = 7,5 мм,
что меньше предварительно принятой толщины tw = 12 мм (здесь k = 1,5 – для разрезных балок, опирающихся на колонну с помощью опорного ребра, приваренного к торцу балки). Считается, что в опорном сечении балки на касательные напряжения от поперечной силы работает только стенка. При передаче давления на колонну через опорные ребра, торцы которых совмещаются с осью полок сплошной колонны или стенок ветвей сквозной колонны, включаются в работу и пояса балки, коэффициент принимается k = 1,2.
Если толщина стенки tw будет изменена и принята из условия прочности на срез, при этом будет отличаться на 2 мм и более от предварительно принятой толщины (при определении оптимальной высоты балки), следует произвести перерасчет hopt с вновь принятой толщиной стенки.
Проверяем необходимость постановки продольных ребер жесткости для исключения образования волн выпучивания в верхней сжатой части стенки от нормальных напряжений. Постановка продольных ребер жесткости усложняет конструкцию балки, поэтому они целесообразны только в высоких балках (более двух метров), имеющих тонкую стенку с гибкостью
Условная гибкость стенки

Оставляем без изменений принятую толщину стенки tw = 12 мм, так как она удовлетворяет условиям прочности на действие касательных напряжений
и не требует укрепления ее продольным ребром жесткости.
Размеры горизонтальных поясных листов находим, исходя из необходимой несущей способности балки. Вычисляем требуемый момент инерции сечения балки:
13EMBED Equation.31415
Находим момент инерции стенки балки:

Момент инерции, приходящийся на поясные листы:

Момент инерции поясных листов балки относительно ее нейтральной оси х-х (пренебрегая моментом инерции поясов относительно собственной оси 1-1 ввиду его малости) можно расписать: If
· 2Af(hf/2)2,
где Af – площадь сечения одного пояса;
hf = h – tf = 155 – 2,5 = 152,5 см – расстояние между центрами тяжести поясов.
Находим требуемую площадь одного пояса:

Ширина пояса
13EMBED Equation.31415
Ширина пояса должна отвечать следующим требованиям:
– bf = (1/3 – 1/5)h = 51,7 – 31 см при h = 155 см;
– bf
· 180 мм.
По сортаменту принимаем пояса из горячекатаного широкополочного универсального проката по табл. 3.9 сечением 450(25 мм, для которых ширина bf находится в рекомендуемых пределах.
Необходимо проверить местную устойчивость сжатого пояса, для чего отношение свеса пояса = (450 – 12) / 2 = 219 мм к его толщине tf должно быть не более предельного, определяемого по табл. 3.10.
Проверяем:
13 EMBED Equation.3 1415
Условие выполняется.
3.6.3. Проверка прочности балки
По назначенным размерам вычисляем фактические характеристики сечения балки:
– момент инерции
13EMBED Equation.31415
– момент сопротивления
13EMBED Equation.31415
– статический момент половины сечения относительно нейтральной оси

– площадь сечения
13EMBED Equation.31415
По найденной площади A и плотности стального проката
· = 7850 кг/м3 определяем вес 1 м пог. балки:

где k = 1,1 – конструктивный коэффициент, учитывающий увеличение веса балки за счет ребер жесткости, накладок и т.п.


Таблица 3.10
Наибольшие значения отношения ширины свеса сжатого пояса bef
к толщине tf
Расчет изгибаемых элементов
Характеристика
свеса
Наибольшие значения
отношения 13 EMBED Equation.3 1415

В пределах упругих деформаций
Неокаймленный
13 EMBED Equation.3 1415


Окаймленный
ребром
13 EMBED Equation.3 1415

С учетом развития пластических
деформаций1
Неокаймленный
13 EMBED Equation.3 1415
но не более
13 EMBED Equation.3 1415


Окаймленный
ребром
13 EMBED Equation.3 1415
но не более


1При 13 EMBED Equation.3 1415 наибольшее значение отношения 13 EMBED Equation.3 1415следует принимать:
для неокаймленного свеса
для окаймленного ребром свеса 13 EMBED Equation.3 1415
Обозначения, принятые в табл. 3.10:
hef – расчетная высота стенки;
tw – толщина стенки балки.
Уточняем расчетные значения изгибающего момента M и поперечной силы Q с учетом собственного веса главной балки, для этого определяем:
– нормативную нагрузку
13 EMBED Equation.3 1415qn = qn + qn,гб = 94,44 + 3,5 = 97,94 кН/м;
– расчетную нагрузку
13 EMBED Equation.3 1415q = q + qn,гб
·fg = 111,36 + 3,5
· 1,05 = 115,03 кН/м;
– расчетный изгибающий момент
Mmax = q l2/8 = 115,03
· 182 / 8 = 4658,72 кН·м;
– нормативный изгибающий момент
13EMBED Equation.31415
– поперечную силу
Qmax = ql/2 = 115,03 · 18/2 = 1033,59 кН.
Проверка прочности балки по нормальным напряжениям:

Недонапряжение в балке составляет

что допустимо в составном сечении согласно СНиП [6].
Проверка прочности балки на срез по касательным напряжениям производится по формуле
13 EMBED Equation.3 1415



Рис. 3.11. Схема распределения сосредоточенной нагрузки
на стенку сварной балки при поэтажном сопряжении балок

При наличии местных напряжений
·loc, возникающих в местах приложения сосредоточенной нагрузки к верхнему поясу при поэтажном сопряжении балок (рис. 3.11) (балки настила попадают между поперечными ребрами жесткости, укрепляющими стенку от потери устойчивости), необходима проверка прочности стенки на местные сминающие напряжения по формуле

где
·loc = F/(lef tw) = 334,08 / (20,5 · 1,2) = 13,58 кН/см2,
здесь F = 2Q = 2 · 167,04 = 334,08 кН – расчетное значение сосредоточенной силы, равное двум реакциям от балок настила;
условная длина распределения сосредоточенной нагрузки на стенку главной балки;
b = 155 мм – ширина пояса балки настила;
tf = 25 мм – толщина верхнего пояса главной балки.
Прочность балки обеспечена.
3.6.4. Изменение сечения балки по длине
Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибающему моменту в середине пролета, можно уменьшить в местах снижения моментов. Наибольший эффект дает симметричное изменение сечения на расстоянии x = l/6 от опор. Наиболее простым является изменение сечения за счет уменьшения ширины пояса (рис. 3.12).


Рис. 3.12. Изменение сечения балки по длине
Стыкуем сжатый и растянутый пояса прямым сварным швом с выводом концов шва на технологические подкладки с применением механизированной сварки без использования физических способов контроля качества швов. Расчетное сопротивление таких сварных соединений при растяжении принимается пониженным:
Rwy = 0,85Ry = 0,85
· 23 = 19,55 кН/см2.
Для снижения концентрации напряжений при сварке встык элементов разной ширины на элементе большей ширины делаем скосы с уклоном 1:5.

Определяем расчетный момент и перерезывающую силу на расстоянии от опоры:


Определяем требуемые:
– момент сопротивления измененного сечения, исходя из прочности сварного стыкового шва, работающего на растяжение:

– момент инерции измененного сечения
13EMBED Equation.31415
– момент инерции пояса
13 EMBED Equation.3 1415
– площадь пояса
13EMBED Equation.31415
– ширину пояса
13EMBED Equation.31415
По конструктивным требованиям ширина пояса должна отвечать условиям:


– 13EMBED Equation.31415
По сортаменту принимаем измененный пояс из универсальной стали сечением 240(25 мм с площадью
Вычисляем геометрические характеристики измененного сечения балки:
– момент инерции

– момент сопротивления
W1 = 2I1/h = 2
·1035188 / 155 = 13357 см3;
– статический момент пояса относительно оси х-х
13 EMBED Equation.3 1415
Производим проверку прочности балки в месте изменения сечения в краевом участке стенки на уровне поясных швов (рис. 3.13) на наиболее неблагоприятное совместное действие нормальных и касательных напряжений, для чего определяем:
– нормальное напряжение
13EMBED Equation.31415
– касательное напряжение


Рис. 3.13. Распределение напряжений в месте изменения сечения балки

Проверяем прочность стенки балки по формуле

где 1,15– коэффициент, учитывающий локальное развитие пластических де-
формаций в стенке балки.
В случае невыполнения условия необходимо увеличить толщину стенки tw.
При наличии местной нагрузки Fb (см. рис. 3.11) и отсутствия поперечного ребра жесткости в рассматриваемом сечении проверка прочности стенки производится с учетом локальных напряжений
·loc по формуле

Если эта проверка не выполняется, то стенку балки под сосредоточенной нагрузкой можно укрепить поперечным ребром жесткости. Это ребро через пригнанный торец воспримет сосредоточенное давление и через сварные швы, соединяющие ребро со стенкой, распределит его на всю высоту стенки. При наличии таких ребер стенка балки с учетом действия местных напряжений на прочность не проверяется.
3.6.5. Проверка общей устойчивости балки
Общая устойчивость балки считается обеспеченной при передаче нагрузки через сплошной жесткий настил, непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и надежно с ним связанный, а также, если соблюдается условие: отношение расчетной длины участка балки lef между связями, препятствующими поперечным смещениям сжатого пояса балки, к его ширине bf не превышает критическое значение, определяемое по формуле

где lef = 3 м – расстояние между точками закрепления сжатого пояса от поперечных смещений, равное шагу балок настила a1.
Проверяем:
– в середине пролета балки

– в измененном сечении балки

Общая устойчивость балки обеспечена.
В случае невыполнения условий необходимо проверить устойчивость балки по формуле

где
·b – коэффициент устойчивости при изгибе, определяемый по [6, прил.7*];
Wc – момент сопротивления сечения относительно оси x-x, вычисленный для сжатого пояса;
(с = 0,95 – коэффициент условий работы при расчетах на общую устойчивость при (b ( 1 (см. табл. 1.3).
3.6.6. Проверка местной устойчивости элементов балки
Проверка местной устойчивости сжатого пояса не требуется, так как она была обеспечена надлежащим назначением отношения свеса пояса к толщине (см. п. 3.6.2).
Проверка местной устойчивости стенки балки. Под действием нормальных и касательных напряжений стенка балки может потерять местную устойчивость, т.е. может произойти ее местное выпучивание. Это произойдет в том случае, если действующие в балке отдельные виды напряжений или их совместное воздействие превысят критические напряжения потери устойчивости. Устойчивость стенки обычно обеспечивают не за счет увеличения ее толщины, что привело бы к повышенному перерасходу материала из-за большого размера стенки, а за счет укрепления ее ребрами жесткости.
Стенку балки следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значение условной гибкости 13 EMBED Equation.3 1415 превышает 3,2 при отсутствии местной нагрузки на пояс балки и 2,2 – при наличии местной нагрузки.
Определяем условную гибкость стенки:

следовательно, поперечные ребра жесткости необходимы (рис. 3.14). Расстояние между основными поперечными ребрами a не должно превышать 2hw при (w > 3,2 и 2,5hw при ((w ( 3,2. Для балок, рассчитываемых в упругой стадии, допускается превышать указанные выше расстояния между ребрами до значения 3hw при условии передачи нагрузки через сплошной жесткий настил или при значении гибкости сжатого пояса балки
·b = lef /bf, не превышающем ее предельного значения
·ub (в рассматриваемом примере это условие соблюдается: в середине пролета балки
·b = 6,67 <
·ub = 15,64 и в измененном сечении
·b = 12,56 <
·ub = 14,3), и при обязательном обеспечении местной устойчивости элементов балки.

Рис. 3.14. Схема балки, укрепленной поперечными ребрами жесткости
Расстояние между ребрами назначаем , что увязывается с шагом балок настила При шаге а = 3 м поперечное ребро жесткости попадает на монтажный стык в середине пролета балки, поэтому первое и последующие за ним ребра смещаем к опоре на расстояние а/2 = 1,5 м.
Ширина выступающей части парного ребра должна быть не менее
br = hw/30 + 40 = 1500 / 30 + 40 = 90 мм.
для одностороннего – br = hw/24 + 50 = 1500 / 24 + 50 = 112,5 мм.
Толщина ребра
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем ребро жесткости по ГОСТ 103–76* (табл. 3.7) из двух стальных полос 90(7 мм. Ребра жесткости привариваются к стенке непрерывными угловыми швами минимальной толщины. Торцы ребер должны иметь скосы с размерами не менее 40(40 мм для снижения концентрации сварочных напряжений в зоне пересечения сварных швов и пропуска поясных швов балки.
Поперечное ребро жесткости, расположенное в месте приложения сосредоточенной нагрузки Fb = 334,08 кН к верхнему поясу балки проверяют расчетом на устойчивость: двустороннее ребро – как центрально-сжатую стойку, одностороннее – как стойку, сжатую с эксцентриситетом, равным расстоянию от срединной плоскости стенки до центра тяжести расчетного сечения стойки. При этом в расчетное сечение стойки включают сечение ребра жесткости и устойчивые полосы стенки шириной
c = 0,65tw = 0,65 · 1,2 = 22,85 см
с каждой стороны ребра, а расчетную длину принимают равной высоте стенки hw = 1500 мм (рис. 3.15).

Рис. 3.15. Расчетное сечение условной стойки
Расчетная площадь стойки при двустороннем ребре
As = (2br+ tw)tr+ 2ctw = (2 · 9 + 1,2) 0,7 + 2
· 22,85
· 1,2) = 68,28 см2.
Момент инерции сечения стойки
Iz = tr3/12 + 2ctw3/12 = 0,7 (2
· 9 +1,2)3 / 12 + 2
· 22,85
· 1,23 / 12 = 412,88 см4.
Радиус инерции
iz = = 13 EMBED Equation.3 1415 = 2,46 см.
Гибкость стойки

·z = lef /iz = 150 / 2,46 = 60,98.
Условная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
Производим проверку устойчивости стойки:
13 EMBED Equation.3 1415
где
· = 0,813 – коэффициент устойчивости при центральном сжатии, принимаемый по табл. 3.11 в зависимости от условной гибкости
·z для типа кривой устойчивости
·b
·; тип кривой устойчивости зависит от формы сечений и толщины проката (табл. 3.12), при условной гибкости
·z
· 0,4 коэффициент
· принимается равным единице.
Условие выполняется.
Таблица 3.11
Коэффициенты устойчивости при центральном сжатии
Условная гибкость
Коэффициент ( для типов кривых устойчивости
Условная гибкость
Коэффициент ( для типов кривых устойчивости


a
b
c

a
b
c

0,4
999
998
992
3,2
660
602
526

0,6
994
986
950
3,4
615
562
492

0,8
981
967
929
3,6
572
524
460

1,0
968
948
901
3,8
530
487
430

1,2
954
927
878
4,0
475
453
401

1,4
938
905
842
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·П р и м е ч а н и е. Значения коэффициента ( в таблице увеличены в 1000 раз.
Устойчивость стенок балок не требуется проверять, если условная гибкость стенки w не превышает значений:
3,5 – для балок с двухсторонними поясными швами при отсутствии местной нагрузки на пояс балки;
3,2 – для таких же балок с односторонними поясными швами;
2,5 – для балок с двухсторонними поясными швами при наличии местной нагрузки на пояс.
Таблица 3.12
Характеристики кривых устойчивости
Тип сечения
Тип кривой устойчивости
Значение
коэффициентов




·

·

·max




a
0,03
0,06
3,8


b
0,04
0,09
4,4


c
0,04
0,14
5,8


В нашем примере следовательно, требуется проверка стенки на местную устойчивость.
Расчет на устойчивость стенки балки симметричного сечения, укрепленной только поперечными основными ребрами жесткости, при отсутствии местных напряжений смятия и условной гибкости стенки 13EMBED Equation.31415 выполняется по формуле

при наличии местного напряжения (см. рис. 3.11) – по формуле

где
·, ( и
·loc – действующие нормальные, касательные и локальные напряжения в месте соединения стенки с поясом от средних значений M, Q и Fb в пределах отсека; если длина отсека больше его расчетной высоты (a > hw), то M и Q определяются для наиболее напряженного участка отсека с длиной, равной высоте отсека hw; если в пределах отсека M и Q меняют знак, то их средние значения следует вычислять на участке отсека с одним знаком;

·сr ,
· loc,сr,
·сr – критические напряжения, определяемые по СНиП [6].
Проверку местной устойчивости стенки производят в наиболее нагруженных отсеках: первом от опоры; среднем и, при наличии изменения сечения балки по длине, в отсеке с измененным сечением.
Проверка местной устойчивости стенки в среднем отсеке балки (рис. 3.16).

Рис. 3.16. Распределение изгибающих моментов и поперечных сил
в среднем отсеке

Так как а = 3 м > hw = 1,5 м, определяем Mср и Qср по середине условного отсека шириной, равной половине высоты стенки hw, для чего вычисляем величины моментов и поперечных сил на границах расчетного участка (х1 = 7,5 м; х2 = 9 м):
M1 = qx1(l – x1)/2 = 115,03 · 7,5 (18 – 7,5) / 2 = 4529,31 кН
·м;
M2 = Mmax = 4658,72 кН
·м;
13EMBED Equation.31415 Q2 = 0;
Mср = (M1 + M2)/2 = (4529,31 + 4658,72) / 2 = 4594,02 кН·м;
Qср = (Q1 + Q2)/2 = 172,55 / 2 = 86,28 кН.
Краевое напряжение сжатия в стенке

· = Mср(hw/h)/Wx = 4594,02 (150 / 155) /21234 = 20,09 кН/см2.
Среднее касательное напряжение в отсеке

· = Qср/(hwtw) = 86,28 / (150
· 1,2) = 0,48 кН/см2.
Локальное напряжение
·loc = 0.
Критическое нормальное напряжение
13EMBED Equation.31415
где cсr = 33,4 – коэффициент, определяемый по табл. 3.13 в зависимости от значения коэффициента
·, учитывающего степень упругого защемления стенки в поясах,

здесь
· =
· – при непрерывном опирании плит;

· = 0,8 – в прочих случаях.
Таблица 3.13
Значения коэффициента ссr в зависимости от значения
·
(
( 0,8
1,0
2,0
4,0
6,0
10,0
(30

ссr
30,0
31,5
33,3
34,6
34,8
35,1
35,5

Критическое касательное напряжение определяется по формуле

где – отношение большей стороны отсека a или hw к меньшей d;

здесь d = hw = 1,5 м < a = 3 м.
Проверяем местную устойчивость стенки:
13 EMBED Equation.3 1415
Устойчивость стенки в середине балки обеспечена.
Проверка местной устойчивости стенки в месте изменения сечения балки на расстоянии х = 3 м от опоры.
Расчетные усилия равны:
М1 = 2588,18 кН·м; Q1 = 690,18 кН.
Краевое напряжение сжатия в стенке

· = M1(hw/h)/W1 = 258818 (150 / 155) /13357 = 18,75 кН/см2.
Среднее касательное напряжение в отсеке

· = Q1/(hwtw) = 690,18 / (150
· 1,2) = 3,83 кН/см2.
Локальное напряжение
·loc = 0.
Критическое нормальное напряжение
13EMBED Equation.31415
где cсr = 31,8 – по табл. 3.13 в зависимости от

Критическое касательное напряжение(см. проверку местной устойчивости стенки в среднем отсеке).
Производим проверку:
13 EMBED Equation.3 1415
Стенка в отсеке балки с измененным сечением устойчива.
Проверка местной устойчивости стенки в первом отсеке в сечении на расстоянии от опоры x1 = a1/2 = 1,5 / 2 = 0,75 м (рис. 3.17),
где a1= hw = 1,5 м.


Рис. 3.17. К проверке местной устойчивости стенки балки у опоры
Определяем усилия:
M1 = qx1(l – x1)/2 = 115,03 · 0,75 (18 – 0,75) / 2 = 744,1 кН
·м;
13EMBED Equation.31415
Краевое напряжение сжатия в стенке

· = M1(hw/h)/W1 = 74410 (150 / 155) /13357 = 5,39 кН/см2.
Среднее касательное напряжение в отсеке

· = Q1/(hwtw) = 949 / (150
· 1,2) = 5,27 кН/см2.
Локальное напряжение 13EMBED Equation.31415
Критическое нормальное напряжение
13EMBED Equation.31415 при ( = 1,16.
Критическое касательное напряжение определяется по формуле

где ;

здесь d = hw = a1 = 1,5 м – меньшая из сторон отсека.
Производим проверку:
13 EMBED Equation.3 1415
Стенка в первом от опоры отсеке устойчива.
В случае невыполнения условий устойчивости стенки необходимо увеличить толщину стенки tw или уменьшить расстояние между поперечными ребрами жесткости а, затем повторно произвести проверку ее устойчивости.
Проверка местной устойчивости стенки балки при наличии местных напряжений (
·loc ( 0). При наличии местных напряжений проверку стенки на местную устойчивость следует выполнять в зависимости от значения a/hw, при этом значения M и Q определяют в одном сечении балки.
Значения критических напряжений определяются в предположении выпучивания стенки между ребрами жесткости при ее потере устойчивости по одной полуволне при частом расположении ребер (a/hw ( 0,8) и при более редкой расстановке ребер жесткости (a/hw > 0,8) – по одной или двум полуволнам.
Значение критического нормального напряжения
·cr при a/hw ( 0,8 определяется так же, как и при отсутствии местных напряжений по формуле
13EMBED Equation.31415
где ccr находится по табл. 3.13;
Критическое напряжение потери устойчивости от действия местных напряжений определяется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где с1 – коэффициент, принимаемый по табл. 3.14 в зависимости от a/hw – соотношения сторон проверяемой пластины и значения,
· = 1,04lef /hw – относительной длины загружения пластины местной нагрузкой lef к высоте стенки hw (см. рис. 3.11), здесь lef = b + 2tf ;
с2 – коэффициент, принимаемый по табл. 3.15 в зависимости от отношения a/hw и значения
·.

Таблица 3.14
Значения коэффициента c1


·
При a/hef или a1/hef, равном



·0,50
0,60
0,67
0,80
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8

·2,0

0,10
56,7
46,6
41,8
34,9
28,5
24,5
21,7
19,5
17,7
16,2

0,15
38,9
31,3
27,9
23,0
18,6
16,2
14,6
13,6
12,7
12,0

0,20
33,9
26,7
23,5
19,2
15,4
13,3
12,1
11,3
10,7
10,2

0,25
30,6
24,9
20,3
16,2
12,9
11,1
10,0
9,4
9,0
8,7

0,30
28,9
21,6
18,5
14,5
11,3
9,6
8,7
8,1
7,8
7,6

0,35
28,0
20,6
18,1
13,4
10,2
8,6
7,7
7,2
6,9
6,7

0,40
27,4
20,0
16,8
12,7
9,5
7,9
7,0
6,6
6,3
6,1


Таблица 3.15
Значения коэффициента c2

(
При a/hef или a1/hef, равном


0,50
0,60
0,67
0,80
1,00
1,20
1,40

·1,60


·1
1,56
1,56
1,56
1,56
1,56
1,56
1,56
1,56

2
1,64
1,64
1,64
1,67
1,76
1,82
1,84
1,85

4
1,66
1,67
1,69
1,75
1,87
2,01
2,09
2,12

6
1,67
1,68
1,70
1,77
1,92
2,08
2,19
2,26

10
1,68
1,69
1,71
1,78
1,96
2,14
2,28
2,38


·30
1,68
1,70
1,72
1,80
1,99
2,20
2,38
2,52

При отношении a/hw > 0,8 рассматривают два случая проверки устойчивости стенки:
В первом случае вычисляются критическое нормальное
·cr и локальное
·loc,cr напряжения по следующим формулам:
13EMBED Equation.31415
где ccr определяется по табл. 3.13;

где для его вычисления при определении коэффициентов c1 и c2 по табл. 3.14 и 3.15 вместо a необходимо принять a1 = 0,5a при 0,8
· a/hw
· 1,33 и a1 = 0,67 hw при a/hw > 1,33.
Во втором случае их определяют так:
– критическое нормальное напряжение
13EMBED Equation.31415
где ccr определяется по табл. 3.16;
– критическое локальное напряжение потери устойчивости

где коэффициенты c1 и c2 определяют по фактическому отношению сторон a/hw (если a/hw > 2, в расчете принимают a/hw = 2).
Таблица 3.16
Значения коэффициента ccr в зависимости
от отношения a/hw
a/hw

· 0,8
0,9
1,0
1,2
1,4
1,6
1,8

·2,0

cсr
По табл. 3.13
37,0
39,2
45,2
52,8
62,0
72,6
84,7

Значение критического касательного напряжения
·cr во всех случаях вычисляют по фактическим размерам отсека.
Проверка местной устойчивости стенки при наличии местных напряжений в среднем отсеке (в качестве примера).
При принятом шаге поперечных ребер жесткости а = 3 м отношение
Первая проверка. Локальное напряжение от сосредоточенной нагрузки (loc = 13,58 кН/см2.
Нормальное напряжение в среднем отсеке ( = 20,9 кН/см2.
Среднее касательное напряжение
· = 0,48 кН/см2.
Значение критического нормального напряжения
13EMBED Equation.3141544,38 кН/см2,
где ccr = 33,4, определенное по табл. 3.13 при
· = 2,16.
Значение критического локального напряжения

где при вычислении коэффициентов с1 и с2 при a/hw = 2 > 1,33 вместо а принимаем а1 = 0,67hw = 0,67 · 150 = 100,5 см, следовательно,
a1/hw = 100,5 / 150 = 0,67;

· = 1,04lef /hw = 1,04
· 20,5 / 150 = 0,14 (здесь lef = b + 2tf = 15,5 + 2
·2,5 = = 20,5 см – условная длина распределения сосредоточенной нагрузки);
с1 = 30,68 – коэффициент, определяемый по табл. 3.14 в зависимости от a1/hw = 0,67 и
· = 0,14;
с2 = 1,64 – коэффициент, определяемый по табл. 3.15 в зависимости от a1/hw = 0,67 и
· = 2,16.
Значение критического касательного напряжения
·cr = 9,36 кН/см2.
Проверяем местную устойчивость стенки:
.
Стенка устойчива.
Вторая проверка. Значение критического нормального напряжения

где ccr = 84,7 – коэффициент, определяемый по табл. 3.16 в зависимости от a/hw = 300 / 150 = 2.
Значение критического локального напряжения

где с1 = 12,84 – коэффициент, определяемый по табл. 3.14 в зависимости от a1/hw = 2 и
· = 0,14;
с2 = 1,87 – коэффициент, определяемый по табл. 3.15 в зависимости от a/hw = 2 и
· = 2,16;
Значение критического касательного напряжения
·cr = 9,36 кН/см2.
Проверяем местную устойчивость стенки:
13EMBED Equation.31415.
Стенка устойчива.
В балках большой высоты (h > 2 м) с тонкой стенкой при условной гибкости w > 5,5 для обеспечения ее устойчивости рационально, помимо поперечных ребер жесткости, ставить продольные ребра, опирающиеся на поперечные и располагаемые на расстоянии (0,20,3)hw от сжатой кромки отсека. Наличие продольного ребра разбивает стенку по высоте на верхнюю и нижнюю пластинки, устойчивость которых проверяется раздельно по СНиП [6].




3.6.7. Проверка жесткости балки
При равномерно распределенной нагрузке на балку проверка производится по формуле

где
· = 1,03 – коэффициент, учитывающий увеличение прогиба балки за счет уменьшения ее жесткости у опор, вызванного изменением сечения балки по длине.
3.6.8. Расчет соединения поясов балки со стенкой
Соединение поясов составной балки со стенкой осуществляется в сварных балках поясными швами, обеспечивающими совместную работу поясов и стенки, тем самым предотвращается при изгибе балки их взаимный сдвиг. Кроме работы на сдвиг при наличии местной нагрузки, действующей на пояс от балок настила в месте, не укрепленном поперечным ребром жесткости, поясные швы испытывают дополнительно срез от местного вертикального давления (рис. 3.18). Соединение выполняется автоматической сваркой угловыми непрерывными швами одинаковой толщины по всей длине балки.

Рис. 3.18. К расчету поясных соединений
Расчет сварного шва производится на усилие, приходящееся на 1 см длины балки, и длина шва соответственно принимается в расчет равной 1 см.
Сравниваем:
13 EMBED Equation.3 1415
где 13EMBED Equation.31415 – при расчете по металлу шва (см. табл. 3.4);

·z = 1,15 – при расчете по металлу границы сплавления;

·wf и (wz – коэффициенты условий работы шва, равные 1 во всех случаях, кроме конструкций, возводимых в климатических районах I1, I2, II2 и II3, для которых
·wf = 0,85 для металла шва с нормативным сопротивлением и (wz = 0,85 – для всех сталей;
Rwf = 180 МПа = 18 кН/см2 – расчетное сопротивление сварного соединения при расчете по металлу шва, принимаемое по табл. 2.7 в зависимости от марки сварочной проволоки, которую выбирают по табл. 2.5 для автоматической сварки стали принятого класса;
– расчетное сопротивление сварного соединения при расчете по границе сплавления;
13EMBED Equation.31415 – нормативное сопротивление основного металла, принимаемое по табл. 2.3.
Поясные швы при рассчитываются по металлу границы сплавления по формуле

где 13 EMBED Equation.3 1415 – усилие на единицу длины шва от поперечной силы на опоре Qmax, сдвигающее пояс относительно стенки;
Sf1 = 4575 см3, I1 =1035188 см4 – статический момент пояса и момент инерции относительно нейтральной оси сечения балки на опоре (см стр. 72);
– давление от сосредоточенной силы Fb на единицу длины шва.
Следует иметь в виду, что T и V вычисляются в одном и том же сечении, т.е. там, где
·loc
· 0. При отсутствии сосредоточенной силы Fb (
·loc = 0) второй член под знаком радикала исключается.
Вычисляем усилие:
T = QmaxSf1/I1 = 1033,59 · 4575 / 1035188 = 4,57 кН.
Определяем требуемый катет сварного шва:
13 EMBED Equation.3 1415
где n = 1 при одностороннем шве, n = 2 при двустороннем.
При толщине tf = 25 мм (более толстого из свариваемых элементов) конструктивно принимаем для автоматической сварки минимальный катет шва kf,min = 7 мм (см. табл. 3.5).
3.6.9. Конструирование и расчет опорной части главной балки
Передача нагрузки от главной балки, установленной сверху на колонну, осуществляется через торцевое опорное ребро. Торец ребра рассчитывается на смятие, для чего он строгается. Выступающая часть а не должна быть больше 1,5tr (рис. 3.19) и обычно принимается 15 – 20 мм.

Рис. 3.19. К расчету опорной части балки
Расчет ребра производится на усилие Fb, равное опорной реакции балки:

Определяем площадь смятия торца ребра:
Ar = brtr = Fb/(Rp
·c) = 1033,59 / (33,6 · 1) = 30,76 см2,
где – расчетное сопротивление стали смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки), принимаемое по табл. 2.4 для класса стали С255 с Run = 370 МПа.
Принимая ширину ребра равной ширине пояса балки у опоры bh = bf1 = 240 мм, определяем толщину ребра:
13EMBED Equation.31415
По конструктивным соображениям рекомендуется размеры опорного ребра принимать: ;
Принимаем ребро из листа 240(16 мм с площадью Ar = 38,4 см2.
Толщина опорного ребра должна быть не менее
где br,ef = br/2 = 240 / 2 = 120 мм – ширина выступающей части:
tr = 1,6 см > 3 · 12
Опорная часть главной балки из своей плоскости (относительно оси z-z) проверяется на устойчивость как условная центрально-сжатая стойка с расчетной длиной, равной высоте стенки 13EMBED Equation.31415. Расчет на устойчивость стойки сплошного сечения при центральном сжатии выполняют по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где
· – коэффициент устойчивости при центральном сжатии, принимаемый в зависимости от условной гибкости по табл. 3.11 для типа кривой устойчивости "с" (см. табл. 3.12).
Расчетное сечение условной стойки включает в себя площадь опорного ребра Ar и площадь устойчивого участка стенки, примыкающего к ребру, шириной
13EMBED Equation.31415
Определяем геометрические характеристики стойки:
– площадь
As = Ar + ctw = 38,4 + 22,85
· 1,2 = 65,82 см2;
– момент инерции
13 EMBED Equation.3 1415
– радиус инерции
13 EMBED Equation.3 1415
– гибкость

·z = hw/iz = 150 / 5,3 = 28,3;
– условная гибкость

Коэффициент устойчивости
· = 0,907.
Производим проверку:
13 EMBED Equation.3 1415
Опорная часть балки устойчива.
Прикрепление опорного ребра к стенке балки осуществляем механизированной сваркой в среде углекислого газа проволокой Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70* для сварки стали класса С255 (см. табл. 2.5; 2.7 и 3.4):
Rwf = 21,5 кН/см2 ; Rwz = 16,65 кН/см2 ;13EMBED Equation.31415
·z = 1,05
Сравниваем:
13 EMBED Equation.3 1415
следовательно, расчетным является сечение по металлу границы сплавления.
Условие прочности сварных угловых швов, работающих на срез:

откуда катет шва

Принимаем шов с kf = 7 мм, что больше kf,min = 5 мм по табл. 3.5.
Проверяем максимальную длину расчетной части шва:

укладывается в конструктивную длину шва, равную высоте стенки.
Ребро привариваем к стенке по всей высоте непрерывными швами.
Главные балки скрепляют на опоре между собой через прокладку толщиной, равной конструктивному зазору, и с колонной монтажными болтами диаметром 16 – 20 мм, фиксирующими проектное положение балок. Болты взаимного сопряжения балок размещают в нижней зоне балки, что позволяет считать его шарнирным, так как допускается некоторый поворот опорного сечения балок за счет податливости болтового соединения.
3.6.10. Проектирование монтажного стыка главной балки
По условиям перевозки (ограничение массы и габаритов) балка расчленяется по возможности на одинаковые отправочные элементы (марки). В разрезной балке монтажный стык выполняется в одном сечении (универсальный стык) и чаще располагается в середине пролета, где Mmax и соответственно максимальные нормальные напряжения
· близки к расчетному сопротивлению основного металла Ry.
Монтажный стык на сварке. Стык элементов балки осуществляется стыковыми швами (рис. 3.20). Расчетные сопротивления сварных соединений для любого вида сварки принимаются (см. табл. 2.6): при сжатии соединения независимо от методов контроля качества швов Rwy = Ry; при растяжении и изгибе с физическим контролем качества швов Rwy = Ry и Rwy = 0,85Ry, если физические методы контроля не используются.

Рис. 3.20. Монтажный стык главной балки на сварке
На монтаже применение физических способов контроля затруднено, поэтому расчет растянутого стыкового соединения производится по его пониженному расчетному сопротивлению. Сжатый верхний пояс и стенка соединяются прямым швом, растянутый пояс – косым швом для увеличения длины шва, так как действительное напряжение в поясе
· превышает Rwy. Для обеспечения равнопрочности сварного стыка и основного сечения нижнего пояса достаточен скос с наклоном реза 2:1.
Монтажный стык выполняется ручной сваркой, материалы для сварки выбираются по табл. 2.5. Для сварки монтажного стыка применяют электроды с индексом А (Э42А), обеспечивающие повышенную пластичность наплавленного металла.
Для обеспечения качественного соединения при ручной сварке элементов толщиной более 8 – 10 мм производится V-образная разделка кромок, начало и конец шва выводятся на специальные технологические планки.
Для уменьшения сварочных напряжений соблюдается определенный порядок сварки (см. рис. 3.20): сначала сваривают поперечные стыковые швы стенки 1, поясов 2 и 3, имеющие наибольшую поперечную усадку, последними заваривают угловые швы 4 и 5, имеющие небольшую продольную усадку. Оставленные незаверенными на заводе участки поясных швов длиной около 500 мм дают возможность поясным листам несколько вытянуться при усадке швов 2. Это также позволяет при монтаже совместить торцы свариваемых элементов отправочных марок, имеющих отклонение в размерах в пределах технологических допусков.
Монтажный стык на высокопрочных болтах. Монтажные стыки на высокопрочных болтах выполняются с накладками (по три на каждом поясе и по две на стенке, рис. 3.21).


Рис. 3.21. Монтажный стык главной балки на высокопрочных болтах
Усилие с одного элемента на другой передается за счет сил трения, возникающих между соприкасающимися плоскостями, стянутыми высокопрочными болтами. Площади сечения накладок должны быть не меньше площади сечения перекрываемого ими элемента. Рекомендуемые к применению в конструкциях средней мощности высокопрочные болты и их площади сечения приведены в табл. 3.17.
Таблица 3.17
Площади сечения болтов
Площадь,
см2
Диаметр db, мм


16
20
24
30

Ab
2,01
3,14
4,52
7,06

Abn
1,57
2,45
3,52
5,60

Принимаем болты db = 24 мм. Диаметр отверстия d под болт делается на 2 – 3 мм больше db. Назначаем отверстие d = 26 мм.
Размещение болтов производится согласно требованиям, приведенным в табл. 3.18.
Минимальное расстояние между центрами болтов (шаг болтов) в расчетных соединениях определяется условиями прочности основного металла и принимается в любом направлении равным amin = 2,5d = 2,5 · 26 = 65 мм. Принимаем а = 70 мм.
Максимальное расстояние между болтами определяется устойчивостью сжатых частей элементов в промежутках между болтами (в крайних рядах при отсутствии окаймляющих уголков amax
· 12tmin = 12 · 10 = 120 мм, где tmin – толщина наиболее тонкого наружного элемента) и обеспечением плотности соединения: 13 EMBED Equation.3 1415 Минимальное расстояние от центра болта до края элемента для высокопрочных болтов в любом направлении усилия сmin
· 1,3d = 1,3 · 26 = 33,8 мм.
Принимаем с = 50 мм. Ширина верхней накладки пояса назначается равной ширине пояса балки bnf = bf = 450 мм.
Ширина каждой нижней накладки пояса определяется:
bnf = [bf – (tw + 2kf + 2
·)] / 2 = [450 – (12 + 2
· 7 + 2
· 10)] / 2 = 202 мм,
где
· = 1015 мм – конструктивный зазор.
Толщина каждой накладки пояса
tnf = tf/2 + 2 = 25 / 2 + 2 = 14,5 мм.
Принимаем верхнюю накладку из листа 450(14 мм с площадью сечения Аnf = 63 см2 и две нижних накладки из листа 200(14 мм с площадью сечения А nf = 28 см2.
Таблица 3.18
Нормы расстановки болтов в болтовых соединениях
Характеристика расстояния
Расстояние при
размещении болтов

1. Расстояния между центрами болтов в любом направлении:
а) минимальное
б) максимальное в крайних рядах при отсутствии окаймляющих уголков при растяжении и сжатии
в) максимальное в средних рядах, а также в крайних рядах при наличии окаймляющих уголков:
при растяжении
при сжатии


2,5d*
8d или 12t

16d или 24t
12d или 18t

2. Расстояния от центра болта до края элемента:
а) минимальное вдоль усилия
б) то же, поперек усилия:
при обрезных кромках
при прокатных кромках
в) максимальное
г) минимальное для высокопрочных болтов при любой кромке и любом направлении усилия

2d

1,5d
1,2d
4d или 8t
1,3d

* В соединяемых элементах из стали с пределом текучести свыше 380 МПа минимальное расстояние между болтами следует принимать равным 3d.
Обозначения, принятые в таблице:
d – диаметр отверстия для болта;
t – толщина наиболее тонкого наружного элемента.
Суммарная площадь накладок
Аn = Аnf + 2Аnf = 63 + 2
· 28 = 119 см2 > Аf = 112,5 см2.
Горизонтальные болты располагаем в 4 ряда на одной полунакладке.
Определяем длину двух вертикальных накладок:
lnw = hw – 2(tnf +
·) = 1500 – 2 (14 + 10) = 1450 мм.
Ширина вертикальных накладок
bnw = 2а +
· + 4c = 2 · 70 + 10 + 4 · 50 = 350 мм,
где
· = 10 мм – зазор между элементами.
Толщину одной вертикальной накладки tnw принимаем равной толщине стенки tw за вычетом 2 мм (tnw = 10 мм).
Максимальное расстояние между крайними горизонтальными рядами болтов (с учетом расстояния до края элемента с = 50 мм)
а1= 1450 – 2
· 50 = 1350 мм.
Стык осуществляем высокопрочными болтами db = 24 мм из стали 40Х «селект», имеющей наименьшее временное сопротивление
Rbun = 1100 МПа = 110 кН/см2 (табл. 3.19).
Таблица 3.19
Механические свойства высокопрочных болтов по ГОСТ 22356-77*
Номинальный диаметр резьбы d, мм
Сталь
по ГОСТ 4543-71*
Наименьшее временное сопротивление
Rbun, МПа


От 16 до 27
40Х "селект"
1100


З0Х3МФ
30Х2НМФА
1350


30
40Х "селект"
950


30Х3МФ, 35Х2АФ
1200


36
40Х "селект"
750


30Х3МФ
1100

Способ регулирования натяжения высокопрочных болтов принимаем по M (моменту закручивания). Расчетное усилие Qbh, которое может быть воспринято каждой поверхностью трения соединяемых элементов, стянутых одним высокопрочным болтом, определяется по формуле

где – расчетное сопротивление растяжению высокопрочного болта;
Abn = 3,52 см2 – площадь сечения нетто болта db = 24 мм, принимаемая по табл. 3.17;
– коэффициент трения, принимаемый в зависимости от обработки поверхностей по табл. 3.20 (принят газопламенный способ обработки поверхностей);
– коэффициент надежности, принимаемый при статической нагрузке и разности номинальных диаметров отверстий и болтов
· = (d – db) = 1 – 4 мм с использованием регулирования натяжения болтов по М при газопламенном способе обработки поверхностей;
(b – коэффициент условий работы соединения, зависящий от количества болтов n, необходимых для восприятия расчетного усилия, и принимаемый равным:
0,8 при n < 5; 0,9 при 5 ( n < 10; 1,0 при n ( 10.
Таблица 3.20
Коэффициенты трения ( и надежности (h
Способ обработки
(очистки) соединяемых
поверхностей
Способ
регулирования
натяжения
болтов по:
Коэффициент трения (
Коэффициенты (h при нагрузке и при разности номинальных диаметров отверстий и болтов (, мм




динамической и при ( = 3 – 6;
статической и
при ( = 5 – 6
динамической и при ( = 1;
статической и при ( = 1 – 4

Дробеметный или дробеструйный двух поверхностей без консервации
М
(
0,58
0,58
1,35
1,20
1,12
1,02

То же, с консервацией (металлизацией распылением цинка или алюминия)
М
(
0,50
0,50
1,35
1,20
1,12
1,02

Дробью одной поверхности с консервацией полимерным клеем и посыпкой карборундовым порошком, стальными щетками другой поверхности без консервации
М
(
0,50
0,50
1,35
1,20
1,12
1,02

Газопламенный двух поверхностей без консервации
М
(
0,42
0,42
1,35
1,20
1,12
1,02

Стальными щетками двух поверхностей без консервации
М
(
0,35
0,35
1,35
1,25
1,17
1,06

Без обработки
М
(
0,25
0,25
1,70
1,50
1,30
1,20

П р и м е ч а н и я: 1. Способ регулирования натяжения болтов по М означает регулирование по моменту закручивания, а по ( – по углу поворота гайки.
2. Допускаются другие способы обработки соединяемых поверхностей, обеспечивающие значения коэффициентов трения ( не ниже указанных в таблице.
Определяем:
13 EMBED Equation.3 1415
Расчет стыков поясов и стенки производим раздельно. Приравнивая кривизну балки в целом (здесь ( – радиус кривизны) кривизне ее составляющих – стенки Mw /(EIw) и поясов Mf /(EIf), находим изгибающие моменты, приходящиеся на стенку Mw и пояса Mf, которые распределяются пропорционально их жесткостям, соответственно EIw и ЕIf.
Момент инерции стенки Iw = 337500 см4.
Момент инерции поясов

Изгибающий момент, приходящийся на стенку:
Mw = Mmax(Iw/Ix) = 4658,72 (337500 / 1645664) = 955,43 кН/м.
Изгибающий момент, приходящийся на пояса:
Mf = Mmax(If /Ix) = 4658,72 (1308164 / 1645664) = 3703,29 кН/м.
Расчет стыка пояса. Раскладывая изгибающий момент Mf на пару сил, определяем расчетное усилие в поясе:
Nf = Mf //hf = 3703,29 / 152,5 = 2428,39 кН.
Количество болтов n на каждую сторону от центра стыка балки для прикрепления накладок пояса определяем по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где ks = 2 – количество поверхностей трения соединяемых элементов.
Принимаем 12 болтов и размещаем их согласно рис. 3.21.
Длину горизонтальных накладок назначаем конструктивно из условия размещения болтов:
lnf = 2(n1a + 2c) +
· = 2 (2
· 70 +2
· 50) + 10 = 490 мм,
где n1 = (3 – 1) – количество рядов болтов на полунакладке за минусом 1.
Расчет стыка стенки. Расчетный момент, приходящийся на стенку, уравновешивается суммой внутренних пар усилий, действующих на болты. Максимальное горизонтальное усилие Nmax от изгибающего момента, действующее на каждый крайний наиболее напряженный болт, не должно быть больше несущей способности Qbhks.
Условие прочности соединения:
Nmax = Mw amax/(m
·ai2)
· Qbhks,
где аi – соответствующее расстояние между парами сил в болтах;
m – число вертикальных рядов болтов на полунакладке.
Для определения числа рядов болтов по вертикали k и назначения их шага а вычисляем коэффициент стыка:
( = Mw/(mamaxQbhks) = 95543 / (2 ( 135 ( 101,64 ( 2) = 1,74.
Принимаем по табл. 3.21 число горизонтальных рядов болтов k = 8.
Таблица 3.21
Коэффициенты стыка стенки балок (
Число рядов по вертикали k
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15

(
1,4
1,55
1,71
1,87
2,04
2,20
2,36
2,52
2,69
2,86

Определяем шаг болтов по вертикали:
a = amax/(k – 1) = 135 / (8 – 1) = 19,29 см.
Шаг a округляется до 5 мм и должен укладываться целое число раз в расстояние между крайними рядами болтов a1. Окончательно принимаем по высоте накладки 8 рядов болтов с шагом а = 200 мм, что меньше amax = 208 мм. Максимальное расстояние между крайними горизонталь- ными рядами болтов а1 = (8 – 1) 200 = 1400 мм и а2 = 1000 мм, а3 = 600 мм, а4 = 200 мм (см. рис. 3.21).
Длина вертикальных накладок (при с = 35мм > сmin = 33,8 мм)
lnw = (k – 1)a + 2c = (8 – 1) 200 + 2
· 35= 1470 мм.
Проверяем стык стенки по прочности наиболее нагруженного болта:
Nmax = 955,43 · 1,4 / [2 (1,42 + 12 + 0,62 + 0,22)] =
= 199,05 кН < Qbhks
·с = 101,64 · 2 · 1 = 203,28 кН.
Условие выполняется.
При наличии в месте стыка поперечной силы Q стык стенки рассчитывается на совместное действие поперечной силы Q и части изгибающего момента, воспринимаемого стенкой Mw. Наиболее напряженный крайний болт рассчитывается на равнодействующую усилий по формуле

где V = Q/n – вертикальная составляющая усилия, действующая на один
болт в предположении, что поперечная сила Q полностью передается на стенку и принимается распределенной равномерно на все болты n, расположенные на полунакладке с одной стороны стыка.
Проверяем элементы, ослабленные отверстиями под болты d = 26 мм.
Расчет на прочность соединяемых элементов, ослабленных отверстиями под высокопрочные болты, следует выполнять с учетом того, что половина усилия, приходящаяся на каждый болт, в рассматриваемом сечении уже передана силами трения. При этом проверку ослабленных сечений следует производить: при динамических нагрузках – по площади сечения нетто An, при статических нагрузках – по площади сечения брутто A при An
· 0,85A либо по условной площади Ac = 1,18An при An < 0,85A.
Пояс ослаблен по краю стыка четырьмя отверстиями (nas = 4) сечением
Adf = nasdtf = 4 · 2,6 · 2,5 = 26 см2.
Площадь сечения нетто пояса определится:
An,f = Af – Adf = 45 · 2,5 – 26 = 86,5 см2 < 0,85Af = 0,85
· 112,5 = 95,63 см2.
Проверку ослабленного сечения пояса производим по условной площади Ac,f = 1,18An,f = 1,18
· 86,5 = 102,07 см2.
Полагая, что половина усилия, приходящаяся на каждый болт, воспринимается силами трения, расчетное усилие в поясе и накладках, ослабленных четырьмя болтами в крайнем ряду, определяется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Производим проверку прочности ослабленного пояса:
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность пояса в месте монтажного стыка обеспечена.
Ослабление накладок четырьмя отверстиями (nas = 4) по крайнему ряду
Adn = nasnndtnf = 4 · 2 · 2,6 · 1,4 = 29,12 см2.
Площадь сечения нетто накладок
13EMBED Equation.31415
Условная площадь
Ac,n = 1,18An,nf = 1,18
· 89,88 = 106,06см2.
Производим проверку прочности накладок:
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность накладок обеспечена.
При необходимости увеличивается толщина накладок tnf. Глава 4
ЦЕНТРАЛЬНО-СЖАТЫЕ КОЛОННЫ
____________________________________________________________

Колонны служат для передачи нагрузки от вышерасположенных конструкций через фундамент на грунт. В зависимости от того как приложена нагрузка на колонну различают центрально-сжатые, внецентренно-сжатые и сжато-изгибаемые колонны. Центрально-сжатые колонны работают на продольную силу, приложенную по оси колонны и вызывающую равномерное сжатие ее поперечного сечения. Внецентренно-сжатые колонны и сжато-изгибаемые колонны, кроме осевого сжатия от продольной силы, работают также на изгиб от момента.
Колонны состоят из трех основных частей: стержня, являющегося основным несущим элементом колонны; оголовка, служащего опорой для вышележащих конструкций и закрепления их на колонне; базы, распределяющей сосредоточенную нагрузку от колонны по поверхности фундамента, обеспечивающей прикрепление с помощью анкерных болтов.
Колонны различаются: по типу – постоянного и переменного по высоте сечений; по конструкции сечения стержня – сплошные (сплошностенчатые) и сквозные (решетчатые).
При выборе типа сечения колонны необходимо стремиться получить наиболее экономичное решение, учитывая величину нагрузки, удобство примыкания поддерживающих конструкций, условия эксплуатации, возможности изготовления.
Основным типом сплошных колонн, наряду с прокатными, является сварной двутавр, составленный из трех листов прокатной стали, наиболее удобный в изготовлении с помощью автоматической сварки и позволяющий просто осуществлять примыкание поддерживающих конструкций. Стержень сквозной колонны состоит из двух ветвей (прокатных швеллеров или двутавров), связанных между собой соединительными элементами в виде планок или раскосов, которые обеспечивают совместную работу ветвей и существенно влияют на устойчивость колонны в целом и ее ветвей.
Треугольная решетка из раскосов является более жесткой по сравнению с планками, так как образует в плоскости грани колонны ферму, все элементы которой работают на осевые усилия. Ее рекомендуется применять в колоннах, нагруженных продольной силой более 2500 кН или при значительном расстоянии между ветвями (более 0,8 м). Планки создают в плоскости грани колонны безраскосную систему с жесткими узлами и элементами, работающими на изгиб.
Для осмотра и возможной окраски внутренних поверхностей в сквозных колоннах из двух ветвей устанавливается зазор между полками ветвей не менее 100 мм.
Расчетная схема колонны представлена на рис. 4.1.


Рис. 4.1. Расчетная схема колонны
Расчетная длина колонны lef с учетом способов закрепления колонны в фундаменте и сопряжения ее с балкой, примыкающей в верхней части, принимается равной:
lef =
·l,
где l – геометрическая длина колонны;

· – коэффициент расчетной длины, принимаемый в зависимости от условий закрепления ее концов и вида нагружения (при действии продольной силы на колонну сверху:
· = 1 – при шарнирном закреплении обоих концов колонны;
· = 0,7 – при жестком закреплении одного конца колонны и шарнирном другого).
При опирании балок на колонну сверху колонна рассматривается как шарнирно закрепленная в верхнем конце. Закрепление колонны в фундаменте может быть принято шарнирным или жестким. Если фундамент достаточно массивен, а база колонны развита и имеет надежное анкерное крепление, колонну можно считать защемленной в фундаменте.
Расчет на прочность элементов, подверженных центральному сжатию силой N следует выполнять по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где An – площадь сечения нетто.
Расчет на устойчивость колонны при центральном сжатии выполняют по формуле

где
· – коэффициент устойчивости при центральном сжатии, принимаемый по условной гибкости для различных типов кривых устойчивости по табл. 3.11.
4.1. Расчет прокатной колонны
Пример 4.1. Подобрать сплошную колонну, выполненную из прокатного широкополочного колонного двутавра, высотой l = 6 м. Внизу и вверху колонна закреплена шарнирно. Расчетное продольное усилие N = 1000 кН. Материал конструкции – сталь класса С245 с расчетным сопротивлением Ry = 24 кН/см2. Коэффициент условий работы
·с = 1.
Сечение колонны представлено на рис. 4.2.


Рис. 4.2. Сечение прокатной колонны

Определяем расчетные длины колонны в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у:
13 EMBED Equation.3 1415
Предварительно гибкостью колонн средней длины с усилием до 2500 кН задаются в пределах
· = 10060. Принимаем
· = 100.
Условную гибкость колонны определяем по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
По условной гибкости для двутаврового сечения при типе кривой устойчивости в (см. табл. 3.12) определяем коэффициент устойчивости при центральном сжатии ( = 0,560.
Вычисляем требуемую площадь сечения:
13EMBED Equation.31415
Находим требуемые радиусы инерции:
13EMBED Equation.31415
Из сортамента принимаем широкополочный двутавр
·23 К2/ГОСТ 26020-83, имеющий площадь сечения А = 75,77 см2; радиусы инерции іх = 10,02 см и іy = 6,04 см.
Определяем гибкости:

·х = lх/іх = 600 / 10,02 = 59,88;
·y = ly/іy = 600 / 6,04 = 99,34.
Условная наибольшая гибкость колонны
13 EMBED Equation.3 1415
По условной гибкости y определяем ( = 0,564.
Проверяем устойчивость колонны в плоскости наименьшей жесткости (относительно оси y-y):
13 EMBED Equation.3 1415
Сечение принято.
В случае невыполнения условия устойчивости колонны, производится корректировка размеров сечения (по сортаменту принимается соседний номер проката) и повторная проверка.

4.2. Расчет и конструирование сплошной сварной колонны
Пример 4.2. Подобрать сплошную сварную колонну симметричного двутаврового сечения, выполненную из трех прокатных листов, по данным примера 3.4. Внизу колонна жестко защемлена в фундаменте, вверху шарнирно сопрягается с балками. Отметки: верха настила рабочей площадки 13 м. Материал конструкции согласно табл. 2.1 – сталь класса С245 с расчетным сопротивлением Ry = 24 кН/см2. Коэффициент условий работы
·с = 1.
Расчетная схема колонны на рис. 4.1. Продольная сила N, сжимающая колонну, равна двум реакциям (поперечным силам) от главных балок, опирающихся на колонну:
N = 2Qmax = 2 · 1033,59 = 2067,18 кН.
Геометрическая длина колонны (от фундамента до низа главной балки) равна отметке настила рабочей площадки за вычетом фактической строительной высоты перекрытия, состоящей из высоты главной балки на опоре ho, высоты балки настила hбн и толщины настила tн, плюс заглубление базы колонны ниже отметки чистого пола (принимается заглубление 0,6 – 0,8 м):

При наличии вспомогательной балки в балочной клетке (при поэтажном сопряжении балок) в высоту перекрытия добавляется высота балки hбв.
Расчетные длины колонны в плоскостях, перпендикулярных осям х-х и у-у:
.
Сечение колонны представлено на рис. 4.3.

Рис. 4.3. Сечение сплошной сварной колонны
Задаются гибкостью колонны средней длины в пределах
· = 100 – 60 для колонн с усилием до 2500 кН;
· = 60 – 40 – для колонн с усилием 2500 –4000 кН; для более мощных колонн принимают гибкость
· = 40 – 30.
Принимаем
· = 80.
Условная гибкость колонны
13 EMBED Equation.3 1415
По условной гибкости для двутаврового сечения при типе кривой устойчивости в определяем коэффициент устойчивости при центральном сжатии ( = 0,697 (см. табл. 3.11).
Требуемая площадь поперечного сечения колонны
13EMBED Equation.31415
Требуемые радиусы инерции сечения:
ix = iy = lx/( = 813 / 80 = 10,16 см.
Воспользовавшись из табл. 4.1 зависимостями радиуса инерции от типа сечения и его габаритов (высоты h иширины b), определяем для двутавра:
h = ix/k1 = 10,16 / 0,43 = 23,63 см;
b = iy/k2 = 10,16 / 0,24 = 42,33 см;
Таблица 4.1
Приближенные значения радиусов инерции ix и iy сечений
Сечение




ix = k1h
0,43h
0,38h
0,39h

iy= k2 b
0,24b
0,44b
0,52b

По технологическим соображениям (из условия сварки поясных швов автоматом) высота стенки hw не должна быть меньше ширины пояса bf. Назначаем размеры сечения, увязывая их со стандартной шириной листов:
Дальнейший расчет проводим только относительно оси у-у, так как гибкость стержня относительно этой оси будет почти в два раза больше, чем относительно оси х-х.
Толщину стенки назначают минимальной из условия ее местной устойчивости и принимают в пределах 6 – 16 мм.
Гибкость стенки (отношение расчетной высоты стенки к толщине hw/tw) в центрально-сжатых двутавровых колоннах по условию местной устойчивости стенки не должна превышать 13EMBED Equation.31415 где значения 13 EMBED Equation.3 1415определяются по табл. 4.2.
Определяем толщину стенки при
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем стенку из листа сечением 400(8 мм с площадью сечения

Если по конструктивным соображениям толщина стенки tw принята меньше tw,min из условия местной устойчивости, то стенку следует укрепить парным или односторонним продольным ребром жесткости, разделяющим расчетный отсек стенки пополам (рис. 4.4). Продольные ребра следует включать в расчетное сечение стержня:
Aрасч = A + (Ap.
Таблица 4.2
Предельные условные гибкости 13 EMBED Equation.3 1415
Относительный
эксцентриситет
Сечение
элемента
Значения
(( и((1
Формулы для определения 13 EMBED Equation.3 1415

m = 0
Двутавровое
(( < 2,0
(( ( 2,0
13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415но не более 2,3


Коробчатое,
швеллерное
прокатное
(( < 1,0
(( ( 1,0
13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415но не более 1,6


Швеллерное,
кроме прокатного
(( < 0,8
(( ( 0,8
13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415но не более 1,6

m ( 1,0
Двутавровое,
коробчатое
(( < 2,0
(( ( 2,0
13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415но не более 3,1

Обозначения:(
( – условная гибкость элемента, принимаемая в расчете на устойчивость при центральном сжатии;
((1 – условная гибкость элемента, принимаемая в расчете на устойчивость в плоскости действия момента.
П р и м е ч а н и я: 1. К коробчатым относятся замкнутые прямоугольные профили (составные, гнутые прямоугольные и квадратные).
2. В коробчатом сечении при m > 0 значение ((uw следует определять для стенки, параллельной плоскости изгибающего момента.
3. При значениях 0 < m < 1,0 значение ((uw следует определять линейной интерполяцией между значениями, вычисленными при m = 0 и m = 1,0.
Отношение ширины свеса полки bef = (bf – tw)/2 = (40 – 8) / 2 = 19,6 см
к толщине полки tf в центрально-сжатых элементах с условной гибкостью
( = 0,8 – 4 по условию местной устойчивости полки не должно превышать

откуда определяем минимальную толщину полки:
13EMBED Equation.31415
Требуемая площадь одной полки


Рис. 4.4. Укрепление стенки продольными и
поперечными ребрами жесткости
Требуемая толщина полки

Принимаем 13EMBED Equation.31415
Высота сечения
h = hw + 2tf = 400 + 2
· 1,2 = 42,4 см.
Площадь полки

Вычисляем геометрические характеристики сечения:
– площадь
13EMBED Equation.31415
– момент инерции относительно оси у-у (моментом инерции стенки пренебрегаем)
13EMBED Equation.31415
– радиус инерции

– фактическую гибкость

– условную гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
– коэффициент устойчивости при центральном сжатии
Проверяем общую устойчивость колонны относительно оси y-y:

где (с = 1 – коэффициент условий работы по табл. 1.3.
Недонапряжение в колонне

что допустимо в составном сечении согласно СНиП [6].
Сечение принято.
В случае невыполнения условия устойчивости колонны, производится корректировка размеров сечения и повторная проверка. Корректировка, как правило, производится за счет изменения размеров полок при обязательном соблюдении условия их местной устойчивости.
Для укрепления контура сечения и стенки колонны при устанавливают поперечные ребра жесткости, расположенные на расстоянии a = (2,5...3)hw одно от другого; на каждом отправочном элементе должно быть не менее двух ребер (см. рис. 4.4). Минимальные размеры выступающей части br и толщины tr поперечных ребер жесткости принимаются так же, как в главной балке.
Проверяем:
,
постановка поперечных ребер жесткости не требуется.
В местах примыкания к колонне связей, балок, распорок и других элементов ребра жесткости устанавливают в зоне передачи сосредоточенных усилий независимо от толщины стенки.
Соединение пояса со стенкой рассчитывают на сдвиг по формуле

где T = Qfic Sf /I – сдвигающее пояс усилие на единицу длины, вызываемое
условной поперечной силой
Qfic = 7,15
· 10–6(2330 – E/Ry)N/
·,
здесь
· – коэффициент устойчивости при центральном сжатии, принимаемый при расчете по условной гибкости колонны относительно оси x-x;
Sf – статический момент пояса колонны относительно оси x-x;
Ix – момент инерции сечения колонны.
В центрально-сжатых колоннах сдвигающее усилие незначительно, так как поперечная сила, возникающая от случайных воздействий, невелика. Соединение стенки с полками производится автоматической сваркой. Минимальный катет сварного шва принимается конструктивно в зависимости от максимальной толщины свариваемых элементов (tmax = tf = 12 мм) kf = 5 мм.
4.3. Расчет и конструирование сквозной колонны
Пример 4.3. Подобрать сквозную колонну из двух швеллеров, соединенных планками (рис. 4.5), по данным примера 4.2.


Рис. 4.5. Составной стержень колонны на планках
Расчетом сквозных колонн относительно материальной оси x-x определяют номер профиля, а расчетом относительно свободной оси y-y, производимым так же, как сплошных колонн, но с заменой гибкости стержня приведенной гибкостью, назначают расстояние между ветвями, при котором обеспечивается равноустойчивость стержня в двух взаимно перпендикулярных плоскостях.
4.3.1. Расчет колонны на устойчивость относительно
материальной оси x-x
Рекомендуют предварительно задаться гибкостью: для средних по длине колонн 5 – 7 м с расчетной нагрузкой до 2500 кН принимают гибкость ( = 90 – 50; с нагрузкой 2500 – 3000 кН – ( = 50 – 30, для более высоких колонн необходимо задаваться гибкостью несколько большей.
Предельная гибкость колонн где – коэффициент, учитывающий неполное использование несущей способности колонны, принимаемый не менее 0,5. При полном использовании несущей способности колонны (u = 120.
Задаемся гибкостью ( = 50.
Условная гибкость

По табл. 3.12 определяем тип кривой в соответствии с типом принятого сечения (тип b). Согласно табл. 3.11 условной гибкости = 1,7 соответствует коэффициент устойчивости при центральном сжатии ( = 0,868.
Находим требуемую площадь поперечного сечения по формуле
13 EMBED Equation.3 1415.
Требуемая площадь одной ветви

Требуемый радиус инерции относительно оси x-x

По требуемым площади Ab и радиусу инерции ix выбираем из сортамента (ГОСТ 8240-93) два швеллера №36, имеющих следующие характеристики сечения:
Ab = 53,4 см2; A = 2Ab = 53,4 ( 2 = 106,8 см2; Ix = 10820 см4; I1 = 513 см4;
ix = 14,2 см; i1 = 3,1 см; толщину стенки d = 7,5 мм; ширину полки bb = 110 мм; привязку к центру тяжести zо = 2,68 см; линейную плотность (массу 1 м пог.) 41,9 кг/м.
Если максимальный швеллерный профиль [40 не обеспечивает требуемую несущую способность сквозной колонны, переходят на проектирование
ветвей колонны из прокатных двутавров, принимаемых по ГОСТ 8239–89.
Определяем:
– гибкость колонны
;
– условную гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
– для кривой устойчивости b коэффициент устойчивости
· = 0,833. Проверяем общую устойчивость колонны относительно материальной
оси x-x:

Общая устойчивость колонны обеспечена.
Недонапряжение в колонне

Если устойчивость колонны не обеспечена или получен большой запас, то изменяют номер профиля и вновь делают проверку.

4.3.2. Расчет колонны на устойчивость относительно свободной оси y-y
Расчет на устойчивость центрально-сжатой колонны сквозного сечения, ветви которой соединены планками или решетками, относительно свободной оси (перпендикулярной плоскости планок или решеток) производят по приведенной гибкости (ef :
– для колонны с планками
при 13EMBED Equation.31415
и при
– для колонны с треугольной решеткой
13 EMBED Equation.3 1415
где – теоретическая гибкость стержня колонны относительно оси y-y;
– гибкость ветви колонны относительно оси 1-1;
– момент инерции сечения одной планки относительно собственной оси z-z;
I1 – момент инерции ветви относительно оси 1-1 (по сортаменту);
lb – расстояние между планками по центрам тяжести;
lob – расстояние между планками в свету;
bo – расстояние между центрами тяжести ветвей колонн;
13 EMBED Equation.3 1415 – отношение погонных жесткостей ветви и планки;
A – площадь сечения всего стержня колонны;
Ad1 – суммарная площадь поперечных сечений раскосов решеток, лежащих в плоскостях, перпендикулярных оси у-у;

·1 = 10a3/(b2l) – коэффициент, зависящий от угла наклона раскоса к ветви
· (a, b, l – размеры, определяемые по рис. 4.6).


Рис. 4.6. Схема треугольной решетки
Подбор сечения колонн относительно оси y-y производится из условия ее равноустойчивости (равенства гибкости
·x относительно x-x и приведенной гибкости
·ef относительно оси y-y), которая достигается за счет изменения расстояния между ветвями bo.
4.3.3. Сквозная колонна с планками
Расчет колонны относительно свободной оси y-y. Приравнивая находим требуемое значение гибкости относительно свободной оси:

где (1 = 33 – предварительно принятая гибкость ветви (гибкость ветви назначают в пределах (1 = 30 – 40 и обеспечивают ее при последующем конструировании колонны путем выбора соответствующего расстояния между планками lo =
·1i1).
По
·y находим радиус инерции:
13EMBED Equation.31415
Воспользовавшись приближенными значениями радиусов инерции, приведенными в табл. 4.1, определяем ширину сечения:
b = iy/0,44 = 17,38 / 0,44 = 39,5 см.
Принимаем b = 400 мм и определяем расстояние между ветвями:

Проверяем расстояние в свету между полками швеллеров:
а = b – 2bb = 400 – 2 · 110 = 180 мм > 100 мм.
Расстояние между ветвями увеличивать не требуется.
Проверка колонны на устойчивость относительно оси у-у. До проверки устойчивости колонны нужно скомпоновать сечение стержня, установить расстояние между планками, назначить их размеры.
Расчетная длина ветви

Принимаем расстояние в свету между планками lob = 100 см.
Длину планки bпл принимают равной расстоянию в свету между ветвями с напуском на ветви по 2030 мм:

Высоту планок hпл обычно устанавливают в пределах (0,5 – 0,75)b =
= 200 – 300 мм, где b = 400 мм – ширина колонны. Принимаем hпл = 240 мм.
Толщину планок принимают tnл = 6 – 12 мм и по условиям местной устойчивости она должна быть:

13EMBED Equation.31415.
Окончательно принимаем планки из листов 240(240(8 мм.
Момент инерции стержня колонны относительно оси у-у

Радиус инерции
iy = 13 EMBED Equation.3 1415см.
Гибкость стержня колонны

·y = ly/iy = 813 / 17,6 = 46,19.
Для вычисления приведенной гибкости
·ef относительно свободной оси проверяется отношение погонных жесткостей планки и ветви:
13EMBED Equation.31415
где
13EMBED Equation.31415
Гибкость ветви колонны

Приведенная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
Условная приведенная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
По табл. 3.11 в зависимости от для типа кривой устойчивости b находим коэффициент устойчивости при центральном сжатии ( = 0,833.
Производим проверку:
13 EMBED Equation.3 1415
Устойчивость колонны обеспечена.
Недонапряжение в колонне
13 EMBED Equation.3 1415
Сечение принято.
Расчет планок.
Проверяем принятое сечение планок. Расчет соединительных элементов (планок, решетки) сжатых составных стержней выполняется на условную поперечную силу Qfic, принимаемую постоянной по всей длине стержня колонны и определяемую по формуле
Qfic = 7,15·10-6 (2330 – E/Ry)N/
· =
= 7,15·10-6(2330 – 2,06 · 104 / 24) 2067,18 / 0,833 = 26,3 кН,
где ( = 0,833 – коэффициент устойчивости при сжатии, принимаемый для составного стержня в плоскости соединительных элементов.
Поперечная сила, приходящаяся на планку одной грани (рис. 4.7) вычисляется по формуле

Сдвигающая сила в месте прикрепления планки к ветви колонны


Рис. 4.7. К расчету планок
Момент, изгибающий планку в ее плоскости:

Приварку планок толщиной tпл = 8 мм к полкам швеллеров производим механизированной сваркой в среде углекислого газа, принимая катет сварного шва k = 6 мм.
Учитывая, что несущая способность планки больше, чем несущая способность сварного шва с катетом kf
· tпл, достаточно проверить прочность сварного шва. Расчет производится на равнодействующую напряжений в шве от изгибающего момента M1 и поперечной силы F (см. рис. 4.5).
Так как для механизированной сварки

прочность шва проверяем по металлу границы сплавления.
Напряжение в шве от изгиба

Напряжение от поперечной силы

где 13EMBED Equation.31415 – момент сопротивления расчетного сечения шва, здесь lw = hпл – 1 = 24 – 1 = 23 см – расчетная длина шва.

Проверяем прочность шва:

Прочность шва обеспечена, следовательно, несущая способность планки достаточна.
4.3.4. Сквозная колонна с треугольной решеткой
Расчет колонны относительно свободной оси y-y. Чтобы определить приведенную гибкость в колоннах с треугольной решеткой, задаемся сечением двух раскосов Ad1 = 2Ad (начиная с равнополочного уголка
·50(50(5/ГОСТ 8509-93 с площадью Ad = 4,8 см2, в ходе расчета треугольной решетки размеры сечения при необходимости уточняются).
Для треугольной решетки, состоящей из одних раскосов, угол между раскосом и направлением поперечной силы
· = 35о (рис. 4.8), для треугольной решетки с дополнительными распорками –
· = 45о.

Рис. 4.8. К расчету треугольной решетки
Приравнивая
·x =
·ef = находим требуемое значение гибкости колонны относительно свободной оси:

·y =
где
·1 = 10ld3/(bo2l1) = 10/(cos2
· sin
·) = 10 / (0,8192
· 0,574) = 26 при
· = 35о.
По
·y находим радиус инерции:
iy = ly/
·y = 813 / 54,67 = 14,87 см.
Воспользовавшись приближенными значениями радиусов инерции по табл. 4.1, определяем ширину сечения:

Принимаем b = 340 мм и проверяем расстояние в свету между полками швеллеров:

Расстояние достаточно.
Определяем расстояние между ветвями:

Проверка колонны на устойчивость относительно оси у-у. Момент инерции сечения колонны относительно оси у-у
Iy = 2[I1 + Ab(bо/2)2] = 2 [513 + 53,4 (28,64 / 2)2] = 22926,7 см4.
Радиус инерции

Гибкость стержня колонны

·y = ly/iy = 813 / 14,65 = 55,49.
Приведенная гибкость

Условная приведенная гибкость

По табл. 3.11 в зависимости от 13 EMBED Equation.3 1415 для типа кривой устойчивости b определяем коэффициент устойчивости при центральном сжатии
· = 0,830.
Производим проверку:

Устойчивость колонны относительно оси y-y обеспечена.
Недонапряжение в колонне

что допустимо в составном сечении согласно СНиП [6].
В колоннах с решеткой должна быть также проверена устойчивость отдельной ветви на участке между смежными узлами решетки.
Расчетное усилие
Nb = N/2 = 2067,18 / 2 =1033,59 кН.
Расчетная длина ветви (см. рис. 34)
l1 = 2botg
· = 2 · 28,64 · 0,7 = 40,1 см.
Площадь сечения ветви Ab = 53,4 см2.
Радиус инерции сечения [36 относительно оси 1-1 i1 = 3,1 см.
Гибкость ветви

Условная гибкость ветви

Коэффициент устойчивости при центральном сжатии для типа кривой устойчивости b
· = 0,984.
Проверяем устойчивость отдельной ветви:

Ветвь колонны на участке между смежными узлами решетки устойчива.
Расчет треугольной решетки. Расчет треугольной решетки сквозной колонны выполняется как расчет решетки фермы, элементы которой рассчитываются на осевое усилие от условной поперечной силы Qfic (см. рис. 4.8). При расчете перекрестных раскосов крестовой решетки с распорками следует учитывать дополнительное усилие, возникающее в каждом раскосе от обжатия ветвей колонны. Усилие в раскосе определяем по формуле

Сечение раскоса из равнополочного уголка
·50Ч50Ч5, предварительно принятое при расчете стержня сквозной колонны (Ad = 4,8 см2), проверяем на устойчивость, для этого вычисляем:
– расчетную длину раскоса
ld = bo/cos
· = 28,64 / 0,819 = 34,97 см;
– максимальную гибкость раскоса
13 EMBED Equation.3 1415
где iyo = 0,98 см – минимальный радиус инерции сечения уголка относительно оси yо-yо (по сортаменту);
– условную гибкость раскоса
13 EMBED Equation.3 1415

·min = 0,925 – минимальный коэффициент устойчивости для типа кривой устойчивости b;

·с = 0,75 – коэффициент условий работы, учитывающий одностороннее прикрепление раскоса из одиночного уголка (см. табл. 1.3).
Производим проверку сжатого раскоса на устойчивость по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Устойчивость раскоса обеспечена.
Распорки служат для уменьшения расчетной длины ветви колонны и рассчитываются на усилие, равное условной поперечной силе в основном сжатом элементе (Qfic/2). Обычно они принимаются такого же сечения, как и раскосы. Рассчитываем узел крепления раскоса к ветви колонны механизированной сваркой на усилие в раскосе Nd = 16,37 кН. Расчет сварного шва производим по металлу границы сплавления.
Усилия, воспринимаемые швами, вычисляются по следующим формулам
– у обушка
Nоб = (1 –
·)Nd = (1 – 0,3) 16,37 = 11,46 кН;
– у пера
Nп =
·Nd = 0,3 · 16,37 = 4,91 кН.
Задаваясь минимальным катетом шва у пера kf = tуг – 1 = 5 – 1 = 4 мм, находим расчетные длины шва:
– у обушка
lw,об = Nоб/(
·zRwz
·wz
·c) = 11,46 / (1,05 · 0,4 · 16,65 · 1 · 1) = 1,64 см;
– у пера
lw,п = Nп/(
·zRwz
·wz
·c) = 4,91 / (1,05 · 0,4 · 16,65 · 1 · 1) = 0,7 см.
Принимаем минимальную конструктивную длину сварного шва у обушка и пера lw,об = lw,п = 40 + 1 = 50 мм.
Если не удается разместить сварные швы в пределах ширины ветви, то для увеличения длины швов возможно центрирование раскосов на грань колонны.
При делении колонны на отправочные марки, вызванном условиями транспортирования, отправочные элементы сквозных колонн с решетками в двух плоскостях следует укреплять диафрагмами, располагаемыми у концов отправочного элемента. В сквозных колоннах с соединительной решеткой в одной плоскости диафрагмы следует располагать по всей длине колонны не реже, чем через 4 м. Толщину диафрагмы принимают 8 – 14 мм (рис. 4.9).

Рис. 4.9. Диафрагма жесткости
4.4. Конструирование и расчет оголовка колонн
Главная балка опирается на колонну сверху, при этом сопряжение принимается шарнирным. Продольная сжимающая сила N от главных балок передается через опорную строганную с двух сторон плиту толщиной ton = 16 – 25 мм непосредственно на ребра оголовка сплошной колонны и на диафрагму в сквозной колонне.
Торцы колонны, ребер и диафрагмы фрезеруются. Передача усилия от ребер на стенку колоны и от диафрагмы на стенки ветвей колоны осуществляется вертикальными сварными швами. Плита служит для крепления балок на колонне монтажными болтами, фиксирующими проектное положение балок. Сварные швы, прикрепляющие плиту к колонне, назначаются конструктивно с катетом минимального размера, принимаемого по наибольшей толщине стыкуемых элементов (см. табл. 3.6). Размеры плиты в плане принимаются больше контура колонны на 15 – 20 мм в каждую сторону для размещения сварных швов.
Для придания жесткости вертикальным ребрам и диафрагме, а также для укрепления от потери устойчивости стенок стержня колонны или ветвей сквозной колонны в местах передачи больших сосредоточенных нагрузок вертикальные ребра снизу обрамляются горизонтальным ребром жесткости.
4.4.1. Оголовок сплошной колонны
Оголовок состоит из плиты и ребер (рис. 4.10).

Рис. 4.10. Оголовок сплошной колонны
Требуемую площадь вертикального парного ребра определяем из условия смятия:

Толщина ребра

где – условная длина распределения на-
грузки, равная ширине опорного ребра главной балки bh плюс две толщины плиты оголовка колонны (ton принята 25 мм).
Ширина ребра (выступающая часть)
13EMBED Equation.31415
Принимаем два вертикальных ребра сечением 140(22 мм.
Проверяем вертикальное ребро на местную устойчивость.
13 EMBED Equation.3 1415
Высоту опорного ребра назначаем из условия размещения сварных швов, обеспечивающих передачу силы N c ребер на стенку колонны.
Задаемся катетом сварного шва kf = 7 мм (в пределах конструктивных требований kf,min = 7 мм при механизированной сварке листа tmax = 25 мм и – наименьшая толщина соединяемых элементов).
Требуемая длина шва

С учетом 1 см на компенсацию дефектов в концевых участках шва по его длине окончательно принимаем высоту ребра hr = 45 см.
Расчетная длина шва должна быть не более 85
·f kf.
Проверяем ее по формуле

При тонких стенках сплошной колонны толщину стенки tw проверяют на срез по граням крепления опорных вертикальных ребер. Требуемая толщина стенки

что больше принятой толщины стенки tw = 8 мм. Производим местное усиление стенки колонны путем замены участка стенки в пределах высоты оголовка более толстой вставкой. Принимаем толщину вставки tw = 18 мм.
Для снижения концентрации напряжений при сварке встык элементов разной толщины на элементе большей толщины выполняем скосы с уклоном 1(5. Ширину горизонтальных ребер жесткости принимаем равной ширине вертикальных опорных ребер bs = br = 140 мм. Толщину ребра определяем из условия его устойчивости:
13 EMBED Equation.3 1415
она должна быть не менее Принимаем парное ребро из листа сечением 140Ч10 мм.



4.4.2. Оголовок сквозной колонны
Оголовок состоит из плиты и диафрагмы, подкрепленной горизонтальным ребром жесткости (рис. 4.11).

Рис. 4.11. Оголовок сквозной колонны
Расчет производится аналогично расчету оголовка сплошной колонны.
Толщина диафрагмы td определяется расчетом на смятие от продольной силы N:

где – условная длина распределения сосредоточенной нагрузки (см. п. 4.4.1).
Принимаем td = 22 мм.
Высота диафрагмы определяется из условия среза стенок ветвей колонны (d = 7,5 мм – толщина стенки для принятого швеллера):
hd = N/(4dRs
·c) = 2067,18 / (4 · 0,75 · 13,92 · 1) = 49,5 см.
Принимаем hd = 50 см.
Проверяем диафрагму на срез как короткую балку:

где Q = N/2 = 2067,18 / 2 = 1033,59 кН.
Условие прочности не выполняется. Принимаем толщину диафрагмы td = 25 мм и производим повторную проверку:

Определяем катет сварного шва, выполненного механизированной сваркой и обеспечивающего прикрепление диафрагмы к стенке ветвей колонны (расчет по металлу границе сплавления):

где lw = hd – 1 = 50 – 1 = 49 см – расчетная длина шва, равная высоте диафрагмы за вычетом 1 см, учитывающего дефекты в концевых участках шва.
Принимаем катет шва kf = 7 мм, что отвечает минимальной его величине при механизированной сварке элементов t = 25 мм.
Расчетная длина флангового шва должна быть не более 85
·fkf. Проверяем: lw = 49 < 85 ( 0,9 ( 0,7 = 53,5 см. Условие выполняется.
Толщину горизонтального ребра жесткости принимаем ts = 10 мм, что больше
Ширину bs назначаем из условия устойчивости ребра:
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем bs = 30 см.
4.5. Конструирование и расчет базы колонны
База является опорной частью колонны и служит для передачи усилий с колонны на фундамент. При сравнительно небольших расчетных усилиях в колоннах (до 4000 – 5000 кН) применяют базы с траверсами. Усилие от стержня колонны передается через сварные швы на плиту, опирающуюся непосредственно на фундамент. Для более равномерной передачи давления с плиты на фундамент жесткость плиты при необходимости может быть увеличена постановкой дополнительных ребер и диафрагм.
База закрепляется с фиксацией ее проектного положения на фундаменте анкерными болтами. В зависимости от закрепления осуществляется шарнирное или жесткое сопряжение колонны с фундаментом. В базе с шарнирным сопряжением анкерные болты диаметром 20 – 30 мм крепятся непосредственно за опорную плиту, обладающую определенной гибкостью, обеспечивающей податливость при действии случайных моментов (рис. 4.12).

Рис. 4.12. База колонны при Рис. 4.13. База колонны при
шарнирном сопряжении жестком сопряжении
с фундаментом с фундаментом
Для возможности некоторой передвижки (рихтовки) колонны в процессе ее установки в проектное положение диаметр отверстий в плите для анкерных болтов принимают в 1,5 – 2 раза больше диаметра анкеров. На анкерные болты надевают шайбы с отверстием, которое на 3 мм больше диаметра болта, и после натяжения болта гайкой шайбу приваривают к плите. При жестком сопряжении анкерные болты прикрепляются к стержню колонны через выносные консоли траверс, имеющих значительную вертикальную жесткость, что устраняет возможность поворота колонны на фундаменте. При этом болты диаметром 24 – 36 мм затягиваются с напряжением близким к расчетному сопротивлению материала болта. Анкерная пластина принимается толщиной tap = 20 – 40 мм и шириной bap, равной четырем диаметрам отверстий под болты (рис. 4.13).
Конструкция базы должна отвечать принятому в расчетной схеме колонны способу сопряжения ее с фундаментом. Принята к расчету и конструированию база колонны с жестким закреплением на фундаменте.

4.5.1. Определение размеров опорной плиты в плане
Определяем расчетное усилие в колонне на уровне базы с учетом собственного веса колонны:

где k = 1,2 – конструктивный коэффициент, учитывающий вес решетки, элементов базы и оголовка колонны. Давление под плитой принимается равномерно распределенным. В центрально-сжатой колонне размеры плиты в плане определяются из условия прочности материала фундамента:

где ( – коэффициент, зависящий от характера распределения местной нагрузки по площади смятия (при равномерном распределении напряжений ( =1);
Rb,loc – расчетное сопротивление бетона смятию под плитой, определяемое по формуле
Rb,loc =
·
·bRb = 1
· 1,2
· 7,5 = 9 МПа = 0,9 кН/см2,
где ( = 1 – для бетона класса ниже B25;
Rb = 7,5 МПа для класса бетона B12,5 – расчетное сопротивление бетона сжатию, соответствующее его классу и принимаемое по табл. 4.3;
(b – коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона сжатию в стесненных условиях под опорной плитой и определяемый по формуле

здесь Af1 – площадь верхнего обреза фундамента, незначительно превышающая площадь опорной плиты Af.
Таблица 4.3
Расчетные сопротивления бетона Rb
Класс прочности
B5
B7,5
B10
B12,5
B15
B20
B25

Rb, МПа
2,8
4,5
6,0
7,5
8,5
11,5
14,5

Коэффициент (b принимается не больше 2,5 для бетонов классов выше B7,5 и не больше 1,5 для бетонов класса B7,5 и ниже.
Предварительно задаемся (b = 1,2.
Размеры плиты (ширина B и длина L) назначаются по требуемой площади Af, увязываются с контуром колонны (свесы опорной плиты должны быть не менее 40 мм) и согласуются с сортаментом (рис. 4.14).

Рис. 4.14. К расчету опорной плиты
Назначаем ширину плиты:
B = h + 2tt + 2c = 36 + 2 · 1 + 2 · 4 = 46 см,
где h = 36 см – высота сечения стержня колонны;
tt = 10 мм – толщина траверсы (принимают 8 – 16 мм);
с = 40 мм – минимальный вылет консольной части плиты (предварительно принимают равным 40 – 120 мм и при необходимости уточняют в процессе расчета толщины плиты).
Требуемая длина плиты

Для центрально-сжатой колонны опорная плита должна быть близкой к квадрату (рекомендуемое соотношение сторон L/В
· 1,2). Принимаем квадратную плиту с размерами В = L = 480 мм.
Площадь плиты Af = LВ = 48 · 48 = 2304 см2.
Площадь обреза фундамента (размеры верхнего обреза фундамента устанавливаем на 20 см больше размеров опорной плиты)

Фактический коэффициент

Расчетное сопротивление бетона смятию под плитой
Rb,loc = 1
· 1,26
· 7,5 = 9,45 МПа = 0,95 кН/см2.
Проверяем прочность бетона под плитой:

Уменьшение размеров плиты не требуется, так как она была принята с минимальными размерами в плане.
4.5.2. Определение толщины опорной плиты
Толщину опорной плиты, опертой на торцы колонны, траверс и ребер, определяют из условия ее прочности на изгиб от отпора фундамента, равного среднему напряжению под плитой:

Толщину плиты не рекомендуется назначать больше 40 мм. Для расчета плиты выделяют участки пластинки, опертые по четырем, трем и одной (консольные) сторонам, соответственно обозначенные цифрами 1, 2, 3 (см. рис. 4.14).
В каждом участке определяют максимальные изгибающие моменты, действующие на полосе шириной 1 см, от расчетной равномерно распределенной нагрузки

На участке 1, опертом по четырем сторонам:

где (1 = 0,053 – коэффициент, учитывающий уменьшение пролетного момента за счет опирания плиты по четырем сторонам и определяемый по табл. 4.4 в зависимости от отношение большей стороны участки b к меньшей a.
Таблица 4.4
Коэффициенты (1 для расчета на изгиб плиты, опертой
по четырем сторонам
b/a
1,1
1,2
1,3
1,4
1,5
1,6
1,7
1,8
1,9
(2,0

(1
0,055
0,063
0,069
0,075
0,081
0,086
0,091
0,094
0,098
0,125

Значения b и a определяют по размерам в свету:
b = 400 – 2d = 400 – 2 ( 7,5 = 385 мм; а = 360 мм; b/а = 385 / 360 = 1,07.
На участке 2, опертом по трем сторонам:

где ( – коэффициент принимается по табл. 4.5 в зависимости от отношения закрепленной стороны пластинки b1 = 40 мм к свободной а1 = 360 мм.

Таблица 4.5
Коэффициенты ( для расчета на изгиб плиты, опертой на три канта
b1/a1
0,5
0,6
0,7
0,8
0,9
1,0
1,2
1,4
2,0
(2

(
0,060
0,074
0,088
0,097
0,107
0,112
0,120
0,126
0,132
0,133

Отношение сторон b1/a1 = 40 / 360 = 0,11; при отношении сторон b1/a1 < 0,5 плита рассчитывается как консоль длиной b1 = 40 мм (рис. 4.15).
Изгибающий момент

На консольном участке 3


Рис. 4.15. Укрепление плиты диафрагмой
При опирании плиты на два канта, сходящихся под углом, расчет изгибающего момента в запас прочности производится как для плиты, опертой по трем сторонам, принимая размер a1 по диагонали между кантами, размер b1 равным расстоянию от вершины угла до диагонали (рис. 4.16, а).
При резком отличии моментов по величине на различных участках плиты необходимо внести изменения в схему опирания плиты, чтобы по возможности выровнять значения моментов. Это осуществляется постановкой диафрагм и ребер. Разделяем плиту на участке 1 пополам диафрагмой толщиной td = 10 мм (см. рис. 4.15).
Соотношение сторон
b/a = 38,5 / 17,5 = 2,2 > 2,
где
При опирании плиты на четыре канта с отношением сторон b/a > 2 изгибающий момент определяется как для однопролетной балочной плиты пролетом а, свободно лежащей на двух опорах:

По наибольшему значению из найденных для различных участков плиты изгибающих моментов определяем требуемый момент сопротивления плиты шириной 1 см:

откуда толщина плиты
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем лист толщиной 30 мм.
При определении изгибающего момента M1
· в полосе шириной 1 см для рассматриваемого участка плиты 1 допускается учитывать разгружающее влияние смежных консольных участков вдоль длинных сторон (как в неразрезной балке) по формуле
M1
· = M1 – M3 = q(
·1a2 – 0,5c2) = 0,9 (0,053
· 362 – 0,5
· 52) = 50,57 кН
·см.
4.5.3. Расчет траверсы
Толщина траверсы принята tt = 10 мм.
Высота траверсы определяется из условия размещения вертикальных швов крепления траверсы к стержню колонны. В запас прочности предполагается, что все усилие передается на траверсы через четыре угловых шва (сварные швы, соединяющие стержень колонны непосредственно с плитой базы, не учитываются).
Принимаем катет сварного шва kf = 9 мм (обычно задаются в пределах 8 – 16 мм, но не более 1,2tmin). Требуемая длина одного шва, выполненного
механизированной сваркой, из расчета по границе сплавления
lw = N /(4
·zkf Rwz
·wz
·c) = 2184 / (4
· 1,05
· 0,9
· 16,65
· 1
· 1) = 34,7 см <
< 85
·f kf = 85 · 0,9 · 0,9 = 68,85 см.
Принимаем высоту траверсы с учетом добавления 1 см на дефекты в начале и конце шва ht = 38 см.
Проверяем прочность траверсы как однопролетной двухконсольной балки, опирающейся на ветви (полки) колонны и воспринимающей отпорное давление от фундамента (рис. 4.16, б).

Рис. 4.16. К расчету траверсы и ребра усиления плиты
Равномерно распределенная нагрузка на траверсу
13EMBED Equation.31415
где d = B/2 = 48 / 2 = 24 см – ширина грузовой площади траверсы.
Определяем усилия:
– на опоре
13EMBED Equation.31415

– в пролете
Mпр = qtb2/8 – Mоп = 21,6
· 402 / 8 – 178,8 = 4141,2 кН·м;

Момент сопротивления траверсы

Проверяем прочность траверсы:
– по нормальным напряжениям от максимального момента
13 EMBED Equation.3 1415
– по касательным напряжениям

– по приведенным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
где
· = Моп/Wt = 178,8 / 240,7 = 0,74 кН/см2;

· = Qпр/(ttht) = 432 / (1 · 38) = 11,37 кН/см2.
Сечение траверсы принято.
Требуемый катет горизонтальных швов для передачи усилия (Nt = qtL) от одной траверсы на плиту

где (lw = (L – 1) + 2(b1 – 1) = (48 – 1) + 2 (4 – 1) = 53 см – суммарная длина горизонтальных швов.
Принимаем катет сварного шва kf = 12 мм, который равен максимально допустимому катету kf,max = 1,2 tt = 1,2 · 1 = 12 мм.
4.5.4. Расчет ребер усиления плиты
Для проектируемой базы необходимости в постановке ребер жесткости
на консольном участке опорной плиты нет, поэтому расчет приводится в качестве примера для других вариантов конструирования базы колонны (см. рис. 4.16, а).
Консольные ребра и их прикрепление к стержню колонны рассчитывают на момент Mr и поперечную силу Qr.
Погонная нагрузка на ребро (с грузовой площади шириной )

Изгибающий момент
Mr = qrc2/2 = 21,6
· 52 / 2 = 270 кН·см.
Поперечная сила

Требуемая высота ребра при принятой толщине tr = 10 мм

Принимаем hr = 10 см.
Проверяем прочность ребра на срез:

Проверяем прочность ребра по приведенным напряжениям от Mr и Qr по формуле

где
· = Мr/Wr = 6Мr/(trhr2) = 6 · 270 / (1 · 102) = 16,2 кН/см2;

· = Qr/(trhr) = 108 / (1 · 10) = 10,8 кН/см2.
Ребро принято.
Сварные швы, прикрепляющие ребро к траверсе (стержню) колонны, проверяем на равнодействующую касательных напряжений от изгиба и среза.
Назначаем катет шва kf = 10 мм.
Проверяем прочность на срез по металлу шва, выполненного механи- зированной сваркой (расчетная длина шва lw = hr – 1 = 10 – 1 = 9 см:

Проверяем прочность швов по границе сплавления:

Требуемый катет сварных швов крепления ребер к опорной плите
kf = Qr/[2
·z(c – 1)Rwz
·wz
·c] = 108 / [2 · 1,05 (5 – 1) 16,65
· 1 · 1] = 0,77 см.
Принимаем катет шва kf = 8 мм.
Крепление стержня колонны к опорной плите осуществляем конструктивным швом с катетом 7 мм (при сварке листов tmax = tp = 30 мм). Глава 5
СТРОПИЛЬНЫЕ ФЕРМЫ
_____________________________________________________________

5.1. Общая характеристика и классификация ферм
Фермой называют решетчатую конструкцию, образуемую из отдельных прямолинейных стержней, связанных в узлах в геометрически неизменяемую систему.
Ферма в целом работает преимущественно на изгиб, а ее элементы (если нагрузка приложена в узлах, оси элементов пересекаются в центре узлов) на осевые усилия (растяжение или сжатие). Жесткость узлов в легких фермах несущественно влияет на работу конструкции, поэтому в большинстве случаев их можно рассматривать как шарнирные.
Фермы бывают плоскими (все стержни лежат в одной плоскости) и пространственными. Плоские фермы могут воспринимать нагрузку, приложенную в их плоскости, и нуждаются в закреплении из своей плоскости связями или другими элементами.
Основными элементами фермы являются пояса, образующие ее контур, и решетка, состоящая из раскосов и стоек.
Пояса фермы работают в основном на продольные усилия и полностью воспринимают изгибающий момент. Решетка объединяет пояса в одно целое, обеспечивает неизменяемость системы и воспринимает поперечную силу.
Максимальное усилие в элементах пояса при шарнирном опирании однопролетной фермы действует в середине ее пролета, в раскосах – у опоры.
Соединение элементов в узлах фермы осуществляют путем непосредственного примыкания одних элементов к другим или с помощью узловых фасонок.
Классифицируются фермы по назначению, статической схеме, очертанию поясов, системе решетки, способу соединения элементов в узлах и на опоре, величине усилия в элементах, напряженному состоянию.
По назначению фермы подразделяются на стропильные, фермы мостов, подъемных кранов, опор линий электропередачи и другие.
По статической схеме фермы подразделяются на балочные (разрезные, неразрезные, консольные), рамные, арочные и вантовые. Балочные разрезные системы наиболее просты в изготовлении и монтаже, но весьма металлоемки. Неразрезные фермы экономичнее по расходу материала, обладают большей жесткостью, что позволяет уменьшить их высоту, но они, как статически неопределимые системы, чувствительны к осадке опор. Рамные и арочные системы экономичны по расходу стали. Их применение рационально для большепролетных зданий. В вантовых фермах все стержни работают только на растяжение и могут быть выполнены из гибких элементов (стальных тросов).
Промежуточными между фермой и сплошной балкой являются комбинированные системы, состоящие из балки, подкрепленной снизу шпренгелем или раскосами, либо сверху аркой. Подкрепляющие элементы уменьшают изгибающие моменты в балке и повышают жесткость системы.
В зависимости от очертания поясов фермы бывают с параллельными поясами, треугольные, трапецеидальные, полигональные.
Выбор очертания ферм зависит от назначения сооружения, типа и материала кровли, системы водоотвода (малоуклонные рубероидные кровли или металлические и из асбестоцементных листов, которые требуют больших уклонов), типа и размеров фонаря, типа соединения фермы с колоннами (шарнирное или жесткое), статической схемы, вида нагрузок, определяющих эпюру изгибающих моментов (теоретически наиболее экономичной по расходу стали является ферма, очерченная по эпюре моментов).
Фермы с параллельными поясами благодаря распространению кровель с рулонным покрытием являются основными для покрытий зданий. По своему очертанию они далеки от эпюры моментов и по расходу стали не экономичны, однако имеют существенные конструктивные преимущества. Равные длины стержней поясов и решетки, одинаковая схема узлов, наибольшая повторяемость элементов и деталей и возможность унификации способствуютт индустриализации их изготовления.
Фермы треугольного очертания рациональны для консольных систем, а также для балочных систем при сосредоточенной нагрузке в середине пролета (подстропильные фермы). К конструктивным недостаткам треугольных ферм можно отнести сложный острый опорный узел, допускающий только шарнирное сопряжение с колоннами, длинные средние раскосы, подбираемые по предельной гибкости (вызывают перерасход металла). Применение треугольных ферм под распределенную нагрузку диктуется необходимостью обеспечения большого уклона кровли.
Фермы трапецеидального очертания занимают промежуточное место между треугольными и фермами с параллельными поясами, они больше соответствуют эпюре изгибающих моментов, имеют конструктивные преимущества перед треугольными фермами за счет упрощения узлов и возможности устроить жесткий рамный узел, что повышает жесткость каркаса.
Фермы полигонального очертания рационально применять для тяжелых ферм больших пролетов, так как очертание их наиболее близко соответствует параболическому очертанию эпюры изгибающих моментов, что дает значительную экономию металла. Элементы верхнего пояса таких ферм прямолинейны между узлами, криволинейное очертание достигается переломами пояса в узлах.
Системы решетки ферм бывают:
– треугольной (образована непрерывным зигзагом раскосов, направленных попеременно в разные стороны), эта решетка может быть дополнена стойками и подвесками, работающими только на местную нагрузку, а также служащими для уменьшения расчетной длины поясов;
– раскосной (непрерывный зигзаг образован раскосами и стойками);
– крестовой;
– ромбической и полураскосной;
– шпренгельного типа.
Оптимальный угол наклона раскосов к нижнему поясу в треугольной решетке
· = 45о (обычно 40 – 50о), в раскосной –
· = 35о (обычно 30 –40о).
Направление опорного раскоса может быть восходящим (раскос идет от нижнего опорного узла к верхнему поясу) и нисходящим (направление раскоса от опорного узла верхнего пояса к нижнему). В практике проектирования зданий для стропильных ферм чаще применяется восходящий опорный раскос. Такое решение позволяет надежнее обеспечить горизонтальную жесткость рамы здания при работе фермы как ригеля, конструктивно лучше решить опорный узел и расположение связей. При нисходящем раскосе имеется ряд преимуществ: они растянуты (меньше требуют металла); центр тяжести фермы лежит ниже ее линии опирания (ферма более устойчива на монтаже). Недостаток – удлинение колонны на высоту фермы, что влияет на устойчивость колонны.
Выбор типа решетки зависит от схемы приложения нагрузки, очертания поясов и конструктивных требований.
Треугольная система решетки имеет наименьшую суммарную длину элементов и наименьшее число узлов при кратчайшем пути усилия от места приложения нагрузки до опоры. Различают фермы с восходящими и нисходящими раскосами. В местах приложения сосредоточенных нагрузок можно установить дополнительные стойки и подвески. В фермах трапецеидального очертания или с параллельными поясами треугольная система решетки является достаточно эффективной. Недостатком треугольной решетки является наличие длинных сжатых раскосов, работающих на устойчивость.
В раскосной системе решетки все раскосы имеют усилия одного знака, а стойки – другого. При проектировании необходимо стремиться, чтобы длинные раскосы были растянуты, а короткие стойки сжаты. Это требование удовлетворяется при нисходящих раскосах в фермах с параллельными поясами. Раскосная решетка более металлоемка и трудоемка по сравнению с треугольной. Путь усилия от места приложения нагрузка до опоры длиннее, он идет через все стержни раскосной решетки и узлы. Применение раскосной решетки целесообразно при малой высоте фермы и больших узловых нагрузках.
Крестовая решетка одинаково работает при смене направления нагрузки на противоположное и чаще всего выполняется из гибких стержней. В этом случае сжатые раскосы, вследствие большой гибкости, выключаются из работы из-за потери устойчивости (в расчетную схему не входят) и решетка превращается в раскосную с растянутыми раскосами и сжатыми стойками.
Ромбическая и полураскосная решетки благодаря двум системам раскосов обладают большой жесткостью, применяются в фермах большой высоты для уменьшения расчетной длины стержней и особенно рациональны при работе конструкций на значительные поперечные силы.
Шпренгельную решетку применяют для уменьшения размеров панели при рациональном угле раскоса. Она более трудоемка, однако при частом расположении прогонов достигается предотвращение местного изгиба элементов пояса в местах приложения сосредоточенных сил и уменьшение их расчетной длины, что может обеспечить снижение расхода стали.
По способу соединения элементов в узлах фермы подразделяются на сварные и болтовые. Болтовые соединения на высокопрочных болтах, как правило, применяются в монтажных узлах.
По величине максимальных усилий условно различают легкие од-ностенчатые фермы с сечениями элементов из простых прокатных или гнутых профилей (при усилиях в стержнях N
· 3000 кН) и тяжелые фермы (N > 3000 кН). Стержни тяжелых ферм отличаются от легких более мощными сечениями, составленные из нескольких элементов, и обычно проектируются двустенчатыми. В качестве легких ферм обычно используются стропильные фермы (фермы кровельного покрытия).
По напряженному состоянию фермы можно разделить на обычные и фермы с регулированным напряжением – с затяжками (шпренгелями), со смещением уровня опор в неразрезных фермах и другие.
Генеральными размерами фермы является ее пролет и высота. Пролет выбирают в зависимости от технологического процесса, который протекает в здании (расстановка оборудования, организация потоков и т.п.). Если нет ограничений технологического характера, пролет назначается из экономических соображений. В целях типизации пролеты ферм унифицируются и принимаются кратными модулю 6 м, т.е. 18, 24, 30, 36, 42 м). В отдельных случаях допускается модуль 3 м.
Высота фермы в середине пролета определяется условиями минимального веса, требуемой жесткости, характеризуемой заданным прогибом, и габаритами при перевозке, как правило, железнодорожным транспортом (наибольший габарит по вертикали 3,85 м). Практически из условий стандартизации геометрической схемы высоту стропильных ферм рационально принимать одинаковой для всех ферм различных пролетов: в типовых фермах трапецеидального очертания – 2,2 м (между обушками на разбивочной оси колонны) и в фермах с параллельными поясами 3,15 м.
Высота треугольной фермы в середине пролета определяется в зависимости от пролета и уклона верхнего пояса и может достигать значительных размеров.
5.2. Порядок расчета стропильных ферм
Проектирование фермы начинают с ее компоновки. На этой стадии выбирают статическую схему и очертание фермы, назначают вид решетки и определяют генеральные размеры. Затем производят статический расчет фермы, подбор сечений элементов фермы, расчет и конструирование ее узлов.


5.2.1. Определение нагрузок на ферму
Стропильные фермы рассчитываются на нагрузки, передающиеся на них в виде сосредоточенных сил в узлах: постоянную – от веса кровли, конструкций подвесного потолка, собственного веса фермы со связями и др.; временные – от снега, а также от ветра (при уклонах кровли более 30о), подвесного подъемно-транспортного оборудования (при его наличии) и других возможных технологических нагрузок.
Равномерно распределенная нагрузка подсчитывается сначала на 1 м2 площади, затем по грузовой площади находится сосредоточенная сила, действующая на каждый узел.
При возможном загружении фермы снеговой нагрузкой на половине пролета может измениться знак усилия с «плюса» на «минус» в средних малонагруженных элементах решетки. В практических расчетах такие элементы принимаются конструктивно по предельно допустимой гибкости как сжатые (независимо от знака усилия).
При жестком сопряжении ригеля с колонной ферма в составе рамы испытывает воздействие рамных опорных моментов и продольной силы (усилия от распора) Nр, передающейся при восходящем опорном раскосе на нижний пояс фермы.
Значение опорных моментов Мл и Мп принимаются при одной и той же комбинации нагрузок. При определении усилий в стержнях фермы опорные моменты заменяются двумя парами горизонтальных сил, приложенных на опорах:
Н1 = Мл/hо и Н2 = Мп/hо,
где hо – высота фермы на опоре по центрам тяжести поясов.

5.2.2. Определение усилий в стержнях фермы
При работе ферм с элементами из уголков или тавров принимается допущение, что все стержни соединены в узлах шарнирно, оси всех стержней прямолинейны, расположены в одной плоскости и пересекаются в узле в одной точке.
После предварительного определения опорных реакций фермы, усилия в элементах стропильных ферм от неподвижной нагрузки определяются, как правило, графическим методом – путем построения диаграммы Максвелла-Кремоны или аналитическим методом отдельно для всех загружений. Для симметричного загружения диаграмма усилий строится для половины фермы.
При наличии опорных моментов строится диаграмма усилий от единичного момента М1, приложенного к левой опоре. Зеркальное отображение этих усилий дает значение усилий в стержнях фермы от единичного момента,
приложенного к правой опоре. Единичный момент заменяется эквивалентной парой сил Н = М1/hо с плечом hо. Умножая значение усилий в стержнях фермы от единичных моментов соответственно на Мл и Мп, получаем фактические усилия в стержнях.
Усилия от каждого загружения оформляются в табличной форме (табл. 5.1).
Таблица 5.1
Расчетные усилия в стержнях фермы, кН (форма таблицы)
Элемент фермы
Обозна-чение стержня
Постоян-ная нагрузка
Сне-говая
Опорные моменты
Расчетное усилие





· = 1,0

· = 0,9
Mл = 1
Mп = 1
Mл = Mп =
Номера загру-жения
Значе-ние












Лучше всего расчет ферм выполнить на ЭВМ, воспользовавшись любой из известных программ.
Для подбора сечений элементов ферм необходимо получить для каждого элемента максимально возможное усилие при самом невыгодном сочетании нагрузок.
При приложении нагрузок вне узлов фермы ее пояса рассчитываются на совместное действие продольных усилий и изгибающего момента как неразрезные балки, опирающиеся на узлы ферм. Значение изгибающего момента от сосредоточенной силы F приближенно определяется по формуле
М = 0,9Fd/4,
где коэффициент 0,9 учитывает неразрезность пояса;
d – длина панели.
5.2.3. Определение расчетных длин и предельных гибкостей
стержней фермы
В критическом состоянии потеря устойчивости при продольном изгибе сжатых стержней возможна в любом направлении (в плоскости фермы или из ее плоскости).
Предельная гибкость для сжатых элементов ферм и связей зависит от назначения стержня, степени его загруженности, оцениваемой коэффициентом

· = N/ (
·ARy
·c),
где N – расчетное усилие;

·ARy
·c – несущая способность стержня (табл. 5.2).

Таблица 5.2.
Предельные гибкости сжатых элементов
Элементы конструкций
Предельная гибкость
·u

Пояса, опорные раскосы и стойки плоских ферм, передающие опорные реакции
180-60
·

Верхние пояса ферм, незакрепленные в процессе монтажа (предельную гибкость после завершения монтажа следует принимать по поз.1)
220

Основные колонны
180-60
·

Второстепенные колонны (стойки фахверка, фонарей и т.п.), элементы решетки колонн, элементы вертикальных связей между колоннами (ниже подкрановых балок)
210-60
·

Элементы связей, кроме указанных в поз. 4, а также стержни, служащие для уменьшения расчетной длины сжатых стержней, и другие ненагруженные элементы
200

Обозначение: 13 EMBED Equation.3 1415 – коэффициент, принимаемый не менее 0,5 (в необходимых случаях вместо
· следует применять
·е).
Гибкие растянутые стержни могут провисать под действием собственного веса, легко повреждаться при транспортировании и монтаже, а при действии динамических нагрузок вибрировать, поэтому их гибкость тоже ограничена (табл. 5.3). При статических нагрузках гибкость растянутых элементов ограничивается только в вертикальной плоскости.
Гибкость стержня определяется его расчетной длиной lеf (табл. 5.4) и радиусом инерции сечения i:

· = lеf/i.
Расчетные длины стержней определяются:
– в плоскости фермы
lх =
·l;
– из плоскости фермы
ly =
·l1,
где
· – коэффициент приведения длины к расчетной, зависящий от способов закрепления концов стержня;
l – геометрическая длина элемента (расстояние между центрами узлов);
l1 – расстояние между узлами, закрепленными от смещения из плоскости фермы (прогонами, специальными связями, жесткими плитами покрытий, прикрепленными к поясу сварными швами или болтами, и т.п.).
Таблица 5.3
Предельные гибкости растянутых элементов
Элементы конструкции
Предельная гибкость
·u при воздействии на конструкцию нагрузок


динамических, приложенных непосредственно к конструкции
статических
от кранов

Пояса и опорные раскосы плоских ферм (включая тормозные фермы) и структурных конструкций
250
400
250

Элементы ферм и структурных конструкций, кроме указанных в поз.1
350
400
300

Нижние пояса подкрановых балок и ферм


150

П р и м е ч а н и я: 1. В конструкциях, не подвергающихся динамическим воздействиям, гибкость растянутых элементов следует проверить только в вертикальных плоскостях.
2. Для растянутых элементов, в которых при неблагоприятном расположении нагрузки может изменяться знак усилия, предельную гибкость следует принимать как для сжатых элементов, при этом соединительные прокладки в составных элементах необходимо устанавливать не реже чем через 40i.
Особое внимание обращается на устойчивость верхнего пояса в пределах фонаря, где отсутствует кровельный настил или прогоны. Здесь для раскрепления узлов из плоскости фермы предусматриваются распорки (обязательные в коньковом узле). В процессе монтажа (до укладки плит покрытия или прогонов) распорка призвана обеспечить гибкость пояса
·у
·
·u = 220.


Таблица 5.4
Расчетные длины стержней ферм
Направление продольного
изгиба
Расчетная длина lef


пояса
опорные раскосы и опорные стойки
прочие элементы решетки

В плоскости фермы:
а) для ферм, кроме указанных в поз. 1, б
б) для ферм из одиночных уголков и ферм с прикреплением элементов решетки к поясам впритык
l
l
0,8 l


l
l
0,9 l

Перпендикулярно плоскости фермы (из плоскости фермы):
а) для ферм, кроме указанных в поз. 2, б
б) для ферм с поясами из замкнутых профилей с прикреплением элементов решетки к поясам впритык
l1
l1
l1


l
l
0,9 l

Обозначения:
l – геометрическая длина элемента (расстояние между центрами узлов) в плоскости фермы;
l1 – расстояние между узлами, закрепленными от смещения из плоскости фермы (прогонами, специальными связями, жесткими плитами покрытий, прикрепленными к поясу сварными швами или болтами, и т.п.).
5.2.4. Выбор типа сечений стержней фермы
Для центрально-сжатых стержней, рассчитываемых на устойчивость, основным требованием при конструировании элемента является стремление к обеспечению равноустойчивости стержня относительно осей х-х и у-у:

·х = (lх/iх) =
·у= (lу/iу).
Наиболее распространенными и традиционными являются тавровые сечения стержней ферм, выполненные из двух уголков.
Такие сечения имеют большой диапазон площадей, удобны для конструирования узлов на фасонках и прикрепления примыкающих к фермам конструкций (прогонов, кровельных плит, связей). Существенными недостатками такой конструктивной формы являются: большое количество элементов с различными типоразмерами, значительный расход стали на фасонки и прокладки, высокая трудоемкость изготовления и наличие щели между уголками, что способствует коррозии.
Использование для поясов ферм тавров позволяет значительно упростить узлы.
Тавровое сечение может выполняться из двух равнополочных (iу
· 1,33iх) или неравнополочных уголков. Неравнополочные уголки можно составлять узкими полками (iу
· 2iх) или более широкими полками (iу
· iх) в зависимости от расчетных длин элементов при расчете в двух направлениях, обеспечивая равноустойчивость сечения (см. табл. 5.5).
Таблица 5.5
Приближенные значения радиусов сечений элементов из уголков
Радиусы инерции
Сечение элементов







rx и r
·
ry
r
·= 0,195 h
rx = ry= 0,3 h
rx= 0,3 h
ry= 0,2 b
0,28 h
0,24 b

Радиусы инерции




rx и r
·
ry
0,32 h
0,2 b
r
·= 0,185 h
0,21 h
0,3 h
0,17 b

При закреплении сжатого верхнего пояса горизонтальными связями (распорками) через узел расчетная длина из плоскости фермы оказывается в два раза больше, чем в плоскости фермы lу = 2lх, равноустойчивость пояса (
·у =
·х) будет обеспечена при таком же соотношении радиусов инерции (iу = 2iх). Этому условию отвечают неравнополочные уголки, составленные узкими полками (большими полками из плоскости фермы).
Если пояс работает на местный изгиб от межузловой нагрузки при lу = 2lх, сечение пояса принимается из равнополочных уголков. При больших межузловых нагрузках сечение может выполняться из двух швеллеров.
Если верхний пояс закреплен из плоскости в каждом узле (связями, прогонами или приваренными к нему крупнопанельными железобетонными плитами), то lу = lх и теоретически наиболее подходящим является сечение, выполненное из двух неравнополочных уголков, составленных широкими полками (iу
· iх). Однако вследствие недостаточной боковой жесткости при транспортировании и монтаже пояса такого сечения могут погнуться из своей плоскости, поэтому практически более предпочтительно сечение из равнополочных уголков, которые незначительно уступают неравнополочным по геометрическим характеристикам, зато сортамент их значительно шире. В таких же условиях работают сжатые опорные раскосы, имеющие одинаковые расчетные длины из плоскости и в плоскости фермы, их сечения, как правило, тоже принимают из равнополочных уголков.
При уменьшении расчетной длины в плоскости фермы lх вдвое с помощью шпренгеля (что имеет место в типовых фермах покрытий производственных зданий) более рациональным является сечение опорного раскоса из неравнополочных уголков, составленных узкими полками.
Остальные сжатые раскосы, а также сжатые стойки обычно проектируются из равнополочных уголков, у которых соотношение радиусов инерции примерно отвечает соотношению расчетных длин lу = 1,25lх.
Для растянутых стержней ферм тип и ориентация уголков имеют второстепенное значение. Сечение нижнего пояса рекомендуется принимать из двух неравнополочных уголков, составленных узкими полками для придания ферме боковой жесткости во время перевозки и монтажа.
Растянутые стержни решетки, как и сжатые, обычно проектируются таврового сечения из двух равнополочных уголков.
Для соединения стрежней из двух уголков между собой и обеспечения их совместной работы как единого стержня ставятся прокладки. Наибольшие расстояния на участках между приваренными прокладками (в свету) должны не превышать: для сжатых элементов – 40i, для растянутых – 80i, где i – радиус инерции уголка, принимаемый для тавровых сечений относительно оси, параллельной плоскости расположения прокладок, а для крестовых сечений – минимальным. Прокладки выполняются шириной 60 – 100 мм и длиной на 20 – 30 мм больше ширины уголка. В сжатых элементах ставится не менее двух прокладок.
Наиболее эффективным для сжатых элементов является тонкостенное трубчатое сечение, обладающее благоприятным распределением материала относительно центра тяжести и хорошей обтекаемостью, благодаря чему они испытывают меньшие ветровые давления, на них мало задерживается грязь и влага, поэтому они более стойкие против коррозии, их легко очищать и окрашивать, что также повышает долговечность. Сопряжение трубчатых стержней в узлах представляет определенные трудности.
Прямоугольные гнутозамкнутые сечения, обладая почти теми же преимуществами, что и круглые трубы, позволяют упростить узлы сопряжения элементов.
При наличии межузловой нагрузки, действующей на верхний пояс фермы, возможно выполнение его из двух швеллеров.
При относительно небольшом усилии стержни ферм могут выполняться из одиночных уголков.
Подбор сечений элементов фермы
При подборе сечений элементов ферм для удобства комплектования металла, необходимо стремиться к возможно меньшему числу различных номеров и калибров уголковых профилей, ограничиваясь обычно 6 – 8.
При значительных усилиях в элементах ферм возможно применение двух классов стали: более высокой прочности – для сильно нагруженных поясов и опорных раскосов; малоуглеродистой стали обыкновенного качества – для элементов решетки.
Подбор сечения начинается с подбора сечения сжатого элемента, имеющего наибольшее расчетное усилие. При выборе уголковых профилей для сжатых элементов следует стремиться к применению уголков возможно меньшей толщины, поскольку их радиусы инерции имеют относительно большие значения. Во избежание повреждения ферм во время перевозки и при монтаже принимается минимальный уголок
·50Ч50Ч5.
Для снижения трудоемкости изготовления в фермах пролетом до 24 м включительно, состоящих из двух отправочных марок, пояса принимаются постоянного сечения, подобранного по максимальному усилию. В стропильных фермах пролетом 30 м и более сечение поясов по длине рационально изменять, при этом лучше изменять только ширину полок, сохраняя неизменной толщину уголков, чтобы облегчить устройство стыков.
Подбор сечений сжатых элементов ферм производится, как правило, из условия устойчивости элемента, растянутых – из условия прочности. Длинные слабо нагруженные элементы подбираются по предельной гибкости. При расчетах на устойчивость сжатых элементов стержневых конструкций покрытий и перекрытий (за исключением замкнутых трубчатых сечений) вводится коэффициент условий работы
·с = 0,95; при расчете сжатых элементов (кроме опорных) решетки составного таврового сечения из уголков сварных ферм покрытий и перекрытий (например, стропильных и аналогичных им ферм) при гибкости
·
· 60 вводится коэффициент условий работы
·с = 0,8.
При расчете соединений (кроме стыковых соединений) рассматриваемых выше элементов коэффициенты условий работы
·с = 0,95 и
·с = 0,8 учитывать не следует.
Подбор сечений элементов ферм оформляется в табличной форме.
Для примеров геометрическая схема фермы с расчетными усилиями в стержнях представлена на рис. 5.1.
Пример 5.1. Подобрать сечение верхнего сжатого пояса фермы из двух уголков при действии на него расчетного усилия N = – 1300 кН. Расчетные длины стержней: в плоскости фермы 3 м, из плоскости – 3 м (при шаге прогонов кровли d = 3 м). Материал – сталь класса С245 (район ІІ4, здание отапливаемое); Ry = 24 кН/см2;
·с = 0,95 (см. табл. 1.3). Максимальное усилие в опорном раскосе Np,max = – 670 кН.

Рис. 5.1. Расчетная и геометрическая схемы фермы
Толщину фасонок выбирают в зависимости от действующих усилий в элементах решетки (табл. 5.6). Принимаем толщину фасовки tф = 14 мм при максимальном усилии в олорном раскосе 670 кН.
Таблица 5.6
Рекомендуемые толщины фасонок
Максимальное усилие в стержнях решетки, кН

До 150

160 – 250

260 – 400

410 – 600

610 – 1000

1010 – 1400

1410 – 1800

Более 1800

Толщина
фасонки, мм
86

8

10

12

14

16

18

20

Поскольку ly = lx, принимаем сечение сжатого пояса из двух равнополочных уголков (рис. 5.2).


Рис. 5.2. Сечение пояса (к примеру 5.1)
При предварительном подборе сечения поясов легких ферм гибкость принимается
· = 60 – 90. Большие значения гибкости принимаются при меньших усилиях.
Задаемся
· = 70. Условная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
По условной гибкости для для типа кривой устойчивости с (см. табл. 3.12) определяем коэффициент устойчивости ( = 0,674 (см. табл. 3.11).
Из условия устойчивости сжатого стержня определяем требуемую площадь сечения пояса:
Атр = N/(
·Ry
·с) = 1300 / (0,674
· 24
· 0,95) = 84,6 см2.
Требуемый радиус инерции
iтр = lx/
· = 300 / 70 = 4,29 см.
По требуемым значениям площади и радиуса инерции из сортамента
принимаем сечение из двух равнополочных уголков 
·160Ч160Ч14/ГОСТ 8509-93. Площадь сечения А = 43,57
· 2 = 87,14 см2; радиус инерции относительно оси х-х – iх = 4,92 см; радиус инерции одного уголка относительно собственной центральной оси, параллельной свободной, iy = 4,92 см; расстояние от центра тяжести уголка до наружной грани полки, параллельной оси y1-y1, zо = 4,47 см.
Определяем радиус инерции составного сечения из двух уголков при зазоре между уголками (толщина фасонки) а = tф = 14 мм:
13 EMBED Equation.3 1415см.
Подсчитываем гибкости в главных плоскостях:

·х = lx/iх = 300 / 4,92 = 61;

·у = lу/iу = 300 / 7,14 = 42.
Наибольшая условная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
По табл. 3.11. находим минимальный коэффициент
·min = 0,730.
Производим проверку устойчивости центрально-сжатого пояса:
13 EMBED Equation.3 1415
Недонапряжение
13 EMBED Equation.3 1415
Максимальная гибкость

·х = 60,7 <
·и = (180 – 60
·) = (180 – 60 · 0,896) = 126,
где
· = 0,896 – степень загруженности стержня.
В процессе монтажа (раскрепляющие верхний сжатый пояс прогоны или плиты покрытия отсутствуют) в предположении строповки фермы в узлах верхнего пояса через четыре панели гибкость пояса из плоскости фермы не должна превышать предельной

·у = lу / iу = 4 d / i y = 4
· 300 / 7,1 = 169 <
·и = 220.
Сечение из двух уголков
·160Ч160Ч14 принято.

Пример 5.2. Подобрать сечение верхнего сжато-изгибаемого пояса при действии на него осевого усилия N = – 1300 кН и внеузловой нагрузки F = 55 кН, приложенной в середине панели d (расчетная схема представлена на рис. 5.3). Расчетная длина пояса
·х =
·у = d = 3 м.
Материал конструкции – сталь класса С245. Расчетное сопротивление Ry = 24 кН/см2. Коэффициент условий работы
·с = 0,95.


Рис. 5.3. Расчетная схема и сечение пояса
Определяем изгибающий момент в середине панели пояса
M = 0,9Fd/4 = 0,9
· 55
· 300 / 4 = 3712, 5 кН
·см.
Эксцентриситет
е = M/N = 3712,15 / 1300 = 2,86 см.
Расчет на устойчивость внецентренно-сжатых и сжато-изгибаемых элементов выполняется как в плоскости действия момента (плоская форма потери устойчивости), так и из плоскости действия момента (изгибно-крутильная форма потери устойчивости).
Расчет таких элементов постоянного сечения в плоскости действия момента, совпадающей с плоскостью симметрии, производится по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Таблица 5.7
Коэффициент влияния формы сечения
·
Схема сечения
13 EMBED Equation.3 1415
Значение ( при



0 ( 13 EMBED Equation.3 1415 ( 5
13 EMBED Equation.3 1415 > 5



0,1( m ( 5
5 < m
( 20
0,1( m
( 5
5 < m
( 20



0,25
(1,45–0,05m) –
– 0,01(5–m)13 EMBED Equation.3 1415
1,2
1,2



·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·–
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·–
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·–
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·–
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·–
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·В формуле
·е – коэффициент устойчивости при сжатии с изгибом определяется для сплошностенчатых стержней в зависимости от условной гибкости 13 EMBED Equation.3 1415 и приведенного относительного эксцентриситета mef (табл. 8.2), определяемого по формуле mef =
·m,
где
· – коэффициент влияния формы сечения, определяемый по табл. 5.7 (предварительно для таврового сечения принимается
· = 1,8);
m = e/
·x = eA/Wc – относительный эксцентриситет;

·x = Wc/A – ядровое расстояние; Wc = Ix /z0 – момент сопротивления сечения для наиболее сжатого волокна; z0
· 0,3h –расстояние от центра тяжести до наиболее сжатого волокна для таврового сечения; h – высота сечения.
При предварительном подборе сечения для поясов принимается гибкость
· = 60 – 90.
Задаемся гибкостью
·х = lx /iх = 60.
Определяем отвечающие этой гибкости и расчетной длине стержня lx:
– радиус инерции
ix,тр = lx /
·x = 300 / 60 = 5 см;
– требуемую высоту сечения
h = ix/
·1 = 5 / 0,3
· 17 см (принимаем h = 18 см),
где
·1
· 0,3 для таврового сечения из двух равнополочных уголков;
– ядровое расстояние
(x = Wc /A = (Ix /A)/z0 = i2x /z0 = (0,3h)2 / (0,3h) = 0,3h = 0,3
· 18 = 5,4 см;
– приведенный эксцентриситет
mef =
·e/
·x = 1,8
· 2,86 / 5,4 = 0,95;
– условную гибкость
13 EMBED Equation.3 1415.
По условной гибкости 13 EMBED Equation.3 1415 и приведенному эксцентриситету mef принимаем
·е = 0,543.
Требуемая площадь сечения пояса
Aтр = N/(
·еRy
·c) = 1300 / (0,543
· 24
· 0,95) = 105 см2.
По Aтр и iх,тр по сортаменту принимаем сечение из двух равнополочных уголков
·200Ч200Ч12 / ГОСТ 8510-86, имеющих характеристики:
А = 2
· 47,1 = 94,2 см2; Ix = 2
· 1822,78 = 3645,36 см4; iх = 6,22 см; zо = 5,37 см.
Определяем:
– момент сопротивления сечения для наиболее сжатого волокна
Wc = Ix /zо = 3645,56 / 5,37 = 678,88 см3;
– ядровое расстояние

·x = Wc/А = 678,88 / 94,2 = 7,2 см;
– относительный эксцентриситет
m = e/
·x = 2,86 / 7,2 = 0,4;
– гибкость

·х = lx /iх = 300 / 6,22 = 48,2;
– условную гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
– по табл. 5.7 при Af /Aw = 1 и 13 EMBED Equation.3 1415 = 1,64 вычисляем

· = 1,8 + 0,12m = 1,8 + 0,12
· 0,4 = 1,85;
– приведенный эксцентриситет
mef =
·m = 1,85
· 0,4 = 0,74.
По 13 EMBED Equation.3 1415 = 1,64 и mef = 0,74 определяем
·е = 0,640.
Производим проверку пояса в плоскости действия момента:
13 EMBED Equation.3 1415
Недонапряжение
13 EMBED Equation.3 1415
Проверяем устойчивость пояса фермы из плоскости действия момента, для чего определяем:
– радиус инерции таврового сечения
13 EMBED Equation.3 1415см;
– момент инерции
Iy = iy2A = 8,72
· 94,2 = 7130 см4;
– гибкость

·у = lу/iу = 300 / 8,7 = 34,5.
Так как гибкость стержня
·у = 34,5 <
·х = 48,2 (жесткость ЕIy > EIx), проверка устойчивости пояса из плоскости действия момента не требуется.
При ЕIy < ЕIx проверка устойчивости сжато-изогнутого пояса из плоскости действия момента производится по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где
·y – коэффициент устойчивости при центральном сжатии относительно оси y-y, принимается по условной гибкости 13 EMBED Equation.3 1415 (см. табл. 3.11);
с – коэффициент, учитывающий изгибно-крутильную форму потери ус-
тойчивости и зависящий от относительного эксцентриситета и формы сечения, принимается по [6, п. 5.31].
При подборе сечения внецентренно-сжатых или сжато-изгибаемых элементов можно было воспользоваться наиболее простым, но менее точным способом определения требуемой площади сечения – методом последовательных приближений. Поскольку осевое усилие N играет определяющую роль, предварительно (с некоторым запасом) принимается сечение из расчета на усилие N как центрально-сжатого элемента, а затем оно проверяется с учетом действующего момента как внецентренно-сжатый элемент.

Пример 5.3. Подобрать сечение стержней растянутого нижнего пояса стропильной фермы по максимальному расчетному усилию в середине пролета Nmax = 1300 кН и минимальному расчетному усилению в крайней панели
Nmin = 450 кН. Расчетная длина стержня в плоскости фермы lx = 6 м. Материал конструкции – сталь С245; Ry = 24 кН/см2 – расчетное сопротивление стали, коэффициент условий работы
·с = 0,95.
Несущую способность элементов, выполненных из стали с нормативным сопротивлением Ryn
· 440 МПа и имеющих развитую площадку текучести, проверяют, исходя из условия развития пластических деформаций, по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Для элементов, выполненных из сталей, не имеющих площадки текучести (условный предел текучести
·02 > 440 МПа), а также, если эксплуатация конструкций возможна и после развития пластической деформации, проверка несущей способности производится по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где Ru – расчетное сопротивление стали, определенное по временному сопротивлению (см. табл. 2.3);
·u = 1,3 – коэффициент надежности при расчете по временному сопротивлению; Aп – площадь сечения нетто с учетом возможных ослаблений отверстиями под болты или заклепки; для сварных конструкций Aп = Авr.
Определяем требуемую площадь сечения нижнего пояса по максимальному усилию:
Aтр = Nmax /(Ry
·c) = 1300 / (24
· 0,95) = 57,02 см2.
Принимаем сечение из двух неравнополочных уголков, составленных узкими полками,
·160Ч100Ч12, имеющих площадь сечения А = 30,04
· 2 =
= 60,08 см2 > Aтр = 57,02 см2; радиус инерции стержня в плоскости фермы ix = 2,18 см; zо= 2,36 см.
Проверяем растянутый пояса на прочность:
13 EMBED Equation.3 1415
Проверяем гибкость в вертикальной плоскости (см. табл. 5.3):

·х = lx/iх = 600 / 2,18 = 275 <
·и = 400.
Определяем площадь сечения по минимальному усилию
Aтр = Nmin/(Ry
·c) = 450 / (24
· 0,95) = 19,74 см2.
Принимаем сечение их двух неравнополочных уголков
·100Ч63Ч7, составленных узкими полками, имеющих площадь сечения А = 11,09
· 2 =
= 22,18 см2 > Aтр = 19,74 см2; радиус инерции ix = 1,37 см; zо = 1,46 см.
Проверяем гибкость в вертикальной плоскости:

·х = lx/iх = 600 / 1,37 = 438 >
·и = 400.
Нижний пояс по гибкости не проходит. Принимаем сечение их двух равнополочных уголков
·90Ч90Ч7, имеющих площадь сечения
А = 12,28
· 2 = 24,56 см2 > Aтр = 19,74 см2; радиус инерции ix = 2,77 см; zо = 2,47 см.
Гибкость в вертикальной плоскости

·х = lx/iх = 600 / 2,77 = 217 <
·и = 400.
Проверяем пояса на прочность:
13 EMBED Equation.3 1415
Сечение удовлетворяет условиям прочности и предельной гибкости.
Пример 5.4. Подобрать сечение сжатого среднего раскоса фермы по расчетному усилию N = – 75 кН. Расчетные длины раскоса: из плоскости фермы ly = l = 4300 мм; в плоскости фермы lx = 0,8l = 0,8
· 4300 = 3440 мм. Материал конструкций – сталь С245.
Сечение средних малонагруженных элементов решетки фермы, как правило, подбирается по предельной гибкости
·и.
В соответствии с табл. 5.2 для сжатого раскоса
·и = 210 – 60(.
Предварительно принимаем коэффициент ( = 0,75, тогда

·и = 210 – 60
· 0,75 = 165.
Требуемые радиусы инерции:
– при расчете в плоскости фермы
ix,тр = lx/
·и = 344 / 165 = 2,08 см;
– при расчете из плоскости фермы
iу,тр = lу /
·и = 430 / 165 = 2,61 см.
По сортаменту принимаем сечение раскоса из двух равнополочных уголков
·70Ч70Ч5, для которых ix = 2,16 см > ix,тр = 2,08 см;
13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415 см > iу,тр,
где zо= 1,9 см; a = tф = 14 мм; площадь сечения А = 2
· 6,86 = 13,72 см2.
Гибкости раскоса:

·x = lx/ix = 344 / 2,16 = 159 <
·и = 165;

·у = lу/iу = 430 / 3,38 = 127 <
·и.
Максимальная условная гибкость раскоса
13 EMBED Equation.3 1415
при которой коэффициент устойчивости
· = 0,253,
Проверяем устойчивость раскоса:
13 EMBED Equation.3 1415
где
·c = 0,8 при
·
· 60 (см. табл. 1.3).
Сечение их двух уголков
·70Ч70Ч5 подобрано неудачно и не удовлетворяет условию устойчивости. Принимаем сечение из двух уголков
·75Ч75Ч5, для которых: А = 2
· 7,39 = 14,78 см2; ix = 2,31 см; zо = 2,02 см; 13 EMBED Equation.3 1415см.
Подсчитываем гибкости:

·х = lx/ix = 344 / 2,31 = 149;

·у = lу /iу = 430 / 3,57 = 120.
Наибольшая условная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
Коэффициент устойчивости
· = 0,282.
Производим проверку раскоса на устойчивость:
13 EMBED Equation.3 1415
Степень загруженности элемента
· = 0,937.
Предельная гибкость

·и = 210 – 60
· = 210 – 60
· 0,937 = 154.
Проверяем гибкость стержня

·х = 149 <
·и = 154.
Сечение из двух уголков
·75Ч75Ч5 удовлетворяет условиям устойчивости и предельной гибкости.
Подбор сечений остальных элементов фермы произведен в табличной форме (табл. 5.8). Окончательно сечения элементов фермы приняты с учетом унификации калибров уголков.

5.2.6. Расчет и конструирование узлов фермы
Общие требования к конструированию. Конструирование ферм начинается с вычерчивания осевых линий, образующих геометрическую схему конструкции, в соответствии с конфигурацией фермы и ее основными размерами. Сходящиеся в узлах осевые линии элементов должны пересекаться в центре узла.
На осевые линии наносятся контуры стержней, которые привязываются к осям по центрам тяжести сечения, при этом в сварных фермах расстояние от центра тяжести до обушка (привязка) округляется в большую сторону до целого числа, кратного 5 мм. В фермах с болтовыми соединениями уголки привязываются к осям по рискам, ближайшим к обушку.
Когда сечение пояса по длине фермы меняется, в геометрической схеме принимается одна осевая линия, при этом верхняя грань пояса сохраняется на одном уровне для удобства опирания примыкающих элементов. Смещение
осей поясов ферм при изменении сечения допускается не учитывать, если оно не превышает 1,5% меньшей высоты сечения пояса.
Обрезка стержней решетки производится перпендикулярно к оси стержня. Чтобы снизить сварочные напряжения и уменьшить концентрацию напряжений, возникающих в зазоре между элементами при перегибе фасонки в процессе транспортирования и монтажа, концы стержней решетки не доводят до пояса на расстояние а = 6tф – 20 мм, но не более 80 мм (tф – толщина фасонки в мм). Между торцами стыкуемых элементов поясов ферм, перекрываемых накладками, оставляется зазор не менее 50 мм.
Приварку раскосов и стоек к фасонке рекомендуется выполнять лишь фланговыми швами по обушку и перу, заводя сварочный шов на торец элемента на длину 20 мм для снижения концентрации напряжений.
Фасонки, с помощью которых образуются узлы ферм, принимаются простого очертания, чтобы упростить их изготовление и уменьшить количество обрезков.
Фасонки выпускаются за обушки поясных уголков на 15 – 20 мм для возможности наложения сварных швов. В местах установки прогонов, прикрепленных к уголковым коротышам, и в местах усиления пояса накладками при опирании железобетонных плит на верхний пояс фасонку не доводят (утапливают) до обушка уголков на 10 – 15 мм.
Угол между краем фасонки и элементами решетки принимается не менее 15є для обеспечения плавной передачи усилия и снижения концентрации напряжений.
Таблица 5.8
Подбор сечений элементов строительной фермы. Материал – сталь С245,
расчетное сопротивление Ry = 240 МПа
Элемент фермы
Номер элемента (рис.
5.1)
Расчетное усилие N, кН
Принятое
сечение
Площадь А, см2
Толщина фасонки tф, мм
Расчетные длины
Радиусы инерции
Гибкости

·min
Коэффициент условий работы
·c
Коэффициент использования
несущей способности
·







lx
ly
ix
iy

·max

·u


сжатие
растяжение















13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415

Верхний пояс
1 – 2
0

·
· 63Ч63Ч5
12,26
14
280
280
1,94
3,12
144
180






2 – 3
– 820

·
· 160Ч160Ч14
87,14
14
300
30
4,92
7,14
61
126
0,730
0,95
0,896



3 – 4
– 820















4 – 5
–1300















5 – 6
–1300














Нижний пояс
10 – 9
450

·
· 90Ч90Ч7
24,56
14
600

2,77

217
400

0,95

0,804


9 – 8
1090

·
·160Ч100Ч12
60,08
14
600

2,18

275
400

0,95

0,950


8 – 7
1300














Раскосы
10 – 2
– 670

·
· 160Ч100Ч9
45,74
14
209
417
2,85
7,82
73
151
0,655
0,95
0,981



2 – 9
535

·
· 90Ч90Ч7
24,56

344

2,77

124
400

0,95

0,955


4 – 9
–380

·
· 125Ч125Ч8
39,38

344
430
3,87
5,63
89
156
0,556
0,8
0,904



4 – 8
230

·
· 75Ч75Ч5
14,78

344

2,31

149
400

0,95

0,683


8 – 6
–75

·
· 75Ч75Ч5
14,78

344
430
2,31
3,57
149
154
0,282
0,8
0,940


Стойки
3 – 9
–110

·
· 75Ч75Ч5
14,78
14
247
309
2,31
3,57
107
120
0,452
0,8
0,858



4 – 8















Подкос
1 – 11
0

·
· 63Ч63Ч5
12,26
14
195
195
1,94
3,12
101
180





Толщина узловых фасонок выбирается в зависимости от максимального усилия, действующего в стержнях решетки (как правило, в опорном раскосе), причем обычно принимается одинаковой для всей фермы. При значительной разнице усилий в стержнях решетки можно применять две толщины в пределах отправочного элемента, допуская разность толщин в смежных узлах 2 мм. Фасонки в опорных узлах ферм рекомендуется выполнять на 2 мм толще, чем фасонки промежуточных узлов.
Рекомендуемые толщины фасонок ферм приводятся в табл. 5.6.
Размеры фасонок (длина и ширина) определяются по необходимой длине швов прикрепления элементов решетки к фасонке и округляются до 10 мм. Швы, прикрепляющие элементы решетки к фасонке, рассчитываются на собственное усилие в элементе, швы, прикрепляющие фасонку к поясу, – на разность усилий в смежных панелях пояса.
Если к узлу верхнего пояса приложена сосредоточенная нагрузка, то швы, прикрепляющие фасонку к поясу, рассчитываются на совместное действие продольного усилия (от разницы усилий в смежных панелях пояса) и сосредоточенной нагрузки.
При опирании на верхний пояс ферм крупнопанельных железобетонных плит, когда толщина полок уголков при шаге ферм 6 м составляет менее 10 мм, а при шаге 12 м менее 14 мм, поясные уголки для предотвращения отгиба полок в местах опирания ребер плит усиливаются накладками толщиной 12 мм. Накладки привариваются швами вдоль поясных уголков во избежание ослабления сечения.
Фермы пролетом 18 – 36 м разбиваются на два отправочных элемента с укрупнительными стыками в средних узлах.
При пролетах ферм покрытий свыше 36 м предусматривается строительный подъем, равный прогибу от постоянной и длительной временной нагрузок. При плоских кровлях строительный подъем предусматривается независимо от величины пролета и принимается равным прогибу от суммарной нормативной нагрузки плюс 1/200 пролета. На практике строительный подъем задается по упрощенной кривой за счет устройства перегибов в монтажных узлах.

Пример 5.5. Рассчитать и запроектировать стык нижнего пояса стропильной фермы, совмещенного с узлом 9 (рис. 5.4). Усилия в элементах – по данным табл. 5.8. Материал конструкций – сталь С255 с расчетным сопротивлением Rу = 24 кН/см2, нормативным сопротивлением Run = 37 кН/см2.
Сварка механизированная в среде углекислого газа, сварочная проволока Св-08Г2С диаметром 2 мм. Расчетные сопротивления сварного углового шва: по металлу шва Rwf = 21,5 кН/см2; по металлу границы сплавления Rwz = 0,45Run = 0,45
· 37 = 16,65 кН/см2.
Коэффициент условий работы
·c = 1,0; коэффициенты условий работы шва
·wf =
·wz = 1,0 (конструкция эксплуатируется при t > –40оС). Сварка выполняется в нижнем положении. Коэффициенты глубины провара шва для механизированной сварки:
·f = 0,9 при расчете по металлу шва;
·z = 1,05 при расчете по металлу границы сплавления (см. табл. 3.4).



Рис. 5.4. Заводской стык нижнего пояса фермы (к примеру 5.5)
Сравниваем:

·f Rwf = 0,9
· 21,5 = 19,35 кН/см2 >
·z Rwz = 1,05
· 16,65 = 17,48 кН/см2,
следовательно, расчет производим по металлу границы сплавления.
Узел 9 является промежуточным узлом. При пролете фермы более 24 м в этом узле меняется сечение нижнего пояса.
Определяем длины швов, прикрепляющих к фасонке раскосы и стойку.
Раскос 2 – 9. Расчетное усилие N2-9 = 535 кН.
Во избежание дополнительного момента площадь сечения каждого шва назначается так, чтобы равнодействующая передаваемых ими усилий совпадала с осью прикрепления элемента, т.е. усилие в элементе N распределялось обратно пропорционально расстояниям от сварных швов до оси центра тяжести сечения.
Усилия, воспринимаемые швами:
– у обушка Nоб = (1 –
·)N2-9 = (1 – 0,3) 535 = 374,5 кН;
– у пера Nп =
·N2-9 = 0,3
· 535 = 160,5 кН,
где
· – коэффициент, учитывающий долю усилия, приходящегося на перо в элементах таврового сечения, выполненного из двух уголков (табл. 5.9).

Таблица 5.9
Значения коэффициента
·



Коэффициент
Тип сечения



13 EMBED PBrush 1415

13 EMBED PBrush 1415

13 EMBED PBrush 1415


·
0,3
0,25
0,35

1 –
·
0,7
0,75

0,65

Принимаем максимальный катет сварного шва, который можно допустить при сварке вдоль пера уголка толщиной tуг = 7 мм (табл. 5.10):
kf,max = tуг – 2 = 7 – 2 = 5 мм,
этот же катет шва отвечает минимальному размеру катета шва при механизированной сварке наиболее толстого листа в соединении (tф = tmах = 14 мм).
Конструктивные длины швов:
– у пера
lw,n = Nn /(2
·zkfRwz
·wz
·c) + 1 = 160,5 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 10,2 см,
округляя длину шва до 10 мм, принимаем lw,n = 110 мм;
– у обушка, принимая катет kf = 8 мм,
lw,об= Nоб/(2
·zkfRwz
·wz
·c) + 1 = 374,5 / (2
· 1,05
· 0,8
· 16,65
· 1
· 1) + 1 =14,4 см,
принимаем 150 мм.
Раскос 4 – 9. Расчетное усилие N4-9 = – 380 кН.
Усилия, воспринимаемые швами:
– у обушка
Nоб = (1 –
·)N4-9 = (1 – 0,3) 380 = 266 кН;
– у пера
Nп =
·N4-9 = 0,3
· 380 = 114 кН.
Таблица 5.10
Максимальные катеты швов kf, max у скруглений прокатных профилей
kf, max, мм
4
5
6
8
10
12

№ двутавра
10 – 12
14 – 16
18 – 27
30 – 40
45
50 – 60

№ швеллера
5 – 8
10 – 14
16 – 27
30
36 – 40


Вдоль пера уголков при толщине полки t

t, мм
(6
7 – 16
(18

kf, мм
t – 1
t – 2
t – 4

Конструктивные длины швов:
– у пера
lw,n = 114 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 7,5 см, принимаем 80 мм;
– у обушка, принимая катет шва kf = 7 мм,
lw,об = 266 / (2
· 1,05
· 0,7
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 11,8 см, принимаем 120 мм.
Стойка 3 – 9. Расчетное усилие N3-9 = – 110 кН.
Усилия, воспринимаемые швами:
– у обушка
Nоб = (1 –
·)N3-9 = (1 – 0,3) 110 = 77 кН;
– у пера
Nп =
·N3-9 = 0,3
· 110 = 33 кН.
Максимальный катет шва вдоль пера уголка толщиной tуг = 6 мм принимается:
kf,mах = tуг – 1 = 6 – 1 = 5 мм.
Конструктивные длины швов:
– у обушка
lw,об = 77 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 5,4 см, принимаем 60 мм;
– у пера
lw,n = 33 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 2,9 см, принимаем 50 мм;
По крайним точкам швов, прикрепляющих элементы решетки к фасонке, очерчиваем контур фасонки, принимая ее простейшей формы и округляя размеры в большую сторону до 10 мм. Высота фасонки hф = 350 мм.
Из-за различной толщины уголков стык осуществляется при помощи листовых накладок с включением части фасонки высотой, равной удвоенной ширине прикрепляемой полки уголка. Уголки с большим усилием заводятся за центр узла (в сторону панели с меньшим усилием) на 300 500 мм для облегчения работы фасонок.
Расчетное усилие, передаваемое в стыке через фасонку, принимается как часть усилия в поясе, приходящаяся на перья поясных уголков:
Nф = 1,2
·N9-10 = 1,2
· 0,3
· 450 = 162 кН,
где 1,2 – коэффициент, учитывающий сложность передачи усилия в стыке.
Проверяем прочность фасонки упрощенным методом:
13 EMBED Equation.3 1415
Сварные швы (Ш1), прикрепляющие уголки слева к фасонке по перу, рассчитываются на усилие 1,2
·N9-10 = 162 кН.
Задаемся максимальным катетом шва у пера kf = 5 мм.
Определяем конструктивную длину швов (Ш1):
lw,n = 1,2
·N9-10 /(2
·z kf Rwz
·wz
·c) + 1 = 162 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 =
= 10,3 см, принимаем 110 мм.
Приварка к фасонке уголков по обушку производится конструктивными швами длиной lw,об = 110 мм и kf = 6 мм.
Расчетное усилие в накладках принимается как часть усилия в поясе, приходящаяся на обушки поясных уголков:
Nн = 1,2(1 –
·)N9-10 = 1,2 (1 – 0,3) 450 = 378 кН.
Ширину каждой накладки назначаем, исходя из ширины полки поясного уголка b1 = 160 мм, зазора между кромкой накладки и фасонкой 40 мм, свеса накладки 20 мм:
bн = 160 – 40 + 20 = 140 мм.
Определяем требуемую площадь накладок:
Ан,тр = Nн/(Ry
·с) = 378 (24
· 1) = 15,75 см2.
Толщина одной накладки
tн = Ан,тр/(2bн) = 15,75 / (2
· 14) = 0,56 см, принимаем tн = 6 мм.
Размеры накладок и фасонки должны обеспечить прочность ослабленного сечения в зазоре между поясными уголками.
Прочность стыка, сечение которого представляет собой тавр, можно проверить на внецентренное растяжение (центр тяжести стыка не совпадает с центром тяжести пояса, рис. 5.5).

Рис. 5.5. К расчету стыка нижнего пояса фермы (к примеру 5.5)
Фасонку выпускаем за обушки поясных уголков на 15 мм. Привязка нижнего пояса к оси z = 2,5 см.
Площадь таврового сечения
А = hфtф + 2bнtн = 35
· 1,4 + 2
· 14
· 0,6 = 65,8 см2.
Определяем центр тяжести сечения относительно центральной оси фасонки хо-хо.
Смещение оси относительно центра тяжести фасонки
у =
·Sxo /A = 2bнtнyo/A = 2
· 14
· 0,6
· 16,3 / 65,8 = 4,2 см,
где yo = hф/2 – с – tн/2 = 35/2 – 0,9 – 0,6 / 2 = 16,3 см – расстояние от центра тяжести накладок до оси хо-хо.
Момент инерции сечения
Iх = tфhф3 / 12 + tфhфу2 + 2bнtн (yo – y) =
= 1,4
· 353 / 12 + 1,4
· 35
· 4,22 + 2
· 14
· 0,6
· (16,3 – 4,2) = 6069,7 см4.
Сечение воспринимает усилие N9-10 = 450 кН, приложенное на расстоянии e = 15 + z = 15 + 25 = 40 мм от нижнего края фасонки, и усилие N2-9 = 535 кН – на расстоянии d = 20 мм от верхнего края фасонки.
Горизонтальная проекция усилия N2-9
N2-9cos
· = 535
· 0,7 = 374,5 кН, где cos
· = 300 / 430 = 0,7.
Сечение работает на внецентренное растяжение под действием нормальной силы
N = N9-10 + N2-9 cos
·= 450 + 374,5 = 824,5 кН
и изгибающего момента
Мх = N2-9 cos
· (hф /2 + у – d) – N9-10 (hф/2 – у – е) =
= 374,5
· (35 / 2 + 4,2 – 2) – 450
· (35 / 2 – 4,2 – 4) = 3192,7 кН
·см.
Проверяем наибольшее напряжение, которое имеет место на верхнем краю фасонки:

·ф = N/А + (Мх/Iх) (hф /2 + у) = 824,5 / 65,8 + (3192,7 / 6069,7) (35/2 + 4,2) =
= 23,94 кН/см2 < Ry
·c = 24 кН/см2.
Крепление накладок к горизонтальным полкам поясных уголков рассчитывается из условия равнопрочности на полное усилие, которое может выдержать накладка:
Nн = bнtнRу = 14
· 0,6
· 24 = 201,6 кН.
Требуемая конструктивная длина одного шва (Ш2) толщиной kf = 5 мм (для уголков левой панели при толщине уголка 7 мм)
lw = Nн /(2
·zkf Rwz
·wz
·c) + 1 = 201,6 / (2
· 1,05
·0,5
·16,65
·1
· 1) + 1 = 12,5 см,
принимаем 130 мм.
Длину накладки принимаем:
lн = 2lw + 50 = 2
· 130 + 50 = 310 мм.
Сварные швы для прикрепления правых уголков к фасонке рассчитываются на усилие:
– вдоль пера (Ш3)
Nn = 1,2
·N8-9 = 1,2
· 0,25
· 1090 = 327 кН;
– вдоль обушка (Ш4)
Nоб = 1,2(1 –
·) (N8-9 – N9-10) = 1,2 (1 – 0,25) (1090 – 450) = 576 кН,
где (N8-9 – N9-10) – разность усилий в смежных панелях пояса.
Требуемая конструктивная длина шва у обушка (при kf,min = 5мм)
lw,об = Nоб /(2
·zkf Rwz
·wz
·c) + 1 = 576 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 =
= 34 см < lw,max = 85
·fkf + 1 = 85
· 0,9
· 0,5 + 1 = 39,2 см.
Прикрепление фасонки к поясу рекомендуется осуществлять сплошными швами минимальной толщины. Конструктивно, исходя из размеров фасонки, принимаем эти швы длиннее, чем требуется по расчету.
Пример. 5.6. Рассчитать и законструировать промежуточный узел верхнего пояса 4, выполненного из 2
·160Ч160Ч14 (рис. 5.6). Усилия в смежных панелях: N3-4 = – 820 кН; N4-5 = – 1300 кН. Примыкающие к узлу раскосы выполнены из 2
·125Ч125Ч8 с усилием N4-9 = – 380 кН и из 2
·75Ч75Ч6 с усилием N4-8 = 230 кН. На верхний узел через прогоны из [24 (ширина полки b = 90 мм) передается сосредоточенная сила F = – 110 кН.
Материал конструкций и условия сварки приняты по примеру 5.5.


Рис. 5.6. Узел верхнего пояса фермы (к примеру 5.6)
Крепление стержней решетки производится на собственное усилие в элементе.
Раскос 4 – 9. Расчетное усилие N4-9 = – 380 кН.
Конструктивные длины (см. пример 5.5):
– у пера lw,n = 80 мм, катет kf = 5 мм;
– у обушка lw,об = 120 мм, катет kf = 7 мм.
Раскос 4 – 8. Расчетное усилие N4-8 = 230 кН.
Усилие, воспринимаемое швами:
– у пера Nn =
·N4-8 = 0,3
· 230 = 69 кН;
– у обушка Nоб = (1 –
·)N4-8 = (1 – 0,3) 230 = 161 кН.
Конструктивные длины швов:
– у пера (kf, mах = tуг – 1 = 6 – 1 = 5 мм)
lw,n = Nn /(2
·zkf Rwz
·wz
·c) + 1 = 69 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 5 cм,
принимаем lw,n = 50 мм, (lw,min = 50 мм);
– у обушка
lw,об = 161 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 10,2 см,
принимаем 110 мм.
По крайним точкам сварных швов, прикрепляющих элементы решетки к фасонке, очерчиваем контур фасонки прямоугольной формы, округляя размеры в большую сторону до 10 мм.
Элементы решетки не доводим до пояса на расстояние а = 6tф – 20 =
= 6
· 14 – 20 = 64 мм, принимаем 65 мм.
Швы крепления пояса к фасонке рассчитываются на совместное действие продольного усилия N, равного разности усилий в смежных панелях пояса (N = N4-5 – N3-4 = 1300 – 820 = 480 кН), и узловой нагрузки F = 110 кН.
Длины швов крепления пояса к фасонке, олределяемые размерами принятой фасонки составляют:
– вдоль перьев lw,n = 600 – 10 = 590 мм;
– вдоль обушков lw,об = (200 – 10) + (200 – 10) = 380 мм.
Суммарная длина швов

·lw = 2(lw,n + lw,об) = 2 (59 + 38) = 194 см.
Принимая минимальный катет шва kf = 5 мм, определяем напряжения:
– от продольной силы

·wN = N/(
·zkf
·lw) = 480 / (1,05
· 0,5
· 194) = 4,7 кН/см2;
– от узловой нагрузки

·wF = F/[
·zkf
·2(l1 + l2)] = 110 / [1,05
· 0,5
· 2
· (9 + 41)] = 2,1 кН/см2.
Суммарные напряжения
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность шва обеспечена с большим запасом.
Пример. 5.7. Рассчитать и запроектировать укрупнительный (монтажный) узел верхнего пояса фермы (рис. 5.7). Сечение верхнего пояса с усилием N5-6 = – 1300 кН выполнено из 2
·160Ч160Ч14, сечение раскоса, примыкающего к узлу, – с усилием N8-6 = – 75 кН из 2
·75Ч75Ч5.
Материал конструкций – сталь С255, имеющая расчетное сопротивление
Rу = 24 кН/см2, нормативное Run = 37 кН/см2. В монтажных условиях применяется ручная сварка. Электроды для сварки стали С255 – Э42А. Расчетные сопротивления при расчете: по металлу шва Rwf = 18 кН/см2; по металлу границы сплавления Rwz = 0,45Run = 0,45
· 37 = 16,65 кН/см2.
Коэффициент условий работы
·c = 1,0; коэффициенты условий работы шва
·wf =
·wz = 1,0 (конструкция эксплуатируется при t > –40оС). Коэффициенты глубины проплавления шва:
·f = 0,7 – для ручной сварки при расчете по металлу шва;
·z = 1,0 – при расчете по металлу границы сплавления.





Рис. 5.7. Укрупнительный узел верхнего пояса фермы (к примеру 5.7)
Сравниваем:
·f Rwf = 0,7
· 18 = 12,6 кН/см2 <
·zRwz = 16,65 кН/см2.
Расчет монтажных швов производим по металлу шва.
Стык осуществляется при помощи двух горизонтальных листовых накладок, перекрывающих полки поясных уголков, и двух вертикальных листовых накладок, перекрывающих фасонки смежных полуферм.
Горизонтальные накладки рассчитываются на часть усилия от равнодействующей усилий в поясе N5-6 = – 1300 кН и раскосе N8-6 = – 75 кН, приходящихся на обушки уголков:
Nнг = 1,2(N5-6 + N8-6cos
·) (1 –
·) = 1,2 (1300 + 75
· 0,7) (1 – 0,3) = 1136,1 кН,
где
· = 46о – угол между раскосом и поясом.
Требуемая площадь двух горизонтальных листовых накладок
Анг = Nнг /(Rу
·с) = 1136,1 / (24 8
· 1) = 47,34 см2.
Принимая накладку шириной bнг = bуг + 20 = 160 + 20 = 180 мм, определяем толщину накладки:
tнг = Анг /(2bнг) = 47,34 / (2
· 18) = 1,32 см, принимаем tнг = 14 мм.
Задавшись катетом шва kf = 8 мм, определяем конструктивную длину сварного шва (Ш1), прикрепляющего одну горизонтальную накладку к поясному уголку по внешней стороне накладки (у пера уголка):
lw = Nнг/(2
· 2
·f kf Rwf
·wf
·c) + 1 = 1136,1 / (2
· 2
· 0,8
· 18
· 1
· 1) + 1 = 29,2 cм,
принимаем 300 мм.
Приняв максимальный катет шва kf = tн = 14 мм, определяем конструктивную длину шва (Ш2), прикрепляющего накладку к поясу с внутренней стороны накладки (по скосу):
lw
· = 1136,1 / (2
· 2
· 1,4
· 18
· 1
· 1) + 1 = 17,1 см, принимаем 170 мм.
Усилие для расчета вертикальных накладок определяется как часть усилия от равнодействующей усилий в поясе и раскосе, приходящихся на перья уголков:
Nнв = 1,2(N5-6 + N8-6cos
·)
· = 1,2 (1300 + 75
· 0,7) 0,3 = 486,9 кН.
На это усилие проверяется фасонка фермы толщиной tф = 14 мм и условной шириной bф = 2bуг = 2
· 160 = 320 мм:

· = Nнв /(bфtф) = 486,9 / (32
· 1,4) = 10,87 кН/см2 < Ry
·c = 24 кН/см2.
Размеры двух вертикальных накладок принимаются конструктивно: толщина tнв = tф = 14 мм; длина lнв = 2bуг = 2
· 160 = 320 мм, минимальная ширина bнв = 2
· 4dо + 50 = 2
· 4
· 23 + 50
· 250 мм, где dо = 23 мм – диаметр отверстий под монтажные болты d = 20 мм.
Определяем катет сварных швов, прикрепляющих вертикальные накладки к фасонке (Ш3) с одной стороны стыка:
kf = Nнв/(2
·f lw Rwf
·wf
·c) = 486,9 / [2
· 0,7
· (32 – 1)
· 18
· 1
· 1] = 0,59 см,
принимаем kf = 6 см = kf,min при сварке более толстого листа t = 14 мм.
Рассчитываем прикрепление уголков раскоса к фасонке на усилие в элементе N8-6 = – 75 кН. Приняв kf,min = 5 мм, определяем конструктивную длину шва вдоль обушков:
lw,об = N8-6(1 –
·)/(2
·zkfRwz
·wz
·c) + 1 =
= 75 (1 – 0,3) / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 4 см.
Производим прикрепление раскоса к фасонке конструктивными швами (Ш4) длиной 50 мм и толщиной kf = 5 мм каждый.
Сварные швы для прикрепления поясных уголков к фасонке рассчитываем:
– по перьям уголков на усилие
Nп = 1,2N5-6
· = 1,2
· 1300
· 0,3 = 468 кН;
– по обушкам уголков на часть усилия в раскосе N8-6, приходящуюся на обушки уголков раскоса:
Nоб = 1,2N8-6cos
·(1 –
·) = 1,2
· 75
· 0,7
· (1 – 0,3) = 44,1 кН.
Конструктивная длина швов вдоль перьев поясных уголков (Ш5)
lw,п = Nп/(2
·zkf Rwz
·wz
·c) + 1 = 468 / (2
· 1,05
· 0,8
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 17,7 см,
принимаем 180 мм.
Конструктивная длина швов вдоль обушков поясных уголков (Ш6)
lw,об = Nоб/(2
·zkfRwz
·wz
·c) + 1 = 44,1 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 3,5 см.
Привариваем фасонку к обушкам поясных уголков швами с kf = 5 мм по всей ее длине.
5.2.7. Сопряжение фермы с колонной
Примыкание фермы к колонне сбоку позволяет осуществлять как шарнирное, так и жесткое сопряжение ригеля с колонной (рис. 5.8).
При жестком сопряжении в узле возникает, помимо опорного давления FR, узловой момент M. При расчете момент заменяется парой горизонтальных сил H1 = M/hо, которые воспринимаются узлами крепление нижнего и верхнего поясов к колонне. Нижний пояс дополнительно воспринимает усилие от распора рамы Np = Q. В большинстве случаев опорный момент фермы имеет знак минус, т.е. направлен против часовой стрелки. В этом случае сила Н1, как и Нр, прижимает фланец узла нижнего пояса к колонне. Сжимающие напряжения на поверхности контакта невелики и не проверяются.
Опорный фланец крепится к полке колонны на болтах грубой или нор-мальной точности, которые ставятся в отверстия на 3 – 4 мм больше диаметра болтов, чтобы они не могли воспринимать опорную реакцию фермы в случае неплотного опирания фланца на опорный столик. Количество болтов принимается конструктивно (обычно 68 болтов диаметром 20 – 24 мм).
Если в опорном узле возникает положительный момент (это возможно, как правило, при легких кровлях), то усилие Н отрывает фланец от колонны, следовательно, болты следует рассчитывать на растяжение с учетом эксцентриситета, вызванного несовпадением центра болтового поля и осевой линии нижнего пояса фермы, по которой приложено усилие Н (рис. 5.9).


Рис. 5.8. Узел сопряжения фермы с колонной



Рис. 5.9. К расчету болтов крепления фланца опорного узла к колонне
Условно предполагается, что возникающее при этом вращение узла проходит вокруг линии, проходящей через ось болтов, наиболее удаленных от точки приложения силы Н (примерно на 40 – 80 мм ниже верха фасонки).
Усилие, приходящееся на наиболее нагруженный болт определяется по формуле
Nmax = N1 = 13 EMBED Equation.3 1415,
где z – расстояние от нижнего пояса фермы (линия приложения силы Н) до оси наиболее удаленного болта ;
l1 – расстояние между крайними болтами;
13 EMBED Equation.3 1415– сумма квадратов расстояний между осями болтов и осью вращения узла (13 EMBED Equation.3 1415);
n = 2 – количество болтов в каждом горизонтальном ряду соединения.
Вертикальное давление FR передается с опорного фланца узла фермы через строганные поверхности на опорный столик, причем фланец выпускается за пределы фасонки на а
· 1,5 tф.
Опорный столик выполняется из листа стали толщиной 30 –40 мм или при небольшом опорном давлении (FR = 200 – 250 кН) из отрезка уголка с частично срезанной полкой. Опорный столик делается несколько шире опорного фланца и приваривается к колонне.
Сопряжение фермы с колонной можно считать шарнирным, если фланец верхнего узла фермы сделать тонким (tфл = 8 – 10 мм) и возможно малой длины, а расстояние между болтами по горизонтали принять достаточно большим (bо = 160 – 200 мм). В этом случае фланец будет гибким и не сможет воспринимать сколько-нибудь существенную силу Н1.
При жестком сопряжении фланец верхнего узла и болты его крепления к колонне рассчитываются на отрывающее усилие Н1.
Другим вариантом шарнирного узла при примыкании фермы к колонне сбоку является сопряжение верхнего пояса с колонной на болтах нормальной точности, поставленных в овальные отверстия.
В нижнем опорном узле передача опорного давления FR и горизонтальной силы, появляющейся в результате узлового момента рамы, осуществляется раздельно.

Пример 5.8. Рассчитать конструкцию жесткого сопряжения фермы с колонной (см. рис. 5.8). Максимальный отрицательный опорный момент М = – 1144,6 кН
·м. Опорное давление FR = – 479,3 кН. Усилия в нижнем поясе N1 = + 399,4 кН, в опорном раскосе N2 = – 623,9 кН. Поперечная сила в колонне на уровне нижнего пояса фермы Q = – 112,6 кН.
Материал конструкций – сталь С255 с расчетными сопротивлениями Rу = 24 кН/см2 и Rs = 0,58 Ry = 13,92 кН/см2. Сварка механизированная в среде углекислого газа, сварочная проволока Св-08Г2С, диаметр проволоки d = 2 мм. Расчетные сопротивления: металла шва Rwf = 21,5 кН/см2, металла по границе сплавления Rwz = 16,65 кН/см2. Сварка выполняется в нижнем положении. Коэффициенты 13 EMBED Equation.3 1415f = 0,9; 13 EMBED Equation.3 1415z = 1,05; 13 EMBED Equation.3 1415wf = 13 EMBED Equation.3 1415wz = 1 (конструкция эксплуатируется при t > –40оC); 13 EMBED Equation.3 1415с = 1.
Расчет швов выполняем по металлу границы сплавления.
Катеты швов принимаем в зависимости от толщины уголков. В одном узле желательно иметь не более двух типоразмеров швов. Полученные по расчету длины швов округляются в большую сторону до 10 мм. Если по расчету длина шва меньше 50 мм, то принимается lw = 50 мм.
Принимаем катеты швов:
– вдоль обушки kf = 10 мм < kf,max = 1,2tуг = 1,2
· 9 = 10,8 мм;
– вдоль пера kf,min = 5 мм при толщине более толстого из свариваемых листов tф = 14 мм (см. табл. 3.5).
Определяем размеры фасонки в опорном узле фермы.
Толщину фасонки выбираем в зависимости от максимального усилия в стержнях решетки по табл. 5.6.
При усилии в опорном раскосе N2 = – 623,9 кН принимаем толщину фасонки tф = 14 мм.
Размеры фасонок определяем по необходимой длине швов крепления нижнего пояса и опорного раскоса.
Прикрепление нижнего пояса к фасонке.
Усилие, воспринимаемое швами у обушка:
Nоб1 = (1 –
·)N1 = (1 – 0,25) 399,4 = 299,55 кН,
где
· = 0,25 – коэффициент, учитывающий долю усилия на сварные швы у пера при креплении неравнополочных уголков, составленных узкими полками (см. табл. 5.9).
Усилие, воспринимаемое швами у пера:
Nn1 =
·N1 = 0,25
· 399,4 = 99,85 кН.
Расчетная длина шва вдоль обушка
lw,об = Nоб1/(2
·zkf Rwz
·wz
·c) = 299,55 / (2
· 1,05
· 1
· 16,65
· 1
· 1) = 8,57 см.
Принимаем конструктивную длину шва вдоль обушка с добавлением 1 см на дефекты в начале и конце шва lw,об = 100 мм.
Расчетная длина шва вдоль пера
lw,n = Nn1/(2
·zkfRwz
·wz
·c) = 99,85 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) = 5,7 см.
Принимаем lw,n = 70 мм.
Рассчитываем прикрепление опорного раскоса к фасонке.
Усилие, воспринимаемое швами у обушка:
Nоб2 = (1 –
·)N2 = (1 – 0,25) 623,9 = 467,93 кН.
Усилие, воспринимаемое швами у пера:
Nn2 =
·N2 = 0,25
· 623,9 = 155,97 кН.
Расчетная длина шва вдоль обушка
lw,об = Nоб2/(2
·zkfRwz
·wz
·c) = 467,93 / (2
· 1,05
· 1
· 16,65
· 1
· 1) = 13,4 см.
Принимаем lw,об = 150 мм.
Расчетная длина шва вдоль пера
lw,n = Nn2/(2
·zkfRwz
·wz
·c) = 155,97 / (2
· 1,05
· 0,5
· 16,65
· 1
· 1) = 8,92 см.
Принимаем lw,n = 100 мм.
Конструируем опорный узел фермы, исходя из размещения сварных швов требуемой длины и конструктивных требований (расстояние от низа пояса до торца опорного фланца не менее 150 мм).
Проверяем фасонку на срез:
13 EMBED Equation.3 1415
Производим условную проверку фасонки на выкалывание по сечению 1-1 при полной длине
·l = lГ + lв = 170 + 200 = 370 мм (см. рис. 5.8). Проверка выполняется приближенно, когда плоскости среза наклонены к оси элемента под углами, близкими к 45о, по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Центр швов, прикрепляющих фланец к фасонке, не совпадает с осью нижнего пояса. Эксцентриситет составил е = 80 мм.
Фланец для четкости опирания выступает на 15 – 20 мм ниже фасонки опорного узла, но не более amax
· 1,5tфл. Выпускаем фланец за пределы фасонки на а = 20 мм, что меньше amax = 1,5
· 16 = 24 мм.
Размеры опорного фланца назначаем конструктивно: толщина tфл = 16 – 20 мм; высота l = hф + a = 400 + 20 = 420 мм; ширина bфл = 180 мм (из условия размещения двух вертикальных рядов болтов).
Вертикальная реакция фермы FR передается с опорного фланца через строганые поверхности на опорный столик.
Площадь торца фланца
Афл = bфлtфл = 18 · 1,6 = 28,8 см2.
Торец фланца проверяем на смятие:
13 EMBED Equation.3 1415
где Rp = 33,6 кН/см2 – расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки) для стали С255, принимаемое по табл. 2.4.
Определяем расстояние между линиями центров тяжести верхнего и нижнего поясов в опорном сечении фермы:
Hо = Hop – (z1 + z3) = 3150 – (30 + 30) = 3090 мм,
где z1 и z3 – привязки поясов (расстояние от обушков до центра тяжести уголков), округленные до 5 мм.
Горизонтальное усилие, передаваемое на верхний и нижний пояса ферм:
H1 = M/hо= 1144,6 / 3,09 = 370,4 кН.
Общее горизонтальное воздействие на нижний пояс
H = H1 + Hp = 370,4 + 112,6 = 483 кН.
Швы, прикрепляющие фасонку опорного узла к фланцу, работают в сложных условиях (рис. 5.10).

Рис. 5.10. К расчету сварного шва крепления фланца к фасонке
При действии опорного давления FR швы срезаются вдоль, в них возникают напряжения:

·R = FR /(2
·zkf lw) = 479,3 / (2
· 1,05
· 1
· 39) = 5,85 кН/см2.
где kf = 10 мм (задаются в пределах 10 – 20 мм);
lw = hф – 10 = 400 – 10 = 390 мм.
Усилие Н приводит к срезу шва в направлении, перпендикулярном оси
шва:

·Н = Н/(2
·zkf lw) = 483 / (2
· 1,05
· 1
· 39) = 5,9 кН/см2.
Поскольку центр шва не совпадает с осью нижнего пояса, на шов действует момент
М = Не = 483
· 8 = 3864 кН
·см.
Под действием момента шов также работает на срез перпендикулярно оси шва:

·М = М/Wz = 6M/(2
·zkf lw2) = 6
· 3864 / (2
· 1,05
· 1
· 392) = 7,26 кН/см2.
Шов проверяем в наиболее напряженной точке А по металлу границы сплавления по результирующей напряжений:
13 EMBED Equation.3 1415= 14,4 кН/см2 <
< Rwz
·wz
·c = 16,65 кН/см2.
Угловые швы крепления столика рассчитываем на усилие
F = 1,2FR = 1,2
· 479,3 = 575,16 кН,
где коэффициент 1,2 учитывает возможный эксцентриситет передачи вертикального усилия, непараллельность торцов опорного фланца фермы и столика (неточность изготовления), вызывающую неплотность опирания фланца (его перекос в своей плоскости), что приводит к неравномерности распределения реакции между вертикальными швами.
Высота опорного столика lст устанавливается по требуемой протяженности сварных швов:
lст = lw + 1 = F/(2
·zkfRw
·wz
·c) + 1 =
= 575,16 / (2
· 1,05
· 16,65
· 1
· 1) + 1 = 17,45 см.
Принимаем столик из листа 220Ч180Ч30 мм.
В узле крепления верхнего пояса сила Н1 = 370,4 кН стремится оторвать фланец от колонны и вызывает его изгиб (рис. 5.11).
а) б)


Рис. 5.11. К расчету узла крепления верхнего пояса фермы к колонне:
а – работа фланца на изгиб; б – расчетная схема
Рекомендуется проектировать верхний узел так, чтобы линия действия силы Н1 проходила через центр фланца. В этом случае усилие растяжения во всех болтах распределяется равномерно.
Принимаем болты класса прочности 5.6 с расчетным сопротивлением болтов, работающих на растяжение, Rbt = 210 МПа = 21 кН/см2 (табл. 5.11).
Таблица 5.11
Расчетные сопротивления срезу и растяжению болтов
Напряженное состояние
Обозначение
Расчетные сопротивления, МПа, болтов классов



4.6
4.8
5.6
5.8
6.6
8.8
10.9

Срез
Rbs
150

160

190

200

230

320

400


Растяжение
Rbt
170

160

210

200

250

400

500


П р и м е ч а н и е. В таблице указаны значения расчетных сопротивлений для одноболтовых соединений.
Задаемся диаметром одного болта dб = 24 мм с площадью сечения нетто Abn = 3,52 см2 (см. табл. 3.17).
Несущая способность одного болта на растяжение
Nb = AbnRbt = 3,52
· 21 = 73,92 кН.
Необходимое число болтов
n = H1/(Nb
·c) = 370,4 / (73,92
· 1) = 5.
Принимаем n = 6, располагая их по ширине фланца в два ряда. Диаметр отверстия под болты dо = 27 мм.
Размещаем болты согласно требованиям (см. табл. 3.18)
Минимальное расстояние между центрами болтов
а1 = 2,5dо = 2,5
· 27 = 67,5 мм, принимаем а1 = 70 мм.
Минимальное расстояние поперек усилия от центра болта до края элемента с = 1,5dо = 1,5
· 27
· 40 мм.
Расстояние между болтами
b о = b – 2с = 180 – 2
· 40 = 100 мм.
Высота фланца
а = 2а1 + 2с = 2
· 70 + 2
· 40 = 220 мм.
Момент при изгибе фланца определяется как в защемленной балке пролетом bо:
Мфл = H1bо/8 = 370,4
· 10 / 8 = 463 кН
·см.
Требуемый момент сопротивления фланца
Wфл = Мфл/(Ry
·c) = 463 / (23
· 1) = 20,13 см3.
Минимальная толщина фланца
tфл = 13 EMBED Equation.3 1415 = 13 EMBED Equation.3 1415 = 2,34 см.
Принимаем tфл = 25 мм.
Шов крепления фланца к фасонке работает на срез и его катет определяется:
kf = H1/(2
·zlwRwz
·wz
·c) = 370,4 / (2
· 1.05
· 21
· 16.65
· 1
· 1) = 0,5 см,
где lw = а – 1 = 22 – 1 = 21 см.
Принимаем минимальный катет шва kf = 7 мм при механизированной сварке в защитной среде углекислого газа более толстого листа tфл = 25 мм (см. табл. 3.5).

5.3. Расчет и конструирование решетчатого прогона

Прогоны воспринимают нагрузку от кровли и передают ее на стропильные фермы. Прогоны могут быть сплошного сечения, применяемые, как правило, при шаге стропильных ферм 6 м, и решетчатые, обычно применяемые при шаге 12 м.
В качестве решетчатого прогона наиболее целесообразен трехпанельный шпренгельный прогон длиной 12 м, принятый в качестве типового (рис. 5.12). Верхний пояс прогона выполняется из двух швеллеров, элементы решетки – из одного гнутого швеллера. Раскосы прикрепляются к верхнему поясу на дуговой или контактной сварке.Такое решение существенно упрощает изготовление и обеспечивает достаточную боковую жесткость.
В легких зданиях применяют также прутковые прогоны, в которых элементы решетки и нижний пояс могут быть выпонены из груглых стержней или одиночных уголков
Решетчатые прогоны рассчитываются как фермы с неразрезным верхним поясом. Верхний пояс при этом работает на сжатие с изгибом (в одной плоскости, если отсутствует скатная составляющая нагрузки, или в двух плоскостях – при наличии скатной составляющей), остальные элементы испытывают продольные усилия.
Пример 5.9. Подобрать сечение элементов и законструировать узлы решетчатого трехпанельного прогона. Место строительства – г. Иркутск. Шаг стропильных ферм b = 12 м, шаг прогонов а = 3 м. Уклон теплой кровли i = 0,025. Материал прогонов – сталь класса С245, расчетное сопротивление Ry = 24 кН/см2 для фасонного проката толщиной t
· 20 мм. Коэффициенты условий работы: при проверке на прочность
·с = 1, при проверке на устойчивость
·с = 0,95 (см. табл. 1.3).




Рис. 5.12. Решетчатый прогон (к примеру 5.9):
а – геометрическая схема; б – расчетная схема для определения
осевых усилий; в – расчетная схема для определения моментов
Определяем нагрузки: постоянные нагрузки от элементов покрытия приведены в табл. 5.12; собственный вес прогона предварительно принят по типовому проекту (табл. 5.13); расчетное значение снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли принимается в зависимости от снегового района страны по табл. 5.14.
Для г. Иркутска (II район) Sg = 1,2 кН/м2. Полное расчетное значение снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия
S = Sg
· = 1,2 · 1 = 1,2 кН/м2,
где
· = 1,0 (при угле наклона кровли
·
· 25є) – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие.
Таблица 5.12
Состав покрытия

Элемент покрытия
Нагрузка


Нормативная, кН/м2
Коэффициент надежности по нагрузке
·f
Расчетная,
кН/м2

Защитный слой гравия, втопленного в битумную мастику, толщиной 15 мм
0,3
1,3
0,39

Гидроизоляционный ковер из четырех слоев рубероида
0,16
1,3
0,208

Утеплитель из пенобетонных плит t = 110 мм,

· = 5 кН/м3
0,55
1,2
0,66

Пароизоляция из одного слоя рубероида
0,04
1,2
0,048

Стальной профилированный настил
0,12
1,05
0,126

Собственный вес прогона
0,12
1,05
0,126


gn = 1,29

g = 1,55

Таблица 5.13
Характеристики типового прогона при шаге а = 3 м
Расчетная нагрузка на прогон, кН/м
№ сечения швеллера
Масса прогона, кг
Расход стали,
кг/м2

7,2
10
320
9,17

9,5
12
429
11,92

14,0
14
521
14,27

18,0
16
630
17,50

Нормативное значение снеговой нагрузки (определяется умножением полного расчетного значения снеговой нагрузки на коэффициент 0,7)
So = 0,7S = 0,7 · 1,2 = 0,84 кН/м2.
Таблица 5.14
Расчетные значения веса снегового покрова на 1 м2
горизонтальной поверхности земли
Снеговые районы РФ
І
ІІ
ІІІ
ІУ
У
УІ
УІІ
УІІІ

Sg, кПа (кгс/см2)
0,8
(80)
1,2
(120)
1,8
(180)
2,4
(240)
3,2
(320)
4,0
(400)
4,8
(480)
5,6
(560)

Суммарная равномерно распределенная нагрузка на прогон при шаге прогонов а = 3 м:
– нормативная
qn = (gn + Sо)a = (1,29 + 0,84) 3 = 6,39 кН/м;
– расчетная
q = (g + S)a = (1,55 + 1,2) 3 = 8,25 кН/м.
Опорная реакция прогона
FR = ql/2 = 8,25 · 12 / 2 = 49,5 кН.
Геометрическая схема прогона представлена на рис. 5.12, а.
Определяем углы наклона раскосов к поясу:
tg
·1 = 2h/l = 2 · 1,5 / 12 = 0,25, угол
·1 = 14о;
tg
·2 = 2h/l2-4 = 2
· 1,5 / 4,5 = 0,667, угол
·2 = 33,7о.
Равномерно распределенную нагрузку приводим к узловой (рис. 5.12, б):
F1 = ql1-2/2 = 8,25 · 3,75 / 2 = 15,47 кН;
F2 = q(l1-2 + l2-4) / 2 = 8,25 (3,75 + 4,5) / 2 = 34,03 кН.
Методом вырезания узлов, рассматривая равновесие узла 1, вычисляем усилия:
N1-3 = (FR – F1)/sin
·1 = (49,5 – 15,47) / 0,242 = 140,62 кН;
N1-2 = – N1-3cos
·1 = – 140,62 · 0,97 = – 136,4 кН.
Методом сечения определяем усилие:
N2-4 = – M/h = – [(FR – F1)l/2 – F2 (l2-4/2)]/h =
= – [(49,5 – 15,47) 12 / 2 – 34,03 (4,5 / 2)] / 1,5 = – 85,08 кН.
Из условия равновесия узла 2 определяем усилие:
N2-3 = – F2/sin
·2 = – 34,03 / 0,555 = – 61,32 кН.
Изгибающие опорные моменты для трехпролетной симметричной неразрезной балки, имеющей постоянный момент инерции (см. рис. 5.12, в):
Моп = – q(l1-23 + l2-33)/[4(2l1-2 + 3l2-3)] =
= – 8,25 · (3,753 + 4,53) / [4 · (2 · 3,75 + 3 · 4,5)] = – 14,13 кН·м.
Изгибающий момент в середине крайней панели
М1 = ql1-22/8 – Моп /2 = 8,25 · 3,752 / 8 – 14,13 / 2 = 7,44 кН·м.
Изгибающий момент в средней панели
М2 = ql2-42/8 – Моп = 8,25 · 4,52 / 8 – 14,13 = 6,75 кН·м.
Производим подбор сечения стержней прогона. Сечение верхнего пояса принимаем из двух швеллеров (рис. 5.13, а).


Рис. 5.13. Сечения элементов решетчатого прогона:
а – верхнего пояса; б – раскосов
Верхний пояс работает на сжатие усилием Nmax = N1-2 = – 136,4 кН с изгибом Mmax = Моп = – 14,13 кН·м. Гибкостью верхнего пояса обычно задаются в пределах 90 – 120. Предварительно принимаем
·х = 100.
Требуемый радиус инерции
ix, тр = lx/
·x = 450 / 100 = 4,5 cм.
По ix,тр назначаем сечение из двух [12/ГОСТ 8440-93 с ix = 4,78 см. Геометрические характеристики сечения: площадь А = 2 · 13,3 = 26,6 см2; момент сопротивления Wx = 2 · 50,6 = 101,2 cм3; радиус инерции iуо = 1,53 см; привязка zо = 1,54 см; толщина полки t = 7,8 мм; ширина полки b = 52 мм.
Проверяем пояс на прочность при упругой работе материала:
N/A + M/Wx = 136,4 / 26,6 + 1413 / 101,2 = 19,1 кН/см2 < Ry
·c = 24 кН/см2.
Большое недонапряжение, следовательно, можно уменьшить сечение.
Принимаем ближайший швеллер [10 с меньшими геометрическими характеристиками,чем у [12: А = 2 · 10,9 = 21,8 см2; Wx = 2 · 34,8 = 69,2 см3; Iyo = 31,2 см4.
Проверяем прочность пояса:
N/A + M/Wx = 136,4 / 21,8 + 1413 / 69,6 = 26,56 кН/см2 > Ry
·c = 24 кН/см2.
Прочность недостаточная, оставляем швеллер [12.
Проверяем устойчивость верхнего пояса в наиболее нагруженной панели 1–2: N1-2 = – 136,4 кН; в середине панели M1 = 7,44 кН·м; lx,1 = 3750 мм. За расчетный изгибающий момент принимается максимальный момент в средней трети длины стержня (но не меньше Mmax/2 = 14,13 / 2 = 7,07 кН·м):
M1/3 = ql1-22/8 – Мо/3 = 8,25 · 3,752 / 8 – 14,13 / 3 = 9,79 кН·м.
Определяем условную гибкость:
13 EMBED Equation.3 1415= (lх/ix)13 EMBED Equation.3 1415 = (375 / 4,78) 13 EMBED Equation.3 1415= 2,68.
Ядровое расстояние

· = Wx/А = 101,2 / 26,6 = 3,8 см.
Относительный эксцентриситет
m = е/
· = (M1/N1-2)/
· = (979 / 136,4) / 3,8 = 1,89.
Находим соотношение площади полки и стенки швеллера
Аf /Аw = 4,06 / 5,18 = 0,78,
где Аf = bt = 5,2 · 0,78 = 4,06 см2;
Аw = А – 2Аf = 13,3 – 2 · 4,06 = 5,18 см2.
По табл. 5.7 определяем коэффициент влияния формы поперечного сечения
· при 13 EMBED Equation.3 1415 = 2,68 < 5:
– при соотношении Аf /Аw = 0,5

·0,5 = (1,75 – 0,1m) – 0,02 (5 – m)13 EMBED Equation.3 1415=
= (1,75 – 0,1 · 1,89) – 0,02 (5 – 1,89) 2,68 = 1,39;
– при соотношении Аf /Аw = 1,0

·1,0 = (1,9 – 0,1m) – 0,02 (6 – m)13 EMBED Equation.3 1415=
= (1,9 – 0,1 · 1,89) – 0,02 (6 – 1,89) 2,68 = 1,49.
При Аf /Аw = 0,78 по интерполяции принимаем
· = 1,45.
Приведенный относительный эксцентриситет
mеf =
·m = 1,45 · 1,89 = 2,74.
Принимаем
·е = 0,292 – коэффициент устойчивости при сжатии с изгибом, определяемый в зависимости от 13 EMBED Equation.3 1415 = 2,68 и mеf = 2,74 (см. табл. 8.2).
Проверяем устойчивость пояса:
13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415
Устойчивость верхнего пояса в плоскости действия момента обеспечена.
Проверка устойчивости пояса из плоскости действия момента не требуется, так как она обеспечена закреплением пояса настилом кровли.
Для обеспечения совместной работы двух швеллеров их следует соединить планками. Расстояние между планками в сжатых элементах назначается а
· 40iуо, где iуо = 1,53 см – радиус инерции одного швеллера относительно собственной оси уо-уо:
а = 40 · 1,53 = 61,2 см, принимаем а = 60 см.
Планки ставятся между стенками швеллеров, чтобы они не мешали укладке профилированного настила (рис. 5.14).



Рис. 5.14. Опорный узел 1+
Решетку прогона принимаем из одиночных гнутых швеллеров, устанавливаемых полками вниз (см. рис. 5.13, б).
Элемент 2 – 3 работает на центральное сжатие приложенным усилием N2-3 = – 61,32 кН.
Расчетные длины lx = lу = l2-3 = 270 см. Задаемся гибкостью
· = 150. Условная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
По табл. 3.11 для типа кривой устойчивости с определяем коэффициент устойчивости при центральном сжатии
· = 0,278.
Вычисляем требуемые:
– площадь сечения
Атр = N2-3/(
· Ry
·c ) = 61,32 / ( 0,278 · 24 · 0,95) = 9,67 см2;
– радиус инерции
ix,тр = lx/
·x = 270 / 150 = 1,8 cм.
Принимаем гнутый швеллер гн. [120Ч60Ч4/ГОСТ 8278-83*. Геометрические характеристики сечения: А = 9 см2; iх = 1,88 см; iу = 4,7 см.
Определяем гибкости:

·х = lх/ix = 270 /1,88 = 144;
·у = lу / iу = 270 / 4,7 = 57.
Максимальная условная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
Коэффициент устойчивости
· = 0,298.
Производим проверку элемента на устойчивость:
13 EMBED Equation.3 1415
Элемент 1 – 3 работает на растяжение с усилием N1-3 = 140,65 кН.
Требуемая площадь сечения
Атр = N1-3/(Ry
·c) = 140,65 / (24 · 1) = 5,86 см2.
Из конструктивных соображений принимаем такое же, как и для элемента 2–3, сечение: гн. [120Ч60Ч4 с площадью А = 9 см2 > Атр.
В узлах элементы решетки заводятся между швеллерами пояса, их высота определяет расстояние между стенками швеллеров пояса bо = 120 мм.
Проверяем гибкость пояса из плоскости прогона в процессе монтажа (прогон не раскреплен настилом).
Момент инерции
Iy = 2[Iyо + A1(bо/2 + zо)2] = 2 [31,2 + 13,3 · (12 / 2 + 1,54)2] = 1575 cм4.
Радиус инерции
iу = 13 EMBED Equation.3 1415 = 13 EMBED Equation.3 1415 = 7,69 см.
Гибкость относительно оси у-у

·у = l/iу = 1200 / 7,69 = 156 <
·и = 220.
Рассчитываем и конструируем узлы (рис. 5.14 и 5.15).
Соединения элементов прогона в узлах проектируем на точечной контактной сварке.
Количество и диаметр сварных точек определяем по наибольшему усилию в стержнях прогона N1-3 = 140,65 кН. Оптимальное количество сварных точек в одном продольном ряду из условия их равномерного нагружения 2 шт. Крепим стержень четырьмя сварными точками (2 шт. на каждой стенке швеллеров). Количество плоскостей среза пs = 1.
Усилие от внешней нагрузки, передаваемое на одну точку:
N1 = N1-3/п = 140,65 / 4 = 35,16 кН.
Расчетное сопротивление срезу сварной точки принимается равным
Rws = Rs = 0,58Ry = 0,58 · 24 = 13,92 кН/см2.
Несущая способность одной точки из условия прочности на срез
Ns = (
·d2/4)Rwsns
· N1,
откуда определяем требуемый диаметр сварных точек:
dтр =13 EMBED Equation.3 1415 = 13 EMBED Equation.3 1415 = 1,79 см.
Принимаем d = 18 мм.
Шаг точек:
– в направлении усилия
а = 3d = 3 · 18 = 54 мм, принимаем а = 60 мм;
– до края элемента
с = 1,5d = 1,5 · 18 = 27, принимаем с = 30 мм.
По технологическим соображениям для крепления элемента 2–3 принимаем также 4 сварные точки d = 18 мм.
Соединение элементов решетки в узле 3 производим с помощью двух листовых фасонок толщиной tф = 5 мм и высотой hф = 150 мм.
Проверяем прочность фасонок по сечению 1-1 (рис. 5.15).
Определяем усилие, действующее на фасонки и приложенное в центре узла:
N = N1-3cos
·1 – N2-3cos
·2 = 140,65 · 0,97 – 61,32 · 0,832 = 85,41 кН.
Эксцентриситет приложения усилия относительно середины сечения фасонок е = 50 мм.


Рис. 5.15. Нижний узел 3
Изгибающий момент
М = Nе = 85,41 · 5 = 427,1 кН·см.
Геометрические характеристики сечения двух фасонок:
– площадь
А = 2tф hф = 2 · 0,5 · 15 = 15 cм2;
– момент сопротивления
W = 2tфhф2/6 = 2 · 0,5 · 152 / 6 = 37,5 см3.
Производим проверку:

· = N/A + M/W = 85,41 / 15 + 427,1 / 37,5 = 17,08 кН/см2 < Ry
·y = 24 кН/см2.
Прочность фасонок обеспечена.
В местах опирания на прогон профилированного настила необходимо поставить самонарезающие болты минимум через волну. Глава 6
ПОПЕРЕЧНАЯ РАМА ОДНОЭТАЖНОГО
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
_____________________________________________________________

6.1. Рекомендации по выбору конструктивной и расчетной
схемы каркаса

Проектирование каркаса производственного здания начинается с выбора и компоновки его конструктивной схемы. При компоновке конструктивной схемы каркаса в зависимости от назначения здания разбивается сетка колонн, выбирается схема поперечной рамы, устанавливаются внутренние габариты здания, назначаются генеральные размеры основных конструктивных элементов рамы, решается система связей по колоннам и конструкциям покрытия.
Основой поперечной системы каркаса является поперечная рама. Для стальных каркасов производственных зданий за основной тип принимается
рама со ступенчатыми колоннами, жестко защемленными в фундаменте, и ригелем в виде стропильных ферм.
Сопряжение колонн с ригелями следует назначать шарнирным или жестким в зависимости от числа пролетов здания, высоты здания, характеристик кранов и грунтов. Для однопролетных зданий жесткое сопряжение обычно рекомендуется при наличии мостовых кранов групп режимов работы 7К и 8К («особого режима») или грузоподъемностью кранов 100 т и более независимо от режима работы, при двухярусном расположении кранов, а также при высоте здания Н > 18 м, пролете L > 36 м и соотношении H/L > 1,5 независимо от наличия кранов.
Верхнюю (надкрановую) часть колонны обычно проектируют сплошного двутаврового сечения; нижнюю (подкрановую) принимают сплошной при ширине до 1 м включительно, а при большей ширине проектируют сквозной. При малоуклонных кровлях применяют фермы трапецеидального очертания (уклон i=1/8 – 1/12) и с параллельными поясами (i = 0,015 – 0,025). В неотапливаемых зданиях возможен вариант применения в качестве ригеля треугольной фермы с уклоном верхнего пояса i =1/3,5 для покрытия из волнистых асбоцементных листов.
Покрытия применяются прогонные или беспрогонные. В качестве прогонов, устанавливаемых на верхние пояса стропильных ферм, применяются прокатные балки, гнутые профили, легкие решетчатые конструкции (при шаге ферм больше 6 м). В беспрогонном покрытии применяются крупнопанельные железобетонные плиты шириной 3 м, пролетом 6 и 12 м, а также металлические панели.



6.1.1. Разбивка сетки колонн
Размещение колонн в плане производится с учетом технологических, конструктивных и экономических факторов согласно требованиям «Основные положения по унификации объемно-планировочных и конструктивных решений промышленных зданий» (СН 223-62*). Оно должно быть увязано с габаритами и расположением технологического оборудования, направлением грузопотоков. Колонны размещаются так, чтобы вместе с ригелями они образовывали поперечные рамы, т.е. в многопролетных цехах колонны разных рядов устанавливаются по одной оси. Расстояния между колоннами поперек здания (размеры пролетов) и в продольном направлении (шаг колонн) назначаются в соответствии с укрупненным модулем, кратным 6 м (рис. 6.1).
Здание большой длины согласно нормам разрезается на отдельные блоки поперечными температурными швами для уменьшения дополнительных напряжений в элементах каркаса от колебания температуры.
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 6.1. Возможные варианты компоновки конструктивной схемы здания:
а – вариант 1 (В = 6 м); б – вариант 2 (В = 12 м); в – вариант 3 (В = 12 м
с применением подстропильных ферм)

Наибольшие расстояния между температурными швами стальных каркасов одноэтажных зданий, при которых температурные воздействия не учитываются в расчетах, принимаются по табл. 6.1.

Таблица 6.1
Предельные размеры температурных блоков зданий






Здание
Наибольшее расстояние, м


между температурными швами по длине блока (вдоль здания)

от температурного
шва или торца здания до оси ближайшей вертикальной связи
между осями двух
вертикальных связей в одном блоке


в климатических районах строительства с расчетной
температурой, оС


t
· – 40
t < – 40
t
· – 40
t < – 40
t
· – 40
t < – 40

Отапливаемое
230
160
90
60
40 – 50
40

Неотапливаемое
и горячие цехи
200
140
75
50
40 – 50
40


Температурный шов устраивается на спаренных колоннах, геометрические оси которых смещаются от разбивочной оси на 500 мм в каждую сторону. На такую же величину смещаются геометрические оси колонн у торцов здания для возможности использования типовых ограждающих плит и панелей с номинальной длиной 6 или 12 м.
В сейсмических районах строительства длина сейсмического отсека здания не должна превышать: в зданиях с расчетной сейсмикой 7 баллов – 144 м; 8 баллов – 120 м; 9 баллов – 96 м.
6.1.2. Компоновка однопролетной рамы
производственного здания
Компоновку поперечной рамы начинают с установления ее генеральных габаритных размеров и основных размеров элементов конструкций, входящих в состав рамы.
Размеры по вертикали привязывают к отметке уровня чистого пола, принимая ее нулевой, размеры по горизонтали – к продольным осям здания.
Генеральные размеры здания: пролет L, высота Н1 до уровня головки кранового рельса и полезная высота здания Н0 назначаются в зависимости от габаритов оборудования (в том числе кранового) и характера технологического процесса в цехе.
Высота от головки кранового рельса до низа несущей конструкции покрытия Н2 обусловлена крановым габаритом над головкой рельса Нк (справочные данные по мостовым кранам приведены в табл. 6.2).
Таблица 6.2
Справочные данные по мостовым кранам нормального режима работы** (для учебного проектирования)
Грузоподъемность,
Q*, т
Пролет здания L, м
Размеры, мм
Давление
колеса
Вес теле-
жки GТ, кН
Вес крана G, кН
Тип рельса и его вес, кН/м
Высота ре- льса, мм



Hk
B1
B2
К
Fк1,
кH
Fк2,
кH





32/5
24
30
36
2750
2750
3000
300
6300
6300
6860
5100
5100
5600
315
345
380

120
520
620
740
КР-70
0,53
120

50/12,5
24
30
36
3150
300
6760
5250
470
500
540

180
665
780
900
КР-80
0,64
130

80/20
24
30
36
3700
4000
4000
400
9100
4350
350
380
410
370
400
430
380
1100
1300
1500
КР-100
0,89
150

100/20
24
30
36
3700
4000
4000
400
9350
4600
410
450
490
450
480
510
410
1250
1450
1650
КР-120
1,18
170

125/20
24
30
36
4000
400
9350
4600
480
520
550
520
550
580
430
1360
1550
1750
КР-120
1,18
170

160/32
24
30
36
4800
500
10500
1500
310
330
350
330
350
370
650
1750
1950
2200
КР-120
1,18
170

200/32
24
30
36
4800
4800
5200
500
10800
1500
370
400
420
380
410
430
700
1650
2150
2450
КР-120
1,18
170

* Q – грузоподъемность крана (числитель на большом крюке, знаменатель – на малом).
** Краны других режимов работы: см: ГОСТ 25711-83, ГОСТ 67-81.

Пример 6.1. Выполнить компоновку поперечной рамы однопролетного производственного здания пролетом L = 30 м с шагом колонн В = 12 м, оборудованного двумя электрическими мостовыми кранами грузоподъемностью Q = 100/20 т режима работы 5К (среднего режима работы).
Отметка головки кранового рельса Н1 = 15,4 м.
Принимаем раму, состоящую из ступенчатых колонн и ригеля в виде стропильной фермы с параллельными поясами и уклоном верхнего пояса i = 0,025 (рис. 6.2).
Устанавливаем вертикальные размеры.


Рис. 6.2. Схема поперечной рамы

Расстояние от головки кранового рельса до низа фермы
Н2 = Нк + 100 + а = 4000 + 100 + 300 = 4400 мм,
где Hk – высота от головки кранового рельса до верхней части тележки;
100 мм – зазор, устанавливаемый техническими условиями эксплуатации кранов;
а – зазор, учитывающий прогиб фермы по нижнему поясу и размеры выступающих вниз частей элементов связей с учетом их прогиба (принимается 200 – 400 мм).
Для соблюдения условий унификации размер Н2 принимается кратным 200 мм.
Полная высота цеха от уровня пола до низа стропильной фермы
Но = Н1 + Н2 = 15400 + 4400 = 19800 мм.
Размер Но принимается кратным 0,6 м, при большой высоте может использоваться укрупненный модуль 1,2 и 1,8 м. Унификация производится за счет изменения Н1 в большую сторону.
Высота верхней части колонны
Нв = Н2 + hб + hр = 4400 + 1700 + 200 = 6300 мм,
где hб = В/7 = 12000 / 7 ( 1700 мм, принимается по табл. 6.3;
hр = 200 мм – высота кранового рельса с подкладками.

Высота нижней части колонны
Нн = Н0 – Нв + Hф = 19800 – 6300 + 600 = 14100 мм,
где Нф = 500 – 800 мм – заглубление опорной плиты базы колонны ниже нулевой отметки пола.
Высота колонны
Н = Нн + Нв = 14100 + 6300 = 20400 мм.
Высота ригеля у опоры Нр,о = 3150 мм при применении типовых стропильных ферм с элементами из парных уголков с уклоном верхнего пояса i = 0,025.
Таблица 6.3
Основные размеры элементов подкрановых балок
Грузоподъемность крана, т
Высота балки hb
Ширина опорного ребра bp, мм


при шаге
колонн
B = 6 м
при шаге
колонн
B = 12 м
при шаге
колонн
B = 6 м
при шаге
колонн
B = 12 м

20/5
1/7 B
1/9 B
250
280

32/5
1/7 B
1/9 B
320
320

50/12,5
1/6 B
1/8,5 B
320
320

80/20
1/6 B
1/7,5 B
360
360

100/20
1/6 B
1/7 B
360
360

125/20
1/6 B
1/7 B
360
400

160/32
1/6 B
1/7 B
360
400

200/32
1/6 B
1/7 B
360
400

Высота шатровой части здания
Нш = Нр,о + Нкр = 3150 + 350 = 3500 мм,
где Нкр – высота несущих конструкций кровли (плит покрытия или прогонов) плюс толщина самой кровли.
При наличии фонарной надстройки, высота которой определяется светотехническим расчетом с учетом типовых фонарных переплетов, в высоту шатровой части добавляется высота фонаря.
Устанавливаем горизонтальные размеры рамы и ее элементов.
В зданиях с кранами режима работы 7К и 8К вдоль крановых путей следует предусматривать проходы для их осмотра и ремонта. Проходы могут быть организованы через проемы в стенке колонны либо сбоку между колонной и краном (рис. 6.3). Ширину прохода назначают не менее 400 мм, высоту – 1800 мм. При проходе в стенке колонны высота сечения верхней части колонны hв должна быть не менее 1000 мм.

Рис. 6.3. Привязка колонны и крана к продольным разбивочным осям:
а – с проемом для прохода в верхней части колонны; б – с проходом вдоль подкрановых путей

Привязка наружной грани колонны к разбивочной оси принимается:
– ао = 0 (нулевая) – в невысоких зданиях (при высоте от пола до низа фермы менее 16,2 м) с колоннами постоянного сечения при шаге колонн 6 м и кранах грузоподъемностью менее 30 т;
– ао = 500 мм – в относительно высоких зданиях (при высоте от пола до низа фермы более 30 м) с колоннами ступенчатого типа, при наличии мостовых кранов грузоподъемностью 80 т и более, а также в зданиях, обслуживаемых мостовыми кранами групп режима работы 7К и 8К (независимо от грузоподъемности крана) при устройстве прохода в верхней части колонны;
– ао = 250 мм – в остальных случаях.
Принимаем привязку ао = 500 мм.
Высота сечения верхней (надкрановой) части колонн hв, назначается 450 или 700 мм (с учетом унифицированной привязки торца фермы к разбивочной оси 200 мм), но не менее 1/12 ее высоты Нв из условия обеспечения необходимой жесткости колонны в плоскости рамы:
Нв/12 = 6300 / 12 = 525 мм, принимаем hв = 700 мм.
Минимальное расстояние от оси подкрановой балки до оси колонны (привязка крана)
(min= В1 + (hв – aо) + с = 400 + (700 – 250) + 75 = 925 мм,
где В1 = 400 мм – часть мостового крана, выступающая за ось рельса, принимается из табл. 6.2;
с = 75 мм – зазор между краном и гранью колонны по требованиям безопасности (при устройстве прохода размер ( включает еще 450 мм – габарит прохода с ограждением).
Расстояние ( принимается кратным 250 мм:
– при отсутствии прохода ( = 750 мм для кранов грузоподъемностью не более 50 т, ( = 1000 мм для кранов грузоподъемностью более 50 т;
– при устройстве прохода ( = 1000 мм для кранов грузоподъемностью не более 125 т, ( = 1250 мм для кранов грузоподъемностью более 125 т.
Принимаем ( = 1000 мм > (min = 925 мм.
Пролет крана
Lk = L – 2(min = 30000 – 2 · 1000 = 28000 мм.
Высота сечения подкрановой части колонны hн назначается из условия обеспечения жесткости цеха в поперечном направлении и принимается не менее hн,min = H/20 = 20400 / 20 = 1020 мм, а в цехах с обслуживанием кранами групп режимов работы 7К и 8К – hн,min ( H/15.
При совмещении оси подкрановой балки с осью подкрановой ветви колонны высоту сечения нижней части колонны принимаем:
hн = а0 + ( = 250 + 1000 = 1250 мм > hн,min = 1020 мм.
6.1.3. Компоновка связей каркаса
Связи каркаса обеспечивают геометрическую неизменяемость и устойчивость элементов в продольном направлении, совместную пространственную работу конструкций каркаса, жесткость здания и удобство монтажа и состоят из двух основных систем: связей между колоннами и связей покрытия.
Связи между колоннами. Связи между колоннами (рис. 6.4) обеспечивают во время эксплуатации и монтажа геометрическую неизменяемость каркаса и его несущую способность в продольном направлении, воспринимают и передают на фундамент ветровые нагрузки, действующие на торец здания, и воздействия от продольного торможения мостовых кранов, а также обеспечивают устойчивость колонн из плоскости поперечных рам.
Система связей по колоннам состоит из надкрановых одноплоскостных связей V-образной схемы, располагаемых в плоскости продольных осей здания, и подкрановых двухплоскостных крестовой схемы, располагаемых в плоскостях ветвей колонны.
Подкрановые связи в каждом ряду колонн располагаются ближе к середине блока здания, чтобы обеспечить свободу температурных деформаций в обе стороны и снизить температурные напряжения в элементах каркаса. Количество связей (одна или две по длине блока) определяется их несущей способностью, длиной температурного отсека и наибольшим расстоянием Lс от торца здания (температурного шва) до оси ближайшей вертикальной связи (см. табл. 6.1). При наличии двух вертикальных связей расстояние между ними в осях не должно превышать 40 – 50 м.
Надкрановые связи устанавливаются в крайних шагах колонн у торца здания или температурного блока, а также в местах, где предусматриваются вертикальные связи в плоскости опорных стоек стропильных ферм.
Промежуточные колонны (вне блоков связей) в уровне стропильных ферм раскрепляются распорками.
При большой высоте подкрановой части колонны целесообразна установка дополнительных горизонтальных распорок между колоннами, уменьшающих их расчетную длину из плоскости рамы (на рис. 6.4 показаны пунктиром).
Вертикальные связи по колоннам рассчитываются на крановые и ветровые нагрузки W, исходя из предположения работы на растяжение одного из раскосов крестовых подкрановых связей. При большой длине элементов, воспринимающих небольшие усилия, связи принимаются по предельной гибкости
·u = 200.
Элементы связей выполняются из горячекатанных уголков, распорки – из гнутых прямоугольных профилей.
Связи покрытия. Система связей покрытия состоит из горизонтальных и вертикальных связей, образующих жесткие блоки в торцах здания или температурного блока и при необходимости промежуточные блоки по длине отсека (рис. 6.5).
Горизонтальные связи в плоскости нижних поясов стропильных ферм проектируются двух типов. Связи первого типа состоят из поперечных и продольных связевых ферм и растяжек (см. рис. 6.5, в – при шаге ферм 6 м; см. рис. 6.5, г – при шаге 12 м). Связи второго типа состоят из поперечных связевых ферм и растяжек (см. рис. 6.5, д – при шаге ферм 6 м; см. рис. 6.5, е – при шаге ферм 12 м).

13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415Рис. 6.4. Схема связей по колоннам
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
6.5. Связи покрытия 13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415Рис. 6.5 (продолжение) Поперечные связевые фермы по нижним поясам стропильных ферм предусматриваются в торцах здания или температурного (сейсмического) отсека (см. рис. 6.5, д, е). Предусматривается также дополнительно одна связевая горизонтальная ферма в середине здания или отсека при их длине более 144 м в зданиях, возводимых в районах с расчетной температурой наружного воздуха –40оС и выше, и при длине здания более 120 м в зданиях, возводимых в районах с расчетной температурой ниже –40оС (см. рис. 6.5, в, г). Тем самым уменьшаются поперечные перемещения пояса фермы, возникающие вследствие податливости связей. Поперечные горизонтальные связи в уровне нижних поясов ферм воспринимают ветровую нагрузку на торец здания, передаваемую верхними частями стоек фахверка, и вместе с поперечными горизонтальными связями по верхним поясам ферм и вертикальными связями между фермами обеспечивают пространственную жесткость покрытия.
Продольные горизонтальные связи в плоскости нижних поясов стропильных ферм предусматриваются вдоль крайних рядов колонн в зданиях:
– с мостовыми опорными кранами групп режимов работы 7К и 8К, требующими устройства галерей для прохода вдоль крановых путей;
– с подстропильными фермами;
– с расчетной сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов;
– с отметкой низа стропильных ферм свыше 18 м независимо от грузоподъемности кранов;
– в зданиях с кровлей по железобетонным плитам, оборудованных мостовыми опорными кранами общего назначения грузоподъемностью свыше 50 т при шаге стропильных ферм 6 м и свыше 20 т при шаге ферм 12 м;
– в однопролетных зданиях с кровлей по стальному профилированному настилу, оборудованных кранами грузоподъемностью свыше 16 т;
– при шаге стропильных ферм 12 м с применением стоек продольного фахверка.
Поперечные горизонтальные связи в уровне верхних поясов стропильных ферм предусматриваются для обеспечения устойчивости поясов из плоскости ферм. Из-за решетки поперечных связей по верхним поясам ферм затрудняется использование решетчатых прогонов и поэтому поперечные связи, как правило, не применяются. В этом случае развязка ферм обеспечивается системой вертикальных связей между фермами.
В зданиях с кровлей по железобетонным плитам в уровне верхних поясов стропильных ферм предусматриваются распорки (см. рис. 6.5, а). В зданиях с кровлей по стальному профилированному настилу распорки располагаются только в подфонарном пространстве, раскрепление ферм между собой осуществляется прогонами (см. рис. 6.5, б); при расчетной сейсмичности 7, 8 и 9 баллов предусматриваются также поперечные связевые фермы или диафрагмы жесткости, устанавливаемые в торцах сейсмического отсека (см. рис. 6.5, ж – при шаге ферм 6 м; см. рис. 6.5, к – при шаге ферм 12 м), и дополнительно не менее одной при длине отсека более 96 м в зданиях с расчетной сейсмичностью 7 баллов и при длине отсека более 60 м в зданиях с расчетной сейсмичностью 8 и 9 баллов.
В диафрагмах жесткости профилированный настил, кроме основных функций ограждающих конструкций, выполняет функцию горизонтальных связей по верхним поясам стропильных ферм. Поперечные диафрагмы жесткости и горизонтальные связевые фермы воспринимают продольные расчетные горизонтальные нагрузки от покрытия.
В зданиях с фонарем в случае устройства промежуточной диафрагмы жесткости фонарь над диафрагмой должен быть прерван. Диафрагмы жесткости выполняются из профилированного настила марок H60-845-0,9 или H75-750-0,9 по ГОСТ 24045-94 с усиленным креплением его к прогонам.
Стропильные фермы, не примыкающие непосредственно к поперечным связям, раскрепляются в плоскости расположения этих связей распорками и растяжками. Распорки обеспечивают необходимую боковую жесткость ферм при монтаже (предельная гибкость верхнего пояса фермы из ее плоскости при монтаже
·u = 220). Растяжки предусматриваются для уменьшения гибкости нижнего пояса с целью предотвращения вибрации и случайных погнутостей при перевозке. Предельная гибкость нижнего пояса из плоскости фермы принимается:
·u = 400 – при статической нагрузке и
·u = 250 – при кранах режимов работы 7К и 8К или при воздействии динамических нагрузок, приложенных непосредственно к ферме.
Для горизонтальных связей обычно принимается связевая ферма с треугольной решеткой. При шаге стропильных ферм 12 м стойки-распорки связевых ферм проектируются с достаточно большой вертикальной жесткостью (как правило, из гнутых прямоугольных профилей) для опирания на них длинных диагональных раскосов, выполненных из уголков с незначительной вертикальной жесткостью.
Вертикальные связи между фермами предусматриваются по длине здания или температурного отсека в местах размещения поперечных связевых ферм по нижним поясам ферм. В зданиях с расчетной сейсмичностью 7, 8 и 9 баллов и кровлей по стальному профилированному настилу по рядам колонн вертикальные связи устанавливаются в местах размещения связевых ферм или диафрагм жесткости по верхним поясам стропильных ферм.
Основное назначение вертикальных связей – обеспечить проектное положение ферм при монтаже и увеличить их боковую жесткость. Обычно устраивается одна-две вертикальные связи по ширине пролета (через 12 – 15 м).
При опирании нижнего узла стропильных ферм на оголовок колонны сверху вертикальные связи располагаются также в плоскости опорных стоек ферм. При примыкании стропильных ферм сбоку к колонне эти связи располагаются в плоскости, совмещенной с плоскостью устройства вертикальных связей надкрановой части колонны.
В покрытиях зданий, эксплуатируемых в климатических районах с расчетной температурой ниже –40оС, следует, как правило, предусматривать (дополнительно к обычно применяемым связям) вертикальные связи, расположенные по середине каждого пролета вдоль всего здания.
При наличии жесткого диска кровли в уровне верхних поясов ферм следует предусматривать инвентарные съемные связи для выверки проектного положения конструкций и обеспечения их устойчивости в процессе монтажа. Глава 7
РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНОЙ РАМЫ
_____________________________________________________________

Для определения усилий в элементах рамы устанавливают расчетную схему рамы, собирают действующие на нее нагрузки, назначают жесткости элементов рамы, выполняют статический расчет рамы и выявляют комбинации нагрузок, дающие наибольшие расчетные усилия для каждого элемента рамы.
7.1. Расчетная схема рамы
По данным примера 6.1 в расчетной схеме рамы (рис. 7.1) колонны переменного ступенчатого сечения заменяют ломанными стержнями, проходящими через центры тяжести сечений с расстояниями между осями верхнего и нижнего участков
e1
· (0,5 – 0,55)hн – 0,5hв.
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.1. Расчетная схема рамы

Предварительно, принимая центр тяжести нижнего участка колонны по середине сечения, находим:
e1 = 0,5 (hн – hв) = 0,5 (1250 – 700) = 275 мм.
Расстояние между осями нижних участков колонны
Lo = L – 2e1 = 30000 – 2 · 275 = 29450 мм.
Стропильную ферму при малоуклонном верхнем поясе заменяют эквивалентным по жесткости прямолинейным стержнем. При восходящем опорном раскосе стержень проходит на уровне нижнего пояса фермы, при нисходящем раскосе – по оси верхнего пояса.
Колонны жестко защемлены в фундаменте. Сопряжение колоны с ригелем при грузоподъемности мостовых кранов 100 т независимо от режима их работы принимают жестким.
При шарнирном сопряжении ригеля с колонной учитывают внецентренное опирание фермы на колонну. При примыкании стропильной фермы к колонне сбоку эксцентриситет опирания фермы по отношению к геометрической оси верхней части колонны принимают
eр = hв/2 = 700 / 2 = 350 мм.
Поперечная рама здания – статически неопределимая система. Для ее расчета методами строительной механики необходимо в качестве исходных данных иметь жесткости всех элементов рамы или их соотношения. Вначале размеры сечений стержней неизвестны, поэтому жесткостями предварительно следует задаться по проектным аналогам, либо определить их, используя эмпирические зависимости.
7.2. Определение расхода стали на несущие
конструкции каркаса
Пример 7.1. Определить вес основных несущих конструкций каркаса и расход стали на 1 м2 площади. Место строительства – г. Иркутск. Здание отапливаемое. Покрытие прогонное с шагом прогонов апр = 3 м по стропильным фермам пролетом L = 30 м, для шага колонн B = 6 м. Уклон кровли i = 0,025. Материал несущих конструкций (принят по табл. 3.1) – сталь класса С245 с расчетным сопротивлением Ry = 24 кН/см2 при толщине фасонного проката t
· 20 мм.
Вес конструкций определяют по эмпирическим формулам или таблицам в зависимости от их параметров (конструктивной формы, характера работы, пролета здания, шага колонн) и величины действующих нагрузок. С меньшей точностью весом конструкций можно предварительно задаться, основываясь на проектах-аналогах. Нагрузки от несущих конструкций и элементов покрытия на 1м2 площади можно принять по табл. 7.1.

Таблица 7.1
Нагрузки от конструкций и элементов покрытия на 1 м2 площади
Элементы покрытия
Нормативная нагрузка,
кН/м2
Коэффициент надежности по нагрузке
·f
Расчетная нагрузка, кН/м2

Защитный слой из гравия, втопленного в битумную мастику, толщиной 15 – 20 мм
0,3 – 0,4

1,3

0,39 – 0,52


Гидроизоляционный ковер из трех-четырех слоев рубероида на мастике
0,15 – 0,20

1,3

0,20 – 0,26


Асфальтовая стяжка t = 20 мм,
· = 1800 кг/м3
0,36

1,3

0,47


Утеплители:
– пенобетонные плиты
t = 80 – 160 мм,
· = 500 кг/м3;
– плитный пенопласт
t = 80 – 120 мм,
· = 50 кг/м3;
– минераловатные плиты,
t = 150 мм,
· = 200 кг/м3
0,4 – 0,8
0,04 – 0,06
0,3
1,2

1,2

1,3
0,48 – 0,96
0,05 – 0,07
0,39

Пароизоляция из одного слоя рубероида
0,04

1,1

0,05


Сборные железобетонные плиты из тяжелого бетона (с заливкой швов) размерами:
– 3Ч6 м;
– 3Ч12 м (тип 1);
– 3Ч12 м (тип 2)

1,6
1,8
2,1



1,1
1,1
1,1



1,75
2,0
2,3

Стальной профнастил
0,1 – 0,15
1,05
0,11 – 0,16

Асбоцементные волнистые листы
0,2
1,1
0,22

Стальные волнистые листы толщиной 1 – 1,75 мм
0,12 – 0,21

1,05

0,13 – 0,22


Стальные прогоны:
– решетчатые пролетом 12 м;
– из двутавров пролетом 12 м;
– сплошные из швеллеров пролетом 6 м

0,10 – 0,20
0,16 – 0,26
0,07 – 0,11


1,05
1,05
1,05

1,75
2,0
2,3

Конструкции фонарей
0,08 – 0,12
1,05
0,09 – 0,13

Стропильные фермы со связями
0,15 – 0,45
1,05
0,16 – 0,47

7.2.1. Прогоны
Прогон сплошного сечения пролетом 6 м. Предварительно необходимо определиться с конструкцией покрытия, зависящей от температурного режима здания (отапливаемое или неотапливаемое) и системы покрытия (прогонное или беспрогонное). Следует принять суммарное значение нагрузок от элементов, входящих в состав покрытия (табл. 7.2).
Таблица 7.2
Нагрузки на прогон от веса ограждающих
конструкций покрытия

Элементы покрытия
Нагрузка


Нормативная, кН/м2
Коэффициент надежности по нагрузке
·f
Расчетная, кН/м2

Защитный слой гравия, втопленного в битумную мастику, толщиной 15 мм
0,3
1,3
0,39

Гидроизоляционный ковер из четырех слоев рубероида
0,16
1,3
0,208

Утеплитель из пенобетонных плит t = 110 мм
0,55
1,2
0,66

Пароизоляция из одного слоя рубероида
0,04
1,2
0,048

Стальной профилированный настил
0,12
1,05
0,126


gпк,n = 1,17

gпк = 1,43


Вес прогона и расход стали на 1 м2 площади покрытия определяем по табл. 7.3 в зависимости от пролета прогона (шага ферм) и расчетной погонной нагрузки на прогон, равной
qпр = (gпк/cos
· + gсв,n
·f + Sg)апр = (1,43 / 1 + 0,11 · 1,05 + 1,2) 3 = 8,24 кН/м,
где gпк – расчетная нагрузка от собственного веса ограждающих конструкций покрытия;

· "
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
· 
 *
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
·
· угол наклона кровли к горизонтальной плоскости (cos
·
· 1 при уклоне кровли i
· 1/ 8, в дальнейших расчетах уклоном кровли можно пренебречь);
gсв,n – нормативное значение расхода стали на прогон, предварительно принимаемое равным: 0,11 кН/м2 при пролете прогона 6 м; 0,20 кН/м2 при пролете 12 м. После принятия сечения прогона его вес уточняют по табл. 7.3;

·f = 1,05– коэффициент надежности по нагрузке для стального проката;
Sg = 1,2 кН/м2 – расчетное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли, принимаемое в зависимости от снегового района страны по табл. 5.15 (для г. Иркутска ІІ снеговой район).
Принимаем прогон из швеллера [22 ГОСТ 8240-93, для которого максимальная расчетная нагрузка 10 кН/м, что больше qпр = 8,24 кН/м.
Вес одного прогона 125 кг.
Расход стали на 1 м2 площади покрытия gпр = 6,84 кг/м2.
Решетчатый прогон пролетом 12 м. Расход стали определяют по аналогии с предыдущим примером.
Нагрузка на прогон
qпр = (gпк/cos
· + gсв,n
·f + Sg)апр = (1,43 / 1 + 0,2 · 1,05 + 1,2) 3 = 8,52 кН/м.
По табл. 7.3 принимаем решетчатый прогон с максимальной расчетной нагрузкой 9,5 кН/м, что больше qпр = 8,52 кН/м.
Таблица 7.3
Расход стали на прогоны
Пролет прогонов 6 м
Пролет прогонов 12 м



Сечение
Максимальная
расчетная на-
грузка,
кН/м
Вес
1
шт,
кг
Расход
стали,
кг/м2

Сечение прогона
Максимальная
расчетная на-
грузка,
кН/м
Вес
1
шт,
кг
Расход
стали,
кг/м2

[ 20
7,40
110
6,11


7,20
330
9,17

[ 22
10,00
125
6,84

9,50
429
11,92

[ 24
12,60
145
8,05

14,00
521
14,27

] [ 20
14,80
220
12,22

18,00
630
17,50

] [ 22
20,00
250
13,89



П р и м е ч а н и е. Расход стали определен для шага прогонов 3 м.
Вес одного прогона 429 кг.
Расход стали на 1 м2 площади покрытия gпр = 11,92 кг/м2.
7.2.2. Стропильные фермы
Вес стропильных ферм со связями определяют в зависимости от очертания ферм.
1. Ферма с параллельными поясами и ферма трапецеидального очертания с уклоном верхнего пояса i = 1/8 – 1/12.
Нормативную величину собственного веса фермы определяют по формуле
Gф,n = (gn bф/1000 + 0,018)
·фL2,
где gn – суммарная нормативная нагрузка на 1 м2 горизонтальной поверхности покрытия от собственного веса ограждающих конструкций покрытия gпк,n, прогонов gпр,n, стропильной фермы со связями gф,n, фонарной надстройки (при ее наличии) gфн,n и от веса снегового покрова Sо;
bф – шаг стропильных ферм;

·ф – коэффициент, равный 1,4 при использовании в стропильной ферме сталей классов С235 – С285 (обычной прочности) и 1,3 при использовании сталей класса С345 и выше (повышенной прочности);
L = 30 м – пролет стропильной фермы.
При выполнении предварительных расчетов нагрузки от собственного веса фермы со связями принимают по табл. 7.1, при этом большие значения для ферм с большими пролетами и для беспрогонных решений покрытия с большей массой.
Нормативное значение снеговой нагрузки определяют умножением полного расчетного значения снеговой нагрузки на горизонтальную проекцию покрытия на коэффициент 0,7:
Sо = 0,7Sg = 0,7 · 1,2 = 0,84 кН/м2.
При шаге стропильных ферм 6 м суммарная нормативная нагрузка
gn = gпк,n + gпр,n + gф,n, + Sо = 1,17 + 0,0684 + 0,25 + 0,84 = 2,33 кН/м2.
Вес фермы
Gф,n = (2,33 · 6 / 1000 + 0,018) 1,4 · 302 = 40,3 кН = 4030 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gф = Gф,n / (bф L) = 4030 / (6 · 30) = 22,4 кг/м2.
При шаге стропильных ферм 12 м суммарная нормативная нагрузка
gn = 1,17 + 0,019 + 0,35 + 0,84 = 2,48 кН/м2.
Вес фермы
Gф,n = (2,48 · 12 / 1000 + 0,018) 1,4 · 302 = 60,18 кН = 6018 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gф = 6018 / (12 · 30) = 16,7 кг/м2.
2. Треугольная ферма.
Нормативную величину собственного веса треугольной фермы определяют в зависимости от веса ее поясов по формуле
Gф,n = Gп,n
·/(1 –
·),
где
· = 2,25 – конструктивный коэффициент для легких сварных ферм;

· = 0,3 – коэффициент, учитывающий дополнительный расход металла в легких фермах на соединительную решетку;
Gп,n – вес поясов фермы, определяемый по формуле
Gп,n = gnbфL3
· (1 + 1/cos
·2)/(7Ryhf),
здесь
· = 7850 кг/м3 – плотность стали;
cos
· – косинус угла наклона верхнего пояса фермы к горизонту;
hf – высота фермы в коньке.
При шаге стропильных ферм 6 м вес поясов фермы
Gп,n = 2,33 · 6 · 303 · 78,5 (1 + 1 / 0,9062) / (7 · 24 · 104 · 6,99) = 5,59 кН,
здесь cos
· = 0,906 (угол
· принят 25°);
Ry = 24 кН/см2 = 24 · 104 кН/м2 – расчетное сопротивление стали,
hf = (L/2)tg
· = (30/ 2) 0,466 = 6,99 м.
Вес фермы
Gф,n = 5,59 · 2,25 / (1 – 0,3) = 17,97 кН = 1797 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gф = Gф,n/(bфL) = 1797 / (6 · 30) = 9,98 кг/м2.

При шаге стропильных ферм 12 м вес поясов фермы
Gп,n = 2,48 · 12 · 303 · 78,5 (1 + 1 / 0,9062) / (7 · 24 · 104 · 6,99) = 11,91 кН,
Вес фермы
Gф,n = 11,91 · 2,25 / (1 – 0,3) = 38,28 кН = 3828 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gф = 3828 / (12 · 30) = 10,63 кг/м2.

7.2.3. Подстропильные фермы
Нормативное значение собственного веса подстропильной фермы пролетом 12 м при действии одной сосредоточенной силы (опорной реакции стропильной фермы) в середине пролета определяют по формуле
Gпф,n =
·пфLпф2,
где
·пф = 0,044 – 0,104 – коэффициент веса, определяемый линейной интерполяцией в зависимости от полной величины опорной реакции стропильной фермы R = 100 – 400 кН;
Lпф = В = 12 м – пролет подстропильной фермы, равный шагу колонн.
Реакции стропильной фермы при шаге bф = 6 м
R = gnВL/2 = 2,33 · 12 · 30 / 2 = 419,4 кН.
Принимаем
·пф = 0,108.
Gпф,n = 0,108 · 122 = 15,55 кН = 1555 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gпф = 2Gпф,n/(ВL) = 2 · 1555 / (12 · 30) = 8,6 кг/м2.
7.2.4. Подкрановые балки
Вес всех элементов, входящих в комплекс подкрановой конструкции (подкрановая балка со связями, тормозная конструкция, подкрановый рельс с деталями крепления), определяют по формуле
Gпб,n = (
·пб Lпб + qр)Lпбkпб,
где
·пб – коэффициент, значение которого определяют в зависимости от грузоподъемности главного крюка крана большей грузоподъемности из числа работающих в здании:

·пб = 0,24 – 0,35 для кранов грузоподъемностью Qmax = 20 – 50 т;

·пб = 0,37 – 0,47 для кранов грузоподъемностью Qmax = 80 – 200 т;
Lпб – пролет подкрановой балки, равный шагу колонн В;
qр = 1,18 кН/м – вес одного погонного метра подкранового рельса, принимаемый по табл. 6.2;
kпб = 1,2 – конструктивный коэффициент, учитывающий вес тормозной конструкции, связей и элементов крепления рельса.
Для промежуточных значений Qmax коэффициент
·пб определяется линейной интерполяцией (для крана Q = 100/20 коэффициент
·пб = 0,39).
При пролете подкрановой балки 6 м вес подкрановой конструкции
Gпб,n = (0,39 · 6 + 1,18) 6 · 1,2 = 25,34 кН = 2534 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gпб = 2Gпб,n/(ВL) = 2 · 2534 / (6 · 30) = 28,16 кг/м2.
При пролете подкрановой балки 12 м вес подкрановой конструкции
Gпб,n = (0,39 · 12 + 1,18) 12 · 1,2 = 84,38 кН = 8438 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gпб = 2 · 8438 / (12 · 30) = 46,88 кг/м2.
7.2.5. Колонны каркаса
Вес внецентренно-сжатой ступенчатой колонны складывается из веса верхней (надкрановой) Gкв и нижней (подкрановой) Gкн частей колонны. Так как в ступенчатых колоннах одноэтажных производственных зданий конструктивные решения и величина действующей нормальной силы в верхней и нижней частях колонны значительно отличаются, определение веса этих частей выполняют отдельно.
Нормативную величину собственного веса участка колонны постоянного сечения на стадии вариантного проектирования колонны определяют по формуле
Gк,i = (
·Fi
·
·кlк,i/кМ)/Ry,
где
·Fi – расчетная продольная сжимающая сила, действующая в пределах рассматриваемого участка колонны и вызываемая совместным действием всех возможных i нагрузок;

·к – конструктивный коэффициент (
·к = 1,2 – 1,6 для сплошного сечения надкрановой части колонны,

·к = 1,72,4 для сквозного сечения подкрановой части колонны);
lк,i – длина (верхнего или нижнего) участка колонны определенной конструктивной формы, испытывающего воздействие постоянной по величине нормальной силы;
кМ – коэффициент, учитывающий влияние изгибающего момента на размеры поперечного сечения колонны. В ступенчатой колонне для сплошной надкрановой части кМ = 0,25 – 0,30; для сквозной подкрановой части, имеющей более развитое сечение, кМ = 0,4 – 0,5.
Для надкрановой части колонны наибольшую сжимающую продольную силу
·Fв определяют от совместного действия:
– веса ограждающих конструкций покрытия gпк;
– веса прогонов gпр;
– веса стропильной фермы со связями gф;
– веса подстропильной фермы (при решении покрытия с подстропильными фермами) gпф;
– веса стенового ограждения, расположенного в пределах надкрановой части колонны и шатра, Gст,в;
– собственного веса надкрановой части колонны (на стадии сравнения вариантов этой величиной можно пренебречь);
– снеговой нагрузки Sg.
Для подкрановой части колонны наибольшую сжимающую продольную силу
·Fн определяют от совместного действия:
– наибольшей сжимающей продольной силы в надкрановой части колонны
·Fв;
максимального вертикального давления на колонну от мостовых кранов Dmax;
– собственного веса подкрановой балки, включающего вес связей и рельса с креплениями, Gпб;
– веса стенового ограждения, расположенного в пределах подкрановой части колонны (от нулевой отметки до уступа), Gст,н;
– собственного веса надкрановой части колонны Gкв;
– собственного веса подкрановой части колонны (на стадии сравнения вариантов этой величиной можно пренебречь).
Вес ступенчатой колонны при шаге В = 6 м
1. Надкрановая часть колонны.
При шаге колонн 6 м высота подкрановой балки под краны грузоподъемностью Qmax = 100 т – hб = В/6 = 6000 / 6 = 1000 мм (принята по табл. 6.3).
Высота верхней части колонны
Нв = Н2 + hб + hр = 4400 + 1000 + 200 = 5600 мм.
Продольная сжимающая сила

·Fв = (gпк + gпр + gф + Sg)BL/2 + Gст,в =
= (1,43 + 0,0684 · 1,05 + 0,224 · 1,05 + 1,2) 6 · 30 / 2 + 94,5 = 358,85 кН,
где Gст,в – вес стенового ограждения, расположенного в пределах надкрановой части колонны и шатра.
Постоянные нагрузки от стенового ограждения определяют по весовым показателям принятых навесных панелей.
В рассматриваемом примере для отапливаемых зданий приняты панели из ячеистого бетона с условной расчетной нагрузкой от веса стен на 1 м2 поверхности стены gст = 250 – 330 кг/м2 и толщиной tст = 300 – 400 мм (большая величина для районов строительства с более низкими расчетными температурами воздуха); для неотапливаемых зданий приняты сборные железобетонные панели с расчетной нагрузкой от веса стен gст = 150 – 200 кг/м2 и толщиной tст = 150 – 200 мм (большая величина для большего шага колонн).
Приняв gст = 250 кг/м2 = 2,5 кН/м2, определяем вес стенового ограждения:
Gст,в = gст[Hв(1 –
·) + Hш]В = 2,5 [5,6 (1 – 0,5) + 3,5] 6 = 94,5 кН,
где
· = 0,5 – коэффициент, учитывающий наличие в стене оконных проемов.
Вес надкрановой части колонны
Gк,в = (
·Fв
·
·кlк,в/кМ)/Ry =
= (358,85 · 78,5 · 1,5 · 5,6 / 0,25) / (24 · 104) = 3,94 кН = 394 кг,
здесь приняты:
·к = 1,5; lк,в = Hв = 5,6 м; кМ = 0,25.
Подкрановая часть колонны.


Рис. 7.2. Схемы расположения колес одного крана на рельсе
Продольная сжимающая сила

·Fн =
·Fв + Dmax + Gпб + Gст,н +Gк,в =
= 358,85 + 1246,65 + 25,34 + 101,25 + 3,94 = 1736 кН,
где вес стенового ограждения, расположенного в пределах подкрановой части колонны от нулевой отметки, равен:
Gст,н = gст(Hн – Hф) (1 –
·)В = 2,5 (14,1 – 0,6) (1 – 0,5) 6 = 101,25 кН;
Dmax – вертикальное давление на колонну от двух сближенных мостовых кранов наибольшей грузоподъемности (в цехе, обслуживаемом одним краном, – от одного крана). Схема расположения колес одного крана на рельсе показана на рис. 7.2. Dmax определяется по линии влияния опорной реакции подкрановой балки (рис. 7.3).

Рис. 7.3. Схема загружения линии влияния опорной реакции подкрановых балок нагрузками от колес мостовых кранов:
а – при шаге колонн 6 м; б – при шаге колонн 12 м
Невыгодное расположение кранов на балке: одно колесо ставят на колонну, другие приближают на минимально возможное расстояние к колонне.
13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415
где
·f = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок;

· – коэффициент сочетаний, равный
· = 0,85 при учете двух кранов с режимами работы 1К – 6К;
· = 0,95 при учете двух кранов с режимами работы 7К – 8К и
· = 1 при учете одного крана.
Fk,max – максимальное нормативное давление на колесо крана, приводимое в стандартах на краны:
Fk1,max = 450 кН и Fk2,max = 480 кН для крана Q = 100/20 (см. табл. 6.2);
yi – ордината линии влияния опорной реакции подкрановой балки;
n – число колес двух кранов, передающих нагрузку через подкрановые балки на рассматриваемую колонну.

Вес подкрановой части колонны
Gк,н = (
·Fн
·
·кlк,н/кМ)/Ry =
= (1736 · 78,5 · 2 · 14,1 / 0,45) / (24 · 104) = 35,58 кН = 3558 кг,
здесь
·к = 2; lк н = Hн = 14,1 м; кМ = 0,45.
Вес ступенчатой колонны
Gк = Gк,в + Gк,н = 394 + 3558 = 3952 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gк = 2Gк/(ВL) = 2 · 3952 / (6 · 30) = 43,91 кг/м2.
Вес ступенчатой колонны при шаге В = 12 м
1. Надкрановая часть колонны.
Продольная сжимающая сила

·Fв = (gпк + gпр + gф + Sg)BL/2 + Gст,в =
= (1,43 + 0,119 · 1,05 + 0,167 · 1,05 + 1,2) 12 · 30 / 2 + 199,5 = 726,9 кН,
где вес стенового ограждения, расположенного в пределах надкрановой части колонны и шатра, равен:
Gст,в = gст[Hв(1 –
·) + Hш]В = 2,5 [6,3 (1 – 0,5) + 3,5] 12 = 199,5 кН.
Вес надкрановой части колонны
Gк,в = (
·Fв
·
·кlк в/кМ)/Ry =
= (726,9 · 78,5 · 1,5 · 6,3 / 0,25) / (24 · 104) = 8,99 кН = 899 кг,
где lк в = Hв = 6,3 м.
2. Подкрановая часть колонны.
Продольная сжимающая сила

·Fн =
·Fв + Dmax + Gпб + Gст,н + Gк,в =
= 726,9 + 2109,98 + 84,38 + 202,5 + 8,99 = 3132,75 кН,
здесь вес стенового ограждения, расположенного в пределах подкрановой части колонны от нулевой отметки, равен:
Gст,н = gст(Hн – Hф) (1 –
·)В = 2,5 (14,1 – 0,6) (1 – 0,5) 12 = 202,5 кН;
13 EMBED Equation.3 1415
Вес подкрановой части колонны
Gк,н = (
·Fн
·
·кlк,н/кМ)/Ry =
= (3132,75 · 78,5 · 2 · 14,1 / 0,45) / (24 · 104) = 64,21 кН = 6421 кг.
Вес ступенчатой колонны
Gк = Gк,в + Gк,н = 899 + 6421 = 7320 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gк = 2Gк/(ВL) = 2 · 7320 / (12 · 30) = 40,67 кг/м2.
Вес ступенчатой колонны при шаге В = 12 м с применением подстропильных ферм
1. Надкрановая часть колонны.
Продольная сжимающая сила

·Fв = (gпк + gпр + gф + Sg)BL/2 + Gст,в + Gпф =
= (1,43 + 0,0684 · 1,05 + 0,224 · 1,05 + 1,2) 12 · 30 / 2 + 199,5 + 15,55 · 1,05 =
= 744,49 кН.
Вес надкрановой части колонны
Gк,в = (
·Fв
·
·кlк,в/кМ)/Ry =
= (744,49 · 78,5 · 1,5 · 6,3 / 0,25) / (24 · 104) = 9,2 кН = 920 кг.
2. Подкрановая часть колонны.
Продольная сжимающая сила

·Fн =
·Fв + Dmax + Gпб + Gст,н + Gк,в =
= 744,49 + 2109,98 + 84,38 + 202,5 + 9,2 = 3150,55 кН.
Вес подкрановой части колонны
Gк,н = (
·Fн
·
·кlк,н/кМ)/Ry =
= (3150,55 · 78,5 · 2 · 14,1 / 0,45) / (24 · 104) = 70,69 кН = 6459 кг.
Вес ступенчатой колонны
Gк = Gк,в + Gк,н = 920 + 6459 = 7379 кг.
Расход стали на 1 м2 площади цеха
gк = 2Gк/(ВL) = 2 · 7379 / (12 · 30) = 41 кг/м2.
7.3. Нагрузки, действующие на поперечную раму
Поперечную раму (см. пример 6.1) рассчитывают на воздействие основных нагрузок: постоянных от веса несущих и ограждающих конструкций; снеговой; крановой и ветровой. Для расчета рамы каждую нагрузку определяют отдельно.
7.3.1. Постоянные нагрузки
Постоянные нагрузки от ограждающих и несущих конструкций покрытия принимают равномерно распределенными по длине ригеля. Вес кровли подсчитывают по фактическим показателям в соответствии с принятыми ограждающими конструкциями покрытия (см. табл. 7.2).
Общая равномерно распределенная постоянная нагрузка на ригель рамы (см. пп. 7.2.1 и 7.2.2) при шаге колонн 12 м
q = (gnk + gnр
·f + gф
·f)В =
= (1,43 + 0,1192 · 1,05 + 0,167 · 1,05) 12 = 20,77 кН/м.
При наличии фонарной надстройки учитывают:
– gфон,n = 0,12 – 0,18 кН/м2 – вес каркаса фонаря со связями на 1 м2 горизонтальной проекции фонаря;
– gост,n = 0,35 – 0,4 кН/м2 – вес остекления фонаря на 1 м2 остекленной поверхности;
– gб,n = 0,06 – 0,08 кН/м2 – фактический вес бортовой плиты с учетом утеплителя, выравнивающего слоя и рубероидного ковра на 1 м2 поверхности плиты.
Расчетное давление ригеля на колонну от постоянной нагрузки
Vg = qL/2 = 20,77 · 30 / 2 = 311,55 кН.
Расчетный сосредоточенный момент, действующий в уровне верха подкрановой части колонны и возникающий от постоянной нагрузки вследствие излома оси колонны, равен:
Mg = Vge1 = 311,55 · 0,275 = 85,68 кН·м.
В конструктивной схеме с подстропильными фермами (рис. 7.4), кроме погонной постоянной нагрузки на ригель рамы
q1 = (gnk + gnр
·f + gф
·f)bф =
= (1,43 + 0,0684 · 1,05 + 0,224 · 1,05) 6 = 10,42 кН/м,
на колонны передается еще сосредоточенная сила F, равная двум опорным реакциям подстропильных ферм Fпф и собственному весу подстропильной фермы Gпф:
F = 2Fпф + Gпф,n
·f = 2 · 78,15 + 15,55 · 1,05 = 172,63 кН,
где Fпф = 0,5Rсф = 0,5 · 156,3 = 78,15 кН,
здесь Rсф – реакция стропильной фермы, опирающейся на подстропильную:
Rсф = q1L/2 = 10,42 · 30 / 2 = 156,3 кН.

Рис. 7.4. Схема нагружения рамы постоянной нагрузкой от элементов
покрытия с применением подстропильных ферм
Передача нагрузок на колонны от веса стеновых навесных панелей, подкрановых балок осуществляется в местах их приложения с учетом эксцентриситетов. Эксцентриситет приложения нагрузки от стенового ограждения по отношению к центру тяжести сечения надкрановой части колонны равен:
eст = (hв + tст)/2 = (0,7 + 0,3) / 2 = 0,5.
Для упрощения расчета без использования ЭВМ нагрузки от стенового ограждения и собственного веса частей колонны условно прикладываются к низу подкрановой и надкрановой частям колонны по осям их сечения.
Сила Fн включает в себя собственный вес нижней части колонны Gк,н и
нагрузки от стен на участке от низа рамы до уступа колонны Fст,н:
Fн = Gк,н + Fст,н = 64,21 + 202,5 = 266,7 кН.
Сила Fв включает в себя собственный вес верхней части колонны и вес стен выше уступа:
Fв = Gкв + Fст,в = 8,99 + 199,5 = 208,49 кН.
Суммарная сила, приложенная на уровне обреза фундамента,
Fфун = Fн + Fв = 266,7 + 208,49 = 475,49 кН.
Вес подкрановой конструкции при пролете 12 м
Gпб = Gпб,n
·f = 84,38 · 1,05 = 88,6 кН.
7.3.2. Снеговая нагрузка
Расчетное значение веса снегового покрова на 1 м2 горизонтальной поверхности земли для г. Иркутска Sg = 1,2 кН/м2. Полное расчетное значение
снеговой нагрузки на горизонтальную поверхность покрытия
S = Sg
· = 1,2 · 1 = 1,2 кН/м2,
где
· = 1 (при уклоне кровли
·
· 25°) – коэффициент перехода от веса снегового покрова земли к снеговой нагрузке на покрытие.
Воздействие снеговой нагрузки через покрытие на поперечную раму аналогично воздействию нагрузки от веса покрытия.
Равномерно распределенная снеговая нагрузка на ригель поперечной рамы
p = SB = 1,2 · 12 = 14,4 кН/м.
Расчетное давление ригеля на колонну от снеговой нагрузки
Vp = pL/2 = 14,4 · 30 / 2 = 216 кН.
Расчетный сосредоточенный момент, действующий в уровне верха подкрановой части колонны от снеговой нагрузки:
Мp = Vpe1 = 216 · 0,275 = 59,4 кН·м.
7.3.3. Нагрузки от мостовых кранов
Нагрузки от мостовых кранов определяют с учетом группы режимов работы кранов, вида привода и способа подвески груза.
На крановый рельс от колес крана передаются: вертикальные силы Fk, которые зависят от веса крана, грузоподъемности крана и положения тележки на крановом мосту; горизонтальные поперечные силы Tk, возникающие при торможении тележки с грузом; горизонтальная продольная сила Tkр, возникающая при продольном торможении крана с грузом и воспринимаемая вертикальными связями по колоннам.
Вертикальные и горизонтальные поперечные нагрузки воспринимаются поперечной рамой. Максимальные вертикальные нагрузки передаются на колонну рамы подкрановыми балками на уровне их нижнего пояса в виде вертикального опорного давления Dmax, когда тележки с грузом при совместной работе двух кранов наибольшей грузоподъемности расположены в непосредственной близости от колонны. Минимальные вертикальные нагрузки в виде вертикального опорного давления Dmin передаются на колонну рамы с противоположной стороны крана.
Горизонтальные нагрузки передаются на колонну через те же колеса тормозными конструкциями на уровне верхних поясов подкрановых балок, полагая, что эта нагрузка целиком передается на одну сторону кранового пути, распределяется поровну между всеми колесами и может быть направлена как внутрь, так и наружу рассматриваемого пролета.
Вертикальное давление определяют по линии влияния опорной реакции подкрановой балки (см. рис. 7.3). Расчетное вертикальное давление на колонну Dmax = 2109,98 кН от двух сближенных кранов при шаге колонн B = 12 м (см. п. 7.2.5).
Расчетное значение вертикального давления крана на противоположную колонну
13 EMBED Equation.3 1415
где Fk,min – минимальное нормативное давление одного колеса крана, определяемое по формуле
Fk,min = (Q + Gкр)/no – Fk,max = (1000 +1450) / 4 – 465 = 147,5 кН,
здесь Q = 1000 кН – номинальная грузоподъемность крана;
Gкр = 1450 кН вес крана с тележкой (см. табл. 6.2); no = 4 – число колес на одной стороне крана.
В кранах с грузоподъемностью Q
· 80 т для разных колес Fk,max различно, в расчете обычно принимают среднее значение максимальных давлений колес:
Fk,max = (Fk1,max + Fk2,max)/2 = (450 + 480) / 2 = 465 кН.
Для более точного расчета распределяют минимальные давления колес крана пропорционально распределению максимальных давлений:
Fk1,min = Fk,min(Fk1,max/Fk,mak) = 147,5 (450 / 465) = 142,7 кН;
Fk2,min = Fk,min(Fk2,max/Fk,mak) = 147,5 (480 / 465) = 152,3 кН.
Вертикальное давление
13 EMBED Equation.3 1415
При совмещении оси подкрановой балки с осью подкрановой ветви колонны силы Dmax и Dmin прикладывают по отношению к геометрической оси сечения нижнего участка колонны с эксцентриситетом ek, принимают примерно равным (0,5 – 0,55)hн.
Приняв ek = 0,5hн = 0,5 · 1,25 = 0,625 м, определяют сосредоточенные моменты от вертикального давления кранов:
Mmax = Dmaxek = 2109,98 · 0,625 = 1318,74 кН·м;
Mmin = Dminek = 681,6 · 0,625 = 426 кН·м.
Нормативное значение горизонтальной силы на одно колесо от поперечного торможения тележки с грузом в направлении вдоль кранового моста определяют по формуле
Tk,n =
·(Q + GT)/nо = 0,05 (1000 + 410) / 4 = 17,63 кН,
где
· = 0,05 – для кранов с гибким подвесом груза и
· = 0,1 – с жестким подвесом груза;
GT = 410 кН – вес тележки.
Расчетное значение горизонтальной силы на колонну от поперечного торможения тележек кранов при том же расположении мостовых кранов определяют по линии влияния опорной реакции тормозной балки, такой же, как и для подкрановой балки:
13 EMBED Equation.3 1415
7.3.4. Ветровая нагрузка
Ветровая нагрузка оказывает активное давление на здание с наветренной стороны и отсос с заветренной стороны и может быть направлена как в одну, так и в другую сторону (рис. 7.5, а).
Нормативное значение ветрового давления (скоростного напора ветра) wo принимают в зависимости от ветрового района страны по табл. 7.4.
Для г. Иркутска (
·
·
· район) wo = 0,38 кН/м2.
Расчетная линейная ветровая нагрузка, передаваемая на колонну рамы в какой-то точке по высоте z, определяется по формуле
qw = wokc
·fB,
где k – коэффициент, учитывающий изменение ветрового давления по высоте z, определяемый в зависимости от типа местности по табл. 7.5;
c – аэродинамический коэффициент, зависящий от конфигурации здания и учитывающийся только для вертикальных стен (принимают с = 0,8 с наветренной стороны и с = 0,6 с заветренной стороны);

·f = 1,4 – коэффициент надежности по ветровой нагрузке;
В = 12 м – ширина расчетного блока, равная шагу колонн.


Рис. 7.5. Схема загружения рамы ветровой нагрузкой:
а – по нормам проектирования; б – расчетное загружение
эквивалентной нагрузкой

Таблица 7.4
Нормативные значения ветрового давления wo
Ветровые
районы

·а

·

·
·

·
·
·

·V
V
V
·
V
·
·

wo, кПа
(кгс/м2)
0,17
(17)
0,23
(23)
0,30
(30)
0,38
(38)
0,48
(48)
0,60
(60)
0,73
(73)
0,85
(85)

В соответствии со строительными нормами и правилами [7] рассматриваются следующие типы местности:
А – открытые побережья морей, озер и водохранилищ, пустыни, степи, лесостепи, тундра;
В – городские территории, лесные массивы и другие местности, равномерно покрытые препятствиями высотой более 10 м;
С – городские районы с застройкой зданиями высотой более 25 м.
Территория строительства проектируемого здания относится к местности типа В.
Расчетная погонная нагрузка на раму от активного давления по высоте:
q5 = wok5c
·f B = 0,38 · 0,5 · 0,8 · 1,4 · 12 = 2,55 кН/м2;
q10 = wok10c
·f B = 0,38 · 0,65 · 0,8 · 1,4 · 12 = 3,32 кН/м2;
q20 = wok20c
·f B = 0,38 · 0,85 · 0,8 · 1,4 · 12 = 4,34 кН/м2;
q30 = wok30c
·f B = 0,38 · 0,98 · 0,8 · 1,4 · 12 = 5,01 кН/м2.
Таблица 7.5
Коэффициенты k для типов местности

Высота z, м
Тип местности


А
В
С


·5
10
20
40
60
0,75
1,0
1,25
1,5
1,7
0,5
0,65
0,85
1,1
1,3
0,4
0,4
0,55
0,8
1,0

П р и м е ч а н и е. При определении ветровой нагрузки типы мест-
ности могут быть различными для разных расчетных направлений ветра.
Расчетная погонная нагрузка на уровне низа ригеля (определяют линейной интерполяцией)
q19,8 = 3,32 + (4,34 – 3,32) 9,8 / 10 = 4,32 кН/м2.
Расчетная погонная нагрузка на уровне верхней точки здания
q23,3 = 4,34 + (5,01 – 4,34) · 3,3 / 10 = 4,56 кН/м2.
Ветровую нагрузку, действующую на участке от низа ригеля до верхней точки здания, заменяют сосредоточенной силой, приложенной в уровне нижнего пояса фермы.
Значение этой силы:
– со стороны активного давления ветра
W = (q19,8 + q23,5)Hш/2 = (4,32 + 4,56) 3,5 / 2 = 15,54 кН/м2;
– со стороны отсоса
W = Wс/с = 15,54 · 0,6 / 0,8 = 11,66 кН.
Общая сосредоточенная сила
WW = W + W = 15,54 + 11,66 = 27,2 кН.
Фактическую линейную нагрузку (в виде ломаной линии) для упрощения расчета заменяют равномерно распределенной по высоте эквивалентной нагрузкой qэ (рис. 7.5, б). Интенсивность эквивалентной нагрузки находят из условия равенства изгибающего момента Mо в основании условной защемленной консольной стойки, по длине равной высоте рамы, от фактического ветрового давления и от эквивалентной нагрузки.
Изгибающий момент в защемленной стойке от фактического ветрового давления
13 EMBED Equation.3 1415
Эквивалентная равномерно распределенная нагрузка с наветренной стороны с учетом коэффициента с = 0,8
qэ = 2Mо/H2 = 2 · 689,75 / 20,42 = 3,31 кН/м2.
Эквивалентная равномерно распределенная нагрузка с заветренной стороны (отсос) с учетом коэффициента с = 0,6
qэ = qэс/с = 3,31 · 0,6 / 0,8 = 2,48 кН/м2.

7.4. Назначение жесткостей элементов рамы
7.4.1. Определение жесткости сквозного ригеля
Из условия равенства прогибов сквозной фермы и сплошной балки от равномерно распределенной нагрузки определяют эквивалентную жесткость сквозного ригеля:
EIр = EMmaxhр1,15
·/(2Ry) = 2,06 · 104 · 4604,63 · 3,15 · 1,15 · 0,9 / (2 · 24) =
= 644,28 кН·м2,
где Mmax – максимальный расчетный момент в середине пролета фермы как в простой балке от суммарной вертикальной нагрузки (q – погонной расчетной постоянной нагрузки и p – погонной расчетной распределенной снеговой нагрузки):
Mmax = (q + p)L2/8 = (20,77 + 20,16) 302 / 8 = 4604,63 кН·м;
hр = 3,15 – высота ригеля в середине пролета;
1,15 – коэффициент, учитывающий отношение усредненной площади поясов к площади нижнего пояса;

· – коэффициент, учитывающий влияние уклона верхнего пояса и деформативность решетки фермы (принимают
· = 0,7 при уклоне верхнего пояса i = 1/8 – 1/10,
· = 0,8 – при i = 1/15,
· = 0,9 – при i = 0.
7.4.2. Определение жесткостей ступенчатой колонны
Для ступенчатых колонн жесткость нижней части колонны приближенно определяем по формуле
EIн = E(V + 2Dmax)hн2/(k2Ry) =
= 2,06 · 104 (527,55 + 2 · 2109,98) · 1,252 / (3,6 · 24) = 180,08 · 104 кН·м2,
где V = Vg + Vp = 311,55 + 216 = 527,55 кН – расчетное давление ригеля на колонну от расчетной постоянной и снеговой нагрузки;
Dmax = 2109,98 кН – наибольшее расчетное давление на колонну от двух сближенных кранов;
hн = 1250 мм – высота сечения нижнего участка колонны, равная расстоянию от наружной грани колонны до оси подкрановой ветви;
k2 – коэффициент, зависящий от шага колонн и их высоты (принимают k2 = 3,2 – 3,8 при шаге B = 12 м, k2 = 2,5 – 3,0 при шаге B = 6 м); меньшее значение k2 принимают при кранах с малой грузоподъемностью и большой высоте колонн.
При грузоподъемности крана Q = 100 т и высоте колонны H = 20,4 м принят k2 = 3,6.
Жесткость верхней части колонны
EIв = EIн(hв/hн2)/k1 = 180,08 · 104 (0,7 / 1,25)2 / 1,6 = 35,3 · 104 кН·м2,
где hв = 700 мм – ширина верхнего участка колонны;
k1 – коэффициент, учитывающий фактическое неравенство площадей и радиусов инерции поперечных сечений верхней и нижней частей колонны (для колонн крайних рядов при шарнирном сопряжении ригеля с колонной k1 = 1,8 – 2,0, при жестком сопряжении – k1 = 1,2 – 1,8). Меньшее значение принимают для кранов небольшой грузоподъемности.
При жестком сопряжении ригеля с колонной и кранах грузоподъемности Q = 100 т принят k1 = 1,6.
Для статического расчета рамы достаточно определить только соотношение жесткостей элементов рамы.
Приняв ЕIв = 1, вычисляют соотношения жесткостей элементов рамы, которые округляют до целых чисел:
ЕIв : ЕIн : ЕIр = 1 : n : m = 1 : 5 : 18.
Рекомендуемые соотношения жесткостей элементов рамы в пределах
ЕIн : ЕIв = 5 – 10; ЕIр : ЕIн = 2 – 6.
Принятые соотношения жесткостей элементов рамы укладываются в пределы рекомендуемых
ЕIн : ЕIв= 5; ЕIр : ЕIн = 3,5
Отклонение до 30% в соотношениях жесткостей элементов рамы, предварительно принятых и фактических, определенных в результате расчета, мало сказывается на расчетных усилиях в раме. При большей разнице необходимо принять найденные фактические жесткости элементов рамы за исходные, произвести статический расчет рамы заново и выбрать новые комбинации расчетных усилий.
. Таблица 7.6
Расчетные усилия в левой колонне раздельно по каждому виду загружения, кН, кН·м
Часть колонны

Номер
наг-
рузки
Вид
наг-
рузки
Коэф.
сочета-
ния
·
Подкрановая
Надкрановая




Сечение 1-1
Сечение 2-2
Сечение 3-3
Сечение 4-4
Сечение 5-5




М
N
Q
М
N
Q
М
N
Q
М
N
Q
М
N
Q

1
Посто-янная

1

198,9

–875,3

–13,5

–16,2

–875,3

–13,5

–177,2

–520,0

–13,5

–211,1

–520,0

–13,5

–273,3

–520,0

–13,5


2
Снего-
вая
1
216,6
–604,8
–18,3
–65,4
–604,8
–18,3
–148,5
–604,8
–18,3
–190,3
–604,8
–18,3
–274,5
–604,8
–18,3



0,9
194,9
–544,3
–16,5
–58,9
–544,3
–16,5
–133,7
–544,3
–16,5
–171,3
–544,3
–16,5
–247,1
–544,3
–16,5


3
Dmax
на
левую
1
–31,1
–2101
–62,0
–905,2
–2101
–62,0
413,6
8,9
–62,0
308,2
8,9
–62,0
23,0
8,9
–62,0



0,9
–28,0
–1891
–55,8
–814,7
–1891
–55,8
372,2
8,0
–55,8
277,4
8,0
–55,8
20,7
8,0
–55,8


4
Dmax
на
правую
1
593,7
–690,5
–62,0
–280,3
–690,5
-62,0
145,7
–8,9
-62,0
40,3
–8,9
-62,0
–244,8
–8,9
-62,0



0,9
534,3
–621,5
-55,8
–252,3
–621,5
-55,8
131,1
–8,0
-55,8
36,3
–8,0
-55,8
–220,3
–8,0
-55,8


5
Т
на
левую
1
±460,3
±7,5
±49,2
±97,0
±7,5
±49,2
±97,0
±7,5
±49,2
±180,7
±7,5
±49,2
±36,9
±7,5
±31,3



0,9
±414,3
±6,8
±44,3
±87,3
±6,8
±44,3
±87,3
±6,8
±44,3
±162,3
±6,8
±44,3
±33,2
±6,8
±28,2


6
Т
на
правую
1
±451,2
±7,5
±31,3
±10,1
±7,5
±31,3
±10,1
±7,5
±31,3
±43,0
±7,5
±31,3
±186,9
±7,5
±31,3



0,9
±406,1
±6,8
±28,2
±9,3
±6,8
±28,2
±9,3
±6,8
±28,2
±38,7
±6,8
±28,2
±168,2
±6,8
±28,2


7
Ветер
слева
1
– 718,6
12,0
77,5
44,4
12,0
30,8
44,4
12,0
30,8
91,9
12,0
25,2
172,6
12,0
9,9



0,9
–646,7
10,8
69,8
40,0
10,8
27,7
40,0
10,8
27,7
82,7
10,8
22,7
155,3
10,8
8,9


8
Ветер
справа
1
679,7
– 12,0
-67,9
– 30,6
– 12,0
-32,9
–30,6
– 12,0
-32,9
– 83,0
– 12,0
-28,7
– 188,7
– 12,0
-17,3



0,9
611,7
–10,8
-61,1
–27,5
–10,8
-29,6
–27,5
–10,8
-29,6
–74,7
–10,8
-25,8
–169,8
–10,8
-15,6

7.5. Статический расчет поперечной рамы
7.5.1. Определение расчетных усилий в колонне
Поперечные рамы производственных зданий рассчитываются как плоские статически неопределимые системы. При расчете плоских рам на воздействие крановых нагрузок можно исходить из пространственной работы каркаса, учитывая вовлечение в работу соседних рам через горизонтальные продольные связи по нижним поясам ферм и диск покрытия. Учет этого фактора позволяет снизить изгибающие моменты в нижних сечениях колонн и уменьшить горизонтальные перемещения каркаса.
Статический расчет поперечной рамы на различные виды загружения выполняют известными методами строительной механики (методом сил, методом деформаций и др.) или практическими методами с использованием вспомогательных таблиц и графиков. Целесообразно выполнять статические расчеты на ЭВМ с использованием программных комплексов («Рама-1» – при жестком сопряжении ригеля с колонной, «Рама-2» – при шарнирном сопряжении и ряда других).
Статический расчет производят отдельно на каждую нагрузку или группу нагрузок, которые не могут действовать изолированно одна от другой (собственный вес конструкций покрытия, стенового ограждения, подкрановых балок и др.). Горизонтальные силы от поперечного торможения кранов учитывают только в совокупности с вертикальным давлением кранов и рассматривают как одну кратковременную нагрузку.
Для расчета рамы на ЭВМ составляют таблицу исходных данных (см. прил. 1).
В результате расчета машина выдает значения изгибающих моментов, нормальных и поперечных сил в характерных сечениях колонны, где усилия носят скачкообразный характер и где изменяется размер сечения стержня колонны, при наличии проема для прохода в верхней части колонны – у начала и конца прохода (см. прил. 2).
Наиболее характерными сечениями колонны являются:
1-1 – на уровне обреза фундамента;
2-2 – в верху подкрановой части колонны (бесконечно близкое к уступу колонны снизу);
3-3 – в низу надкрановой части колонны (бесконечно близкое к уступу колонны сверху);
4-4 – на уровне верхнего пояса подкрановой балки;
5-5 – на верхней части колонны в уровне примыкания ригеля к колонне.
Для симметричной рамы таблицу расчетных усилий, полученных в результате расчета раздельно по каждому виду загружения, составляют для ха-
рактерных сечений одной левой колонны (табл. 7.6). Для того чтобы учесть все возможные случаи загружения, в таблицу заносят усилия: от крановых вертикальных воздействий при тележке у правой колонны (эпюра – зеркальное отображение эпюры при тележке слева), от горизонтальной крановой нагрузки Т, приложенной к другой колонне, от ветра при другом его направлении.
При составлении табл. 7.6 необходимо иметь ввиду, что в табл. П2 прил. 2 знак поперечной силы Qп от давления кранов Dmax на левой колонне и ветровой нагрузки, действующей слева направо, определен для правой колонны. При изменении направления ветра и приложении Dmax на правую колонну знак поперечной силы Qл в левой колонне поменяется на противоположный cогласно принятому правилу знаков усилий.
Для удобства определения расчетных комбинаций усилий в таблице приводятся усилия от кратковременных нагрузок с коэффициентами сочетаний 1,0 и 0,9.
Принимают правило знаков усилий (рис. 7.6).
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.6
На рис. 7.7 – 7.14 показаны эпюры изгибающих моментов и нормальных сил в поперечной раме.
7.5.2. Определение расчетных сочетаний усилий
Расчет конструкций по предельным состояниям первой и второй групп выполняют с учетом неблагоприятных сочетаний нагрузок или соответствующих им усилий.
В зависимости от учитываемого состава нагрузок различают:
а) основные сочетания нагрузок, состоящие из постоянных, длительных и кратковременных; б) особые сочетания нагрузок, состоящие из постоянных, длительных, кратковременных и одной из особых нагрузок.
Постоянные нагрузки в любом сочетании принимаются с коэффициентом сочетания
· = 1.

13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.7. Эпюры M и N от постоянной нагрузки
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.8. Эпюры M и N от снеговой нагрузки
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415Рис. 7.9. Эпюры M и N от вертикального давления кранов
(Dmax на левой колонне)
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.10. Эпюры M и N от вертикального давления кранов
(Dmax на правой колонне)
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.11. Эпюры M и N от горизонтального торможения кранов,
приложенного у левой колонны

13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415

Рис. 7.12. Эпюры M и N от горизонтального торможения кранов,
приложенного у правой колонны
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.13. Эпюры M и N от ветровой нагрузки (ветер слева)
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 7.14. Эпюры M и N от ветровой нагрузки (ветер справа)
При расчете конструкций на основные сочетания, содержащие одну временную нагрузку, последняя учитывается без снижения, а при учете двух
и более временных нагрузок расчетные значения длительных нагрузок умножаются на коэффициент сочетания
·1 = 0,95, кратковременных – на
·2 = 0,9.
При рассмотрении особых сочетаний расчетные значения временных нагрузок умножаются на коэффициенты сочетания, равные для длительных нагрузок
·1 = 0,95, для кратковременных –
·2 = 0,8, значение особой нагрузки принимается без снижения.
Для определения наиболее невыгодных для элементов рамы (ригеля, колонны) сочетаний нагрузок составляют таблицу расчетных комбинаций усилий в сечениях колонны (табл. 7.7), в которой комбинации усилий определены как при учете только одной кратковременной нагрузки: или снега, или крана, или ветра (
· = 1), так и при учете двух и более названных кратковременных нагрузок (
·2 = 0,9).
Следует иметь в виду, что учет двух или всех трех кратковременных нагрузок также зависит от соответствия их знака каждому знаку усилия. Если, например, одна из них в рассматриваемом сочетании имеет знак « – », а определяют комбинацию при +Mmax, данная нагрузка, как нагрузка кратковременная, в расчет не принимается. Постоянная нагрузка берется в расчет со своим знаком всегда, даже в случае, когда знак ее усилия не совпадает с искомым знаком расчетного усилия.
Обычно для каждого рассматриваемого сечения колонны определяют следующие комбинации усилий:
+ Mmax и Nсоот – наибольший по величине положительный изгибающий момент при определенном сочетании нагрузок и при этом же сочетании значение соответствующей нормальной силы;
– Mmax и Nсоот – наибольший по величине отрицательный изгибающий момент и значение соответствующей нормальной силы;
– Nmax и + Mсоот – наибольшая величина нормальной сжимающей силы при соответствующем положительном изгибающем моменте;
– Nmax и – Mсоот – наибольшая величина нормальной сжимающей силы при соответствующем отрицательном изгибающем моменте.
Для получения наибольшего возможного соответствующего положительного или отрицательного момента при наибольшей сжимающей силе – Nmax (комбинация усилий – Nmax и ± Mсоот) нормальными силами, возникающими в колонне от поперечного торможения кранов и ветра ввиду их относительной малости можно пренебречь, приняв их за нуль, а соответствующий изгибающий момент принять с необходимым знаком. Усилия от поперечного торможения кранов прикладывают на одну колонну рамы независимо от места нахождения тележки с грузом, а направление торможения может быть как в одну, так и в другую сторону.
Для расчета анкерных болтов в нижнем сечении колонны (в месте узла сопряжения базы колонны с фундаментом) составляют дополнительные комбинации усилий. Эти комбинации предполагают получить наименьшую нормальную силу при наибольших возможных изгибающих моментах, чтобы растягивающее усилие в анкерных болтах было максимальным. Обычно они складываются из постоянной нагрузки, создающей изгибающий момент и нормальную силу, и ветровой нагрузки, которая практически создает только изгибающий момент.
Уменьшение постоянной нагрузки ухудшает условия работы анкерных болтов (она прижимает базу колонны к фундаменту), поэтому постоянную нагрузку учитывают с коэффициентом надежности по нагрузке
·f = 0,9.
Принимаем расчетные усилия для расчета анкерных болтов
Nmin = 887,3 кН; Mсоот = 878,6 кН
·м.
Таблица 7.7
Расчетные усилия при невыгодных сочетаниях нагрузок
Вид
комби-
нации
уилий

Коэффициент
сочета ния

·

Сечение



1-1
2-2
3-3
4-4
5-5



M,
кН·м
N,
кН
Q,
кН
M,
кН·м
N,
кН
Q,
кН
M,
кН·м
N,
кН
Q,
кН
M,
кН·м
N,
кН
Q,
кН
M,
кН·м
N,
кН
Q,
кН



+Mmax,
Nсоот
№ на-
грузки

1, 4, 5
1, 7
1, 3, 5
1, 3, 5
1, 7



1
1253
-1573
-0,7
28,2
-863,3
17,3
333,4
-518,6
-124,7
277,8
-518,6
-124,7
-100,7
-508,0
-36


№ на-
грузки

1, 2, 4, 5, 8

1, 3, 5, 7
1, 3, 5, 7
1, 3, 6, 7



0,9
1954
-2059
-191,2



322,3
-508,0
-85,9
473,6
-508,0
-90,9
70,9
-508,0
-116,2



–Mmax,
Nсоот

№ на-
грузки

1, 7
1, 3, 5
1, 2
1, 2
1, 4, 6



1
-519,7
-863,3
64,0
-1018
-2984
-124,7
-325,7
-1125
-31,8
-382,4
-1125
-31,8
-705,0
-536,4
-106,8


№ на-
грузки

1, 3, 5, 7
1, 2, 3, 5, 8
1, 2, 8
1, 2, 4, 5, 8
1, 2, 4, 6, 8



0,9
-890,1
-2763
44,8
-1005
-3328
-159,7
-338,4
-1075
-59,6
-583,1
-1090
-139,8
-1079
-1090
-129,6


–Nmax,
+Mсоот
№ на-
грузки

1, 3, 5
1, 3, 5
1, 2
1, 2
1, 2



1
628,1
-2984
-124,7
-824,4
-2984
-124,7
-325,7
-1125
-31,8
-382,4
-1125
-31,8
-547,8
-1125
-31,8


№ на-
грузки

1, 2, 3, 5, 8
1, 2, 3, 5, 7
1, 2, 3, 5, 7
1, 2, 3, 5, 7
1, 2, 3, 6,7



0,9
1392
-3328
-191,2
-762,5
-3307
-102,4
188,6
-1074
-102,4
158,4
-1052
107,4
-176,2
-1052
-105,1


–Nmax,
–Mсоот
№ на-
грузки

1, 3, 5
1, 3, 5
1, 2
1, 2
1, 2



1
-292,8
-2984
-124,7
-1018
-2984
-124,7
-325,7
-1125
-31,8
-401,4
-1125
-31,8
-547,8
-1125
-31,8


№ на-
грузки

1, 2, 3, 5, 7
1, 2, 3, 5, 8
1, 2, 4, 5, 8
1, 2, 4, 5, 8
1, 2, 4, 6, 8



0,9
-695,2
-3307
-60,3
-1005
-3328
-159,7
-294,6
-1090
-143,6
-583,1
-1090
-139,8
-1079
-1090
-129,6


При жестком сопряжении ригеля с колонной моменты в опорных сечениях ригеля равны моментам, действующим в сечении 5-5 для колонн. При этом, взяв наибольший момент для левой опоры ригеля при определенном сочетании нагрузок, определяют соответствующий момент для правой опоры при том же сочетании нагрузок (сочетание 1, 2, 4, 6, 8):
Мл = – 1079 кН
·м; Мп = – 364,1 кН
·м.
Для нижнего участка колонны определяют максимальное значение поперечной силы Qmax, которая необходима для расчета соединительной решетки в сквозных колоннах.
Для верхнего участка колонны (сплошного сечения) для расчета местной устойчивости стенки также потребуется определить поперечную силу Q.
7.5.3. Выбор расчетных комбинаций усилий для подбора сечений
верхней и нижней частей колонны
Элемент конструкции может включать несколько расчетных сечений (два–три). Анализируя все возможные комбинации изгибающих моментов и нормальных усилий по сечениям в этом элементе, отсеиваются те из них, которые явно не представляют опасности, т.е. имеют явно меньшие значения как моментов, так и нормальных сил, чем в других сечениях. После этого по одной из оставшихся комбинаций подбирают сечение элемента конструкции, а на все остальные проверяют его (в табл. 7.7 расчетные комбинации усилий выделены жирным шрифтом).
Для верхней части колонны сплошного сечения, выполненной из симметричного сварного или прокатного двутавра, знак изгибающего момента не имеет значения. Выбирают по возможности абсолютное наибольшее значение изгибающего момента. В рассматриваемом примере комбинация нагрузок, дающая расчетные значения N и M в надкрановой части колонны в сечении 5-5, очевидна. Принимают расчетные значения усилий при учете двух и более кратковременных нагрузок: – Mmax = – 1079 кН·м; N = – 1090 кН; Q = – 129,6 кН.
При подборе сечения нижней части внецентренно-сжатой решетчатой колонны, состоящей из двух ветвей, компонуя сечение колонны, сначала подбирают сечения отдельных ветвей, работающих как центрально-сжатые стержни. Затем производят проверку колонны как единого сквозного стержня на устойчивость от действие N и M.
Максимальное сжимающее усилие в ветви колонны складывается из части нормальной силы, действующей на все сечение колонны, и сжимающего усилия в ней от изгибающего момента (изгибающий момент должен догружать рассматриваемую ветвь колонны). По принятому правилу знаков усилий для наружной ветви колонны это будет комбинация усилий с положительным значением момента, для подкрановой ветви – с отрицательным.
Для расчета наружной ветви колонны принята комбинация усилий в сечении 1-1: M1 = + 1392 кН·м и N1 = – 3328 кН; для расчета подкрановой ветви комбинация усилий в сечении 2-2: M2 = – 1005 кН·м и N2 = – 3328 кН.
В случае, когда возникает сомнение, какая комбинация усилий N и M дает максимальное значение сжимающего усилия в ветви, можно ориентировочно определить его в предположении, что нормальная сила приложена в середине сечения колонны, по формуле
Nв = N/2 + M/hн,
где hн = 1,25 м – ширина нижней части колонны.
Для расчета наружной ветви в сечении 1-1 комбинации усилий
+ Mmax = 1954 кН·м; Nсоот = 2059 кН и
– Nmax = 3328 кН; + Mсоот = 1392 кН·м (принята к расчету).
Выполним проверку:
Nв = 1954 / 1,25 + 2059 / 2 = 2592 кН;
Nв = 3328 / 1,25 + 1392 / 2 = 3358 кН.
Таким образом, убеждаемся, что принятая комбинация усилий является расчетной: Nв = 3358 кН > Nв = 2592 кН.
В качестве второго варианта произведен статический расчет поперечной рамы с шарнирным соединением ригеля с колоннами. Исходные данные для расчета приведены в табл. П3 прил. 3, результаты расчета – в табл. П4 прил. 4.
В связи с меньшей жесткостью поперечной рамы при шарнирном соединении ригеля с колоннами заметно увеличился изгибающий момент в нижнем сечении колонны на уровне примыкания ее к фундаменту от горизонтального воздействия ветра и поперечного торможения кранов (соответственно на 26% и 68%). Глава 8
ОДНОСТУПЕНЧАТАЯ КОЛОННА
ПРОИЗВОДСТВЕННОГО ЗДАНИЯ
_____________________________________________________________

8.1. Общие требования при проектировании конструкций
При проектировании конструкций промышленного здания следует строго соблюдать требования строительных норм и правил, обеспечивающих необходимую надежность, капитальность, долговечность и заданные условия эксплуатации здания в целом, а также отдельных элементов и соединений конструкций.
Элементы конструкций должны иметь минимальные сечения, удовлетворяющие требованиям норм с учетом сортамента на прокат. В составных сечениях, устанавливаемых расчетом, недонапряжение не должно превышать 5%.
При компоновке сечений следует широко использовать экономичные профильные элементы. В составных сечениях из отдельных листов их размеры должны быть увязаны со стандартами и ГОСТами.

8.2. Исходные данные для расчета колонны
Конструктивная схема ступенчатой колонны, работающей на внецентренное сжатие, изображена на рис. 8.1.


Рис. 8.1. Конструктивная схема колонны
Основные размеры колонны приняты по данным примера 6.1. Геометрические длины колонны: l2 = Hв = 6,3 м; l1 = Hн = 14,1 м. Соотношение жесткостей надкрановой EI2 и подкрановой EI1 частей колонны EI2/EI1 = 0,2. Материал колонны – сталь класса С255 с расчетным сопротивлением Ry = 24 кН/см2 при толщине t = 10 – 20 мм и Ry = 23 кН/см2 при толщине t > 20 мм.
Значения расчетных усилий приведены:
– для надкрановой части колонны для двух сечений на рис. 8.2;
– для подкрановой части колонны на рис. 8.3.

Рис. 8.2. Расчетные усилия для расчета надкрановой части колонны

Рис. 8.3. Расчетные усилия для расчета подкрановой части колонны:
а – для расчета наружной ветви; б – для расчета подкрановой ветви

Определяющим предельным состоянием внецентренно-сжатой колонны является потеря устойчивости, зависящая в первую очередь от гибкости стержня. Проверку прочности необходимо делать только для колонн, имеющих ослабленные сечения, а также при значениях приведенного эксцентриситета m1>20. Устойчивость стержня проверяется как в плоскости, так и из плоскости действия момента. Сечение ступенчатой колонны подбирается раздельно для надкрановой (верхней) и подкрановой (нижней) частей.

8.3. Компоновка сечения и расчет надкрановой части колонны
Пример 8.1. Подобрать сечение надкрановой части колонны, принимая его в виде сварного двутавра высотой hв = 700 мм (см. рис. 8.1).
8.3.1. Определение расчетных длин надкрановой части колонны
Определяем расчетную длину в плоскости действия момента (относительно оси х-х):
lx2 = (2 l2 = 3 ( 6,3 = 18,9 м,
где (2 = 3,0 – коэффициент расчетной длины (при соблюдении условий
l2 /l1 = 6,3 / 14,1 = 0,45 < 0,6 и N1 /N2 = 2473,5 / 479,3 = 5,16 > 3)
определяется по табл. 8.1 с учетом того, что при жестком сопряжении ригеля с колонной верхний конец закреплен от поворота. При других условиях (2 определяется по [6, п. 6.11];
lу2 = l2 – hб = 6,3 – 1,7 = 4,6 м.
Таблица 8.1
Коэффициенты расчетной длины (1 и (2 для
одноступенчатых колонн рам одноэтажных промышленных зданий
при l2 / l1 ( 0,6 и ( = N1 / N2 ( 3


Условие закрепления верхнего конца колонны
Коэффициент (1 для нижнего участка колонны при I2/I1,
равном
Коэффициент (2 для верхнего участка колонны


св. 0,1
до 0,3
св. 0,05
до 0,1


Свободный конец
2,5
3,0
3,0

Конец, закрепленный только от поворота
2,0
2,0
3,0

Обозначения, принятые в таблице:
l1; I1 N1 – соответственно длина нижнего участка колонны, момент инерции сечения и действующая на этом участке продольная сила;
l2; I2; N2 – то же верхнего участка колонны.
В плоскости, перпендикулярной действию момента (относительно
оси у-у), расчетная длина lу2 принимается равной расстоянию между точками закрепления верхней части колонны от смещения перпендикулярно плоскости действия момента (такими точками являются тормозная конструкция подкрановой балки и распорки по колоннам в уровне поясов стропильных ферм):
8.3.2. Подбор сечения колонны
Предварительно необходимую площадь сечения определяем, используя формулу Ясинского:
Атр = N2 (1,25 + 2,8e/h)/Ry = 479,3 ( (1,25 + 2,8 ( 239 / 70) / 24 = 203 см2,
где е = M2,max /N2 = 1144,6 / 479,3 = 2,39 м = 239 см – эксцентриситет продольной силы.
Распределяем площадь Атр между стенкой и полками.
Толщина стенки tw принимается в пределах (1/60 – 1/120)hw =
= 1,08 – 0,6 см, где hw = hв – 2tf = 70 – 2 ( 2,5 = 65 см (толщиной поясов предварительно задаются tf = 12 – 30 мм, принимаем tf = 25 мм). Назначаем tw = 10 мм.
Требуемая площадь полки
Аf = bf tf = (Атр – hwtw)/2 = (203 – 65 ( 1) / 2 = 69 см2.
Ширина полки обычно назначается в пределах bf = (1/20 – 1/30)l2 =
= (1/20 – 1/30) 6300 = 315 – 210 мм. Принимаем bf = 300 мм.
Толщина пояса
tf = Af /bf = 69 / 30 = 23 мм.
Окончательно проектируем стенку из листа 650Ч10 мм и полку из листа 300Ч22 мм. Размеры увязываются со стандартными размерами листов, выпускаемых отечественными заводами (см. табл. 3.7, 3.8, 3.9).

8.3.3. Проверка устойчивости надкрановой части колонны
1. Проверка устойчивости колонны в плоскости действия момента (относительно оси х-х).
Определяем геометрические характеристики принятого сечения колонны:
– площадь стенки
Aw = hw tw = 65 ( 1 = 65 см2;
– площадь полки
Аf = bf tf = 30 ( 2,2 = 66 см2;
– площадь всего сечения
А = Aw + 2Af = 65 + 2 ( 66 = 197 см2;
– момент инерции
13EMBED Equation.31415
– момент сопротивления для наиболее сжатого волокна;
13EMBED Equation.31415
– радиус инерции
13EMBED Equation.31415
– гибкость стержня
13EMBED Equation.31415
– условная гибкость
13EMBED Equation.31415
– радиус ядра сечения
13EMBED Equation.31415
Проверяем устойчивость колонны в плоскости действия момента по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где (c = 1 – коэффициент условий работы;
(е – коэффициент устойчивости при сжатии с изгибом, определяемый в зависимости от условной гибкости ((х и приведенного относительного эксцентриситета mef, вычисляемого по формуле
mef = ( mx = 1,36 ( 9,44 = 12,84,
здесь mх = е/( = 239 / 25,32 = 9,44;
( – коэффициент влияния формы сечения, определяемый по табл. 5.8 в зависимости от типа сечения, отношения Af /Aw и mх.
При Af /Aw = 66 / 65 = 1,05 > 1,0; mх = 9,44 > 5 и ((х = 2,16 < 5 находим
( = 1,4 – 0,02((х = 1,4 – 0,02 ( 2,16 = 1,36.
По табл. 8.2 определяем (е = 0,099.
Таблица 8.2
Коэффициенты
·e для проверки устойчивости внецентренно-сжатых
сплошностенчатых стержней в плоскости действия момента
13 EMBED Equation.3 1415
Коэффициенты
·e при относительном эксцентриситете mef


0,1
0,56
1
1,5
2
2,5
3
4
5
6
7
8
10
12
14
17

0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
5,5
967
925
875
813
742
667
587
505
418
354
302
850
778
716
653
587
520
455
394
342
295
256
722
653
593
536
480
425
375
330
288
253
224
620
563
507
457
410
365
325
289
257
225
200
538
484
439
397
357
320
287
256
229
205
184
469
427
388
352
317
287
258
232
208
188
170
417
382
347
315
287
260
233
212
192
175
158
337
307
283
260
238
217
198
181
165
150
138
280
259
240
222
204
187
172
158
146
135
124
237
225
207
193
178
166
153
140
130
120
112
210
196
182
170
158
147
137
127
118
111
104
183
175
163
153
144
135
125
118
110
103
095
150
142
134
125
118
112
106
098
093
088
084
125
121
114
107
101
097
092
088
083
079
075
106
103
099
094
090
086
082
078
075
072
069
090
086
082
079
076
073
069
066
064
062
060

П р и м е ч а н и я: 1.Значения коэффициента :
·e в таблице увеличены в 1000 раз.
2. Значение
·e принимать не выше значений
·.
Проверка показала, что надкрановая часть колонны не прошла по устойчивости.
Увеличиваем ширину полки: принимаем bf = 320 мм.
Определяем характеристики:
Аf = bf tf = 32 ( 2,2 = 70,4 см2;
А = Aw + 2Af = 65 + 2 ( 70,4 = 205,8 см2;
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.31415

13 EMBED Equation.3 1415 = 5276,69 / 205,8 = 25,64 см;
mх = е / ( = 239 / 25,64 = 9,32.

Находим коэффициент влияния формы сечения по табл. 5.8:
( = 1,4 – 0,0213 EMBED Equation.3 1415 = 1,4 – 0,02 ( 2,14 = 1,36;
mef = ( mх = 1,36 ( 9,32 = 12,68.
По табл. 8.2 определяем (е = 0,100.
Проверяем устойчивость колонны относительно оси х-х:
13 EMBED Equation.3 1415
Условие выполняется.
Таблица 8.3
Коэффициенты
·e для проверки устойчивости внецентренно-сжатых
сквозных стержней в плоскости действия момента
13 EMBED Equation.3 1415
Коэффициенты
·e при относительном эксцентриситете mef


0,1
0,56
1
1,5
2
2,5
3
4
5
6
7
8
10
12
14
17

0,5
1
1,5
2
2,5
3
3,5
4
4,5
5
5,5
908
872
830
774
708
637
562
484
415
350
300
666
640
600
556
507
455
402
357
315
277
245
500
483
454
423
391
356
320
288
258
230
203
400
387
367
346
322
296
270
246
223
201
182
333
328
311
293
274
255
235
215
196
178
163
286
280
271
255
238
222
206
191
176
161
147
250
243
240
228
215
201
187
173
160
149
137
200
197
190
183
175
165
155
145
136
127
118
167
165
163
156
148
138
130
124
116
108
102
143
142
137
132
127
121
115
110
105
100
095
125
121
119
117
113
110
106
100
096
092
087
111
109
108
106
103
100
096
093
089
086
081
091
090
088
086
083
081
078
076
073
071
068
077
077
077
076
074
071
069
067
065
062
059
067
066
065
064
062
061
059
057
055
054
052
058
055
053
052
051
051
050
049
048
047
046

П р и м е ч а н и я: 1.Значения коэффициента :
·e в таблице увеличены в 1000 раз.
2. Значение
·e принимать не выше значений
·.
Недонапряжение
13 EMBED Equation.3 1415
что допустимо для составных сечений.
2. Проверка устойчивости колонны из плоскости действия момента (относительно оси у-у).
Во внецентренно-сжатых элементах, у которых жесткости в обоих главных направлениях различны (EIy < EIx) и момент действует в плоскости наибольшей жесткости, возможна потеря устойчивости в плоскости, перпендикулярной действующему моменту.
Определяем геометрические характеристики сечения при работе стержня относительно оси у-у:
– момент инерции сечения
13EMBED Equation.31415
– радиус инерции
13EMBED Equation.31415
– гибкость стержня
13EMBED Equation.31415
– условная гибкость
13EMBED Equation.31415
Проверку выполняем по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где (y = 0,818 – коэффициент устойчивости при центральном сжатии, определенный в зависимости от условной гибкости 13 EMBED Equation.3 1415 по табл. 3.11;
с = 0,125 – коэффициент, учитывающий влияние Mx при изгибно-крутильной форме потери устойчивости.
Коэффициент с следует определять:
– при значениях относительного эксцентриситета mх < 5 по формуле
c = (/(1 + (mх),
где ( и ( – коэффициенты, принимаемые по табл. 8.4;
– при значениях mх ( 10 по формуле
c = 1/(1 + mх(y/(b),
где (b в большинстве практических случаях при проверке устойчивости ко- лонны принимается равным 1,0 или определяется по СНиП [6] как для балки
с двумя и более закреплениями сжатого пояса, для этого вычисляется коэффициент:
13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415
здесь lef – расчетная длина надкрановой части колонны, равная ly2, так как сжатая полка не закреплена связями по длине; значение ( принимается по табл. 3.6 в зависимости от характера нагрузки и параметра (, который вычисляется для сварных двутавров, составленных из трех листов, по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где hf = hw + tf = 65 + 2,2 = 67,2 см – расстояние между осями полок;
а – размер, равный 0,5hf = 0,5 ( 67,2 = 33,6 см.
Коэффициент ( = 2,25 + 0,07( = 2,25 + 0,07 ( 1,946 = 2,39.
Таблица 8.4
Значения коэффициентов
· и
·
Типы сечений
Значения коэффициентов


( при
( при


mx ( 1
1 ( mx ( 5
(y ( (c
(y ( (c

Открытые

0,7
0,65 + 0,05mx
1
13 EMBED Equation.3 1415

Обозначение: (с – значение (y при(y = (c = 3,1413 EMBED Equation.3 1415
Значение коэффициента (b необходимо принимать: при (1
· 0,85 – (b = (1; при (1 > 0,85 – (b = 0,68 + 0,21(1, но не более 1,0. При (1 = 3,09 > > 0,85 принимаем (b = 0,68 + 0,21 ( 3,09 = 1,33.
При определении относительного эксцентриситета mх = (Mx/N2)/( за расчетный момент Mx принимается максимальный момент в пределах средней трети расчетной длины надкрановой части колонны (см. рис. 8.2):
М1/3 = М2,min + 2(M2,max – M2,min)/3 =
= 326,5 + 2 (1144,6 – 326,5) / 3 = 871,9 кН(м,
но не менее половины наибольшего по длине стержня момента:
Мх ( М2,max/2 = 1144,6 / 2 = 572,3 кН(м.
Принимаем Мх = 871,9 кН(м.
Определяем:
mх = (Мх/N2)/( = (87190 / 479,3) / 25,64 = 7,09.
При значениях 5 < mх < 10 коэффициент с определяем по формуле
с = с5(2 – 0,2mх) + с10 (0,2mх – 1) =
= 0,12 (2 – 0,2 ( 7,09) + 0,15 (0,2 ( 7,09) = 0,125,
где с5 = с = (/(1 + (mх) = 1 / (1 + 1 ( 7,09) = 0,12,
здесь ( = 0,65 + 0,05mх = 0,65 + 0,05 ( 7,09 = 1,0 при условии (y = 60,2 <
<13 EMBED Equation.3 1415
с10 = с = 1 / (1 + mх (y /(b) = 1 / (1 + 7,09 ( 0,8 / 1) = 0,15.
8.3.4. Проверка местной устойчивости элементов сплошной колонны
Местная устойчивость полки колонны обеспечивается за счет назначения соответствующего отношения расчетной ширины свеса bef (расстояние от грани стенки до края полки) к ее толщине tf.
Во внецентренно-сжатых элементах с условной гибкостью 13 EMBED Equation.3 1415х от 0,8 до 4 отношение bef /tf принимается не более значения, определяемого по формуле
bef /tf = (0,36 + 0,113 EMBED Equation.3 1415
При значениях 13 EMBED Equation.3 1415х < 0,8 или 13 EMBED Equation.3 1415х > 4 в формуле следует принимать соответственно 13 EMBED Equation.3 1415х = 0,8 или 13 EMBED Equation.3 1415х = 4.
Ширина свеса полки
13EMBED Equation.31415 = (32 – 1) / 2 = 15,5 см.
Проверяем отношение при 13 EMBED Equation.3 1415х = 2,14:
13EMBED Equation.31415
следовательно, устойчивость полки обеспечена.
Проверяем местную устойчивость стенки.
Для внецентренно-сжатых элементов двутаврового сечения отношение расчетной высоты стенки hef = hw к толщине tw (гибкость стенки) определяется в зависимости от значения коэффициента ( = (( – (1)/(, характеризующего распределение напряжений по сечению, где ( – наибольшее сжимающее напряжение у расчетной границы стенки, принимаемое со знаком «плюс», и (1 – соответствующее напряжение у противоположной расчетной границы стенки.
Определяем (при yc = yp = hw/2 = 65 / 2 = 32,5 см):
( = N2/A + Mxyc/Ix = 479,3 / 205,8 + 114460 ( 32,5 / 184684,19 = 22,47 кН/см2;
(1 = N2/A – Mxyр/Ix = 479,3 / 205,8 – 114460 (32,5 / 184684,19 = – 17,81 кН/см2;
( = [22,47 – (– 17, 81)] / 22,47 = 1,79.
При ( ( 0,5 отношение hef/tw не должно превышать значений 13EMBED Equation.31415, где значения ((uw определяются по табл. 4.2.
При относительном эксцентриситете mx = 9,32 > 1 и условной гибкости 13 EMBED Equation.3 1415х = 2,14 > 2,0 предельная гибкость стенки определяется по формуле
hef /tw = 1,2 + 0,3513EMBED Equation.31415= 1,2 + 0,35 ( 2,1413EMBED Equation.31415
При ( ( 1 предельная гибкость стенки вычисляем по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
но не более 3,813 EMBED Equation.3 1415= 3,813EMBED Equation.31415 = 111,34,
где ( = 1,4(2( – 1)( /( = 1,4 ( (2 ( 1,79 – 1) 1,73 / 22,47 = 0,28,
здесь ( = Q/(twhw) = 112,6 / (1 ( 65) = 1,73 кН/см2 – среднее касательное напряжение в рассматриваемом сечении.
При 0,5 < ( < 1 предельная гибкость определяется линейной интерполяцией между значениями, вычисленными при ( = 1 и ( = 0,5.
Сравниваем (при ( = 1,79 > 1):
hef /tw = 65 / 1 = 65 < 111,34.
Стенка отвечает требованиям устойчивости.
В случае недостаточной жесткости стенки (hef/tw превышает критическое значение) увеличивают толщину стенки tw или стенка укрепляется парным или односторонним ребрами жесткости с моментом инерции ребра Isl ( 6hef tw3 , расположенным посредине стенки. Наиболее нагруженную часть стенки между полкой и осью ребра рассматривают как самостоятельную пластинку и производят соответствующую проверку.
При расположении ребра с одной стороны его момент инерции вычисляется относительно оси, совмещенной с ближайшей гранью стенки.
Продольные ребра жесткости следует включать в расчетное сечение колонны.
Минимальные размеры выступающей части продольных ребер жесткости bh принимаются:
– для парного симметричного ребра не менее hef /30 + 40 мм;
– для одностороннего ребра не менее hef /24 + 50 мм.
Толщина ребра ts принимается из условия его устойчивости не менее 2bh13 EMBED Equation.3 1415.
Укрепление стенки продольными ребрами жесткости целесообразно при большой высоте сечения колонны (свыше 1000 мм).
В случаях, когда фактическое значение hef/tw превышает предельные значения, допускается использование закритической работы стенки, так как переход стенки в критическое состояние еще не означает потерю устойчивости стержня. В этом случае неустойчивая часть стенки выключается из работы и в расчетное сечение колонны при расчетах на устойчивость вместо площади А следует принимать значение A. В состав рабочего сечения стенки включается два крайних устойчивых ее участка, непосредственно примыкающие к полкам шириной с = 0,65tw13 EMBED Equation.3 1415 (рис. 8.4).


Рис. 8.4. Расчетное сечение колонны
Для двутаврового сечения при внецентренном сжатии
A = А – (hw – 2с) tw.
Исключение части стенки из расчетного сечения учитывается только при определении площади A; все прочие геометрические характеристики определяются для целого сечения.
Стенку колонны при hef/tw ( 2,313EMBED Equation.31415следует укреплять поперечными ребрами жесткости, расположенными на расстоянии (2,5 – 3)hef одно от другого; на каждом отправном элементе должно быть не менее двух ребер.
Сварные швы, соединяющие стенку с полками, назначаются непрерывными с минимальным катетом шва и принимаются в зависимости от толщины наиболее толстого свариваемого элемента для уменьшения влияния возможных непроваров по табл. 3.5.

8.4. Компоновка сечения и расчет подкрановой части
колонны
Пример 3. Подобрать сечение сквозной внецентренно-сжатой колонны, состоящей из двух ветвей в виде двутавров, соединенных между собой решеткой в двух плоскостях по граням ветвей (см. рис. 8.1).

8.4.1. Определение расчетных длин подкрановой части колонны
Расчетные длинынаходим с помощью следующих зависимостей:
– в плоскости действия момента (относительно оси х-х)
lx1 = (1 l1 = 2(14,1 = 28,2 м,
где (1 = 2 – коэффициент расчетной длины, принимаемый по табл. 8.1;
– в плоскости, перпендикулярной действию момента (относительно оси у-у), расчетная длина принимается равной расстоянию между точками закрепления колонны от смещения (такими точками являются низ базы колонны, нижний пояс и тормозная конструкция подкрановой балки, промежуточные распорки между колоннами)
lу1 = 0,8l1 = 0,8 ( 14,1 = 11,28 м,
где 0,8 – коэффициент, учитывающий защемление ветвей колонны в фундаменте в уровне его верха.
Несущая способность подкрановой части колонны определяется допускаемой продольной силой в ветвях, для которых расчетные длины принимаются равными:
– в плоскости действия момента (относительно осей х1-х1 и х2-х2) –расстоянию между узлами решетки
lхв1 = lв1 и lхв2 = lв2;
– в плоскости, перпендикулярной действию момента (относительно оси у-у), – геометрической длине ветви, умноженной на коэффициент 0,8:
lув1 = 0,8l1 = 0,8 ( 14,1 = 11,28 м, lув2 = 0,8 (l1 + hб),
при этом геометрическая длина подкрановой ветви принимается равной расстоянию от низа базы до низа подкрановой балки l1, геометрическая длина наружной ветви – от низа базы до тормозной конструкции в уровне верха подкрановой балки (l1 + hб).
При постановке распорок между наружными ветвями колонны в уровне низа подкрановых балок (при грузоподъемности кранов 80 т и более) геометрическая длина наружной ветви принимается равной расстоянию от низа базы до распорки (низа подкрановой балки) l1:
lув2 = 0,8l1 = 0,8 ( 14,1 = 11,28 м.
При наличии промежуточных распорок между колоннами расчетные длины их ветвей из плоскостей рамы соответственно уменьшаются.

8.4.2. Подбор сечения ветвей колонны
Подбор сечения сквозной подкрановой части колонны начинается с определения усилий в ветвях колонны. Для каждой ветви принимается комбинация из продольной силы N и изгибающего момента М, догружающего соответствующую ветвь (см. рис. 8.3):
– для расчета подкрановой ветви
N1 = – 2468,1 кН и M1 = – 1112,7 кН(м;
– для расчета наружной ветви
N2 = – 2473,5 кН и M2 = + 1589,4 кН(м.
Вычисляем наибольшие сжимающие усилия в ветвях колонны, величина которых ориентировочно определяется по формулам:
– в подкрановой ветви
Nв1 = N1 /2 + M1 /hо = 2468,1 / 2 + 1112,7 / 1,1 = 2245,6 кН;
– в наружной ветви
Nв2 = N2/2 + M2/hо = 2473,5 / 2 + 1589,4 / 1,1 = 2681,7 кН,
где hо = hн – z0 = 1250 – 150 = 1100 мм; zо= b2/2 (предварительно принимается 100 – 200 мм).
При определении сжимающего усилия в ветвях принимаются абсолютные значения N и M.
Задаваясь значениями коэффициента устойчивости при центральном сжатии ( в пределах 0,7 – 0,9, из условия устойчивости центрально-сжатого стержня определяем ориентировочно требуемые площади ветвей:
Aв1 = Nв1 /((Ry(c) = 2245,6 / (0,8 ( 24 ( 1) = 117 см2;
Aв2 = Nв2/((Ry(c) = 2681,7 / (0,8 ( 24 ( 1) = 139,7 см2.
По требуемым площадям из сортамента выбираем соответствующие двутавры и выписываем их геометрические характеристики. Необходимо стремиться к назначению одинаковых размеров сечения ветвей колонны по высоте.
Подкрановую ветвь принимаем из нормального двутавра
I50Б2/ГОСТ 26020-83: Aв1 = 102,8 см2; Iy1 = 42390 см4; Ix1 = 1873 см4;
ix1 = 4,27 см; iy1 = 20,3 см; tf = 14 мм; tw = 9,2 мм; b1 = 200 мм.
Наружную ветвь принимаем из широкополочного двутавра
I50Ш1/ГОСТ 26020-83:. Aв2 = 145,7 см2; Iy2 = 60930 см4; Ix2 = 6762 см4;
ix2 = 6,81 см; iy2 = 20,45 см; tf = 15 мм; t w = 11 мм; b2 = 300 мм;
zо = b2/2 = 300 / 2 = 150 мм.

8.4.3. Проверка устойчивости подкрановой части колонны
Уточняем положение центра тяжести принятого сечения колонны:
hо = hн – zо.= 1250 – 150 = 1100 мм;
y1 = Aв2hо /(Aв1 + Aв2) = 145,7 ( 110 / (102,8 + 145,7) = 64,5 см;
y2= hо – y1 = 110 – 64,5 = 45,5 cм.
Вычисляем фактические расчетные усилия в ветвях:
Nв1 = N1y2/hо + M1/hо = 2468,1 ( 0,455 / 1,1 + 1112,7 / 1,1 = 2032,44 кН;
Nв2 =N2y1/hо + M2/hо = 2473,5 ( 0,645 / 1,1 + 1589,4 / 1,1 = 2895,28 кН.
Проверяем устойчивость ветвей колонны из плоскости действия момента:
– подкрановой ветви
13 EMBED Equation.3 1415
где (1 = 0,842 – коэффициент устойчивости, принимаемый по табл. 3.11 для кривой устойчивости b в зависимости от условной гибкости
13EMBED Equation.31415
– наружной ветви
13 EMBED Equation.3 1415
где (2 = 0,843 – коэффициент устойчивости, принимаемый в зависимости от условной гибкости
13EMBED Equation.31415
Ветви колонны из плоскости действия момента устойчивы.
Проверка устойчивости ветвей колонны в плоскости действия момента (относительно осей х1-х1 и х2- х2).
Определяем гибкости ветвей:
– подкрановой относительно оси х1-х1
(xв1 = lхв1/iх1 = 220 / 4,27 = 51,52 < (yв1 = 55,57;
– наружной относительно оси х2-х2
(xв2 = lхв2 /iх2 = 220 / 6,81 = 32,31 < ( yв2 = 55,16,
где lхв1 = lхв2 – расчетные длины ветвей в плоскости действия момента, равные величине панели решетки lв (рис. 8.5).
Величина панели lв назначается исходя из условий равноустойчивости ветвей в двух плоскостях ((xв1 = (ув1 и ( xв2 = ( ув2).
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415

Рис. 8.5. К определению величины панели решетки
Принимается lв минимальная из двух значений:
lхв1 = (yв1 iх1 = 55,57 ( 4,27 = 237,3 см;
lхв2 = (yв2 iх2 = 55,16 ( 6,81 = 375,6 см;
tg( = 2hо /lв = 2 ( 110 / 237,3 = 0,93.
Угол наклона раскоса к ветви ( = 42,9(.
Рекомендуется из конструктивных соображений 45( ( ( ( (((.
Принимаем ( = 4((; lв = 220 см.
При (xв1 = (ув1 и (xв2 = (ув2 проверку устойчивости ветвей в плоскости действия момента можно не производить.
Для проверки устойчивости колонны как единого стержня составного сечения относительно оси х-х необходимо найти приведенную гибкость стержня (ef, зависящую от площади сечения раскосов.
Раскосы решетки выполняются из горячекатанных уголков (в отдельных случаях из швеллеров малого калибра) и рассчитываются на большую (Qmax) из поперечных сил: фактическую Q, действующую в сечении колонны, или условную Qfic, определяемую по СНиП [6].
Предварительно сечение раскоса подбираем по фактической силе Q = 182,6 кН, действующей в нижней части колонны.
Продольное усилие в раскосе одной плоскости решетки
Nd = Q/(2sin() = 182,6 / (2 ( 0,707) = 129,14 кН.
Требуемая площадь сечения раскоса
Ad = Nd/((Ry(c) = 129,14 / (0,6 ( 24 ( 0,75) = 11,96 см2,
где ( принимается ориентировочно в пределах 0,6 – 0,8; (c = 0,75 – коэффициент условий работы, принимаемый по табл. 1.3 для сжатых элементов из одиночных уголков, прикрепленных одной полкой.
По сортаменту принимаем раскос из уголка
·90Ч90Ч7/ГОСТ 8509-03 для которого Ad = 12,28 см2; iyо = 1,78 см (минимальный относительно оси yо-yо); расчетная длина ld = hо/sin( = 110 / 0,707 = 155,6 см; гибкости:
(max = ld/iyо = 155,6 / 1,78 = 87,42;
13 EMBED Equation.3 1415
Производим проверку сжатого раскоса на устойчивость по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где (min = 0,633 – коэффициент устойчивости для типа кривой устойчивости b, принятый по табл. 3.11;
Устойчивость раскоса обеспечена.
Горизонтальная дополнительная распорка в решетке колонны, поставленная при необходимости для уменьшения расчетной длины ветви колонны, рассчитывается на Qfic или подбирается по предельной гибкости
iтр = lp(u,
где (u = 150.
Определяем геометрические характеристики сквозного сечения колонны:
– площадь А = Ав1 + Ав2 = 102,8 + 176,6 = 279,4 см2;
– момент инерции Ix = Ix1 + Aв1y12 + Ix2+ Aв2y22 =
= 1873 + 102,8 · 64,52 + 6762 + 145,7 · 45,52 = 737944,13 см4;
– радиус инерции 13 EMBED Equation.3 1415
– гибкость стержня колонны относительно свободной оси х-х
(х = lх1/iх = 2820 / 51,39 = 54,87;
– приведенная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
где (1 – коэффициент, зависящий от угла наклона раскоса к ветви (
(рис. 8.5) и определяемый по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Ad1 = 2Ad = 2 ( 12,28 = 24,56 см2 – площадь сечения раскосов решеток, лежащих в плоскостях, перпендикулярных оси х1-х1 (площадь двух раскосов);
– условная приведенная гибкость
13 EMBED Equation.3 1415
Проверка устойчивости подкрановой части колонны производится на обе комбинации расчетных усилий:
– догружающую подкрановую ветвь
N1 = – 2468,1 кН и M1 = – 1112,7 кН(м;
– догружающую наружную ветвь
N2 = – 2473,5 кН и M2 = – 1589,4 кН(м.
Определяем относительный эксцентриситет m1 для комбинации усилий, догружающих подкрановую ветвь:
m1 = (M1 /N1)/( = (111270 / 2468,1) / 40,5 = 1,11,
где ( = Ix/(y1A) = 737944,13 / (64,5 ( 279,4) = 40,95 см – радиус ядра сечения.
Находим коэффициент устойчивости при сжатии с изгибом для проверки устойчивости сквозного внецентренно-сжатого стержня с решеткой по табл. 8.3 в зависимости от 13 EMBED Equation.3 1415 и m1 = 1,11 ( (e1 = 0,403.
Проверяем устойчивость колонны относительно оси х-х:
13 EMBED Equation.3 1415
Определяем m2 для комбинации усилий, догружающих наружную ветвь:
m2 = (M2 /N2)/( = (158940 / 2473,5) / 58,05 = 1,11,
где ( = Ix/(y2A) = 737944,13 / (45,5 ( 279,4) = 58,05 см.
По табл. 8.3 принимаем (e2 = 0,403.
Производим проверку колонны:
13 EMBED Equation.3 1415
Вычисляем условную поперечную силу по формуле
Qfic = 7,15 ( 10–6(2330 – E/Ry)N/( =
= 7,15 ( 10–6 (2330 – 2,06 ( 104 / 24) ( 2473,5 / 0,830 = 31,36 кН < Q = 182,6 кН,
где ( = 0,830 – коэффициент устойчивости при сжатии, принимаемый для составного стержня в плоскости соединительной решетки по табл. 3.11 в зависимости от 13 EMBED Equation.3 1415
При Qfic ( Q перерасчета сечения раскосов на Qfic и повторной проверки сечения колонны как единого стержня не требуется.
Устойчивость колонны в плоскости действия момента обеспечена.
Устойчивость сквозной колонны как единого стержня из плоскости действия момента проверять не следует, так как она обеспечена проверкой устойчивости отдельных ветвей.
Проверяем соотношение моментов инерции (жесткостей) нижней и верхней частей колонны: Iн/Iв = 737944,13 / 174581,2 = 4,23. Отличие принятого при расчете рамы Iн/Iв = 5 составило:
13 EMBED Equation.3 1415
следовательно, статический расчет рамы уточнять не требуется.
Для увеличения жесткости на скручивание сквозной колонны с решетками в двух плоскостях при делении колонны на отправочные элементы последние укрепляются диафрагмами, расположенными у концов отправочного элемента. Диафрагмы принимаются в виде швеллера при b ( 600 мм и двутавра при b > 600 мм (рис. 8.6).

Рис. 8.6. Устройство диафрагм
8.5. Конструирование и расчет базы внецентренно-сжатой
колонны
8.5.1. Общие требования к базам колонн
База является опорной частью колонны, служит для передачи и распределения сосредоточенного усилия от стержня по определенной площади фундамента, а также обеспечивает закрепление нижнего конца колонны в фундаменте в соответствии с принятой расчетной схемой. База закрепляется с фиксацией проектного положения колонны на фундаменте анкерными болтами.
Размеры опорной плиты в базах внецентренно-сжатых колонн назначаются из расчета ее на нагрузку от отпора фундамента. Наибольшее сжимающее напряжение под плитой определяется от нормальной силы N и изгибающего момента M.
Анкерные болты подлежат расчету от специальной комбинации усилий N и M, вызывающих максимальное растягивающее усилие в анкерных болтах; постоянные нагрузки при этом определяются с коэффициентом надежности по нагрузке равным
·f = 0,9, так как они разгружают анкерные болты, прижимая опорную плиту базы колонны к фундаменту. Диаметры анкеров рекомендуется принимать до 76 мм, так как более толстые болты сложны в изготовлении.
Анкерные болты выносятся за опорную плиту, чтобы во время монтажа колонну можно было двигать во все стороны (примерно на 20 мм), устанавливая по оси. Они работают на выдергивание и закрепляются в фундаменте за счет сцепления их с бетоном (чем определяется глубина заделки болта) или с помощью опорных шайб, воспринимающих давление бетона по площади шайбы.
Анкерная пластина принимается толщиной 20 – 40 мм и шириной, равной не менее четырем диаметрам отверстий под болты.
Для сплошных и легких сквозных колонн при ее ширине до 1 м применяют общие базы, если ширина сквозной колонны более 1 м устраивают базы раздельными под каждую ветвь колонны, рассчитывают такие базы аналогично базам центрально-сжатых колонн.
При сравнительно небольших расчетных усилиях в ветвях колонны (до 4000 – 5000 кН) применяются базы с траверсами, передающими усилие от стержня колонны через сварные швы на плиту, опирающуюся непосредственно на фундамент. Для более равномерной передачи давления жесткость плиты при необходимости может быть увеличена постановкой дополнительных ребер и диафрагм.

Пример 8.3. Рассчитать и законструировать базу внецентренно-сжатой сквозной колонны при жестком сопряжении ее с фундаментом (рис. 8.7).
Рис. 8.7. База внецентренно-сжатой сквозной колонны
Размеры сечения колонны и наибольшие сжимающие усилия в ветвях колонны на уровне обреза фундамента приняты по данным прередущего примера: для подкрановой ветви Nв1 = – 2245,6 кН; для наружной – Nв2 = – 2818 кН. Комбинация усилий, вызывающая растягивающее усилие в анкерных болтах: подкрановой ветви Nв1 = – 1081,3 кН и Mв1 = + 2295,1 кН·м; наружной ветви Nв2 = – 189,4 кН и Mв2 = – 637 кН·м.
Материал фундамента – бетон класса В12,5. Материал конструкций –
сталь класса С255 с расчетным сопротивлением Ry = 24 кН/см2 при толщине листов t до 20 мм и Ry = 23 кН/см2 при толщине 20 < t
· 40 мм.
Сварка механизированная с использованием проволоки Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70*: Rwf = 21,5 кН/см2; Rwz = 16,65 кН/см2;
·f = 0,9;
·z = 1,05;
·с = 1,0;
·wf =
·wz = 1,0.

8.5.2. Определение размеров опорной плиты в плане
Давление под плитой принимается равномерно распределенным. Размеры плиты в плане определяются из условия прочности материала фундамента.
Рассчитываем базу под наиболее нагруженную наружную ветвь колонны.
Требуемая площадь опорной плиты
Апл = BL = Nв2/(
·Rb,loc) = 2818 / (1 · 0,9) = 3131 см2,
где ( – коэффициент, зависящий от характера распределения напряжений под плитой (при равномерном распределении напряжений ( = 1);
Rb,loc – расчетное сопротивление бетона смятию, определяемое по формуле
13EMBED Equation.31415
где ( = 1 – для бетона класса ниже B25;
Rb = 7,5 МПа – расчетное сопротивление бетона (см. табл. 4.3);
(b – коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона сжатию в стесненных условиях под опорной плитой и определяемый по формуле
13EMBED Equation.31415
здесь Aф – площадь верхнего обреза фундамента, незначительно превышающая площадь опорной плиты Aпл; (b принимается не больше 2,5 для бетонов классов выше B7,5 и не больше 1,5 для бетонов классов B7,5 и ниже.
Предварительно задаемся (b = 1,2.
Размеры плиты (ширина B и длина L) назначаются по требуемой площади Aпл, увязываются с контуром колонны (свесы опорной плиты должны быть не менее 40 мм) и согласуются с сортаментом.
Назначаем ширину плиты конструктивно:
13EMBED Equation.31415
где b2 = 300 мм – высота сечения стержня колонны;
tтр = 12 мм – толщина траверсы (принимается в пределах 1020 мм);
с = 50 мм – вылет консольной части плиты (предварительно принимается равным 40 – 120 мм и уточняется в процессе расчета толщины плиты).
Принимаем B = 450 мм.
Требуемая длина плиты
13EMBED Equation.31415
Принимаем плиту стандартных размеров 700Ч450 мм с площадью
Aпл = 3150 см2. Размеры верхнего обреза фундамента устанавливаем на 20 см больше размеров опорной плиты.
Площадь 13EMBED Equation.31415
Коэффициент 13EMBED Equation.31415
Перерасчет расчетного сопротивления бетона смятию не требуется.
8.5.3. Определение толщины опорной плиты
Толщина опорной плиты назначается из условия ее прочности на изгиб как пластинки, опертой на торцы колонны, траверс и ребер, от отпора фундамента, равного среднему напряжению под плитой:
13EMBED Equation.31415
Толщину плиты не рекомендуется назначать больше 40 мм. Для рас-чета плиты выделяются участки пластинки, опертые по четырем, трем и одной (консольные) сторонам, соответственно обозначенные цифрами 1, 2, 3 на рис. 8.8.

Рис. 8.8. К расчету базы колонны
На каждом участке определяются максимальные изгибающие моменты, действующие на полосе шириной 1 см, от расчетной равномерно распределенной нагрузки
13EMBED Equation.31415
Момент на участке 1, опертом по четырем сторонам:
13EMBED Equation.31415
где (1– коэффициент, учитывающий уменьшение пролетного момента за счет опирания плиты по четырем сторонам, определяется в зависимости от отношение большей стороны участки b к меньшей a (см. табл. 4.4).
Значения b и a определяются по размерам в свету:
b = bк = 470 мм; а = (b2 – tw)/2 = (300 – 11) / 2 = 144,5 мм;
b/а = 47 / 14,45 = 3,25 > 2.
При b/а > 2 плита работает как балка на двух опорах пролетом а, изгибающий момент определится по формуле
M1 = qa2/8 = 0,89 · 14,452 / 8 = 23,23 кН·см.
На участке 2, опертом по трем сторонам:
13EMBED Equation.31415
где ( – коэффициент, принимаемый в зависимости от отношения закрепленной стороны пластинки b1 к свободной а1 (см. табл. 4.5)
Отношение сторон b1/a1 = 10 / 30 = 0,33; при отношении сторон b1/a1 < 0,5 плита рассчитывается как консоль длиной b1. Изгибающий момент
13EMBED Equation.31415
Момент на консольном участке 3
13EMBED Equation.31415
При значительном отличии моментов по величине на различных участках плиты необходимо внести изменения в схему опирания плиты, чтобы по возможности выровнять значения моментов. Это осуществляется постановкой диафрагм и ребер.
По наибольшему Mmax из найденных для различных участков плиты изгибающих моментов определяем требуемый момент сопротивления плиты шириной 1 см:
13EMBED Equation.31415откуда
13EMBED Equation.31415
Принимаем лист по ГОСТ 82-70* толщиной 36 мм.
8.5.4. Расчет траверсы
Высота траверсы hтр определяется из условия размещения вертикальных швов крепления траверсы к стержню колонны. В запас прочности предполагается, что все усилие в ветви передается на траверсы через четыре угловых шва (сварные швы, соединяющие стержень колонны непосредственно с плитой базы, не учитываются).
Сравниваем:
13 EMBED Equation.3 1415
следовательно, сварные швы рассчитываем по металлу границы сплавления.
Катетом шва задаемся в пределах 8 – 16 мм, но не более 1,2tmin.
Принимаем kf = 10 мм. Определяем длину одного шва, выполненного механизированной сваркой в среде углекислого газа, по наибольшему усилию в наружной ветви колонны Nв2:
13EMBED Equation.3141513EMBED Equation.31415
Принимаем высоту траверсы с учетом добавления 1 см на дефекты в начале и конце сварного шва hтр = 420 мм. Проверяем прочность траверсы как однопролетной двухконсольной балки, опирающейся на ветви (полки) колонны и воспринимающей отпорное давление от фундамента (рис. 8.9, а), и как консольной балки, воспринимающей усилие отрыва ветви (усилие в анкерах) Fa (рис. 8.9, б).
а) б)

Рис. 8.9. Расчетные сжемы траверсы:
а – от отпора фундамента ; б – от усилия в анкерных болтах
Равномерно распределенная нагрузка на одну траверсу
13EMBED Equation.31415
Определяем усилия:
– на опоре
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.31415
– в пролете
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.31415
– растягивающее усилие в анкерных болтах в базе подкрановой ветви колонны
Fa1 = Nв1y2/ho + Mв1/ho = –1081,3 · 0,455 / 1,1 + 2295,1 / 1,1 = 1639,2 кН;
– растягивающее усилие в анкерных болтах в базе наружной ветви колонны
Fa2 = Nв2 y1/ho + Mв2/ho = –189,4 · 0,645 / 1,1 + 637 / 1,1 = 468 кН;
– изгибающий момент в одной консольной части траверсы от максимального усилия в анкерных болтах
Mк1 = Fa1bо/4 = 1639,2 · 15 / 4 = 6147 кН·см,
где bо = z – bк/2 = 400 – 500 / 2 = 150 мм;
z = L/2 + 50 = 700 / 2 + 50 = 400 мм;
– поперечная сила
Qk1 = Fa1/4 = 1639,2 / 4 = 409,8 кН.
Момент сопротивления траверсы
13EMBED Equation.31415
Проверяем прочность траверсы:
– в пролете по нормальным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
– по касательным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
– по приведенным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
где
· = Моп/Wтр = 1001,5 / 352,8 = 2,84 кН/см2;

· = Qпр/(tтрhтр) = 500,75 / (1,2 · 42) = 9,94 кН/см2.
– в консольной части от усилия в анкерных болтах по нормальным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
– по касательным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
– по приведенным напряжениям
13 EMBED Equation.3 1415
где 13EMBED Equation.31415

· = Qk1/(tтрhтр) = 409,8 /(1,2 · 42) = 8,13 кН/см2.
Все условия выполняются.
Требуемый катет горизонтальных швов для передачи усилия (Nтр = qтрL) от одной траверсы на плиту
13EMBED Equation.31415
где (lw = (L – 1) + 2(b1 – 1) = (70 – 1) + 2 · (10 – 1) = 87 см – суммарная расчетная длина горизонтальных швов.
Принимаем kf = 10 мм < 1,2 tтр = 12 мм.
8.5.5. Расчет анкерных болтов и пластин
Пример 8.4. Рассчитать анкерные болты для закрепления базы сквозной внецентренно-сжатой колонны по данным примера 8.3. Болты выполняются из стали марки ВСт3кп2 по ГОСТ 535-88 с расчетным сопротивлением Rba = 185 МПа = 18,5 кН/см2 (см. табл. 8.5).
Максимальное растягивающее усилие в анкерных болтах в базе подкрановой ветви колонны Fa1 = 1639,2 кН.
Требуемая площадь нетто анкерных болтов

·Aa1 = Fa1/(Rba
·c) = 1639,2 / (18,5 · 1) = 88,6 см2.
По табл. 8.6 принимаем 4 болта диаметром dб = 64 мм с площадью сечения нетто одного болта Abn = 26,4 см2.
Общая несущая способность четырех болтов
[N] = 4 · 488,4 = 1953,6 кН > Fa1 = 1639,2 кН.
Максимальное растягивающее усилие в анкерных болтах в базе наружной ветви колонны Fa2 = 468 кН.
Требуемая площадь нетто анкерных болтов

·Aa2 = Fa2/(Rba
·c) = 468 / (18,5 · 1) = 25,3 см2.
Принимаем 2 болта диаметром dб = 48 мм с площадью сечения нетто одного болта Abn = 14,72 см2.
Таблица 8.5
Расчетные сопротивления растяжению фундаментных болтов Rba
Диаметр болтов,
мм
Расчетные сопротивления, МПа, болтов из стали марок


ВСт3кп2 по ГОСТ 380–71** (с 1990г. ГОСТ 535-88)
09Г2С по ГОСТ 19281–73*
10Г2С1 по ГОСТ
19281–73*

12, 16, 20
185
235
240

24, 30
185
230
235

36, 42, 48, 56
185
225
225

64, 72, 80
185
220
215

90,100
185
215
215

110, 125, 140
185
215



Таблица 8.6
Предельные усилия на растяжение одного фундаментного болта Fnр
Сталь и Fnр
dб, мм


16
20
24
30
36
42
48
56
64
72


Abn, см2


1,57
2,45
3,52
5,60
8,16
11,20
14,72
20,2
26,4
33,70

ВСт3кп2
Fnр, кН
29,0
45,3
65,1
103,6
160,0
207,2
272,3
373,7
488,4
623,5

09Г2C
Fпр, кН
36,9
57,6
81,0
128,8
183,6
252,0
331,2
454,5
580,8
741,4

Общая несущая способность двух болтов
[N] = 2 · 272,3 = 544,6 кН > Fa2 = 468 кН.
Анкерные пластины опираются на траверсы и работают как балки на двух опорах, нагруженные усилием в анкерных болтов (рис. 8.10).
Рассчитываем анкерную пластину в базе подкрановой ветви.
Усилие, приходящееся на один болт:
Fa1 = Fa1/n = 1639,2 / 4 = 409,8 кН.
Изгибающий момент
Ma1 = Fa1(a1/2 – f) = 409,8 · (20 / 2 – 5) = 2049 кН·см,
где f = 35 – 80 мм – привязка анкерных болтов.
а) б)


Рис. 8.10. К расчету анкерных пластин:
а – для базы подкрановой ветви; б – для базы наружной ветви
Диаметр отверстия под анкерный болт dо = dб + 8 = 64 + 8 = 72 мм.
Анкерная пластина изготавливается из листовой стали.
Ширина пластины составляет:
bа1 = 4 · 72 = 288 мм.
Принимаем bа1 = 300 мм.
Расчетная ширина анкерной пластины с учетом ослабления отверстием под болт
bnа1 = bа1 – dо = 300 – 72 = 228 мм.
Определяем требуемый момент сопротивления нетто анкерной пластины:
Wna1 = Ma1/(Ry
·с) = 2049 / (23 · 1) = 89,1 см3.
Толщина пластины
13 EMBED Equation.3 1415
Толщина листов более 40 мм не рекомендуется.
Принимаем ta1 = 40 мм и определяем ширину анкерной пластины:
bnа1 = 6Wna1/ta12 = 6 · 89,1 / 42 = 33,4 см.
Выполняем анкерную пластину из листа сечением 340Ч40 мм.
Рассчитываем анкерную пластину в базе наружной ветви.
Усилие, приходящееся на один болт:
Fa2= Fa2/n = 488,4 / 2 = 244,2 кН.
Изгибающий момент
Ma2 = Fa2a2/4 = 244,2 · 30 / 4 = 1831,5 кН·см.
Диаметр отверстия под анкерный болт dо = dб + 8 = 48 + 8 = 56 мм.
Ширина пластины
bа2 = 4 · 56 = 224 мм.
Принимаем bа2 = 240 мм. Расчетная ширина анкерной пластины
bnа2 = bа2 – dо = 240 – 56 = 184 мм.
Определяем требуемый момент сопротивления нетто анкерной пластины:
Wna2 = Ma2/(Ry
·с) = 1831,5 / (23 · 1) = 79,63 см3.
Толщина пластины
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем ta2 = 40 мм и определяем ширину анкерной пластины:
bnа2 = 6Wna2/ta22 = 6 · 79,63 / 42 = 29,86 см.
Выполняем анкерную пластину из листа сечением 300Ч40 мм.
13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 8.11. Крепление связевых колон на фундаменте
В том случае, когда отрыв базы колонны от фундамента невозможен или отрывающее усилие невелико, анкерные болты ставятся в зависимости от мощности колонны конструктивно (2 болта dб = 20 – 30 мм), толщина анкерной пластины принимается минимальной tа = 20 мм.
Подкрановые связи между колоннами передают на фундамент горизонтальные силы от продольного торможения мостовых кранов и ветровой нагрузки на торец здания. Опорные плиты баз, к которым крепятся эти свя-зи, привариваются к специальным швеллерам, заделанным в фундамент (рис. 8.11).
При проектировании базы для безвыверочного монтажа толщина опорной плиты должна быть на 2 – 3 мм больше полученной по расчету (для выполнения фрезеровки).
Базы колонн после установки в проектное положение обетонируются.

8.5.6. Особенности расчета общей базы внецентренно-сжатой колонны
База внецентренно-сжатой колонны развивается в плоскости действия изгибающего момента (рис.8.12, а).
Под плитой в бетоне фундамента возникают нормальные напряжения
·б (рис. 8.12, б), определяемые по формуле внецентренного сжатия:

·б = N/Aпл ± M/Wпл= N/(BL) ± 6M/(BL2),
где Aпл и Wпл – площадь и момент сопротивления плиты;
B и L – ширина и длина плиты.
При определенном сочетании усилий N и M (при большом значении изгибающего момента M) второй член формулы может оказаться больше первого и под плитой возникают растягивающие напряжения, в этом случае отрыву плиты будут препятствовать анкерные болты.

Рис. 8.12. К расчету базы колонны:
а – общий вид базы; б – распределение напряжений под опорноц плитой

Определение размеров плиты в плане выполняют на комбинацию усилий N и M, дающую наибольшее краевое сжатие бетона.
Шириной плиты задаются конструктивно:
B = b + 2(tтр + c),
где b – ширина сечения колонны;
tтр – толщина траверсы (принимают 8 – 16 мм);
с – вылет консольной части плиты (принимают 40 – 150 мм).
Из условия прочности бетона фундамента на сжатие
·б,max
· Rb,loc определяют длину плиты:
13 EMBED Equation.3 1415
где Rb,loc =
·bRb (здесь Rb – расчетное сопротивление бетона сжатию;
·b – коэффициент, учитывающий повышение прочности бетона сжатию в стесненных условиях под опорной плитой).
Установив окончательные размеры опорной плиты (размеры согласуются с ГОСТами на листовую сталь), вычисляют фактические напряжения в бетоне фундамента:

·б = N/(BL) ± 6M/(BL2).
Работа и расчет плиты аналогичны работе и расчету ее в базе центрально-сжатой колонны (см. п. 4.5).
Толщину опорной плиты определяют из условия ее прочности на изгиб от отпора фундамента, рассматривая отдельные участки пластинки, опертой по 1, 2 сторонам.
Так как напряжения в бетоне фундамента под плитой распределяются неравномерно, при определении моментов на различных участках величину
·f принимают наибольшей в пределах каждого участка по эпюре напряжений в бетоне.
Траверсу рассчитывают как двухконсольную балку, шарнирно опертую на пояса колонны под действием отпора бетона фундамента и усилия в анкерных болтах.
Толщиной траверсы предварительно задаются, а ее высоту определяют из условия размещения сварных швов, рассчитанных на срез от реакции балки (траверсы) со стороны наибольшего сжатия. Траверсы приваривают к полкам колонны наружными угловыми швами.
Такие траверсы целесообразны при небольшой ширине колонны (до 500 – 700 мм).
Отрывающее усилие в анкерных болтах определяют в предположении, что сжатие под плитой воспринимается бетоном, а суммарная растягивающая сила Za, соответствующая растянутой зоне эпюры напряжений, полностью воспринимается анкерными болтами (см. рис. 8.12).
Исходя из уравнения равновесия сил относительно центра тяжести сжатой зоны бетона M – Nа – Zay = 0, усилие в анкерных болтах с одной стороны базы определится:
Za = (M– Nа)y,
где а = L/2 – с/3 – плечо силы N относительно центра тяжести сжатой зоны бетона;
y = L – с/3 + zо;
c =
·б,max L/(
·б,max +
·б,min) – длина сжатой зоны бетона.
Требуемую площадь сечения одного анкерного болта из условия его прочности на растяжение определяют по формуле
Ab = Za/(nRba
·с),
где n – количество анкерных болтов с одной стороны базы;
Rba – расчетное сопротивление анкерного болта (см. табл. 8.5).

8.5.7. Расчет соединения надкрановой и подкрановой частей
колонны
В ступенчатых колоннах подкрановые балки опираются на уступ колонны. На уровне опирания подкрановых балок, как правило, устраивается и монтажный стык верхней (надкрановой) и нижней (подкрановой) частей колонны.
Пример 8.5. Рассчитать и запроектировать узел сопряжения верхней и нижней частей колонны по данным пп. 8.3 и 8.4.
Расчетная комбинация усилий в сечении над уступом N2 = – 479,3 кН и М2 = – 326,5 кН
·м. Давление кранов Dmax = 2216 кН. Ширина опорного ребра подкрановой балки, опирающейся на уступ колонны, bр = 400 мм, толщина стенки подкрановой ветви колонны tw = 9,2 мм.
Сварка механизированная в среде углекислого газа. Марка свароч- ной проволоки Св-08Г2С: Rwf = 21,5 кН/см2; Rwz = 16,65 кН/см2;
·f = 0,9;
·z = 1,05;
·wf =
·wz = 1. Расчет сварных швов производится по границе сплавления.
Для передачи усилий от надкрановой части колонны и подкрановых балок на подкрановую часть колонны в месте уступа колонны устраивается траверса (рис. 8.13). Траверса работает на изгиб как балка-стенка на двух опорах.
Расчетными усилиями для расчета соединения являются максимальный отрицательный момент М2 и соответствующая нормальная сила N2.

13 EMBED AutoCAD.Drawing.16 1415
Рис. 8.13. Узел соединения надкрановой и подкрановой частей колонны
Высота траверсы hТ принимается равной (0,5 – 0,8)hн = 625 – 1000 мм, где hн = 1250 мм – высота сечения нижней сквозной части колонны. Принимаем hТ = 900 мм.
Давление Dmax, передаваемое опорными ребрами подкрановых балок, воздействует на стенку траверсы через плиту толщиной t3 = 20 – 25 мм. Торцы траверсы и опорного ребра (поз. 2) фрезеруются.
Толщина траверсы t1 и опорного ребра t2 находится из условия смятия и принимается не менее 12 мм:
t1 = t2 = Dmax/(lef Rp
·c) = 2216 / (45
· 33,6
· 1) = 1,47 см,
где l ef = bр + 2t3 = 400 + 2
· 25 = 450 мм;
Rp = 336 МПа – расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности (при наличии пригонки), принимаемое по табл. 2.4;

·c = 1 – коэффициент условий работы.
Принимаем t1 = 16 мм.
В запас прочности допустимо считать, что усилия N2 и М2 передаются только через полки верхней части колонны.
Усилие во внутренней полке верхней части колонны вычисляем по формуле
Ff = N2/2 + М2/hf = 479,3 / 2 + 326,5 / 0,672 = 725,5 кН,
где hf = hw + tf = 650 + 22 = 672 мм – расстояние между осями полок подкрановой части колонны. В формуле для расчета принимаются абсолютные значения N2 и М2.
Усилие Ff от верхней части колонны передается на траверсу через вертикальные ребра (поз. 4).
Назначаем сечение вертикальных ребер, к которым крепится внутренняя полка верхней части колонны. Суммарная площадь ребер А4 = 2b4 t4 из условия равнопрочности должна быть не менее площади внутренней полки Аf = bf tf, при этом толщина ребра принимается:
t4 = tf + 6 = 22 + 6 = 28 мм;
ширина ребра
b4 = bf /2 + 6 мм = 300 / 2 + 6 = 156 мм.
Принимаем сечение вертикальных ребер 160Ч28 мм.
Катет швов (Ш1), крепящих ребро к траверсе:
kf =13 EMBED Equation.3 1415= 13 EMBED Equation.3 1415= 0,37 см.
Принимаем минимальный катет шва kf = 7 мм (см. табл. 3.5).
Проверяем по формуле
lw = 85(f kf = 85
· 0,9
· 0,7 = 66,1 см < (hТ – 1) = 89 см.
Расчетная длина сварного шва укладывается в пределах высоты траверсы.
Прочность траверсы проверяется как балки, опирающейся на ветви подкрановой части колонны и нагруженной усилиями N2, М2 и Dmax.
Сечение и расчетная схема траверсы приведены на рис. 8.14.

Рис. 8.14
Реакция от N2 и М2 вычисляется по формуле
F1 = (N2/2 + М2/hf)c/ho = (479,3 / 2 + 326,5 / 0,672)
· 0,533 / 1,1 = 351,5 кН,
где с = hw + 1,5tf – zo = 650 + 1,5
· 22 – 150 = 533 мм;
zo = b2/2 = 300 / 2 = 150 мм;
ho = 1100 мм – расстояние между осями ветвей нижней части колоны.
Изгибающий момент у грани верхней части колонны (сечение
· –
·)
МТ = F1(ho – c) = 351,5 (1,1 – 0,533) = 199,3 кН
·м.
Расчетная поперечная сила в траверсе с учетом половины давления на траверсу от подкрановых балок
QТ = F1 + kDmax/2 = 351,5 + 1,2
· 2216 / 2 = 1681 кН,
где k = 1,2 – коэффициент, учитывающий неравномерную передачу усилия
Dmax вследствие возможного перекоса поверхности опорных ребер подкрановых балок.
Ширину верхних горизонтальных ребер b5 назначаем не менее ширины вертикальных ребер: b5 = b4 = 160 мм, толщину – t5 = 12 – 25 мм. Принимаем t5 = 12 мм.
Ширина нижнего пояса траверсы (поз. 6)
b6 = 2b5 + t1 = 2
· 160 + 16 = 336 мм.
Принимаем ребро сечением 340Ч12 мм.
Определяем геометрические характеристики траверсы.
Положение центра тяжести сечения траверсы
13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415
где а = 175 мм – по типовому проекту;
ув = h – yн = 91,2 – 42,5 = 48,7 см.
Момент инерции сечения
Ix = t1hТ3/12 + hТ t1(hТ /2 – yн)2 + 2b5t5(ув – a – t5/2)2 + b6t6(ун – t6/2)2 =
= 1,6
· 903 / 12 + 90
· 1,6 (90 / 2 – 42,5)2 + 216
· 1,2 (48,7 – 17,5 – 1,2 / 2)2 +
+ 34
· 1,2 (42,5 – 1,2 / 2)2 = 205145,1 см4.
Моменты сопротивления для верхней и нижней частей сечения траверсы:
Wв = Ix/yв = 205145,1 / 48,7 = 4212,43 cм3;
Wн = Ix/yн = 205145,1 / 42,5 = 4826,94 см3.
Производим проверку сечения траверсы на прочность:
– от изгиба
13 EMBED Equation.3 1415
– от среза
13 EMBED Equation.3 1415
Катет шва крепления траверсы к подкрановой ветви (Ш2) определяется расчетом на поперечную силу QТ:
kf = 13 EMBED Equation.3 1415=13 EMBED Equation.3 1415= 0,79 см.
Принимаем kf = 8 мм < 1,2tmin = 1,2
· 10 = 12 мм.
Крепление вертикального ребра подкрановой ветви (Ш3) производится с учетом неравномерности передачи давления (k = 1,2) на силу Dmax/2:
kf = 13 EMBED Equation.3 1415=
= 13 EMBED Equation.3 1415= 0,7 см.
Принимаем kf = 7 мм.
Проверяем стенку подкрановой ветви колонны в месте крепления траверсы и вертикального ребра на срез от поперечной силы
Q = F1 + Dmax = 351,5 + 2216 = 2567,5 кН:
13 EMBED Equation.3 1415
Условие прочности не выполняется.
Принимаем высоту траверсы hТ = 1000 мм и производим повторную проверку:
13 EMBED Equation.3 1415
Размеры накладки (поз.7) принимаем конструктивно:
t7 = tf = 22 мм; b7 = b + 2
· 30 = 560 мм.
Длина накладки l7 = lн + lв, где lн = hТ + 50 = 1000 + 50 = 1050 мм;
lв назначается из условия размещения сварных швов, необходимых для крепления накладки к верхней части колонны. Швы, выполненные ручной сваркой, рассчитываются из условия равнопрочности шва основному сечению накладки.
Катетом шва kf задаются в пределах 8 – 16 мм. Принимая kf = 16 мм, определяем:
lb = lw + 1 = A7Ry /(2
·f kf Rwf
·wf
·c) =
= 123,2
· 23 / (2
· 0,7
· 1,6
· 18
· 1
· 1) + 1 = 70 cм.
Длина накладки l7 = 1050 + 700 = 1750 мм.
8.5.8. Прикрепление подкрановой консоли к колонне
Подкрановые балки под мостовые опорные краны опираются на колонны постоянного сечения через консоли из сварного двутавра (одностенчатые консоли) или двух швеллеров (двустенчатые консоли).
Консоль рассчитывается на давление F, приложенное с эксцентриситетом е, от двух сближенных кранов, расположенных на подкрановых балках.
Швы, прикрепляющие одностенчатую консоль, рассчитываются на действие момента М = Fе и перерезывающую силу Q = F.
Швы прикрепляющие консоль, состоящую из двух швеллеров, обнимающих колонну, рассчитываются на реакции, найденные как в одноконсольной балке:
F1 = Fе/h; F2 = F(h + е)/h.
Пример 8.6. Проверить прочность сварного соединения одностенчатой консоли с колонной. Сталь класса С255. Сварка механизированная в среде СО2 сварочной проволокой марки Св-08Г2С диаметром 1,4 мм. Катет шва kf = 8 мм. К консоли приложена расчетная сосредоточенная сила F = 800 кН с эксцентриситетом (расстоянием от оси подкрановой балки до грани колонны) е = 350 мм. Размеры сечения консоли показаны на рис. 8.15.
Материал конструкций – сталь класса С255, имеющая расчетное сопротивление Ry = 24 кН/см2 при толщине свариваемых элементов от 10 до 20 мм (см. табл. 2.3);
Сварка механизированная с использованием проволоки Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70*. Расчетные сопротивления сварных соединений при расчете: по металлу шва Rwf = 21,5 кН/см2; по металлу границы сплавления Rwz = 16,65 кН/см2 Коэффициенты проплавления, принимаемые для механизированной сварки при диаметре сварочной проволоки 1,4 мм и катетах швов 8 мм по табл. 3.4 равными
·f = 0,9 и
·z = 1,05. Коэффициенты условий работы соединения
·wf =
·wz = 1,0, конструкции
·с = 1,0.
Сравниваем:

·fRwf = 0,9
· 21,5 = 19,35 кН/см2 >
·zRwz = 1,05
· 16,65 = 17,48 кН/см2,
следовательно, сварные швы рассчитываем по металлу границы сплавления.
В месте прикрепления консоли действуют:
– изгибающий момент М = Fе = 800
· 0,35 = 280 кН
·м;
– поперечная сила Q = F = 800 кН.


Рис. 8.15. Одностенчатая подкрановая консоль:
а – прикрепление консоли; б – геометрические характеристики сечения;
в – расчетные длины швов; г – эпюры напряжений в шве
Определяем геометрические характеристики сечения сварных швов в месте прикрепления консоли к колонне с учетом дефектов швов в начале и конце сварки 10 мм (рис. 8.15, в):
– суммарная расчетная длина швов, прикрепляющих один пояс:

·l w,n = (bf – 1) + [bf – (tw + 2kf + 2
· 0,5)] =
= (25 – 1) + [25 – (1 + 2
· 0,8 +1)] = 45,4 cм;
– площадь сварного шва у пояса
Aw,n =
·f kf
·lw,n = 1,05
· 0,8
· 45,4 = 38,14 см2;
– суммарная расчетная длина швов, прикрепляющих стенку,

·lw,ст = 2(hw – 1) = 78 см;
– площадь сварного шва у стенки
Aw,ст =
·zkf
·lw,cт = 1,05
· 0,8
· 78 = 65,52 см2;
– общая площадь всех сварных швов
Aw = Aw,ст + 2Aw,n = 65,52 + 2
· 38,14 =141,8 см2;
– момент инерции всех сварных швов относительно оси х-х
Iw = [2
·zkf (hw – 1)3] / 12 + 2[Aw.n (hf / 2)2] =
= [2
· 1,05
· 0,8 · (40 – 1)3] / 12 + 2 · [38,14 · (41,4 / 2)2] = 40989,9 см4;
– момент сопротивления швов
Ww = 2Jw /h = 2
· 40989,9 / 42,8 = 1915,42 см3.
Срезающее напряжение в шве от М

·w,М = М/Ww = 28000 / 1915,42 = 14,62 кН/см2.
Срезающее напряжение в шве от Q

·w,Q = Q/Aw = 800 / 141,8 = 5,64 кН/см2.
Проверяем прочность сварного шва:
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность соединения консоли с колонной обеспечена.
Проверку напряжений в опорном сечении одностенчатой консоли допускается производить в предположении, что изгибающий момент воспринимается только полками, а поперечная сила – стенкой.
В этом случае угловые швы, прикрепляющие полки консоли, рассчитываются на усилие в полке:
Н = М/hf = 28000 / 41,4 = 676,33 кН,
где hf = h – tf = 42,8 – 1,4 = 41,4 см.
Проверяем прочность соединения:
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность соединения при катете шва kf = 8 мм не обеспечена.
Определяем требуемый катет шва
kf = Н/(
·zlw,nRwz
·wz
·c) = 676,33 / 1,05
· 45,4
· 16,65
· 1
· 1 = 0,85 мм.
Принимаем катет шва, прикрепляющего пояса к колонне, kf = 9 мм.
Проверяем прочность сварных швов у стенки:
13 EMBED Equation.3 1415
Условие выполняется.
Пример 8.7. Рассчитать прикрепление консоли из двух швеллеров (рис. 8.16). Сталь класса С255. Сварка механизированная (условия сварки – по данным примера 8.6). К консоли приложена расчетная сила F = 600 кН с эксцентриситетом е = 350 мм.
Определяем изгибающий момент в основании консоли:
М = Fе = 600
· 0,35 = 210 кН
·м.
Из условия прочности работы консоли на изгиб находим требуемый момент сопротивления одного швеллера:
Wx, min = M/(2Ry
·c) = 21000 / (2
· 24
· 1) = 437,5 см3,
где Ry = 24 кН/см2 – расчетное сопротивление стали С255 при толщине
фасонного проката свыше 10 мм (за толщину фасонного проката принимается толщина полки швеллера).


Рис. 8.16. Двустенчатая подкрановая консоль
По сортаменту ГОСТ 8240-93 принимаем ближайший номер швеллера
[40, имеющего Wx = 761 cм3 > Wx, min = 437,5 см3, толщину стенки d = 8 мм, толщину пояса t = 13,5 мм.
Определяем усилия:
F1 = Fе/h = 600
· 0,35 / 0,4 = 525 кН;
F2 = F(h + е)/h = 600 (0,4 + 0,35) / 0,4 = 1125 кН.
Катет шва для прикрепления консоли к наружной ветви колонны
kf1 = F1/(2
·zlw1 Rwz
·wz
·c) = 525 / (2
· 1,05
· 39
· 16,65
· 1
· 1) = 0,39 cм,
где lw1 = l w2 = h – 1 = 40 – 1 = 39 см – расчетная длина одного шва.
Принимаем сварной шов с катетом kf = 5 мм, что менее d = 8 мм и более kf,min = 4 мм при механизированной сварке более толстого из свариваемых листов от 6 до 10 мм (см. табл. 3.5).
Катет шва для прикрепления консоли к внутренней ветви колонны
kf2 = F2/(2
·z lw2 Rwz
·wz
·c) = 1125 / (2
· 1,05
· 39
· 16,65
· 1
· 1) = 0,83 см.
Принимаем шов с катетом kf = 9 мм < kf,max = 1,2d = 1,2
· 8 = 9,6 мм.
Прочность соединения консоли с колонной обеспечена. Глава 9
КОМПОНОВКА СЕЧЕНИЯ И РАСЧЕТ
СПЛОШНОЙ СВАРНОЙ ПОДКРАНОВОЙ БАЛКИ
_____________________________________________________________
9.1. Особенности работы подкрановых балок
Главные особенности работы подкрановых балок:
– восприятие подвижной вертикальной нагрузки от крана, прикладываемой в любой точке по длине балки, а также оказывающей на нее динамическое воздействие;
– воздействие сравнительно больших сосредоточенных давлений от колес крана, передающихся через поясные швы на стенку балки и вызывающих ее смятие;
– наличие поперечных тормозных боковых сил, приводящих к изгибуверхней части балки в горизонтальной плоскости;
– на верхний пояс балки действует дополнительный крутящий момент, изгибающий стенку вследствие внецентренного приложения вертикальной нагрузки (при случайных смещениях рельса с оси подкрановой балки) и поперечных горизонтальных сил, приложенных в уровне головки рельса.
Нормы проектирования относят подкрановые конструкции к первой группе конструкций и регламентируют ряд специфических требований, которые необходимо учитывать при проектировании.
Пример 9.1. Подобрать сечение подкрановой балки составного двутаврового симметричного сечения под два электрических мостовых крана режима работы 5К грузоподъемностью Q = 100/20 т. Пролет цеха L = 30 м, шаг колонн В = 12 м. Ширина подкрановой части колонны hн = 1250 мм.
Нагрузки на подкрановую балку приняты по табл. 6.2: нормативные значения давления на колеса крана Fкn1 = 450 кН и Fкn2 = 480 кН; вес тележки GТ = 410 кН; тип кранового рельса КР-120 (ГОСТ 4121-76*). Количество колес на одной стороне крана nо = 4. Материал конструкций – сталь класса С255 (температура эксплуатации t > –40 оС). Расчетное сопротивление R = 24 кН/см2 для толщины свариваемых элементов t
· 20 мм.
Поясные швы выполняются автоматической сваркой сварочной проволокой марки Св-08А диаметром d = 4 мм. Расчет швов производится по металлу границы сплавления: Rwz = 16,65 кН/см2;
·z = 1,15;
·wz = 1,0;
·c = 1,0.
Коэффициент надежности по ответственности
·n = 1,0.
9.2. Определение расчетных сил и усилий
Нагрузки от крана передаются на подкрановую конструкцию через колеса крана, расположенные на концевой балке кранового моста (см. рис. 7.2).
Схема крановой нагрузки приведена на рис. 9.1, а.


Рис. 9.1 К определению расчетных усилий в разрезной подкрановой балке:
а – схема крановой нагрузки от двух кранов; б – невыгоднейшая установка кранов для определения Мmax; в – установка кранов для определения Qmax;
г – схема загружения балки одним краном для определения прогиба
г)

Продолжение рис. 9.1
Подкрановые конструкции рассчитывают, как правило, на нагрузки от двух сближенных кранов наибольшей грузоподъемности с тележками, приближенными к одному подкрановому пути. Одновременно к балке прикладываются и максимальные поперечные горизонтальные усилия.
Определение расчетных сил. Расчетные значения вертикальных сил на колесе крана с учетом коэффициента надежности по ответственности
·n составляют:
Fk1 =
·nk1
·fFкn1 = 1
· 1
· 1,1
· 450 = 495 кН;
Fk2 =
·nk1
·fFкn2 = 1
· 1
· 1,1
· 480 = 528 кН,
где k1 – коэффициент динамичности, учитывающий ударный характер нагрузок при движении крана по неровностям пути и на стыках рельсов. Коэффициент динамичности k1 принимается равным:
– при шаге колонн не более 12 м: k1 = 1,2 для групп режима работы мостовых кранов 8К; k1 = 1,1 для групп режимов работы 6К и 7К;
– при шаге колонн свыше 12 м k1 = 1,1 для группы режима работы 8К;
– в остальных случаях k1 = 1,0;

·f = 1,1 – коэффициент надежности по нагрузке для крановых нагрузок, принимаемый по [7, п. 4.8].
Нормативное значение горизонтальной силы, возникающей от торможения тележки с подъемным грузом Q = 100 т, при расчете балок для кранов режимов работы 1К – 6К определяется по формуле
Ткn =
·(Q + GТ)/no = 0,05 (9,8
·100 + 410 ) / 4 = 17,4 кН,
где
· = 0,05 – для кранов с гибким подвесом груза и
· = 0,1 – с жестким подвесом груза;
9,8 – коэффициент перехода от массы к весу груза.
При расчетах подкрановых конструкций под краны «особого» режима работы (7К и 8К) учитывают горизонтальную нагрузку, вызываемую перекосами кранов и не параллельностью крановых путей:
Ткn = 0,1Fкn .
Расчетное значение горизонтального усилия на рельсе крана
Тk =
·nk2
·f Ткn = 1
· 1
· 1,1
· 17,4 = 19,14 кН,
где k2 – коэффициент динамичности, принимаемый для группы мостовых кранов режима 8К – k2 = 1,1; в остальных случаях k2 = 1,0.
Определение расчетных усилий. Расчетные момент и поперечная сила от крановой нагрузки определяются по линиям влияния от установки двух спаренных кранов наибольшей грузоподъемности или путем построения эпюр моментов и поперечных сил от грузов при невыгоднейшем загружении подкрановой балки.
Для определения наибольшего изгибающего момента в разрезной балке от заданной системы сил следует установить грузы таким образом, чтобы равнодействующая всех грузов, находящихся на балке, и ближайший к ней груз были равноудалены от середины пролета балки (рис. 9.1, б), при этом наибольший изгибающий момент Мmax будет находиться под грузом, ближайшем к середине пролета балки.
Величина равнодействующей четырех сил, действующих на балку:
R = 4Fк2 = 4
· 528 = 2112 кН.
Положение равнодействующей R
13 EMBED Equation.3 1415
Для определения усилий в балке Мmax и в месте максимального момента соответствующей поперечной силы Q находим опорные реакции:
Fа = R(2,375 + 2,8375) / 12 = 2112
· 5,2125 / 12 = 917,4 кН;
Fb = R – Fа = 2112 – 917,4 = 1194,6 кН.
Определяем максимальный изгибающий момент Мmax в сечении под ближайшим к середине грузом от вертикальной нагрузки:
Мmax = Fа(4,4125 + 0,8) – Fk2
· 0,8 = 917,4
· 5,2125 – 528
· 0,8 = 4359,55 кН
·м.
Поперечная сила в месте Мmax
Q = Fа – Fk2 = 917,4 – 528 = 389,4 кН.
Расчетное значение изгибающего момента Мx и поперечной силы в месте Мmax от вертикальной нагрузки:
Мx =
·
·Мmax = 1,05
· 0,85
· 4359,55 = 3890,9 кН
·м;
QM =
·
·Q = 1,05
· 0,85
· 389,4 = 347,72 кН,
где
· – коэффициент, учитывающий собственный вес подкрановой конструкции и временную нагрузку на тормозной балке, предварительно принимае мый 1,03 для балок пролетом 6 м; 1,05 – пролетом 12 м; 1,08 – пролетом 18 м;

· – коэффициент сочетания нагрузок, учитывающий вероятность совпадения нормативных нагрузок от разных кранов при одновременном их воздействии и принимаемый при учете нагрузок:
– от двух кранов режимов работы 7К и 8К –
· = 0,95;
– от двух кранов режимов работы 1К – 6К –
· = 0,85.
При учете одного крана вертикальные и горизонтальные нагрузки принимаются без снижения.
Для определения максимальной поперечной силы на опоре Qmax необходимо установить один из грузов непосредственно над опорой, а остальные расположить как можно ближе к этой же опоре (рис. 9.1, в).
Определяем максимальную поперечную силу от вертикальной нагрузки:
Qmax = F
·a = [Fk2(12 + 11,2 + 8,05 + 7,25) + Fk1 (2,65 + 1,85)] 12 = 1879,6 кН.
Расчетное значение поперечной силы от вертикальной нагрузки
Qx =
·
·Qmax = 1,05
· 0,85
· 1879,6 = 1674,5 кН.
Расчетный изгибающий момент Мy и поперечная сила Qy от горизонтальной поперечной нагрузки находятся при том же положении колес кранов. Поэтому при кранах одинаковой грузоподъемности Мy и Qy можно определить из соотношения горизонтальных Тк и вертикальных Fк сил от колеса:
Мy =
·Мmax(Тк/Fк) = 0,85
· 4359,55
· (19,4 / 528) = 136,15 кН
·м;
Qy =
·Qmax(Тк/Fк) = 0,85
· 1879,6
· (19,4 / 528) = 58,7 кН.
При расчете подкрановых балок условно принимают, что вертикальная нагрузка воспринимается только сечением балки (без учета тормозной конструкции), а горизонтальная – только тормозной балкой.
В качестве тормозных конструкций используются тормозные балки или фермы. Фермы экономичнее по расходу стали, чем балки, но сложнее в изготовлении и монтаже, поэтому при большой ширине тормозных конструкций (расстояние от оси балки до нагруженной грани тормозной конструкции) hТ > 1,25 м применяют фермы, а при hТ
· 1,25 м – балки со стенкой из рифленого листа толщиной 6 – 8 мм. Для крайних рядов колонн поясами тормозной балки являются пояс подкрановой балки и окаймляющий швеллер.
Тормозные балки, используемые как площадки для обслуживания и ремонта подкрановых путей, рассчитываются на временную нагрузку, принимаемую по техническому заданию.
Верхний пояс балки работает как на вертикальную, так и на горизонтальную нагрузки (рис. 9.2).

Рис. 9.2. К расчету подкрановой балки
Проверка сплошной подкрановой балки на прочность (при наличии сплошной тормозной конструкции) производится для верхнего волокна балки в наиболее напряженной точке А по формуле
13 EMBED Equation.3 1415;
для нижнего волокна балки –
13 EMBED Equation.3 1415
где Wx,А – момент сопротивления нетто для верхнего пояса балки;
Wx,н – момент сопротивления брутто для нижнего пояса балки;
Wy,А = Iy/xA – момент сопротивления тормозной балки для крайней точки А верхнего пояса относительно вертикальной оси y-y (при отсутствии тормозной балки – одного только верхнего пояса балки относительно вертикальной оси).
9.3. Подбор сечения балки
Из условия общей прочности определяем требуемый момент сопротивления относительно оси x-x:
Wx, А = Мx
·/(Ry
·c) = 389090
· 1,1 / (24
· 1) = 17833,3 см3,
где
· – коэффициент, учитывающий долю нормальных напряжений от горизонтальных сил:

· = 1+ МyWx,А/(МxWy,А)
· 1 + 2 Мyhb/(МxhТ) =
= 1 + 2
·136,15
·1,7 / (3890,9
·1,25) = 1,1,
здесь hТ – ширина сечения тормозной конструкции, принимаемая равной высоте сечения нижней подкрановой части колонны: hТ = hн = 1250 мм;
hb = 1700 мм – высота балки, предварительно принимаемая в пределах (1/6 – 1/9) l (см табл. 6.3) (большие значения принимаются при большей грузоподъемности крана);
l = 12 м – пролет балки, равный шагу колонн B.
Определяем высоту балки из условия оптимального расхода стали, задаваясь гибкостью стенки kw = hw/tw = 125 при hb = 1700 мм (см. табл. 9.1):
13 EMBED Equation.3 1415
Таблица 9.1
Практические значения kw
h, м
0,8
1
1,25
1,5
1,75
2
2,5

t, мм
8 – 6
10 – 8
10 – 9
12 – 10
14 – 12
14
16 – 14

kw
100 – 133
100 – 125
125 – 140
125 – 150
125 – 146
143
156 – 178

Проверка жесткости подкрановой балки выполняется на нагрузку от одного крана с коэффициентом надежности по нагрузке
·f = 1 и без учета коэффициента динамичности.
Величина равнодействующей четырех сил, действующих на балку от одного крана (рис. 9.1, г):
R1 = 2Fkn1 + 2Fkn2 = 2
· 450 + 2
· 480 = 1860 кН.
Находим положение равнодействующей R1:
x = [Fkn1(4,6+5,4) – Fkn2
· 0,8]/R1 = [450
·10 – 480
· 0,8] / 1860 = 2 м.

Опорные реакции:
Fаn = R (6 – 1)/12 = 1860
· 5 / 12 = 775 кН;
Fbn = R – Fаn = 1860 – 775 = 1085 кН.
Максимальный изгибающий момент
Мn,max = Fаn(4,2 + 0,8) – Fkn2
· 0,8 = 775
· 5 – 480
· 0,8 = 3491 кН
·м.
Расчетное значение нормативного изгибающего момента
Мn =
·Мn,max = 1,05
· 3491 = 3665,55 кН
·м.
Из условия жесткости, при полном использовании материала балки при загружении расчетной нагрузкой, высота балки равна:
13 EMBED Equation.3 1415
где fu = 1/400l – предельно допустимый прогиб подкрановой балки, установленный из условия обеспечения нормальной эксплуатации кранов режимов работы 1К – 6К; fu = 1/500l – для 7К; fu = 1/600l – для 8К.
Окончательно высоту балки принимают с учетом ширины листов (с припуском для строжки кромок) или в целях унификации конструкций – кратно 100 мм.
Принимаем hb = 1500 мм и назначаем высоту стенки hw = 1460 мм, задаваясь толщиной полок tf = 20 мм.
Определяем минимальную толщину стенки из условия ее прочности на срез на опоре от расчетной поперечной силы:
tw = 1,5Qx/(hwRs
·c) = 1,5
· 1677,5 / (146
· 13,92
· 1) = 1,29 см,
где Rs = 0,58Ry = 13,92 кН/см2.
Принимаем tw = 14 мм.
Проверяем необходимость постановки продольных ребер жесткости.
Условная гибкость стенки
13 EMBED Equation.3 1415
следовательно, продольные ребра жесткости не требуются.
Определяем требуемые геометрические характеристики сечения:
– момент инерции сечения балки
13EMBED Equation.31415
– момент инерции стенки балки
13EMBED Equation.31415
– момент инерции поясов балки
13EMBED Equation.31415
– площадь сечения одного пояса
Af = If / [2(hf / 2)2] = 974407,5 / [2 (148 / 2)2] = 88,97 см2;
– ширина пояса
13EMBED Equation.31415
Учитывая ослабления верхнего пояса балки двумя отверстиями do = 23 мм под болты d = 20 мм для крепления подкранового рельса, ширину пояса принимаем несколько большей:
bf = 445 + 2
· 23 = 491 мм.
По сортаменту принимаем пояс из листа 500Ч20 мм (см. табл. 3.9).
Состав сечения тормозной балки: швеллер № 30 с площадью сечения Аш = 40,5 см2, моментом инерции I1 = 327 см4, zo = 2,55 см; горизонтальный лист из рифленой стали 1050Ч6 мм с площадью сечения Ал = 63 см2; верхний пояс балки 500Ч20 мм с площадями сечения брутто Аf = 100 см2 и нетто Af,n = 90,8 см2.
Сечения подкрановой конструкции представлено на рис. 9.3.


Рис. 9.3
9.4. Проверка прочности и устойчивости балки
Проверка прочности балки. Вычисляем геометрические характеристики сечения балки:
– момент инерции сечения брутто
Ix = twhw3/12 + 2Af (hf /2)2 = 1,4
·1463 / 12 + 2
· 100
· (148 / 2)2 =
= 1458282,5 см4;
– момент инерции сечения нетто
Ix,n = twhw3/12 + 2Af,n(hf /2)2 = 1,4 · 1463 / 12 + 2
· 90,8
· (148/ 2)2 =
= 1357524,1 см4;
– момент сопротивления нетто верхнего пояса
Wx,А = 2Ix,n/h = 2
· 1357524,1 / 150 = 18100,3 см3;
– момент сопротивления брутто нижнего пояса
Wx, н = 2Ix/h = 2
· 1458282,5 / 150 = 19443,8 см3;
– статический момент полусечения относительно оси x-x
Sx = Af hf /2 + twhw2/8 = 100
· 148 / 2 + 1,4
· 1482 / 8 = 11130,3 см3.
Геометрические характеристики тормозной балки относительно вертикальной оси y-y:
– расстояние от оси подкрановой балки y0-y0 до центра тяжести
z = (Aшyш + Aлyл)/(Aш + Aл + Af,n) =
= (40,5
· 122,45 + 63
· 70,5) / (40,5 + 63 + 90,8) = 48,6 см;
– момент инерции тормозной балки
Iy = 327 + 40,5
· 73,852 + 0,6
· 1052 / 12 + 63
· 21,92 + 2
·453 / 12 +
+ 90,8
· 48,62 = 538,957 см4;
– момент сопротивления тормозной балки для крайней точки верхнего пояса
Wy,А = Iy/(48,6 + 22,5) = 5380,57 / 71,1 = 7580,3 см3.
Проверяем прочность балки:
– по нормальным напряжениям в верхнем поясе (точка А):
13 EMBED Equation.3 1415
Недонапряжение в балке составляет
13EMBED Equation.31415
что допустимо в составном сечении согласно СНиП [6].
– по нормальным напряжениям в нижнем поясе:
13 EMBED Equation.3 1415
– по касательным напряжениям на опоре:
13 EMBED Equation.3 1415
Проверяем прочность стенки балки при местном давлении колеса крана. Учитывая действия подвижной сосредоточенной нагрузки, передающей давление на стенку через верхний пояс в местах, не укрепленных ребрами жесткости, стенка подвергается местному давлению (рис. 9.4), что может привести к ее смятию:
13 EMBED Equation.3 1415
где Fk – расчетная сосредоточенная нагрузка от колеса без учета коэффициента динамичности;

·f1 – коэффициент увеличения нагрузки на колесе, учитывающий возможное перераспределение усилий между колесами и динамический характер нагрузок, принимаемый равным:
1,6 – при кранах режима работы 8К с жестким подвесом груза,
1,4 – при кранах режима работы 8К с гибким подвесом груза,
1,3 – при кранах режима работы 7К,
1,1 – при прочих кранах;
lef – условная расчетная длина распределения сосредоточенной нагрузки Fk , зависящая от жесткости пояса с рельсом и сопряжения пояса со стенкой:
13 EMBED Equation.3 1415
здесь с – коэффициент, учитывающий степень податливости сопряжения пояса и стенки: для сварных балок с = 3,25, для клепанных с = 3,75;
I1f – сумма собственных моментов инерции пояса и кранового рельса:
I1f = If + Ix,р = 50
· 23 / 12 + 4794,22 = 4827,6 см4,
где Ix,р = 4794,22 см4 – момент инерции подкранового рельса КР-120, принятый по табл. 9.2.
В случае приварки рельса швами, обеспечивающими совместную работу рельса и пояса, за I1f принимают их общий момент инерции.
Проверяем стенку сварной балки на совместные действия всех напряжений на уровне верхних поясных швов по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где
·x = (Мx/Wx,А)hw /hб = (389090 / 18100,3) 146 / 150 = 20,92 кН/см2;

· = QMSf /(Ix,ntw) = 347,72
· 6719,2 / (1357524,1
· 1,4) = 1,23 кН/см2 –
касательные напряжения в сечении с максимальным изгибающим моментом Мх, здесь Sf = Af,n(hf /2) = 90,8 (148 / 2) = 6719,2 см3 – статический момент пояса относительно оси х-х.



Рис. 9.4. Местные напряжения в стенке подкрановой балки
под колесом крана

Таблица 9.2
Характеристики подкранового рельса по ГОСТ 4121-76*
Рельс
Момент инерции, см4
Высота рельса hp, мм


Ix,р
It


КР-70
1083,25
253
100

КР-80
1523,69
387
130

КР-100
2805,88
765
150

КР-120
4794,22
1310
170

КР-140
5528,27
2130
170

Прочность стенки балки от воздействия местного крутящего момента Мкр (рис. 9.5) проверяем по формуле:
13 EMBED Equation.3 1415
где
Mkp = Fkn2
·f
·f1 e + 0,75Tkn
·f hp = 480
· 1,1
· 1,1
· 1,5 +
+ 0,75
· 17,4
· 1,1
· 17 = 1115,2 кН
·см,
здесь е = 15 мм – условный эксцентриситет рельса, равный допустимому смещению рельса относительно оси подкрановой балки;
hp = 170 мм – высота подкранового рельса КР-120;
Iкр = It + Ikp,f = 1310 + 133,3 = 1443,3 см4;
It = 1310 см4 – момент кручения рельса, принимается по табл. 9.2;
Iкр,f = bf tf3/3 = 50
· 23 / 3 = 133,3 см4 – момент инерции кручения пояса.

Рис. 9.5. Кручение верхнего пояса балки и изгиб стенки
Проверка общей устойчивости подкрановой балки не требуется, так как ее верхний сжатый пояс закреплен по всей длине тормозной конструкцией.
Местная устойчивость элементов подкрановой балки проверяется так же, как и обычных балок (см. п. 3.6.6).
Устойчивость поясного листа обеспечена отношением свеса сжатого пояса bef к его толщине tf .
Определяем условную гибкость стенки:
13 EMBED Equation.3 1415
Стенку балки следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значение условной гибкости при действии местной нагрузки превышает 13 EMBED Equation.3 1415 Следовательно, постановка поперечных ребер жесткости необходима.
Ребра жесткости, обеспечивающие местную устойчивость стенки, в подкрановых балках должны иметь ширину не менее 90 мм. Торцы ребер следует плотно пригнать к верхнему поясу без приварки, при этом в балках под краны особого режима работы (7К и 8К) торцы ребер необходимо строгать.
Расстояние между ребрами жесткости а = 2hw = 2
· 1460 = 2920 мм, принимаем а = 3 м.
Ширина выступающей части парного ребра
bp = hw/30 + 40 = 1460 / 30 + 40 = 88,7 мм
· 90 мм.
Толщина ребра
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем ребра жесткости из полосовой стали по ГОСТ 103-76* сечением 90Ч7 мм (см. табл. 3.7). Ребра жесткости привариваются к стенке непрерывными угловыми швами минимальной толщины.
При наличии местного напряжения устойчивость стенки следует проверять, если условная гибкость 13 EMBED Equation.3 1415.
Расчет на устойчивость стенки балки симметричного сечения, укрепленной только поперечными основными ребрами жесткости, при наличии местного напряжения смятия (
·loc
· 0) и условной гибкости стенки 13 EMBED Equation.3 1415 выполняется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
При наличии местных напряжений проверку стенки на местную устойчивость следует выполнять в зависимости от значения a/hw, при этом значения M и Q определяют в одном сечении балки.
Проверка местной устойчивости стенки при наличии местных напряжений в среднем отсеке (рис. 9.6). Так как а = 3 м > hw = 1,46 м, определяем средние значения Mср и Qср для наиболее напряженного участка с длиной, равной высоте отсека (стенки hw).


Рис. 9.6. К проверке местной устойчивости стенки балки в среднем отсеке:
а – распределение напряжений в стенке; б – схема загружения балки и
эпюры М и Q
Вычисляем величины моментов и поперечных сил на границах расчетного участка (х1 = 4,54 м; х2 = 6 м):
13EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.3141513EMBED Equation.31415
13EMBED Equation.3141513EMBED Equation.3141513EMBED Equation.31415
Краевое напряжение сжатия в стенке составляет:
13EMBED Equation.31415
Среднее касательное напряжение в отсеке равно:
13EMBED Equation.31415
Локальное напряжение
·loc = 8,45 кН/см2.
При отношении a/hw =300/146 = 2,05 > 0,8 рассматривают два случая проверки устойчивости стенки:

Первая проверка.
Определяем значение критического нормального напряжения:
13EMBED Equation.31415
где ccr = 33,3, коэффициент, определяемый в зависимости от значения коэффициента
·, учитывающего степень упругого защемления стенки в поясах (см. табл. 3.13):
13 EMBED Equation.3 1415
где
· – коэффициент, принимаемый для подкрановых балок, к которым не приварены крановые рельсы, равным 2.
Значение критического локального напряжения
13 EMBED Equation.3 1415
где при вычислении коэффициентов с1 и с2 при a/hw = 2 > 1,33 вместо а принимаем а1 = 0,67hw = 0,67 · 146 = 97,82 см, следовательно,
a1/hw = 97,82 / 146 = 0,67;

· = 1,04lef /hw = 1,04
· 49,1 / 146 = 0,35 (здесь lef = 49,1 см – условная длина распределения сосредоточенной нагрузки от колеса);
с1 = 18,1 – коэффициент, определяемый в зависимости от a1/hw = 0,67 и
· = 0,35(см. табл. 3.14);
с2 = 1,64 – коэффициент, определяемый в зависимости от a1/hw = 0,67 и
· = 2 (см. табл. 3.15).
Значение критического касательного напряжения
·cr во всех случаях вычисляют по фактическим размерам отсека:
13EMBED Equation.31415
где 13EMBED Equation.31415 – отношение большей стороны отсека a или hw к меньшей d;
13EMBED Equation.31415
здесь d = hw = 1,46 м < a = 3 м.
Проверяем местную устойчивость стенки:
13EMBED Equation.31415
Вторая проверка. Значение критического нормального напряжения
13EMBED Equation.31415
где ccr = 84,7 – коэффициент, определяемый в зависимости от a/hw = 2,05 (см. табл. 3.16).
Значение критического локального напряжения
13 EMBED Equation.3 1415
где с1 = 6,7 – коэффициент, определяемый по табл. 3.14 в зависимости от a1/hw = 2,05 и
· = 0,35;
с2 = 1,85 – коэффициент, определяемый по табл. 3.15 в зависимости от a/hw = 2,05 и
· = 2.
Значение критического касательного напряжения
·cr = 13,4 кН/см2.
Проверяем местную устойчивость стенки:
13EMBED Equation.31415
Обе проверки показали, что стенка в среднем отсеке устойчива.
Аналогично поверяется устойчивость стенки в крайнем отсеке.
В балках большой высоты (h > 2 м) с тонкой стенкой при условной гибкости w > 5,5 для обеспечения ее устойчивости рационально, помимо поперечных ребер жесткости, ставить продольные ребра, опирающиеся на поперечные и располагаемые на расстоянии (0,2 – 0,3)hw от сжатой кромки отсека. Наличие продольного ребра разбивает стенку по высоте на верхнюю и нижнюю пластинки, устойчивость которых проверяется раздельно по СНиП [6].
Проверка прогиба подкрановой балки производится по правилам строительной механики. С достаточной точностью прогиб разрезной подкрановой балки определяется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
где Mn,max – изгибающий момент в балке от нагрузки одного крана с
·f = 1;
fu – предельно допустимый прогиб подкрановой балки, устанавливаемый из условия обеспечения нормальной эксплуатации кранов в зависимости от режима их работы (fu = l/400 для режима работы 5К).
Жесткость балки обеспечена. Ее можно было не проверять, так как принятая высота балки hб > hmin.

9.5. Расчет соединения поясов подкрановой балки со стенкой
Для повышения качества шва, снижения концентрации напряжений и повышения долговечности балок поясные швы выполняются автоматической сваркой угловыми непрерывными швами одинаковой толщины по всей длине балки с выводом концов шва на планки.
Таблица 9.3
Формулы для расчета поясных соединений в составных балках
Характер нагрузки
Вид соединения
Формула

Неподвижная


Угловые швы двусторонние
13 EMBED Equation.3 1415
13 EMBED Equation.3 1415

Подвижная

13 EMBED Equation.3 141513 EMBED Equation.3 1415

Обозначения:
13 EMBED Equation.3 1415 – сдвигающее пояс усилие на единицу длины, вызываемое поперечной силой Q, где S – статический момент брутто пояса балки относительно нейтральной оси;
13 EMBED Equation.3 1415 – давление от сосредоточенного груза F (для подкрановых балок от давления колеса крана, принимаемого без коэффициента динамичности), где (f – коэффициент, принимаемый согласно требованиям СНиП по нагрузкам и воздействиям, lef – условная длина распределения сосредоточенного груза.
Поясные швы крепления верхнего пояса и стенки, помимо продольного сдвигающего усилия, возникающего от изгиба балки, воспринимают сосредоточенное усилие от колеса крана (табл. 9.3).
Требуемая высота шва из условия прочности определяется по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем kf = 6 мм при автоматической сварке листа с пределом текучести стали до 430 МПа толщиной tf = 20 мм.
Нижние поясные швы не воспринимают усилие от колеса крана и рассчитываются только на касательные напряжения от поперечной силы
13 EMBED Equation.3 1415
Принимаем kf = 6 мм.

Глава 10
СОЕДИНЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ КОНСТРУКЦИЙ
_____________________________________________________________
ВВЕДЕНИЕ
Соединения элементов металлических конструкций Наиболее распространенными видами соединений металлических строительных конструкций являются сварные. В настоящее время более 95% стальных конструкций выполняется с соединениями на сварке при изготовлении и более 60% на монтаже. Сварка упрощает конструктивную форму соединения, дает экономию металла, позволяет применять высокопроизводительные механизированные способы, что значительно уменьшает трудоемкость изготовления конструкций. Однако повышенная концентрация напряжений, обусловленная наличием в швах дефектов (подрезы, непровары, поры, шлаковые включения и т.п.), механическая неоднородность сварных швов и возникающие при сварке внутренние остаточные напряжения в соединении усложняют его работу, а в ряде случаях при действии динамических нагрузок и при низких температурах способствуют хрупкому разрушению.
Кроме сварных соединений, в металлических конструкциях применяются болтовые. Относительно малая трудоемкость и простота технологии выполнения, не требующая монтажников высокой квалификации, надежность в работе способствуют их широкому распространению в строительстве при монтаже металлических конструкций. В последнее время болтовые соединения находят применение в основных соединениях при изготовлении конструкций в заводских условиях. Однако болтовые соединения металлоемки по сравнению со сварными, так как имеют стыковые накладки и ослабляют сечения элементов отверстиями для болтов.
10.1. СВАРНЫЕ СОЕДИНЕНИЯ
В современном строительстве для соединения элементов получила распространение главным образом электродуговая сварка. Ограниченное применение находят контактная сварка, газовая, газопрессовая, сварка трением, холодная, ультразвуковая.
10.1.1. Сущность сварки
Сварка представляет собой процесс молекулярного соединения свариваемых металлов путем местного нагрева их до жидкого состояния (сварка плавлением) или вязкого (сварка давлением).
Электродуговая сварка основана на явлении возникновения дуги между металлическим стержнем (электродом) и свариваемыми деталями (рис. 10.1). Дуга, будучи концентрированным источником тепла, расплавляет кромки основного металла и металл электрода, образуя сварной шов.

Рис. 10.1. Схема электродуговой сварки:
1 – металлический электрод; 2 – электрододержатель; 3 – источник тока;
4 – провод; 5 – изделие; 6 – электрическая дуга; 7 – шов
Источником тока могут быть генераторы, дающие постоянный ток, или сварочные трансформаторы, дающие переменный ток.

10.1.2. Способы сварки металлических конструкций
Классификация способов сварки металлоконструкций приведена на рис. 10.2.
В зависимости от среды, в которой происходит дуговой разряд, различают три разновидности электросварки: открытой дугой; закрытой дугой, горящей под слоем флюса; дугой, горящей в среде защитного газа.
В зависимости от условий изготовления и монтажа, конструктивных особенностей узлов и элементов металлоконструкций, основных конструкционных материалов применяются следующие способы электродуговой сварки: ручная, механизированная и автоматическая.
Ручная сварка осуществляется штучными электродами, имеющими специальное покрытие, которое выполняет стабилизирующие, защитные и легирующие функции. Ручная сварка позволяет осуществлять качественное соединение во всех пространственных положениях и в любых погодных условиях. При этом способе длина дуги, подача электрода со скоростью его расплавления и перемещение дуги вдоль свариваемых кромок осуществляется вручную.
Автоматическая и механизированная сварки под флюсом – это способы дуговой сварки, при которых дуга горит между электродом и свариваемым изделием под слоем флюса. Флюс, расплавляясь, обеспечивает надежную защиту расплавленного металла и повышает стабильность горения дуги.
Сварка осуществляется автоматом или полуавтоматом с подачей сварочной проволоки без покрытия.

13 SHAPE \* MERGEFORMAT 1415
Рис. 10.2. Классификация способов дуговой сварки металлоконструкций
При механизированной сварке в среде углекислого газа процесс ведется плавящейся голой электродной проволокой на постоянном токе обратной полярности.
В настоящее время широкое распространение получает высокопроизводительная механизированная сварка порошковой проволокой, представляющей собой металлическую трубку-оболочку диаметром 23 мм, изготовленную из стальной ленты толщиной 0,20,5 мм с запрессованным внутрь порошком шлако- и газообразующих компонентов, которые обеспечивают защиту расплавленного металла от воздуха, необходимое раскисление и легирование. Механизированная сварка порошковой проволокой не уступает ручной сварке по доступности выполнения работ, обеспечивая в то же время высокие производительность и качество.
Электрошлаковая сварка представляет собой разновидность сварки плавлением. Этот тип сварки удобен для вертикальных стыковых швов элементов толщиной 20 мм и более. Процесс сварки ведется голой электродной проволокой под слоем расплавленного шлака Сварочная ванна защищена с боков медными формирующими шов подвижными охлаждаемыми ползунами. Шов получается хорошего качества.
Контактная сварка является одним из видов сварки давлением, основана на нагреве и пластическом деформировании соединяемых элементов. Нагрев металла осуществляется электрическим током, проходящим через детали, находящиеся в плотном контакте. При изготовлении строительных стальных конструкций используют три вида контактной сварки: точечную, шовную и стыковую.
Сварка конструкций является одной из трудоемких операций, удельный вес которой достигает 30% от общей трудоемкости изготовления. Способ сварки зависит от конструктивной формы, толщины свариваемых деталей, расположения, протяженности и сечения швов.
Ручная сварка применяется, главным образом, в труднодоступных местах, при постановке сборочных прихваток, при ремонте сварных соединений и т.п.
Автоматическую сварку под слоем флюса используют для стыковых и угловых прямолинейных швов протяженностью более 500 мм. Ее применяют для поясных швов балок, колонн, укрупнения листовых конструкций и других элементов.
Механизированная сварка несколько менее производительна, чем автоматическая, но весьма эффективна при выполнении прямолинейных и коротких криволинейных швов в нижнем и наклонных положениях, реже – в вертикальном. Механизированная сварка в среде углекислого газа применяют для сварки прерывистых коротких швов и швов, не доступных для сварки автоматом. Наиболее эффективна она при изготовлении решетчатых конструкций, приварке ребер жесткости, диафрагм, фланцев и т.п.
10.1.3. Ручная дуговая сварка плавящимся электродом
Ручная сварка производится плавящимся металлическим электродом по способу Славянова (рис. 10.3).
Ручная электродуговая сварка универсальна и широко распространена, так как может выполняться в любом пространственном положении. Она часто применяется при монтаже в труднодоступных местах, где механизированные способы сварки не могут быть применены. Меньшая глубина проплавления основного металла и меньшая производительность ручной сварки из-за пониженной силы применяемого тока, а также меньшая стабильность ручного процесса (по сравнению с автоматической сваркой под флюсом) являются недостатками ручной сварки.
Сущность способа. Источником энергии при ручной дуговой сварке является электрическая дуга, которая возбуждается между свариваемым металлом и электродом.
На рис. 10.4 схематически изображены основные элементы сварочной дуги.


Рис. 10.3. Ручная сварка металлическим электродом:
1 – свариваемый металл; 2 – сварочная ванна; 3 – сварочная дуга; 4 – наплавленный металл; 5 – шлаковая корка; 6 – жидкий шлак; 7 – покрытие электрода; 8 – стержень электрода; 9 – электрододержатель; 10 – источник питания


Рис. 10.4. Схема сварочной дуги:
1 – изделие (анод); 2 – электрод (катод); 3 – капля расплавленного металла;
4 – положительный столб дуги; 5 – ванна; 6 – пламя (ореол)
Плавящийся электрод представляет собой металлический стержень, на поверхность которого нанесено покрытие определенного состава и толщины (рис. 10.5).



Рис. 10.5. Покрытый металлический электрод:
1 – стержень; 2 – участок перехода;
3 – покрытие; 4 – контактный торец без покрытия

Размеры, классификацию и общие технологические требования к обмазанным электродам регламентирует ГОСТ 9467-75*. Стандартные размеры электродов приведены в табл. 10.1.
Таблица 10.1
Размеры электродов
Диаметр стержня электрода d, мм
Длина электрода L (мм) со стержнем из проволоки


углеродистой или
легированной
высоколегированной

1,6; 2
225 или 250
225 или 250

2,5; 3
350
250

4
400 или 450
350

5; 6; 8; 10; 12
450
350 или 450

Ходовые диаметры электродной проволоки 36 мм. Диаметр электрода определяется диаметром стержня без учета толщины покрытия.
С уменьшением диаметра или увеличением длины электрода увеличивается его омическое сопротивление, что влечет за собой увеличение нагрева электрода при сварке. Если нагрев будет чрезмерным, то электрод будет быстро плавиться (течь) или преждевременно будут сгорать органические составляющие покрытия, не выполняя своих защитных функций.
Электродное покрытие служит для защиты сварочной ванны от воздействия воздуха и для улучшения структуры металла шва (раскисления и легирования металла сварочной ванны), а также для облегчения ведения процесса сварки (стабилизации дугового разряда). С этой целью в состав покрытия включаются следующие основные элементы:
– шлакообразующие, снижающие скорость остывания наплавленного металла под слоем шлака, что способствует выходу на поверхность пузырьков газов и различных неметаллических включений;
– газообразующие, защищающие расплавленный металл от воздействия азота и кислорода;
– раскисляющие, связывающие кислород и рафинирующие наплавленный металл (освобождающие шов от шлаковых включений и вредных примесей);
– легирующие, повышающие механические характеристики шва и придающие ему специальные свойства (жаростойкость, износоустойчивость, коррозийную стойкость);
– стабилизирующие, ионизирующие дуговой промежуток;
– стальные порошки, повышающие производительность сварки, дающие экономию дефицитных ферросплавов и электродной проволоки и улучшающие стабильность дуги.
Ввиду разнообразия высококачественных покрытий электроды классифицируются не по составу покрытия, а по результатам механических испытаний образцов наплавленного металла и сварного стыкового соединения.
Различают типы и марки электродов. Тип электрода показывает минимально гарантируемое временное сопротивление наплавленного металла в кН/см2 (Э42; Э42А; Э46; Э50; и др.). Марка электрода определяет состав покрытия и его технологические свойства (род и полярность тока, возможность сварки в различных пространственных положениях). Каждому типу электродов может соответствовать несколько марок.
При изготовлении сварных конструкций применяют низкотоксичные рутиловые электроды марок ЗРС-1, АНО-1, ОЗС-3 и др. На монтаже широко используются электроды марок МР-3, АНО-3, АНО-1, ОЗС-4 и другие, пригодные для сварки в любом пространственном положении.
Фторокальцевые электроды УОНИ-13/45, УОНИ-13/55 применяются для сварки наиболее ответственных конструкций как на заводе, так и на монтаже, обеспечивая очень высокое качество наплавленного металла.
Электроды должны удовлетворять следующим основным требованиям:
1. Обеспечивать определенные механические свойства наплавленного металла и сварного соединения, а также химический состав металла шва;
2. Иметь хорошие технологические и сварочные свойства и обеспечивать:
а) сварку на переменном и постоянном токе и в любом пространственном положении;
б) легкое зажигание дуги и ее устойчивое спокойное горение без чрезмерного разбрызгивания металла и шлака;
в) равномерное плавление покрытия без откалывания кусков и образования чрезмерно больших «чехольчика» или «втулочки», препятствующих сварке;
г) равномерное покрытие наплавленного металла шлаком и легкое удаление последнего;
д) получение наплавленного металла без пор и трещин.
3. Обеспечивать высокую производительность, характеризуемую величиной коэффициента наплавки.
4. Себестоимость электрода должна быть небольшой.
Режимом сварки называют совокупность основных характеристик сварочного процесса, обеспечивающих получение сварных швов заданных размеров, формы и качества.
При ручной дуговой сварке режим определяется диаметром электрода, силой сварочного тока, напряжением на дуге, скоростью перемещения электрода (скоростью сварки), родом и полярностью тока, положением шва в пространстве.
Диаметр электрода для сварки выбирают в зависимости от толщины свариваемого металла, количества слоев шва и положения в пространстве. Примерные диаметры электродов, используемых для сварки в нижнем положении, рекомендуется принимать по табл. 10.2.
Таблица 10.2
Диаметры электродов
Толщина металла, мм
35
410
1224
3040

Диаметр электрода, мм
34
45
56
68

Первый слой при сварке многослойных швов выполняется электродами диаметром не более 34 мм.
По принятому диаметру электрода и положению шва в пространстве, воспользовавшись формулой К.К. Хренова, можно подобрать величину сварочного тока, определяющую устойчивость горения дуги:
Iсв = (20 + 6d)d,
где Iсв – сила сварочного тока, А; 13 EMBED Equation.3 1415диаметр электрода, мм.
Для повышения производительности процесса сварки целесообразно применять максимально допустимый для данного типа электродов сварочный ток.
Выбирают такую скорость сварки, при которой можно получить шов требуемого поперечного сечения. Род и полярность тока зависят от свариваемого металла и применяемых электродов.
Металл небольшой толщины сваривают на постоянном токе обратной полярности (плюс на электроде). Этим уменьшается вероятность образования прожогов и перегрева металла. Низкоуглеродистые и низколегированные стали средней и большой толщины экономичнее сваривать на переменном токе.
Сварку швов в вертикальном и потолочном положении выполняют, как правило, электродами диаметром не более 4 мм. При этом сила тока должна быть на 1020% ниже, чем для сварки в нижнем положении. Напряжение на дуге при ручной дуговой сварке изменяется в пределах 2030 В и указывается в паспорте на электроды.
Технология дуговой сварки. Процесс сварки начинается с зажигания сварочной дуги, для чего сварщик легким прикосновением конца электрода к изделию создает короткое замыкание цепи. Зажигание осуществляется либо прямым отрывом на 23 мм электрода после короткого замыкания («впритык»), либо скользящим движением конца электрода с кратковременным касанием электрода («спичкой»), как это видно на рис. 10.6.


Рис. 10.6. Способы зажигания дуги:
а – «впритык»; б – «спичкой»

Если сварщик замедлит отрыв электрода от изделия, может произойти «примерзание» электрода, т.е. приварка его конца к изделию, так как под действием большого тока конец электрода быстро расплавляется
Сварочная дуга вызывает интенсивный местный нагрев. Металл изделия в зоне горения дуги быстро достигает жидкого состояния, образуя ванну расплавленного металла. Металл на конце электрода также расплавляется и под действием сил поверхностного натяжения получает сфероидальную, каплевидную форму. В ванне жидкие металлы электрода (присадочный металл) и изделия (основной металл) смешиваются, образуя однородный сплав.
Чтобы обеспечить качественную сварку, сварщик должен беспрерывно поддерживать нужную длину дуги, не допускать ее обрывов и манипулировать электродом в определенном порядке. Постоянство длины дуги обеспечивается непрерывной подачей электрода к изделию по мере его расплавления.
Вследствие давления газов и потока электронов, исходящего из конца электрода в процессе сварки, на основном металле образуется углубление, называемое кратером. Расстояние между концом электрода и дном кратера называют длиной дуги. Обычно нормальная длина дуги поддерживается в пределах 0,51,1d.
Чрезмерное увеличение длины дуги ухудшает качество сварки из-за уменьшения устойчивости горения дуги и увеличения доступа воздуха к расплавленному металлу. Кроме этого повышается угар (испарение части расплавленного металла электрода и шлака в виде окислов) и разбрызгивание металла, ухудшается формирование шва.
Толщина слоя основного металла, перешедшего в расплавленное состояние, называется глубиной провара. При обычной ручной сварке глубина провара незначительна, достигает 12 мм.
Манипуляция электродом состоит из двух движений – движения вдоль шва и движения поперек шва. Ведение дуги производится таким образом, чтобы обеспечить проплавление свариваемых кромок и получить требуемое количество наплавленного металла при хорошем формировании шва (нормально сформированный шов в большинстве случаев должен иметь ширину, равную 35 диаметрам электрода). Это достигается поддерживанием постоянной длины дуги соответствующим перемещением конца электрода (рис. 10.7).


Рис. 10.7. Виды поперечного перемещения конца электрода:
1, 2, 3 – движения, обеспечивающие равномерный прогрев середины и
кромки стыка; 4, 5 – движения, обеспечивающие увеличенный прогрев
середины стыка; 6, 7 – движения, обеспечивающие усиленный прогрев
кромок
Большое значение в технике сварки имеют умелое прерывание дуги и повторное ее зажигание. Следует различать прерывание дуги в процессе сварки, которое произошло самопроизвольно или для смены электрода, и прерывание дуги по окончании сварки шва или его отдельного участка. В первом случае после обрыва дуги в шве образуется кратер, являющийся местом скопления неметаллических включений и причиной образования трещин. Для обеспечения хорошего провара металла в месте кратера повторное зажигание дуги производят на основном металле, а затем переносят дугу на шов и расплавляют металл в месте образования кратера. Во втором случае не допускают образование кратера при обрыве дуги, заплавляя его металлом. Заварку кратера производят, держа электрод неподвижно до самопроизвольного обрыва дуги или частыми короткими замыканиями электрода, что также обеспечивает заполнение кратера металлом.
Протяженность сварных швов имеет большое значение для выбора порядка их выполнения. Короткие швы (длиной не более 250300 мм) выполняют «на проход», т.е. движением дуги от одного конца шва к другому. Швы длиной 3001000 мм выполняют от середины шва к концам. Швы большой протяженности обычно выполняют обратноступенчатым способом отдельными участками. Длина участка (ступени) принимается 100350 мм, в этих пределах равна длине шва, который может быть выполнен целым числом электродов (одним, двумя, тремя и т.д.). При сварке тонкого металла участки делают короче, а при сварке более толстого – длиннее.
Оборудование и принадлежности для электродуговой сварки. Источником тока являются сварочные агрегаты, которые бывают постоянного и переменного тока.
Агрегаты переменного тока состоят из сварочного трансформатора, дросселя (регулятора тока). Агрегаты постоянного тока состоят из сварочного генератора и электродвигателя, вращающего генератор.
К преимуществам агрегатов переменного тока относятся портативность, дешевизна и простота обслуживания агрегата, а также меньший расход электроэнергии.
При постоянном токе дуга горит более устойчиво, процесс сварки проще. Постоянный ток целесообразно применять при наложении вертикальных и потолочных швов, при сварке тонких (t ( 4 мм) и толстых (t ( 20 мм) листов, а также при сварке низколегированных сталей.
Принадлежностями для ручной сварки являются: электрододержатель (служит для закрепления электрода и подвода к нему сварочного тока), коробка с электродами, щиток или шлем с защитными стеклами, инструмент для очистки мест сварки и шва (специальный молоток, зубило, стальная щетка, шлифовальная машинка), специальное зубило для холодной проковки швов, набор шаблонов для промера швов, спецодежда, рукавицы, клеймо сварщика для клеймения швов по окончании сварки.
Сварщик должен защищать лицо щитком или шлемом, а руки и тело – брезентовой одеждой, так как лучи электрической дуги, попадая на незащищенную кожу, вызывают ожоги с последующим воспалением.

10.1.4. Автоматическая сварка под слоем флюса
Сварка под флюсом – дуговая сварка, при которой дуга горит под слоем порошкообразного сварочного флюса.
По степени механизации процесса различают автоматическую сварку под флюсом (подача электрода в зону сварки и перемещение электрода вдоль свариваемых кромок механизированы) и механизированную (механизирована только подача электрода). Схема процесса автоматической сварки под слоем флюса приведена на рис. 10.8.
Электродная проволока с помощью ведущего и нажимного роликов подается в зону сварки. Кромки свариваемого изделия в зоне сварки покрываются слоем флюса, подаваемого из бункера. Толщина слоя флюса составляет t
· 3050 мм. Сварочный ток подводится к электроду через токопроводящий мундштук, находящийся на небольшом расстоянии (4060 мм) от конца электродной проволоки. Благодаря этому при автоматической сварке можно применять большие сварочные токи. Дуга возбуждается между свариваемым изделием и электродной проволокой. При горении дуги образуется ванна расплавленного металла, закрытая сверху расплавленным шлаком и оставшимся нерасплавленным флюсом.
Пары и газы, образующиеся в зоне дуги, создают вокруг нее замкнутую газовую полость. Некоторое избыточное давление, возникающее при термическом расширении газов, оттесняет жидкий металл в сторону, противоположную направлению сварки. Тонкий слой металла сохраняется лишь у основания дуги. В таких условиях обеспечивается глубокий провар основного металла. Дуга горит в газовой полости, закрытой расплавленным шлаком, в результате чего значительно уменьшаются потери теплоты и металла на угар и разбрызгивание.
По мере перемещения дуги вдоль свариваемых кромок наплавленный металл остывает и образуется сварной шов. Жидкий шлак, имея более низкую температуру плавления, чем металл, затвердевает несколько позже, замедляя охлаждение металла шва. Продолжительное пребывание металла шва в расплавленном состоянии и медленное остывание способствуют выходу на поверхность всех неметаллических включений и газов, получению чистого, плотного и однородного по химическому составу металла шва. Образовавшуюся при остывании жидкого шлака корку вместе с нерасплавленным флюсом после окончания сварки удаляют.
Преимуществами сварки под флюсом перед ручной являются:
1. Высокая производительность, превышающая производительность ручной сварки в 510 раз. Это достигается за счет применения больших токов, более концентрированного и полного использования теплоты в закрытой зоне дуги, снижения трудоемкости за счет механизации процесса сварки.
2. Высокое качество металла шва вследствие хорошей защиты сварочной ванны расплавленным шлаком от кислорода и азота воздуха, легирования металла шва, увеличения плотности металла при медленном охлаждении под слоем застывшего шлака.
а)




Рис. 10.8. Схема процесса автоматической сварки под слоем флюса:
а – схема сварки; б – сварочный процесс в зоне дуги;
1 – бункер; 2 – нерасплавленный флюс; 3 – электродная проволока;
4 – ведущий и нажимной ролики; 5 – сварочная дуга; 6 – токоподводящий мундштук; 7 – свариваемое изделие; 8 – жидкотягучая пленка шлака;
9 – шлаковая корка; 10 – сварочная ванна (расплавленный металл);
11 – замкнутая парогазовая полость; 12 – сварной шов
3. Экономия электродного металла при значительном снижении потерь на угар, разбрызгивание металла и огарки. При ручной сварке эти потери достигают 2030%, а при автоматической сварке под флюсом они не превышают 25%.
4. Улучшение условий труда сварщиков.
Однако автоматическая сварка имеет свои недостатки: ограниченная маневренность сварочных автоматов; сварка выполняется, главным образом, в нижнем положении; невозможность визуального наблюдения за горением дуги и формированием шва; засыпка и уборка флюса требуют дополнительных трудозатрат.
Сварочным флюсом называется неметаллический материал, расплав которого необходим для сварки и улучшения качества шва. Флюс защищает дугу и сварочную ванну от вредного воздействия окружающего воздуха и осуществляет металлургическую обработку сварочной ванны. Флюс должен обеспечивать хорошее формирование и надлежащий химический состав шва, высокие механические свойства сварного соединения, устойчивость процесса сварки. По способу изготовления флюсы разделяют на плавленые и неплавленые. Плавленые флюсы представляют сплав окислов и солей SiO2, MnО, CaF2 (флюсы марок АН-348А, ОСЦ-45). Неплавленые флюсы (керамические) – это механическая смесь элементов, окислов и солей (рутил, марганцевая руда, кварцевый песок, марганец).
Преимуществом плавленых флюсов являются высокие технологические свойства (защита и формирование шва, отделимость шлаковой корки) и механическая прочность. Преимуществом керамических флюсов является возможность легирования металла шва через флюс. Наиболее широкое распространение получили плавленые флюсы.
Оборудование для сварки под слоем флюса. Сварочное оборудование по своему назначению делят на два вида: основное, с помощью которого осуществляют собственно сварку; вспомогательное, предназначенное для установки и перемещения свариваемых конструкций, сварочных автоматов, полуавтоматов в процессе сварки (манипуляторы, вращатели, кантователи, тележки, площадки, столы и т.п.).
Для выполнения сварки под слоем флюса предназначены подвесные сварочные автоматы (А-1401, А-639 и др.) и автоматы тракторного типа (АДФ-1001, АДФ-1202). В процессе сварки подвесные автоматы перемещаются вдоль шва по специальным направляющим, закрепленным над свариваемыми конструкциями. Сварочные тракторы могут перемещаться вдоль шва как по направляющим, так и непосредственно по конструкции.
Трактор комплектуется сварочным выпрямителем марки ВДУ-1202, в который встроен блок управления трактором.
Технические характеристики сварочного трактора АДФ-1202 представлены в табл. 10.3.

Таблица 10.3
Технические характеристики сварочного трактора АДФ-1202
Параметр
Характеристика

Напряжение питания (50 Гц), В
Номинальная потребляемая мощность, кВА
Максимальный сварочный ток, А
Диапазон регулирования сварочного тока, А
Род сварочного тока
Защитная среда
Диапазон регулирования напряжения на дуге, В
Диаметр электродной проволоки, мм
Скорость подачи электродной проволоки, м/мин
Скорость сварки, м/мин
Масса: источника питания, кг
сварочного трактора, кг
3Ч380
120
1250
3001250
постоянный
флюс
2456
26
16
0,22
540
78

Трактор обеспечивает возможность выполнения стыковых и угловых швов вертикальным и наклонным электродами. При сварке электрод может находиться в пределах колесной базы трактора или вне ее, то есть. может быть вынесен в сторону. Для корректировки положения электродов относительно шва предусмотрено его перемещение в поперечном направлении.
Механизированная сварка под слоем флюса выполняется с помощью полуавтоматов, не имеющих механизма перемещения электродов вдоль шва. Это перемещение сварщик выполняет вручную.
Выбор режима автоматической сварки и его влияние на форму шва. Форма и размеры шва оказывают существенное влияние на структуру сварного шва и механические свойства сварного соединения и определяются режимами сварки. Параметры режима сварки: величина сварочного тока, напряжение дуги, род и полярность тока, диаметр электрода, скорость сварки, скорость подачи электрода, величина вылета электрода, положение изделия, марка и грануляция флюса.
С увеличением сварочного тока увеличивается количество выделяемого тепла и повышается давление дуги. Дуга углубляется в основной металл, глубина провара возрастает. В результате погружения дуги ширина провара изменяется незначительно. Увеличение тока повышает скорость плавления электродной проволоки.
Повышение напряжения на дуге влечет за собой увеличение площади основания конуса дуги, следовательно, и ширины шва. При повышении напряжения глубина провара увеличивается незначительно.
С уменьшением диаметра электрода при неизменной силе тока увеличивается плотность тока, уменьшается блуждание дуги, происходит концентрация тепла на малой площади свариваемого металла и, следовательно, уменьшается ширина шва и увеличивается глубина провара.
При высоких скоростях сварки уменьшаются глубина и ширина провара. На глубину провара также оказывают влияние размеры зерен флюса. При применении более мелкого флюса глубина провара увеличивается.

10.1.5. Механизированная сварка в среде углекислого газа

Сущность способа сварки в среде углекислого газа. Сварка в среде углекислого газа (СО2) является разновидностью дуговой сварки. Схема сварочного процесса приведена на рис. 10.9.



Рис. 10.9. Способ сварки в среде СО2
1 – сварочная проволока; 2 – токоведущий мундштук; 3 – сопло; 4 – струя защитного газ; 5 – сварочная дуга; 6 – сварочная ванна; 7 – шов

Сварка производится голой сварочной проволокой диаметром 1,42 мм, которая подается через токоведущий мундштук. В зону сварки через сопло поступает углекислый газ, струя которого, обтекая сварочную дугу и сварочную ванну, предохраняет расплавленный металл от воздействия атмосферного воздуха.
Электродная проволока подается непрерывно в зону сварки со скоростью плавления. Сварочная горелка перемещается вдоль свариваемых кромок, в результате чего совершается процесс сварки с образованием шва. Сварку производят на постоянном токе обратной полярности (плюс на электроде).
Различают механизированную и автоматическую сварки. В первом случае механизирована подача проволоки, а горелка перемещается сварщиком вручную. В случае автоматической сварки механизированы подача проволоки и перемещение сварочной горелки.
Углекислый газ является химически активным газом, поэтому для сварки применяют проволоку марок Св-08Г2С или Св-08ГС, содержащих в своем составе раскислители кремний и марганец.
Основные достоинства сварки в среде СО2:
– обеспечивает получение высококачественных сварных соединений из различных металлов при высокой производительности по сравнению с ручной дуговой сваркой благодаря применению высокой плотности тока (100200 А/мм2 );
– высокое качество сварного шва;
– лучшие условия труда;
– в отличие от сварки под слоем флюса возможно визуальное наблюдение за процессом горения дуги и образования шва, что особенно важно при механизированной сварке;
– в отличие от сварки под слоем флюса не требует приспособлений для удержания флюса, поэтому возможна сварка как нижних, так и вертикальных и горизонтальных швов.
К недостаткам следует отнести возможность сдувания струи газа ветром или сквозняком, что ухудшает защитное действие газа и качество шва; необходимость защищать рабочих от излучения дуги и от опасности отравления при сварке в замкнутом пространстве. Кроме того, сварка в углекислом газе возможна только при постоянном токе и дает менее гладкую поверхность шва, чем сварка под флюсом.
Оборудование поста для сварки в среде углекислого газа. Для механизированной сварки в среде углекислого газа применяются полуавтоматы отечественного производства марок ПДГ-516, ПДГ-508, ПДГ-415, ПДГ-252 и др., а также полуавтоматы зарубежных фирм. Сварочные полуавтоматы имеют в своем составе примерно одинаковые функциональные блоки и отличаются друг от друга лишь мощностью и конструктивным исполнением. В качестве примера представлен пост механизированной сварки в углекислом газе полуавтоматом ПДГ-516, блок-схема которого представлена на рис. 10.10.
Сварочная проволока подается в зону сварки подающим механизмом, состоящим из двигателя постоянного тока, редуктора и двух пар роликов-шестерен с гладкими коническими канавками. Рычажным механизмом верхние ролики прижимаются к нижним. Сварочная проволока из кассеты подается роликами-шестернями через шланг в сварочную горелку. Сюда же подаются сварочный ток через кабель от выпрямителя и углекислый газ из баллона с углекислотой. Для сварки в углекислом газе используются выпрямители с жесткой внешней характеристикой марок ВС-300, ВДГ-301 и др. (в процессе сварки напряжение на дуге постоянно и не зависит от величины сварочного тока) или универсальные выпрямители ВДУ-504, ВДУ-506.


Рис. 10.10. Блок-схема полуавтомата для сварки в среде СО2:
1 – сварочная горелка; 2 – механизм подачи электродной проволоки;
3 – кассета с электродной проволокой; 4 – сварочные кабели; 5 – баллон
с углекислотой; 6 – подогреватель газа; 7 – редуктор-расходомер; 8 – кабель
управления; 9 – сварочный выпрямитель; 10 – осушитель газа

В баллоне сварочная углекислота находится в жидком состоянии. После испарения углекислый газ проходит через подогреватель, редуктор-расходомер, электрогазовый клапан и поступает в сварочную горелку. В случае применения несварочной (пищевой) углекислоты, с повышенным содержанием влаги, в газовую магистраль дополнительно включают осушитель. Испарение углекислоты проходит с поглощением тепла. Подогреватель повышает температуру углекислого газа, предотвращая замерзание редуктора. Редуктор-расходомер обеспечивает снижение давления газа до рабочего значения и контроль его расхода в процессе сварки.
Электрогазовый клапан представляет собой исполнительный механизм, открывающий и закрывающий подачу газа в сварочную горелку.
Блок управления сварочным полуавтоматом (БУСП) с электрогазовым клапаном расположен сзади подающего механизма и обеспечивает выполнение следующих операций:
– включение и выключение электрогазового клапана (выключение выполняется с регулируемой задержкой 15 с, что обеспечивает защиту жидкого металла вплоть до его затвердевания);
– включение и выключение электродвигателя подачи проволоки (скорость подачи проволоки регулируется резистором на панели блока управления);
– включение и выключение сварочного выпрямителя (выключение выполняется с регулируемой задержкой 0,53 с, что обеспечивает заварку кратера).
При нажатии выключателя на сварочной горелке происходит включение газового клапана и подача газа в зону сварки. Через 1 с включаются источник питания сварочной дуги и привод подачи электродной проволоки. При замыкании сварочной проволоки на изделие зажигается дуга.
При размыкании выключателя останавливается двигатель подачи электродной проволоки, происходит растяжка дуги и ее обрыв. Через 0,53 с выключается источник питания и через 15 с – газовый клапан (снимается напряжение со сварочной горелки и прекращается подача газа). Следующее включение происходит при нажатии кнопки на сварочной горелке.
Технические характеристики полуавтомата для сварки в углекислом газе ПДГ-516 с ВДУ-506 представлены в табл. 10.4.
Таблица 10.4
Технические характеристики полуавтомата ПДГ-516 с ВДУ-506
Параметр
Характеристика

Напряжение в сети, В
Диаметр электродной проволоки, мм
Скорость подачи проволоки, м/ч
Номинальный сварочный ток, А
Масса подающего устройства, кг
380
1,22
100960
500
16*

* Масса подающего устройства без блока управления
Режим механизированной сварки, выбираемый в зависимости от толщины свариваемых деталей, определяется диаметром электродной проволоки, силой сварочного тока, напряжением дуги, скоростью подачи проволоки и скоростью сварки, вылетом электродной проволоки и расходом углекислого газа. Ориентировочные режимы двусторонней механизированной сварки в углекислом газе стыковых соединений без разделки кромок приведены в табл. 10.5.
Параметры режима сварки в значительной степени влияют на качество и размеры шва. Например, повышение силы тока увеличивает глубину проплавления и может привести к прожогу. Увеличение скорости сварки может, в свою очередь, привести к непровару в шве. Критерием оптимального режима сварки принято считать равнопрочность металла сварного шва и основ-

Таблица 10.5
Параметры режима двусторонней механизированной сварки
Толщина
металла,
мм
Зазор,
мм
Диаметр электродной проволоки, мм
Сварочный ток,
А
Напряжение дуги,
В
Скорость
подачи
проволоки,
м/с
Расход СО2

3
0+1,5
1,2
170180
2023
215
810

4
0+1,5
1,6
220240
2527
218
1516

6
0+1,5
2,0
300320
2830
215
1516

ного металла, отсутствие внешних и внутренних дефектов и получение заданной геометрии шва.
10.1.6. Термическое воздействие сварки на металл,
сварочные напряжения и деформации
Процесс сварки плавлением сопровождается нагреванием металла сварочного соединения, который претерпевает структурные и химические изменения. Различают три зоны соединения: зону наплавленного металла, зону термического влияния сварки и зону основного металла. Зоной термического влияния называют прилегающий к шву участок основного металла, в котором происходят структурные фазовые изменения вследствие нагрева до температуры выше 720оС. Глубина этой зоны при ручной сварке приблизительно равна 36 мм, при автоматической – 24 мм.
Обязательным условием сварки является поддержание температуры расплавленного металла шва (стали) в интервале 15001600оС.
Внутренние сварочные напряжения в сварных швах и соединениях возникают в результате линейной усадки наплавленного металла из-за неравномерного нагрева свариваемого металла и изменения объема металла при изменении его структуры. При сварке участки, окружающие место сварки, сопротивляются развитию температурных деформаций, подвергаясь сжатию. Во время затвердевания и последующего охлаждения объем металла шва уменьшается – происходит линейная усадка, но, так как он уже жестко связан с основным металлом, его усадка вызывает появление внутренних напряжений. Чем больше объем наплавленного металла, тем больше внутренние напряжения и деформации.
Величина силы сжатия определяется температурным удлинением при нагреве
·l, равном:

·l =
·l
·t,
где
· = 0,000012 оС–1 – коэффициент линейного расширения для стали при t
· 20оС;

·t = t2 – t1 – разность температур до и после нагрева элемента;
l – первоначальная длина элемента.
При сварке встык двух листов стыковым швом за один проход возникают не только продольные, но и поперечные сварочные напряжения и деформации (рис. 10.11). Эпюру продольных напряжений
·y можно представить как комбинацию эпюр, получающихся при наплавке шва на кромку каждого листа.


Рис. 10.11. Сварочные напряжения при соединении листов встык:
а – эпюры сварочных напряжений; б – уменьшение сварочных
напряжений обратно-ступенчатой сваркой

Поперечные напряжения
·x возникают вследствие неодновременного (последовательного) наложения сварного шва по длине стыка.
Ввиду того, что сварной шов соединяет оба листа по прямой линии, создается препятствие их выгибу (штриховые линии) и возникает эпюра поперечных сварочных напряжений
·x.
Для уменьшения поперечных сварочных напряжений может быть применен обратноступенчатый способ сварки, при котором шов накладывается отдельными участками, при чем направление сварки на каждом участке обратно общему направлению наложения шва.
Особенно большие и опасные сварочные напряжения возникают при сварке встык деталей, закрепленных от свободных перемещений в направлении стыка (рис. 10.12). При разогреве в начале сварки детали свободно удлиняются и сближаются между собой. После наложения шва они соединяются в сближенном состоянии. При остывании шов и детали стремятся сократиться, однако концы их закреплены, из-за чего в деталях возникают большие растягивающие напряжения, способные разорвать изделие.



Рис. 10.12. Сварочные напряжения при
стесненной деформации
В соединениях угловыми швами также возникают сварочные напряжения и деформации. В накладываемом листе нахлесточного соединения развиваются однозначные напряжения по краям и разнозначные в середине (рис. 10.13, а). Если лист узкий, т.е. швы находятся на небольшом расстоянии друг от друга, то существенно возрастают поперечные напряжения
·x.
В самих швах тоже возникают поперечные усадочные напряжения, поскольку жесткость свариваемых листов препятствует свободному сокращению шва при остывании. Внутренняя часть шва при этом оказывается растянутой, а поверхностный слой, остывающий быстрее, – сжатым (рис. 10.13, б). В многослойном угловом шве (как, впрочем, и стыковом) каждый последующий слой при остывании сжимает предыдущий, отчего усадочные напряжения уменьшаются (рис. 10.13, в).
Влияние сварочных напряжений и деформаций на качество и работу конструкций. Деформации и напряжения, образующиеся при сварке, по-разному влияют на работу конструкций. Это влияние может быть как существенным, так и незначительным, как отрицательным, так и положительным.
Если временные внутренние растягивающие деформации металла шва превышают его пластические свойства при кристаллизации, то образуются недопустимые дефекты типа горячих трещин.



Рис. 10.13. Сварочные напряжения в угловом шве:
а – эпюры сварочных напряжений; б – однослойная сварка;
в – многослойная сварка
Остаточные сварочные деформации, как правило, ухудшают работу конструкций, приводя к отклонениям от проектных размеров. Искажение размеров элементов сварных конструкций затрудняет в некоторых случаях последующую сборку, приводя к дополнительным дорогостоящим операциям по исправлению конструкций. Однако иногда остаточные сварочные деформации могут иметь положительное влияние на работу конструкций. Например, серповидность двутавровой балки можно использовать как начальный строительный подъем.
Укорочение элементов конструкций от сварки требует изготовление деталей и узлов сварных конструкций несколько больших размеров. Величина, на которую увеличиваются размеры конструкции, называется припуском и определяется либо расчетом, либо опытным путем.
Влияние сварочных напряжений на прочность соединения. Многолетний опыт сооружения и эксплуатации стальных сварных конструкций показал, что прочность их при статической и динамической нагрузках в большинстве случаях не зависит от наличия остаточных напряжений. При остаточных напряжениях линейного характера, совпадающих по знаку с напряжениями от нагрузки, может измениться величина усилий, вызывающих местный переход напряжений за пределы текучести и появление пластических деформаций. По достижении в наиболее напряженных точках конструкции предела текучести дальнейший рост напряжений прекратится, так как произойдет перераспределение напряжений на прилежащие зоны металла. Этим обеспечивается высокая прочность сварных соединений.
При плоском однозначном поле сварочных напряжений (например, средняя зона двух листов, сваренных встык, испытывающих растяжение в двух направлениях) они препятствуют развитию пластичности при суммировании сварочных и силовых напряжений и могут вызвать хрупкое разрушение изделия. Их неблагоприятное воздействие усиливается источниками концентрации напряжений вследствие дефектов сварного шва. Особенно опасны сварочные напряжения, появляющиеся при сварке толстых изделий, так как в этом случае распределение остаточных напряжений носит объемный характер, еще более затрудняющий влияние пластичности материла на выравнивание напряжения.
Остаточные сварочные деформации, влияя на геометрическую форму конструкций и их элементов, иногда снижают их несущую способность. Такие деформации, как искривление продольной оси элементов, работающих на сжатие, грибовидность полок балок и колонн, коробление стенок балки и колонны (под действием сжимающих сварочных напряжений возникают в стенке так называемые хлопуны) могут значительно снизить значение критических нагрузок, вызывающих потерю устойчивости конструкции.
Размер остаточных деформаций зависит от технологии сборочно-сварочных работ и конструктивной формы. Последняя может иметь решающее значение, поэтому в процессе конструирования должны быть заранее известны характер ожидаемых деформаций и их ориентировочные размеры.
10.1.7. Мероприятия по уменьшению остаточных сварочных
напряжений и деформаций
Конструктивные мероприятия – это рациональное проектирование конструкций или их элементов, позволяющее получить в итоге минимальные сварочные деформации и напряжения. Следует стремиться к общему уменьшению числа сварных швов, избегая лишних швов. Поскольку усадка пропорциональна объему наплавленного металла, минимальную толщину швов следует определять точно по прочности. Швы в симметричной конструкции располагают симметрично или так, чтобы статические моменты площади наплавленного металла по обе стороны нейтральной оси были примерно равны.
Следует выбирать такой вид сварки, который обеспечивал бы минимальное тепловложение при выполнении одного прохода шва.
Не рекомендуются пересечение швов и близкое расположение параллельных швов, а также замкнутые швы. Наконец, швы должны быть расположены так, чтобы можно было обеспечить рациональную последовательность сварки; для этого составляется карта технологического процесса сварки с учетом применения специальных приспособлений для ручной или автоматической сварки.
Технологические мероприятия проводятся на этапе изготовления конструкций и предусматриваются проектированием технологии сварки. При сварке должен осуществляться такой порядок наложения швов, чтобы усадочные напряжения и деформации элементов конструкции были минимальными.
Для этого необходимо:
1) назначение режимов сварки с минимальной погонной энергией дуги за счет увеличения скорости без перерывов в сварке, применения электродов и электродной проволоки малых диаметров, увеличения числа проходов при уменьшении сечения наплавленного металла при каждом проходе. При уменьшении погонной энергии дуги уменьшается зона пластических деформаций укорочения и, следовательно, величина сварочных остаточных деформаций;
2) большое значение имеет последовательность процесса сварки, поэтому необходимо производить сварку в таком порядке, чтобы была обеспечена свобода перемещения деталей при усадке швов, для чего следует сначала сваривать стыковые швы отдельных частей свариваемых элементов, а затем соединительные угловые швы;
3) при стыковании листов соединять их под некоторым углом, создавая обратные деформации (выгибы) или предусматривать определенную последовательность сварки для создания предварительного выгиба;
4) в некоторых случаях полезно устраивать жесткие закрепления соединяемых элементов с помощью прихваток или кондукторов, препятствующих (или сдерживающих) сварочным деформациям, до полного остывания;
5) если стыковые швы по условиям сварки приходится ставить после соединительных швов, последние необходимо оставлять незаваренными на 500 мм с каждой стороны и выполнять их в последнюю очередь;
6) при протяженных швах (более 0,5 м) производить сварку обратно-ступенчатым способом участками по 200300 мм. В этом случае всю длину предполагаемого шва разбивают на участки, пропорциональные длине шва, выполненного одним или двумя электродами, и сварку осуществляют в последовательности, показанной на рис. 10.19, б. Применение этого метода выполнения швов приводит к более равномерному температурному полю и, следовательно, к снижению сварочных напряжений;
7) при сварке многослойных швов каждый последующий слой накладывать в направлении, противоположном предыдущему. Швы толщиной более 810 мм выполняют в несколько слоев, причем первый слой накладывают электродом диаметром 34 мм (для обеспечения провара корня шва); перед наложением последующего слоя каждый предыдущий слой очищают от шлака и брызг;
8) при сварке на морозе рационально подогреть свариваемый металл, а также нельзя допускать ударных воздействий. Подогрев изделия уменьшает неравномерность распределения температур в зоне сварки, уменьшает скорость охлаждения металла (температура подогрева зависит от свойств свариваемого металла и для сталей, применяемых в строительных конструкциях, принимается в пределах от 100 до 200 оС).
Исправление различных деформаций и местных искривлений сверхдопустимых значений (СНиП III-18-75 [10]), возникающих в процессе сварки, выполняют механической и термической правкой, а также фрезерованием.
10.1.8. Основные дефекты сварных соединений
Наиболее часто внутренние напряжения проявляются в сварной конструкции в виде различных искривлений и короблений, которые деформируют конструкцию и делают ее непригодной для нормальной эксплуатации без правки. Величина внутренних напряжений и короблений в большей степени зависит от способа сварки. Чем медленнее выполняется процесс сварки, чем больше зона разогрева основного металла, тем сильнее будет коробление.
Неравномерность температур в различных зонах сварки и сдерживающее влияние примыкающих к зоне сварки менее нагретых участков из-за различного вида остаточных деформаций приводит к неравномерной усадке. Различают усадку поперечную – поперек шва (рис. 10.14, а) и продольную – вдоль шва (рис. 10.14, б). Особенно неблагоприятно сказывается на конструкции поперечная усадка, величина которой примерно в 10 раз больше продольной.



Рис. 10.14. Деформации элементов при сварке угловыми швами:
а – грибовидность; б – серповидность

В тавровых соединениях угловая деформация приводит к искривлению полос и называется грибовидностью (рис. 10.14, а и 10.15, б).
При сварке встык односторонним швом с V-образной разделкой кромок листов или полос поперечная неравномерная линейная усадка шва, кроме стягивания листов, вызывает искривление изделия. В связи с неодинаковыми объемами жидкого металла по сечению таких швов поперечная усадка в верхних слоях будет больше, чем в нижних (у корня шва). Этого можно избежать, расположив листы перед сваркой под углом
· (рис. 10.15, а).


Рис. 10.15. Коробление листов при сварке:
а – стыковым швом с V-образной разделкой кромок;
б – угловым швом в двутавре

Коробление и грибовидность практически не оказывают влияния на несущую способность элементов и поэтому допустимы в пределах нормируемых величин (f
· 1/750l, но не более 15 мм; hГ
· 0,005b). Исключения составляют лишь те случаи, когда угловая деформация влияет на точность примыкания соседних элементов или деталей.
Тавровые и двутавровые элементы кроме грибовидности страдают от изгиба в плоскости стенки из-за продольной усадки. При усадке шва, расположенного выше линии центра тяжести элемента, т.е. несимметрично, происходит выгибание на сторону полок. Такое деформирование называется серповидностью (саблевидностью) (рис. 10.14, б). Выправить такой элемент сложно, поэтому тавровые сварные профили не нашли применение.
На рис. 10.16 показана деформация от угловых швов при соединении внахлестку. Здесь между швами лист изгибается. Если расстояние между швами будет меньше пяти толщин наиболее тонкого элемента, то податливость между швами становится настолько малой, что в шве может образоваться трещина.
10.1.9. Дефекты в сварных швах
Наличие дефектов в сварных швах может существенно влиять на работу сварных конструкций. Степень этого влияния зависит от свойств свариваемых материалов и видов нагрузок, при которых работает рассматриваемая конструкция, от величины остаточных напряжений и наличия концентраторов напряжений, от агрессивности среды и температуры, от формы и величины самих дефектов, а также места их расположения.





Рис. 10.16. Коробление листов при сварке угловыми швами:
а – лобовыми; б – фланговыми
Дефекты округлой или неправильной формы, но с плавными очертаниями, оказывают меньшее воздействие на снижение эксплуатационных свойств сварных соединений, чем дефекты с острыми очертаниями. Особенно опасны трещины и трещиноподобные дефекты (непровары, подрезы и др.). Такие дефекты даже при статических нагрузках могут стать очагами хрупких разрушений. Поры и шлаковые включения с округлыми границами становятся опасными только в случаях, когда они значительно уменьшают рабочее сечение.
10.1.10. Классификация сварочных дефектов
В соответствии с ГОСТ 2601-84 термин «дефект» определяют как каждое отдельное несоответствие продукции требованиям, установленным нормативной документацией. Наиболее общая классификация типов сварочных дефектов приведена на рис. 10.17.
Дефекты могут быть наружные и внутренние. Наружные дефекты связаны с нарушением режимов электродуговой ручной, механизированной и автоматической сварки; неправильной подготовкой и сборкой элементов конструкции под сварку; неисправностью оборудования; небрежностью и низкой квалификацией сварщика. К наружным дефектам относятся подрезы, прожоги, протеки, перерывы в шве, наплывы, незаваренные кратеры, внешняя пористость, поверхностные трещины, грубая чешуйчатость, неполномерность швов, резкие переходы, чрезмерное усиление швов и смещение свариваемых кромок.
Образование внутренних дефектов при сварке связано с металлургическими, термическими и гидродинамическими явлениями, происходящими при формировании сварного шва. К внутренним дефектам дуговой сварки относятся: непровары, несплавления, поры, внутренние неметаллические включения, шлаковые включения, трещины.




















Рис. 10.17. Классификация сварочных дефектов

Характерные дефекты и повреждения сварных соединений приведены в табл. 10.6.
Таблица 10.6
Характерные дефекты и повреждения сварных соединений

п/п
Дефект или повреждение
Эскиз дефекта или повреждения
Допускаемая величина

1
2
3
4

1
Продольная трещина в сварном шве или зоне термического влияния

Не допускается; трещины одиночные (сквозные или поверхностные) устраняются путем их разделки и последующей заварки, перед разделкой концы трещин

Продолжение табл. 10.6
1
2
3
4




засверливаются для предупреждения распространения их во время вырубки или сварки

2
Продольная трещина в сварном шве с выходом на основной металл

Не допускается; см. п. 1

3
Поперечная трещина в сварном шве

Не допускается; см. п. 1

4
Неполномерность внешних размеров угловых швов при ручной и полуавтоматической сварке

kfpr – kf
не допускается; исправляют наплавкой дополнительного слоя

5
Неполномерность внешних размеров для стыковых швов

Не допускается; исправляют наплавкой дополнительного слоя

Продолжение табл. 10.6
1
2
3
4

6
Наплывы при ручной и механизированной сварке угловых швов

При t = 615 мм
a
· 2 мм;
при t = 1640 мм a
· 3 мм; устраняют пневматическим зубилом или наждачным инструментом

7
Наплывы при ручной и механизированной сварке стыковых швов

При t = 614 мм
a = 1 мм;
при t = 1540 мм, 2a = 3 мм; см. п. 6

8
Неравномерность сечения по длине катета углового шва (сужения)

Швы восстанавливаются до нужных размеров

9
Неравномерность сечения по ширине стыкового шва

Швы восстанавливаются до нужных размеров


Продолжение табл. 10.6
1
2
3
4

10
Смещение кромок в стыковом шве

При толщине металла
t = 410 мм

·
· 2 мм;
при t = 1140 мм
· = 0,1t, но не более 3 мм

11
Чрезмерное усиление

Не допускается;
устраняют пневматическим зубилом или наждачным инструментом

12
Резкие переходы от основного к наплавленному металлу, наплывы, натеки, перерывы в швах
––––––––––
Не допускаются; устраняют пневматическим зубилом или наждачным инструментом

13

Прожог сварного шва

Не допускается

14
Незаплавленный кратер шва

Устраняют путем расчистки металла и заварки образовавшейся раковины


Продолжение табл. 10.6
1
2
3
4

15
Подрезы основного металла при
t
· 20 мм

a
· 0,5 мм; заваривают тонким валиковым швом

16
Подрезы основного металла при
t > 20 мм

a
· 1 мм; заваривают тонким валиковым швом

17
Непровар в корне шва в соединении без подкладок, доступных сварке только с одной стороны при
t
· 20 мм

a
· 0,15 мм, но не более 3 мм; очищают (вырубают) с последующей заваркой

18
Непровар в корне шва в соединении без подкладок, доступных сварке только с одной стороны при t > 20 мм
–––––––––
a
· 3 мм; см. п. 17

19
Непровар в корне углового шва при двусторонней сварке

a
· 0,05 мм, но не более 2 мм при длине непровара
lwd
· 50 мм

Продолжение табл. 10.6
1
2
3
4

20
Непровар в
корне стыкового шва при двусторонней сварке

a
· 0,05 мм, но не более 2 мм при длине непровара
lwd
· 50 мм.
Общая длина непровара на 1 п. м
шва
· 200 мм

21
Непровар в вершине шва

Не допускается; вырубают с последующей заваркой

22
Непровар сварного шва по кромке

Не допускается; вырубают с последующей заваркой

23
Отдельные шлаковые включения или поры либо их скопление при t
· 20 мм



a
· 0,1t, но не более 3 мм; поверхностную пористость и неметаллические включения устраняют путем расчистки металла, удаления включений и заварки образовавшихся раковин; внутреннюю пористость и неметаллические включения вырубают или выплавляют с последующей заваркой

Продолжение табл. 10.6
1
2
3
4

24
Отдельные шлаковые включения или поры либо их скопление при t > 20 мм


a
· 3 мм; см. п. 23

25
Шлаковые включения, расположенные цепочкой или сплошной линией вдоль шва

Суммарная длина на 1 п. м шва
· 200 мм; см. п. 23

26



Скопление газовых пор и шлаковых включений в отдельных участках

––––––––
Не более 5 шт. на 1 см2 площади шва при диаметре одного дефекта не более 1,5 мм; см. п. 23

27
Непровавры, шлаковые включения и поры, расположенные отдельно цепочкой при двусторонней сварке

Не более 10% толщины свариваемого металла и не более 2 мм; см. п. 23

Окончание табл. 10.6
1
2
3
4

28



Непровавры, шлаковые включения и поры, расположенные отдельно цепочкой при односторонней сварке

––––––––
Не более 15% толщины свариваемого металла и не более 3 мм; см. п. 23

29
Свищи (сквозные поры)

Не допускаются; вырубают или выплавляют с последующей заваркой

30
Грубая чешуйчатость
–––––––
Удаляют снятием поверхностного слоя шва пневматическим зубилом и наплавкой поверхности или же шлифовкой наждачным инструментом


Особенно жесткие требования предъявляются к качеству швов конструкций, работающих в условиях переменных или динамических нагрузок, а также при низких температурах. Швы таких конструкций не должны иметь наружных и внутренних дефектов в виде пор, непроваров и подрезов. Поверхность шва должна быть гладкой, без наплывов и резких переходов. Такие же требования предъявляются к швам конструкций, изготовленных из низколегированных сталей.
Причины возникновения основных дефектов в сварных соединения приведены в табл. 10.7.

Таблица 10.7
Дефекты в сварных соединениях и причины их возникновения
Эскиз
по табл. 10.6
Дефект
Причина возникновения дефекта

1
2
3


Наружные дефекты

15, 16
Подрезы представляют собой местные уменьшения толщины основного металла в виде узких канавок, образующихся в основном металле вдоль границы сварного шва. Подрезы относятся к наиболее часто встречающимся наружным дефектам
Образуются при завышенном сварочном токе и удлиненной дуге, так как в этом случае увеличивается ширина шва и сильнее сплавляются кромки. При сварке угловыми швами подрезы возникают в основном из-за смещения электрода в сторону вертикальной стенки, что вызывает значительный разогрев, плавление и стекание ее металла на горизонтальную полку. В результате на вертикальной стенке появляются подрезы, а на горизонтальной полке – наплывы.
В стыковых швах подрезы образуются реже и обычно бывают двусторонние.
Односторонние подрезы могут быть вызваны смещением электрода с оси стыка и неправильным ведением электрода, особенно при сварке горизонтальных стыковых швов на вертикальной плоскости.
Подрезы приводят не только к ослаблению сечения основного металла, но являются концентраторами напряжения и могут быть причиной разрушений сварного соединения. Поэтому производят их устранение путем подварки; участки швов с дефектами плюс 15 мм с каждой стороны удаляют, заваривают вновь тонким валиковым швом и зачищают


Продолжение табл. 10.7
1
2
3

13
Прожоги – проплавление и вытекание основного или наплавленного металла через отверстие в шве с возможным образованием сквозной полости
Возникают вследствие недостаточного притупления кромок, большого зазора между ними, завышенного сварочного тока при невысоких скоростях сварки. Особенно часто прожоги наблюдаются в процессе сварки тонкого металла и при выполнении первого прохода многослойного шва.
Дефектные места должны быть удалены и заварены заново


6, 7
Наплывы образуются в результате натекания метала шва на основной металл, с ним не сплавляясь. Чаще всего наплывы получаются при сварке горизонтальными швами вертикальных поверхностей. Они могут быть местными, в виде отдельных застывших капель, или же иметь значительную протяженность вдоль шва

Наплывы могут образовываться из-за недостаточного напряжения дуги, большой величины сварочного тока и длинной дуги, неправильного положения электродов, наличия на свариваемых кромках толстого слоя окалины, излишнего количества присадочного металла, не умещающегося в разделке или зазоре.
В местах наплывов часто выявляются непровары, трещины и другие дефекты


14
Кратеры – углубления в сварных швах, остающиеся в местах обрыва дуги
Кратеры уменьшают рабочее сечение шва, снижают его прочность и коррозионную стойкость. В кратерах появляются усадочные рыхлости, часто служащие очагами образования трещин. Поэтому дефектные места должны быть зачищены и заварены.
В случаях механизированных видов сварки применяют выводные планки, на которых заканчивают швы. Затем планки с концами швов и имеющимися кратерами удаляют


Продолжение табл. 10.7
1
2
3

4, 5, 8, 9,
10, 11
Дефекты формы и размеров шва: неполномерность шва, неравномерная его ширина и высота, чрезмерное усиление, прерывистость, смещение кромок в стыковом шве, крупная чешуйчатость, бугристость

Указанные дефекты являются следствием невнимательности или неумения сварщика, плохой подготовки кромок, колебания напряжения в сети, плохого качества сварочных материалов, неисправности сварочного оборудования при автоматической сварке.
Неправильная форма шва, в частности, чрезмерное усиление, резкие переходы от шва к основному металлу, бугристость и т.п. могут существенно снижать работоспособность соединений, особенно при динамических вибрационных нагрузках, а также в хрупких материалах



Внутренние дефекты

17, 18, 19, 20, 21, 22
Непровары представляют собой несплошности значительной величины (раскрытия) на границах между основным и наплавленным металлом или незаполненные металлом полости в сечении шва.
Встречаются непровары в корне шва, по сечению, между основным и наплавленным металлом (по кромке) или между смежными слоями наплавленного металла при многослойной сварке
Причинами непроваров являются: малый зазор в стыке, излишнее притупление и малый угол скоса кромок, недостаточная сила тока, большая скорость сварки, смещение электрода в стороны от оси шва, особенно при сварке двусторонних швов, плохая очистка шлака перед наложением последующих слоев, загрязнение кромок, низкая квалификация сварщика.
При автоматической сварке под флюсом непровары образуются в начале процесса, когда основной металл еще недостаточно прогрет, и при вынужденных остановках процесса сварки.
Непровары являются очень опасным дефектом, так как уменьшают рабочее сечение шва, снижают прочность шва, создают концентрацию напряжений в шве, могут вызвать появление трещин, уменьшить коррозионную стойкость сварного соединения.

Продолжение табл. 10.7
1
2
3



Чтобы сечение в месте соединения не было ослаблено, шов должен быть полным и качественным, без непроваров, с полной заваркой концов (шов в начале и конце выводится на выводные планки). В случае односторонней сварки стыковым швом при наличии непровара в корне шва поток силовых линий, проходящих внутри листа, неравномерен и создает дополнительный изгибающий момент и опасную концентрацию напряжений. Для устранения этого после тщательной вырубки грата (шлаковин) в корне шва необходимо производить подварку корня или выполнять сварку на подкладке.
В случае превышения допустимой величины любого непровара место дефекта зачищается, непровар заваривается



Несплавления (слипания) представляют собой несплошности малого раскрытия на свариваемых поверхностях или кромках материала
Несплавления – очень опасные дефекты, плохо выявляемые современными средствами дефектоскопии.
Наибольшее распространение этот дефект имеет при аргонодуговой сварке алюминиевых сплавов, а также при контактной стыковой сварке


23, 24, 25, 26, 27, 28
Поры – это полости в металле шва, заполненные газами. Обычно они имеют сферическую или близкую к ней форму. Кроме одиночных пор, вызванных действием случайных факторов, в сварных швах могут появляться поры, равномерно рас-
Поры образуются в сварочных швах вследствие быстрого затвердевания газонасыщенного расплавленного металла, при котором выделяющиеся газы (водород, азот, окись углерода) не успевают выйти в атмосферу. Появлению пор способствуют плохая очистка свариваемых кромок и поверхности сварочной проволоки от ржавчины, масел, краски; повышенная скорость сварки, нарушающая газовую защиту ванны

Продолжение табл. 10.7
1
2
3


пределенные по всему сечению шва, расположенные в виде цепочек или отдельных скоплений

жидкого металла; влажность электродных покрытий и флюсов; вредные примеси в защитных газах; неправильно выбранная марка сварочной проволоки с повышенным содержанием углерода, особенно при сварке в среде углекислого газа; сварка при плохой погоде.
Поры нарушают плотность и прочность шва, поэтому необходимо удалить дефектный участок, сварить новый шов


23, 24, 25, 26, 27, 28
Шлаковые включения – это полости в металле сварного шва, заполненные шлаками, не успевшими всплыть на поверхность шва. Форма шлаковых включений может быть самой разнообразной (от сферической до игольчатой), вследствие чего они являются более опасными дефектами, чем округлые поры. Размеры шлаковых включений колеблются от микроскопических до нескольких миллиметров в поперечном сечении и десятков и более миллиметров по протяженности. Они могут быть расположены в корне шва, между отдельными слоями, а также внутри наплавленного металла

Шлаковые включения образуются при завышенных скоростях сварки, небрежной очистке кромок деталей и сварочной проволоки от окалины, ржавчины и грязи, при многослойной сварке в случае плохой очистки от шлака поверхности предыдущих слоев. Кроме того, они возникают при сварке длинной дугой, неправильном наклоне электрода, недостаточной величине сварочного тока.
Шлаковые включения ослабляют сечение шва, уменьшают его прочность и являются зонами концентрации напряжений, поэтому необходимо удалить дефектный участок, сварить новый шов. Небольшие округлые включения обычно не опасны

Продолжение табл. 10.7
1
2
3

1, 2, 3
Трещины представляют собой макроскопические и микроскопические межкристаллические разрушения, образующие полости с очень малым начальным раскрытием.
В зависимости от температуры образования трещины разделяют на горячие и холодные.
Горячие трещины – один из наиболее опасных дефектов сварных соединений.
Горячие трещины обычно расположены в металле шва, но могут возникать и в металле зоны термического влияния.
Они могут быть продольными, поперечными, продольные с поперечными ответвлениями, могут выходить на поверхность

Причиной возникновения трещин в горячем металле, не успевшем еще приобрести прочность, могут явиться усадочные усилия, вызванные остыванием металла (несвободная усадка металла шва и примыкающих к нему неравномерно нагретых участков основного металла).
Горячие трещины, возникающие под действием растягивающих напряжений в процессе кристаллизации металла шва, обычно располагаются внутри шва и их трудно выявить.
Под действием остаточных и рабочих напряжений трещины могут распространяться с высокими скоростями. Поэтому вызванные ими хрупкие разрушения происходят почти мгновенно и очень опасны.
К образованию горячих трещин весьма склонны кипящие стали, имеющие внутренние концентраторы напряжений в виде газовых и шлаковых включений.
Трещины – недопустимый дефект в сварных соединениях, поэтому их необходимо у концов засверлить, затем удалить (вырубить) дефектный участок, сварить новый шов


Холодные трещины возникают в околошовной зоне, располагаясь чаще всего параллельно шву, и реже в металле шва.
По внешнему отличительному признаку стенки горячих трещин обычно сильно окисле-

В зоне термического влияния при ее усиленном охлаждении возможно образование закалочных структур, имеющих сильно пониженную вязкость и пластичность. В этом случае растягивающие сварочные напряжения, возникающие при охлаждении соединения, могут разрывать хрупкий металл и образовывать трещины, называемые «холодными».


Окончание табл. 10.7
1
2
3


ны, у холодных трещин стенки блестящие, чистые

Повышенное содержание углерода (более 0,2%), применение кипящей стали и большая толщина свариваемых изделий способствуют появлению холодных трещин



Сквозные дефекты

29
Свищи – дефекты в виде полостей в сварных швах, зарождающиеся в корне шва и выходящие на его поверхность. Свищи, как правило, развиваются из канальных пор

Оставшиеся поры в металле шва за счет диффузии газов (в первую очередь водорода) могут расти и образовывать раковины (полости неправильной формы и больших, чем поры, размеров) и свищи


10.1.11. Контроль качества сварных швов и соединений
Проверку качества сварных швов и соединений в строительных металлических конструкциях проводят в соответствии с требованиями строительных норм и правил [10]. Методы контроля, применяемые при сварке: визуальный (внешний осмотр и обмер); металлографический и химический анализ; механические испытания сварных соединений; физические способы (без разрушения).
Внешнему осмотру подвергаются все типы сварных соединений при всех способах сварки, в результате выявляются следующие дефекты:
– излом и неперпендикулярность осей соединяемых элементов;
– отступления по размерам и форме швов от требований стандартов, технических условий и т.п.;
– смещение кромок соединяемых элементов;
– поверхностные трещины всех видов и направлений;
– наплывы, подрезы, прожоги, незаваренные кратеры, непровары, пористость, свищи, усадочные раковины, шлаковые и неметаллические включения, выходящие на поверхность.
Осмотр сварных швов производится по всей их протяженности с двух сторон невооруженным глазом при хорошем освещении, в отдельных случаях применяют лупу с десятикратным увеличением. Перед осмотром сварной шов и прилегающий к нему металл очищают от шлака и брызг.
Контроль размеров сварного шва и определение величины выявленных дефектов производится измерительным инструментом или специальными шаблонами.
По внешнему виду сварные швы должны удовлетворять следующим требованиям:
– иметь гладкую или мелкочешуйчатую поверхность (без наплывов, сужений, прожогов и перерывов) и плавный переход к основному металлу;
– наплавленный металл должен быть плотным по всей длине шва, не иметь трещин, скоплений и цепочек поверхностных пор (отдельно расположенные поры допускаются);
– подрезы основного металла, если в проекте нет дополнительных требований, допускают глубиной не более 0,5 мм при толщине свариваемого металла 410 мм и не более 1 мм при толщине свыше 10 мм;
– все кратеры должны быть заварены.
Металлографические исследования сварных швов стальных конструкций проводят чаще всего путем засверливания и последующего травления этих мест с целью определения качества провара и отсутствия внешних дефектов.
Химическим анализом сварных соединений (основного и наплавленного металлов) проверяют марки сталей и типы электродов, использованных для изготовления данной конструкции.
В результате механических испытаний сварных швов определяют основные прочностные характеристики при растяжении, ударную вязкость материала шва и соответствие их требованиям проекта и техническим условиям.
Испытания на статический изгиб (технологическая проба) проводят для стыковых сварных соединений (рис. 10.18). Эти испытания определяют квазистатическую вязкость сварного соединения, характеризующуюся углом загиба до образования первой трещины в растянутой зоне образца. Для хороших швов угол загиба
· достигает 180о.
Физическим способам контроля качества шва подвергаются швы, принятые по внешнему виду и не имеющие внешних дефектов.
К наиболее часто используемым физическим способам контроля относятся ультразвуковая дефектоскопия, радиационный контроль с просвечиванием рентгеновскими лучами и гамма-лучами, магнитный метод.
Физические способы контроля предназначены для выявления в сварном шве и околошовной зоне внутренних и внешних дефектов, недоступных для внешнего осмотра.
Метод ультразвуковой дефектоскопии основан на том, что ультразвуковые колебания прямолинейно распространяются в металле и отражаются от границы раздела сред, имеющих различные акустические свойства.
Радиационный метод контроля с просвечиванием рентгеновскими или гамма-лучами основан на том, что проницаемость указанных лучей для различных материалов неодинаковая. Поэтому дефектные места шва (поры, трещины, непровары) пропускают такие лучи с меньшим поглощением, чем основной металл, благодаря чему такие участки выглядят как более яркие пятна на рентгеновской пленке или других запоминающих изображение слоях.



Рис. 10.18. Испытание металла шва на изгиб
Метод магнитной дефектоскопии основан на неодинаковой магнитной проницаемости
·-железа и других фаз. В отличие от равномерного распределения магнитных потоков на участке сварного соединения без дефектов в шве с дефектом магнитный силовой поток будет огибать его, создавая магнитные потоки рассеивания.
Выбор методов и объемов неразрушающего контроля качества сварных соединений осуществляется проектной организацией, которая указывает их в конструкторской документации, согласованной с заводом-изготовителем и монтажной организацией.
10.1.12. Техника безопасности при электродуговых
способах сварки
1. Во избежание поражения электрическим током необходимо соблюдать следующие условия: сварочные провода должны иметь надежную изоляцию; рубильники для включения электрического тока должны иметь заземленные защитные кожухи; руки и рукавицы, обувь и одежда должны быть всегда сухими; провода не должны находиться в воде.
2. Ультрафиолетовое излучение дуги вызывает ожог кожи и поражение сетчатки глаз. Для защиты тела от влияния лучей сварщики и их подручные во время работы должны надевать брезентовые спецодежду и рукавицы, лицо закрывать специальным шлемом или щитком из малотеплопроводного, невоспламеняющегося от искр и не пропускающего ультрафиолетовые лучи материала. Если шлем или щиток имеют щели или трещины в стеклах, работать в них не разрешается. Нельзя смотреть самому или разрешать другим смотреть на электрическую дугу незащищенными глазами, а также через очки и стекла без специальной защиты.
3. В процессе сварки открытой дугой брызги и капли расплавленного металла могут попасть в складки одежды, карманы, ботинки, прожечь ткань одежды и причинить ожоги. Во избежание ожогов каплями жидкого металла сварщик должен быть одет в брезентовую спецодежду, работать в рукавицах и головном уборе. Рукавицы защищают руки не только от искр, но и от соприкосновения с горячим изделием после сварки. Карманы должны плотно закрываться клапанами. Не следует заправлять куртку в брюки, их надо носить поверх обуви. Ботинки должны быть с глухим верхом и плотно зашнурованы. В спецодежде, щитке или шлеме не должно быть отверстий. Куртка должна застегиваться на все пуговицы. При сварке вертикальных и горизонтальных швов следует надевать брезентовые нарукавники, завязывая их у кистей.
4. При всех видах дуговой сварки выделяется большое количество вредных газов и пыли. Выполнять дуговую сварку можно только при работающей вентиляции. Для уменьшения количества вредных газов и пыли применяют местную и общую вентиляции.
5. При поражении электрическим током человека необходимо:
– обесточить пострадавшего, немедленно выключив рубильником ток первичной цепи или используя сухие подручные материалы, не касаясь пострадавшего;
– обеспечить доступ к нему воздуха;
– экстренно вызвать скорую медицинскую помощь;
– при необходимости, не ожидая врача, сделать искусственное дыхание и массаж сердца.
10.1.13. Виды сварных соединений
По конструкции различают следующие сварные соединения: стыковые, нахлесточные, тавровые, угловые, комбинированные (табл. 10.8).
Стыковыми называются соединения, в которых элементы соединяются торцами или кромками и один элемент является продолжением другого. Место их соединения (зазор) заполняется сварным швом. Стыковые соединения наиболее рациональны и надежны, так как имеют наименьшую концентрацию напряжений при передаче усилий, отличаются экономичностью и удобны для контроля.
Толщина свариваемых элементов в соединениях такого вида почти не ограничена. Стыковое соединение листового металла может быть сделано



Таблица 1.8
Виды сварных соединений
Стыковые
Нахлесточные

Комбинирован-
ные


Тавровые

Угловые



угловыми швами
точечной сваркой








без накладок
с накладками














прямым или косым швом. Стыковые соединения профильного металла применяются реже, так как затруднена обработка их кромок под сварку.
Сварные стыковые соединения листовых деталей, как правило, проектируют прямыми с полным проваром и с применением выводных планок. В монтажных условиях допускается односторонняя сварка с подваркой корня и сварка на остающейся стальной подкладке.
При соединении стальных листов различной толщины (или ширины) их размеры в месте стыка должны быть одинаковыми во избежание резкого изменения сечения. Для этого в более толстом (или широком) элементе устраивается скос с уклоном 1:5 с одной или двух сторон до толщины тонкой детали (рис. 10.19).



Рис. 10.19. Соединение элементов:
а – при разной толщине; б – при разной ширине

Длиной скоса листа регулируют плавный переход от толстой свариваемой детали к более тонкой, кроме того, длиной скоса устраняют концентраторы напряжений в сварных конструкциях. Стыки без скосов по толщине допускаются в деталях из углеродистой или низколегированной сталей с пределом текучести до 400 МПа при разнице толщин 13 EMBED Equation.3 1415 = (t2 – t1), не превышающей значений, указанных в табл. 10.9.
Нахлесточные соединениями называются такие, в которых поверхности свариваемых элементов частично находят друг на друга. Разновидностью соединений внахлестку являются соединения с накладками. Их применяют с одной или двумя накладками. Накладки служат для соединения частей изделия. Соединения внахлестку выполняются угловыми швами. Они отличаются

Таблица 10.9
Допустимая наибольшая разность толщин деталей,
свариваемых встык без скоса кромок
Толщина тонкой детали t1, мм
Разность толщин деталей 13 EMBED Equation.3 1415, мм

14
520
2130
Св. 30
1
2
3
4

простотой обработки элементов под сварку, обеспечивают возможность подгонки размеров за счет регулирования величины нахлестки, но по расходу металла менее экономичны, чем стыковые. Недостатками нахлесточных соединений являются изменение направления силового потока и возможность образования щели между элементами. Неравномерное распределение силового потока вызывает концентрацию напряжений, такие соединения не рекомендуется применять в конструкциях, воспринимающих переменные или динамические нагрузки; проникновение влаги в щель между соединяемыми элементами может привести к щелевой коррозии и разрушению сварных швов за счет распирающего воздействия продуктов коррозии.
К нахлесточным также относятся соединения, выполненные контактной точечной сваркой.
Комбинированными называются соединения, в которых имеется несколько разных видов сварных швов. К таким соединениям можно отнести соединения, выполненные сварными швами различной ориентации относительно линии действия внешнего усилия (лобовыми и фланговыми). Другой тип комбинированного соединения представляет собой стыковой шов, дополнительно усиленный накладками. Необходимость выполнения такого соединения может появиться для обеспечения равнопрочности стыка и соединяемых элементов при недостаточной прочности стыкового шва и невозможности применить физические методы контроля качества сварного шва.
Тавровое соединение представляет собой крепление торца одного элемента к поверхности другого, как правило, под прямым углом. При угловом соединении впритык крепятся торцы элементов, находящихся во взаимно перпендикулярных плоскостях. Тавровые и угловые соединения отличаются простотой выполнения, высокой прочностью и экономичностью. При воздействии статических нагрузок тавровые соединения выполняют, как правило, с предусмотренным конструктивным непроваром. Обеспечение полного проплавления тавровых соединений усложняет процесс сварки, удорожает изготовление конструкции, поэтому может применяться только в обоснованных случаях, например, при проектировании поясных швов балок под подвижную нагрузку, так как непровар в корне шва приводит к заметному снижению усталостной прочности.
Соединения впритык применяются при изготовлении сварных стержней (двутавров, швеллеров) и других конструктивных элементов.
По месту выполнения соединения разделяются на заводские и монтажные. К заводским относятся соединения, выполняемые при изготовлении металлоконструкций на специализированных заводах, к монтажным – соединения, выполняемые при монтажной сборке металлоконструкций на местах строительства зданий и сооружений.

10.1.14. Классификация сварных швов
При проектировании металлоконструкций типы сварных швов назначаются с учетом методов сварки, толщины свариваемых элементов, положения в пространстве и технологии сварки. Сварные швы классифицируются по назначению, конструктивному признаку, протяженности и внешней форме в зависимости от условий изготовления и эксплуатации сварных конструкций.
По назначению сварные швы делят на рабочие, предназначенные для восприятия и передачи расчетных усилий с одного элемента на другой, и связующие, предназначенные для соединения частей элементов конструкций в одно целое и принимаемые конструктивно с минимальным катетом угловых швов (для уменьшения влияния возможных непроваров), принимаемым в зависимости от толщины более толстого из свариваемых элементов по табл. 10.10.
Таблица 10.10
Минимальные катеты cварных швов
Соединение
Сварка
Предел текучести стали, МПа
Минимальные катеты швов kf,min (мм) при толщине более толстого из свариваемых элементов t, мм




4-5
6-10
11-16
17-22
23...32
33-40
41-80

Тавровое с двухсторонними угловыми швами; нахлесточное и угловое
Ручная
до 430

4
5
6
7
8
9
10



Св.430
до 530

5
6
7
8
9
10
12


Автоматическая и механизированная
до 430

3
4
5
6
7
8
9



Св.430
до 530

4
5
6
7
8
9
10

Тавровое с односторонними угловыми швами
Ручная
до 380

5
6
7
8
9
10
12


Автоматическая и механизированная

4
5
6
7
8
9
10

По конструктивному признаку швы разделяют на стыковые и угловые.
Стыковые швы наиболее рациональны, так как имеют наименьшую концентрацию напряжений, но требуют дополнительную разделку кромок, зависящую от толщины соединяемых элементов и способа сварки. Разделку кромок применяют в том случае, если односторонняя сварка не позволяет обеспечить полный провар шва в листах толщиной более 810 мм (табл. 10.11).
Таблица 10.11
Виды стыковых швов в элементах стальных конструкций
Наименование шва по типу обработки кромок
Эскиз кромок
Характер выполненного шва
Автоматическая и механизированная сварки по ГОСТ 8713-79
Ручная сварка по
ГОСТ 5264-80




размеры, мм

·(
размеры, мм

·(




t
a
p

t
a
р


1
2
3
4
5
6
7
8
9
0
11

Без скоса кромок

Д
2–22
0–3


2–12
2





О
2–12
0–5


1–4
0–2



V-образный со скосом одной кромки

Д
14–20
0
6
40
3–60
2
1
45



О
8–30
2–5
1,5; 4
30; 40

2–5



V-образный со скосом двух кромок

Д
14–30
0; 2
6; 2
50; 60
3–60
2
1
50



О
8–30
0;
2–5
1,5–5
50

2–5



U-образный с криволинейным скосом одной кромки

Д




15–60
2
2
18









R = 8; 10




О
16–50
2
3
20








R = 6





U-образный с криволинейным скосом двух кромок

Д
24–160
0
6; 8
12–8
15–100
2
2
12









R = 8




О
16–60
0
1
12; 10




К-образный с двумя симметричными скосами одной кромки

Д
20–30
0
6
45
8–100
2
1
45

Х-образный с двумя симметричными скосами двух кромок

Д
18–60
0; 2
8; 6; 2
60; 50
8–120
2
1
50


Окончание табл. 10.11
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11

Х-образный с двумя симметричными криволинейными скосами двух кромок




Д



50–160


0


10



12; 10



30–175


2


2



12






R = 6; 8



R = 8


Обозначения: О – односторонний шов; Д – двухсторонний шов; t – толщина соединяемых элементов; а – зазор; p – притупление; R – радиус закругления;
· – угол раскрытия шва.

Разделка кромок имеет технологическое назначение. Она позволяет глубже вводить электрод и оставлять между соединяемыми элементами зазор постоянного размера, обеспечивая хороший провар стыка по всей толщине сечения, создает условия для свободы сварочных деформаций (усадки), развивающихся при остывании швов, и не влияет на статическую прочность соединения.
По форме разделки кромок свариваемых элементов швы подразделяются: без разделки; V-образные; U-образные; X-образные; K-образные (см. табл. 10.11). Для V- и U-образных швов, свариваемых с одной стороны, обязательна подварка корня шва с другой стороны для устранения возможных непроваров.
Для сварочных соединений при толщине деталей более 30 мм применяют, главным образом, швы с криволинейным скосом двух кромок. Некоторое повышение трудоемкости обработки кромок в этом случае компенсируется значительным уменьшением объемов сварочных работ и количеством наплавленного металла.


Рис. 10.20. Вывод начала и конца шва на технологические планки
Притупление кромок производится для обеспечения устойчивого ведения процесса сварки при выполнении корневого слоя шва. Отсутствие притупления способствует образованию прожогов при сварке. Правильно установленный перед сваркой зазор позволяет обеспечить полный провар по сечению соединения при наложении первого (корневого) слоя шва.





Рис. 10.21. Типы сварных швов в нахлесточных соединениях:
а – фланговые; б – лобовые; в – косые
При автоматической сварке принимают меньшие размеры разделки кромок вследствие большего проплавления соединяемых элементов.
Для устранения низкого качества шва в зонах зажигания (непровар) и прерывания (кратер) сварочной дуги применяют выводные технологические планки, позволяющие вывести начало и конец шва за пределы рабочего сечения шва (см. рис. 10.20). После сварки технологические планки срезают, а торцы шва зачищают наждачным кругом. Выводные планки выполняют с той же разделкой кромок, что и для свариваемых элементов.
Угловые швы наваривают в угол, образованный элементами, расположенными в разных плоскостях (см. рис. 10.21).
В зависимости от ориентации углового шва относительно линии действия внешнего усилия швы подразделяются на фланговые, расположенные параллельно усилию, лобовые или торцевые, расположенные перпендикулярно усилию, и косые, расположенные под углом к усилию.
По положению в пространстве при выполнении сварки швы подразделяются на виды:
– нижние, выполняемые на горизонтальной поверхности или при небольшом уклоне;
– вертикальные, выполняемые на вертикальной поверхности (или несколько наклонной) снизу вверх или сверху вниз;
– горизонтальные на вертикальной плоскости;
– потолочные, выполняемые сварщиком под изделием, как бы по потолку;
– «в лодочку», выполняемые по горизонтали в угол, образованный двумя наклонными плоскостями соединяемых элементов (рис. 10.22).
Сварка нижних швов наиболее удобна (расплавленный металл под действием собственного веса переходит в шов, не вытекая из ванны, а шлак и газы легко всплывают на поверхность), легко поддается механизации, дает лучшее качество шва, поэтому конструктивное решение должно предусматривать возможность выполнения большинства швов в нижнем положении. В заводских условиях благодаря возможности кантовки элементов в процессе изготовления все швы желательно выполнять в нижнем положении (стыковые) и «в лодочку» (угловые).
По протяженности сварные швы бывают непрерывными (сплошными) и прерывистыми (шпоночными) (рис. 10.23). Прерывистые швы могут быть расположены в виде цепочки или в шахматном порядке. Длина участка прерывистого шва l = 50100 мм. Расстояние t – шаг прерывистого шва, обычно равный 2l. Применение прерывистых швов из-за концентрации напряжений по концам шва и пониженной коррозийной стойкости нежелательно. Основное преимущество прерывистых швов – ускорение ручной сварки благодаря уменьшению объема наплавленного металла – не может компенсировать отмеченных недостатков. Эти швы применяются в качестве связующих, а также для сварки лестниц, настилов площадок и прочих слабонагруженных конструкций и элементов с напряжением менее 0,4R.





Рис. 10.22. Положение сварных швов в пространстве:
а – расположение: нижнее (1), вертикальное (2), потолочное (3);
б – горизонтальное на вертикальной плоскости; в – «в лодочку»



Рис. 10.23. Сварные швы по протяженности:
а – сплошные; б – прерывистые
По количеству слоев, наложенных при сварке, швы могут быть однослойными и многослойными. Первые выполняются одним проходом сварочной дуги, вторые несколькими (рис. 10.24).


Рис. 10.24. Сварные швы по количеству слоев:
а – однослойные; б – многослойные
При ручной сварке за один проход может быть выполнен шов с катетом kf
· 8 мм. Более толстые швы получаются при многослойной сварке, катет которых kf ( 20 мм применять не рекомендуется, так как они имеют большие внутренние сварочные напряжения.
По внешней форме сварные швы делятся на нормальные (с плоской поверхностью), выпуклые (усиленные) и вогнутые (рис. 10.25).
Выпуклые швы характерны для ручной сварки. К вогнутым угловым швам прибегают в целях повышения сопротивления сварных соединений усталости (вогнутость стыковых соединений является браком). Вогнутость и плоская поверхность швов достигаются регулировкой режима сварки или специальной механической обработкой.
Параметры режима сварки влияют на качество сварного соединения и предопределяют геометрические размеры и форму шва (см. рис. 10.25). За расчетный катет шва kf принимается меньший катет вписанного в сечение треугольника. Выпуклость (усиление) шва сварного соединения q и вогнутость m допускаются равными 0,2k, но не более 3 мм.
Форма шва характеризуется:
– коэффициентом провара, т.е. отношением ширины шва к его толщине (лучшей формой провара считается такая, у которой ширина шва в 1,32 раза больше толщины шва);
– коэффициентом формы шва, т.е. отношением толщины шва к его усилению (для нормально сформированных швов коэффициент формы шва должен находиться в пределах от 6 до 12);
– долей основного металла в металле шва, т.е. отношением площади расплавленного основного металла к площади сечения всего шва.





Рис. 10.25. Форма и геометрические размеры сварного шва:
а – стыковые; б – угловые;
t – толщина свариваемого металла; h – глубина провара; e – ширина шва;
q – выпуклость шва (высота усиления); m – величина вогнутости; k, k1 и k2 – катеты угловых швов; kf – расчетный катет шва; p – расчетная высота
углового шва; s = (p + q) – толщина углового шва;
· – зазор

Соотношение размеров катетов угловых швов принимается, как правило, 1:1. Для уменьшения концентрации напряжений при переходе силового потока с одного элемента на другой рекомендуются пологие швы с отношением катетов 1:1,5. При этом больший катет должен быть расположен вдоль передаваемого швом усилия, а за толщину шва принимается меньший катет. Плавный переход силового потока достигается также устройством швов вогнутой формы. Такая форма швов применяется в конструкциях, воспринимающих динамические и вибрационные нагрузки, а также возводимых в климатических районах
·2,
·
·2,
·
·3 и
·1 (расчетная температура воздуха
–40оС > t
· –65оС), при обосновании расчетом на выносливость или на прочность с учетом хрупкого разрушения.
Швы с неравными катетами допускается применять в свариваемых элементах разной толщины, при этом катет, примыкающий к более тонкому листу, должен быть не более 1,2 tmin, а примыкающий к более толстому листу – не менее kf, min (см. табл. 10.10).
Максимальный катет угловых швов в целях уменьшения возможности пережога свариваемых элементов, а также снижения усадочных напряжений и деформаций принимается kf,max
· 1,2 tmin (tmin – толщина более тонкого из соединяемых элементов).
10.1.15. Расчет и конструирование сварных соединений
10.1.15.1. Стыковые соединения
Стыковое сварное соединение является наиболее простым и надежным. В стыковых швах при всех видах сварки плавлением концентрация напряжений имеет минимальные значения.
При действии на соединение статической нагрузки первоначальная концентрация напряжений в стыковом сварном шве не оказывает влияние на его прочность, так как из-за развития пластических деформаций происходит релаксация напряжений в точках концентрации. Поэтому расчет стыковых сварных соединений выполняют в предположении, что распределение напряжений в поперечном сечении сварного шва равномерно.
Расчет сварных стыковых соединений на центральное растяжение или
сжатие производится по формуле
N / (t lw )
· Rwy
·с,
где N – внешнее усилие, приложенное к соединению;
t – расчетная толщина шва, равная толщине наиболее тонкого из соединяемых элементов (местное утолщение в виде валика сварного шва в расчет не принимается); в том случае, если невозможно обеспечить полный провар по толщине свариваемых элементов путем подварки корня шва, например, при односторонней сварке или использовании остающейся стальной подкладки, в формуле вместо t следует принимать 0,7t;
lw – расчетная длина шва, равная полной ширине соединяемых элементов за вычетом 2t, учитывающих низкое качество шва в зонах зажигания (непровар) и прерывания (кратер) сварочной дуги. При условии выполнения шва с применением выводных технологических планок, позволяющих вывести начало и конец шва за пределы рабочего сечения шва, расчетная длина принимается равной полной его длине (после сварки технологические планки срезаются, а торцы шва зачищаются наждачным кругом);
Rwy – расчетное сопротивление сварного стыкового соединения, принимаемое по табл. 2.6;

·с – коэффициент условий работы, принимаемый по табл. 1.3.
Расчетное сопротивление сварного стыкового шва зависит от способов контроля качества сварного шва. Расчетное сопротивление сварного стыкового шва Rwy равно расчетному сопротивлению основного металла Ry при сжатии, а также при растяжении, если применяются физические методы контроля качества сварных швов (об этом обязательно должна быть сделана запись в рабочих чертежах КМ). Если физические методы контроля качества шва, работающего на растяжение, не используются, то следует принимать Rwy = 0,85 Ry.
Так как расчетное сопротивление стали зависит от толщины проката, то в расчетах следует принимать Ry наиболее толстого из свариваемых элементов.
Расчет сварных стыковых соединений растянутых элементов конструкций из стали с соотношением Ru /
·u > Ry, эксплуатация которых возможна и после достижения металлом предела текучести, производится по формуле
N / (tlw)
· Rwu /
·u
·c,
где Ru – расчетное сопротивление проката по временному сопротивлению, (см. табл. 2.3);

·u – дополнительный коэффициент надежности, учитывающий повышенную опасность при расчете конструкций с использованием расчетного сопротивления Ru и принимаемый для стали равным
·u = 1,3;
Rwu – расчетное сопротивление сварного соединения по временному
сопротивлению (см. табл. 2.6).
Расчет сварных стыковых соединений выполнять не требуется при применении сварочных материалов (см. табл. 2.5), полном проваре соединяемых элементов и физическом контроле качества растянутых швов.
Пример 10.1. Рассчитать и законструировать стыковое соединение листов шириной 500 мм, толщиной t1 = 10 мм и t2 = 14 мм при действии расчетного растягивающего усилия N = 1200 кН (рис. 10.26, а). Материал листов – сталь класса С245. Шов выполнен с полным проваром без применения физических методов контроля качества шва, концы шва не выведены на специальные технологические планки.
Стык выполняется ручной сваркой электродами Э42 (см. табл. 2.5).
В более толстом листе делаем скос с уклоном 1: 5, т.к. разность толщин соединяемых элементов t2 – t1 = 14 – 10 = 4 мм > 2 мм (см. табл. 10.9).
При минимальной толщине соединяемых листов t1 = 10 мм разделка кромок не требуется.
Листовой прокат из стали С245 толщиной tmax = t2 = 14 мм имеет расчетное сопротивление Ry = 240 МПа = 24 кН/см2 (см. табл. 2.3).
Расчетное сопротивление сварного стыкового соединения принимаем:
Rwy = 0,85Ry = 0,85 · 240 = 204 МПа.

Рис. 10.26. К расчету стыковых швов:
а – прямой шов; б – косой шов, выполненный с применением
выводных планок.
Расчетная длина шва lw = b – 2t1 = 50 – 2 · 1 = 48 см.
Проверяем прочность сварного стыкового шва:

·w = N / (t1 lw) = 1200 / (1 · 48) = 25 кН/см2 = 250 МПа > Rwy = 204 МПа.
Условие не выполняется, необходимо устройство косого шва.
Пример 10.2. Рассчитать и запроектировать сварное соединение косым швом встык с полным проваром и выводом начала и конца шва на технологические планки (рис. 10.26, б). Остальные условия см. пример. 10.1.
На практике косой стык устраивается с заложением 2:1, что соответствует углу
·
· 63,5о.
Расчет прочности шва по нормальным напряжениям:

·w = N sin
· / (t lw') = 1200
· 0,895 / (1 · 55,87) = 19,22 кН/см2 = 192,2 МПа <
< Rwy
·c = 204 · 1 = 204 МПа,
где sin
· = sin 63,5о = 0,895;
lw = lw / sin
· = 50 / 0,895 = 55,87 см – расчетная длина косого шва.
Расчет прочности шва по касательным напряжениям:

·w = N cos
· / (t lw ) = 1200
· 0, 446 / (1
· 55,87) = 9,58 кН/см2 = 95,8 МПа <
< Rws
·c = 118,3 МПа,
где cos
· = cos 63,5o = 0,446;
Rws = 0,58 Rwy = 0,58
· 204 = 118,3 МПа.
Прочность косого стыкового шва обеспечена как по нормальным, так и по касательным напряжениям.
При действии на соединение статической нагрузки проверка по приведенным напряжениям, как правило, не производится.
Сварные стыковые соединения, выполненные без физических способов контроля качества шва, при одновременном действии в одном и том же сечении нормальных и касательных напряжений при действии на соединение динамической нагрузки проверяются по формуле
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность сварного шва при скосе с заложением 2:1 не обеспечена. Уменьшаем угол наклона среза и принимаем его
· = 45є (скос с заложением 1:1).
Производим повторную проверку.
Нормальные напряжения в шве

·w = N sin 45о / (t lw) = 1200 · 0,7 / (1 · 71,43) = 11,76 кН/см2,
где lw = lw / sin 45о = 50 / 0,7 = 71,43 см.
Касательные напряжения в шве

·w = N cos 45o / (t lw) = 1200 · 0,7 / (1 · 71,43) = 11,76 кН/см2.
Проверка приведенных напряжений
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность сварного шва обеспечена.
Пример 10.3. Проверить прочность соединения, выполненного стыковым швом, консольного листа сечением bЧt = 300Ч8 мм к стенке стойки из тавра
15ШТ / ТУ 14-2-685-86 (толщина стенки s = 8 мм). К консоли приложена расчетная сосредоточенная сила F = 100 кН с эксцентриситетом e = 200 мм.
Конструкция относится ко второй группе и выполнена из стали С245. Сварка ручная с полным проваром шва при визуальном способе контроля качества шва. Условия работы – нормальные (рис. 10.27).
Расчетное сопротивление листового и фасонного проката из стали С245 толщиной до 20 мм Ry = 240 МПа = 24 кН/см2 (см. табл. 2.3).
Расчетное сопротивление сварного стыкового соединения (см. табл. 2.5):
– изгибу при визуальном способе контроля качества шва Rwy = 0,85Ry =
= 0,85 · 240 = 204 МПа = 20,4 кН/см2;
– сдвигу Rws = Rs = 139,2 МПа,
где Rs = 0,58 Ry = 0,58 · 240 = 139,2 МПа – расчетное сопротивление проката сдвигу.



Рис. 10.27. Прикрепление консольного листа стыковым швом
Расчетный изгибающий момент
M = Fe = 100 · 0,2 = 20 кН·м.
Поперечная сила
Q = F = 100 кН.
Момент сопротивления стыкового шва
Ww = tlw2 / 6 = 0,8 · 28,42 / 6 = 107,54 см3,
где lw = b – 2 t = 30 – 2 · 0,8 = 28,4 см – расчетная длина шва с учетом непровара в начале шва и кратера в конце шва.
Определяем:
– нормальные напряжения в шве

·w = M / Ww = 2000 / 107,54 = 18,6 кН/см2;
– касательные напряжения в шве

·w = 1,5 Q / (t lw) = 1,5 · 100 / (0,8 · 28,4) = 6,6 кН/см2;
Проверяем прочность шва по приведенным напряжениям:
13 EMBED Equation.3 1415
Прочность соединения обеспечена.
10.1.15.2. Нахлесточные соединения
Передача усилия с одного элемента на другой происходит неравномерно как по длине шва, так и по поперечному сечению соединения. Однако при статическом нагружении перед разрушением напряжения выравниваются за счет пластической работы перенапряженных (концевых) участков шва.
Лобовые швы, обладая большей жесткостью и прочностью, чем фланговые, в запас прочности рассчитываются, как фланговые. При одновременном использовании лобовых и фланговых швов (в комбинированных соединениях) в результате развития пластических деформаций усилия в швах выравниваются и расчет комбинированных соединений производится по суммарной площади швов. В основу расчета принимается допущение о равномерном распределении напряжений среза.
Сварные соединения с угловыми швами при действии продольной и поперечной сил рассчитываются на условный срез по двум сечениям (рис. 10.28):
– по металлу шва (сечение 1-1):
N / (
·f kf lw)
· Rwf
·wf
·c;
– по металлу границы сплавления (сечение 2-2):
N / (
·z kf lw)
· Rwz
·wz
·c.

Рис. 10.28. Схема расчетных сечений сварного соединения с угловым швом
Расчет по металлу шва производится по минимальной площади сечения шва, проходящей через меньшую высоту условного треугольника шва (без учета наплыва). Для ручной сварки при равных катетах шва эта высота равняется 0,7kf.
Необходимость расчета сварного шва по металлу границы сплавления (по сечению с большей расчетной площадью) вызвана применением сварочных материалов с прочностью, превышающей прочность основного материала соединяемых элементов (несущую способность соединения определяет менее прочный основной металл).
При автоматической и механизированной сварке провар в углу (корне) шва глубже, чем при ручной сварке, и при работе шва на срез включается в работу часть основного материала, условная высота треугольного сечения шва принимается равной
·f kf или
·zkf ,
где
·f и
·z – коэффициенты, учитывающие глубину проплавления шва и границы сплавления, принимаемые при сварке из стали: с пределом текучести до 530 МПа по табл. 10.19; с пределом текучести свыше 530 МПа независимо от вида сварки, положения шва и диаметра сварочной проволоки –

· f = 0,7;
· z = 1,0;
kf – катет углового шва, равный катету вписанного равнобедренного прямоугольного треугольника (см. рис. 10.25).
Минимальное значение катета шва принимается в зависимости от толщины более толстого из свариваемых элементов, способа сварки, марки стали и вида соединения (см. табл. 10.10). В нахлесточных соединениях обычно катет шва принимается равным меньшей из толщин соединяемых деталей
При сварке вдоль кромок прокатных профилей, имеющих скругление, наибольшую толщину углового шва kf, max при статической и динамической
нагрузках рекомендуется принимать по табл. 10.20.
Расчетная длина шва lw принимается равной сумме расчетных длин каждого из накладываемых швов.
Из-за непровара в начале сварного шва и кратера в конце шва расчетная длина каждого шва принимается на 10 мм меньше фактической и должна быть не менее 4kf и 40 мм, так как при работе более коротких швов сильно сказывается не учитываемое расчетом влияние эксцентриситета е и возникающего при этом дополнительного изгибающего момента см. рис. 10.21, а).
Максимальная длина флангового шва (из-за большой концентрации напряжений в начале и конце шва возможно достижение предельного состояния в наиболее напряженных точках раньше, чем выровняются напряжения по всей длине шва) принимается lw,max
· 85
·fkf, за исключением швов, в которых усилие действует на всем протяжении швов, например, в поясных швах составных балок, где длина шва не ограничивается. Длина нахлеста листов в нахлесточных соединениях должна быть не менее пяти толщин наиболее тонкого из свариваемых элементов (см. рис. 10.21, а).
Таблица 10.19
Значения коэффициентов (f и (z
Сварка при диаметре сварочной проволоки d, мм
Положение шва
Коэффициент
Значения коэффициентов (f и (z при катетах швов, мм




38
912
1416

·18

Автоматическая при d = 35

В лодочку
(f
1,1
0,7



(z
1,15
1,0


Нижнее
(f
1,1
0,9
0,7



(z
1,15
1,05
1,0

Автоматическая и механизированная при d = 1,42
В лодочку
(f
0,9
0,8
0,7



(z
1,05
1,0


Нижнее, горизонтальное, вертикальное
(f
0,9
0,8
0,7



(z
1,05
1,0

Ручная; механизированная проволокой сплошного сечения при d < 1,4 или порошковой проволокой
В лодочку, нижнее, горизонтальное, вертикальное, потолочное
(f
0,7



(z
1,0

П р и м е ч а н и е. Значения коэффициентов соответствуют нормальным режимам сварки.
Таблица 10.20
Максимальные катеты швов kf, max у скруглений
прокатных профилей
kf, max, мм
4
5
6
8
10
12

Номер двутавра
1012
1416
1827
3040
45
5060

Номер швеллера
58
1014
1627
30
3640


Вдоль пера уголков при толщине полки t

t, мм
(6
716
(18

kf, мм
t – 1
t – 2
t – 4

Расчетные сопротивления сварных соединений Rwf – при расчете по металлу шва и Rwz – при расчете по металлу границы сплавления (см. табл. 2.3, 2.6 и 2.7).
Коэффициент условий работы конструкции
·с = 1,0 (см. табл. 1.3). Коэффициенты условий работы шва13EMBED Equation.31415и 13EMBED Equation.31415, равные 1,0 во всех случаях, кроме конструкций, возводимых в климатических районах
·1,
·2,
·
·2 и
·
·3, для которых
·wf = 0,85 для металла шва с нормативным сопротивлением
Rwun = 410 МПа и
·wz = 0,85 – для всех сталей.

Пример 10.4. Рассчитать прикрепление внахлестку, выполненное ручной сваркой, растянутого элемента из полосовой стали класса С275 сечением 250Ч10 мм к листу толщиной 12 мм. Определить наименьшую длину нахлестки при условии равнопрочности элемента и его прикрепления лобовым и двумя фланговыми швами (рис. 10.29).


Рис. 10.29. Сварной стык внахлестку

Определяем предельное усилие, воспринимаемое элементом. Расчетное сопротивление листового проката из стали С275 толщиной свыше 10 мм Ry = 260 МПа = 26 кН/см2, нормативное сопротивление – Run = 380 МПа = = 38 кН/см2 (см. табл. 2.3).
Предельное усилие, которое может выдержать прикрепляемый лист:
N = Ry b t = 26 · 25 · 1 = 650 кН.
Принимаем катет шва равным толщине привариваемого элемента
kf = t1 = 10 мм.
Выбираем сварочные материалы (см. табл. 2.5).
Электроды типа Э46. Расчетные сопротивления: а) при расчете по металлу шва Rwf = 200 МПа = 20 кН/см2; б) при расчете по металлу границы сплавления Rwz = 0,45Run = 0,45 · 380 = 171 МПа = 17,1 кН/см2.
Коэффициенты проплавления (см. табл. 10.19):
·f = 0,7;
·z = 1,0.
Коэффициенты условий работы шва
·wf =
·wz = 1,0.
Сравниваем:

·f Rwf = 0,7 · 200 = 140 МПа <
·z Rwz = 1 · 171 МПа.
Расчет производим по металлу сварного шва.
Определяем усилие, воспринимаемое одним лобовым швом с расчетной длиной lw,л = b – 1 = 25 – 1 = 24 см:
Nл =
·f kf lw,л Rwf
·wf
·с = 0,7 · 1 · 24 · 20 · 1 · 1 = 336 кН.
Определяем усилие, приходящееся на каждый из фланговых швов:
Nф = (N – Nл) / 2 = (675 – 336) / 2 = 169,5 кН.
Вычисляем расчетную длину флангового шва:
lw,ф = Nф / (
·f kf Rwf
·wf
·с) = 169,5 / (0,7 · 1 · 20 · 1 · 1) = 12,1 см.
Принимаем lw,ф = 13 см.
Длина нахлестки (с учетом дефектов в начале и конце шва)
l = lw,ф + 1 = 13 + 1 = 14 см, что больше 5tmin = 5 · 1 = 5 см и меньше lw,max = 85
·f kf = 85 · 0,7 · 1 = 59,5 см.

Нахлесточные соединения, работающие на чистый изгиб (рис. 10.30). Расчет сварных нахлесточных соединений с угловыми швами на действие момента в плоскости, перпендикулярной плоскости расположения швов, производится по двум сечения по формулам:
– по металлу шва
M / Wf
· Rwf
·wf
·c;
– по металлу границы сплавления
M / Wz
· Rwz
·wz
·c,
где Wf =
·f kf lw2 / 6 – момент сопротивления расчетного сечения по металлу шва;
Wz =
·zkf lw2 / 6 – то же по металлу границы сплавления.
Расчет сварных соединений с угловыми швами на действие момента в плоскости расположения этих швов производится в предположении, что напряжения
·w распределяются по продольному расчетному сечению шва неравномерно, достигая максимума в точках, наиболее удаленных от центра тяжести сечения (рис. 10.30, точка А):
– по металлу шва
13 EMBED Equation.3 1415
– по металлу границы сплавления
13 EMBED Equation.3 1415
где М – расчетный изгибающий момент, действующий в соединении;
Ifx =
·f kf lw3 / 12 и Ify = (
·f kf)3 lw / 12 – моменты инерции расчетного сечения относительно его главных осей x-x и y-y по металлу шва;
Izx =
·z kf lw3 / 12 и Izy = (
·z kf)3lw / 12 – то же по металлу границы сплавления;
x =
·f kf / 2 (или
·z kf / 2) и y = lw / 2 – координаты точки шва, наиболее удаленной от центра тяжести расчетного сечения швов, относительно главных осей этого сечения.



Рис. 10.30. К расчету сварного соединения на чистый изгиб

В большинстве случаев швы имеют большую протяженность lw и относительно небольшой катет шва kf, то есть Ifx >> Ify ; y >> x. В этом случае моментом инерции Ify относительно оси y-y обычно пренебрегают. Поэтому сварные швы, работающие на чистый изгиб в плоскости расположения этих швов, можно рассчитывать на прочность по обычным формулам, как для соединений с угловыми швами в плоскости, перпендикулярной плоскости расположения швов. Условие прочности на изгиб записывается через осевой момент сопротивления:
– по металлу шва

·wf = M / Wfx = 6M / (
·f kf lw2)
· Rwf
·wf
·c ;
– по металлу границы сплавления

·wz = M / Wzx = 6M / (
·z kf lw2)
· Rwz
·wz
·c .
Пример 10.5. Проверить прикрепление внахлестку листа сечением 250Ч20 мм (см. рис. 10.30), выполненное ручной сваркой угловыми швами на действие момента M = 2000 кН·м в плоскости расположения швов. Сварка выполняется в нормальном режиме электродами Э42. Расчетные сопротивления сварного шва сдвигу по металлу шва – Rwf = 180 МПа и по металлу границы сплавления – Rwz = 166,5 МПа.
Коэффициенты
·f = 0,7 и
·z = 1,0.
Расчет производим по металлу шва, так как

·f Rwf = 0,7·180 = 126 МПа <
·z Rwz = 1·166,5 = 166,5 МПа.
Принимаем катет шва равным толщине листа t = 20 мм.
Определяем моменты инерции расчетного сечения шва:
Ifx =
·f kf lw3 / 12 = 0,7 · 2 · 243 / 12 = 1612,8 см4;
Ify = (
·f kf)3 lw / 12 = (0,7 · 2)3 · 24 / 12 = 5,49 см4,
где lw = b – 1 = 25 – 1 = 24 см – расчетная длина шва.
Координаты наиболее напряженной точки:
x =
·f kf / 2 = 0,7 · 2 / 2 = 0,7 см; y = lw / 2 = 24 / 2 = 12 см.
Производим проверку
13 EMBED Equation.3 1415
Условие прочности шва выполняется.
10.1.15.3. Комбинированные соединения
Комбинированное соединение может применяться в случае особой необходимости, когда напряжения в основном металле больше допустимых для сварных швов (Rwy = 0,85Ry). В этом случае для обеспечения равной прочности сварного соединения основному сечению стыковые швы усиливаются двусторонними накладками (рис. 10.31). Такое соединение допустимо при работе на статические нагрузки.


Рис. 10.31. Усиление стыкового шва накладками
Перед наложением накладок усиление сварного шва (валик шва) снимается наждачным кругом.
При расчете комбинированного соединения условно принимается, что напряжение в стыковом шве и накладках одинаково и определяется по формуле

· = N / (Aw +
·Aн)
· Rwy
·c,
где Aw – площадь сечения сварных швов, равная площади сечения соединяемых элементов;

·Aн – суммарная площадь сечения накладок;
Rwy – расчетное сопротивление стыкового шва сжатию или растяжению;

·c – коэффициент условий работы.
Пример 10.6. Рассчитать сварное соединение полос из стали С245 встык, выполненное ручной сваркой электродами Э42 с визуальным контролем качества шва. Растягивающая сила N = 1400 кН. Размер сечения полос bЧt = 300Ч20 мм. Расчетное сопротивление стали при толщине проката до 20 мм включительно Ry = 240 МПа, нормативное сопротивление по временному сопротивлению Run = 370 МПа (см.табл. 2.3). Коэффициент условий работы
·c = 1,0. Режим сварки нормальный.
Выполняем прямой стыковой шов, концы шва выводим на планки. Расчетное сопротивление стыкового шва в соединении, работающем на растяжение (качество шва не проверено физическими способами контроля) определяется по формуле
Rwy = 0,85Ry = 0,85 · 240 = 204 МПа = 20,4 кН/см2.
Проверяем прочность стыкового шва:

·w = N / Aw = 1400 / 60 = 23,33 кН/см2 > Rwy
·c = 20,4 кН/см2,
где Aw = tlw = 2 · 30 = 60 см2;
lw = b = 30 см.
Условие прочности шва не выполняется.
Производим усиление сварного соединения двумя ромбическими накладками минимальной толщины сечением 250Ч6 мм каждая.
Площадь накладки Aн = tнbн = 0,6 · 25 = 15 см2.
Для уменьшения концентрации напряжений ширина накладок не должна сильно отличаться от ширины соединяемых листов – bн = b – 2 · 2,5 = = 30 – 5 = 25 см.
Определяем напряжения в стыковом шве:

· = N / (Aw + 2Aн) = 1400 / (60 + 2 · 15) = 15,56 кН/см2 < Rwy
·c = 20,4 кН/см2.
Усилие, воспринимаемое каждой накладкой:
Nн =
· Aн = 15,56 · 15 = 233,4 кН.
Задаемся максимальным катетом шва, равным толщине накладки, kf = tн = 6 мм.
Определяем расчетные сопротивления сварного шва сдвигу при ручной сварке:
Rwf = 180 МПа = 18 кН/см2 – при расчете по металлу шва, принимается по табл. 2.7;
Rwz = 0,45Run = 0,45 · 370 = 166,5 МПа = 16,65 кН/см2 – при расчете по металлу границы сплавления.
Коэффициенты проплавления сварного шва принимаем для ручной сварки:
·f = 0,7 и
·z = 1,0.
Коэффициенты условий работы шва
·wf =
·wz = 1,0.
Определяем, какая из проверок (по металлу шва или по металлу границы сплавления) имеет решающее значение:

·f Rwf = 0,7 · 180 = 126 МПа <
·z Rwz = 1 · 166,5 = 166,5 МПа.
Расчет производим по металлу шва.
Усилие в накладке должно быть воспринято приваркой накладки, откуда определяем требуемую суммарную длину угловых швов, необходимых для прикрепления накладки с одной стороны стыка:

·lw = Nн / (
·f kf Rwf
·wf
·с) = 233,4 / (0,7 · 0,6 · 18 · 1 · 1) = 30,87 см.
Принимаем два шва (с учетом дефектов в начале и конце шва по 0,5 см) длиной
lw =
·lw / 2 + 2 · 0,5 = 30,87 / 2 + 1 = 16,44 см
· 17 см.
10.1.15.4. Тавровые соединения
Тавровые соединения применяют при изготовлении сварных стержней (двутавров, тавров) и других конструктивных элементов (двутавровые балки, колонны). В тавровом соединении торец одного элемента приваривается к поверхности другого элемента двумя угловыми швами. Для крепления ребер жесткости и диафрагм, а также для сварки стенок с поясами балок и колонн двутаврового сечения, работающих на статическую нагрузку, допускается применение односторонних угловых швов с катетом kf минимальное значение которого определяется по табл. 10.10.
В ответственных конструкциях, работающих на динамическую нагрузку или возводимых и эксплуатируемых в районах с расчетными температурами ниже –40єС (конструкции «северного исполнения») соединение элементов производится стыковыми швами с проплавлением шва на всю глубину (при толщине привариваемого элемента t > 10 мм с разделкой кромок под сварку).
Пример 10.7. Рассчитать соединение пояса со стенкой в сварной двутавровой балке, составленной из трех листов. Размеры сечения приведены на рис. 10.32. Материал конструкции – сталь класса С255. Температура эксплуатации –37оС. Соединение выполняется автоматической сваркой угловыми непрерывными швами одинаковой толщины по всей длине балки. Поперечная сила на опоре Qmax = 1033,59 кН. Сосредоточенное давление от балок, опирающихся на верхний пояс при этажном сопряжении, F = 322,2 кН/см2.
Выбираем сварочные материалы (см. табл. 2.5) в зависимости от класса стали, группы стали, климатического района строительства, вида сварки, принимаем марку сварочной проволоки Св-08А, диаметр сварочной проволоки d = 4 мм.
Расчетные сопротивления сварного шва:
– при расчете по металлу шва Rwf = 180 МПа = 18 кН/см2;
– при расчете по металлу границы сплавления Rwz = 0,45Run= 0,45·370 = = 166,5 МПа = 16,65 кН/см2, где Run = 370 МПа – нормативное сопротивление стали С255 при толщине проката 25 мм (см. табл. 2.3).
Коэффициенты проплавления
·f = 1,1;
·z = 1,15 (см. табл. 10.19.
Коэффициенты условия работы
·wf =
·wz = 1,0.



Рис. 1.32. Соединение пояса со стенкой и прикрепление опорного ребра
Сравниваем:
13 EMBED Equation.3 1415
Поясные швы при 13EMBED Equation.31415 рассчитываем по металлу границы сплавления.
Вычисляем геометрические характеристики сечения:
– момент инерции
13EMBED Equation.31415
– статический момент пояса относительно оси x-x
13EMBED Equation.31415
Поясные соединения обеспечивают совместную работу поясов и стенки, предотвращая при изгибе балки сдвиг поясов относительно стенки, а также при наличии местной нагрузки, действующей на пояса в местах, где нет поперечных ребер жесткости, передают ее на стенку.
Сварные швы рассчитываются на равнодействующую усилий T и V по формуле
13EMBED Equation.31415
где T – усилие на единицу длины шва (1 см) от поперечной силы Qmax на опоре, сдвигающее пояс относительно стенки:
T = Qmax Sf / Ix = 1033,59 · 8578,13 / 1645664,06 = 4,57 кН;
V – давление от сосредоточенного груза F на единицу длины шва:
13EMBED Equation.31415= 322,2 / 20,5 = 15,72 кН,
здесь lef = b + 2tf = 15,5 + 2 · 2,5 = 20,5 см – условная длина распределения сосредоточенной нагрузки.
Определяем катет сварного шва:
13 EMBED Equation.3 1415
При толщине tf = 25 мм более толстого из свариваемых элементов автоматической сваркой конструктивно принимаем минимальный катет шва kf,min = 7 мм (см. табл. 10.10).

Пример 10.8. Рассчитать прикрепление опорного ребра в опорной части главной балки. Передача нагрузки от балки, установленной сверху на колонну, осуществляется через торцевое опорное ребро (см. рис. 10.32). Поперечная сила на опоре Qmax = 1033,59 кН. Размеры сечения приведены на рисунке. Материал конструкции – сталь класса С255. Температура эксплуатации –37оС. Прикрепление опорного ребра к стенке балки осуществляется механизированной сваркой угловыми швами. Принимаем марку сварочной проволоки для сварки стали класса С255 Св-08Г2С по ГОСТ 2246-70* (см. табл. 2.5), диаметр сварочной проволоки d = 4 мм.
Расчетные сопротивления сварного шва: при расчете по металлу шва –Rwf = 215 МПа = 21,5 кН/см2; при расчете по границе сплавления – Rwz = 0,45Run = 0,45 · 370 = 166,5 МПа = 16,65 кН/см2, где Run = 370 МПа – нормативное сопротивление стали С255 при толщине проката tf = 25 мм (см. табл. 2.3). Коэффициенты проплавления (см. табл. 10.19):
·f = 0,9;
·z = 1,05. Коэффициенты условий работы шва
·wf =
·wz = 1,0.
Сравниваем:
13EMBED Equation.31415
следовательно, сварные швы при 13EMBED Equation.31415 рассчитываем по металлу границы сплавления.
Условие прочности сварных угловых швов, работающих на срез:
Qmax
· 2
·z kf lw Rwz
·wz
·c,
откуда, принимая lw,max = 85
·f kf, определяем катет шва:
13EMBED Equation.31415 Принимаем шов kf = 7 мм, что больше kf,min = 5 мм – минимального катета при сварке наиболее толстого элемента tр = 16 мм.
Проверяем принятую максимальную длину расчетной части сварного шва:
lw,max = 85
·f kf = 85 · 0,9 · 0,7 = 53,55 см < hw = 150 см,
укладывается в конструктивную длину шва.
Ребро привариваем к стенке по всей высоте непрерывными швами.
10.1.15.5. Прикрепление угловыми швами несимметричных профилей
При прикреплении угловыми швами несимметричных профилей необходимо учитывать неравномерное распределение усилий между швами, передающими силовой поток с уголка на лист.
Во избежание дополнительного момента площадь сечения каждого шва назначается так, чтобы равнодействующая передаваемых ими усилий совпадала с осью прикрепления элемента (с линией центров тяжести сечений уголков), то есть усилие N распределялось обратно пропорционально расстояниям от сварных швов до оси центра тяжести сечения.
Усилия, воспринимаемые швами:
– у обушка N1 = (1 –
·) N;
– у пера N2 =
· N.
Коэффициент
· = zо / b учитывает долю усилия на сварные швы у пера. Значение коэффициента
· зависит от номера и вида уголка (равнополочный; неравнополочный, прикрепленный к листу узкой полкой; неравнополочный, прикрепленный к листу широкой полкой) и в практических расчетах принимается по табл. 10.21
Таблица 10.21
Значения коэффициента
·



Коэффициент
Тип сечения



13 EMBED PBrush 1415

13 EMBED PBrush 1415

13 EMBED PBrush 1415


·
0,3
0,25
0,35

1 –
·
0,7
0,75
0,65

Пример 10.9. Рассчитать и запроектировать прикрепление фланговыми швами к фасонке толщиной t2 = 10 мм растянутого элемента из двух равнополочных прокатных уголков
·100Ч100Ч8 / ГОСТ 8509-93. Ширина уголка b = 100 мм, расстояние от обушка уголка до центра тяжести сечения zо = 2,75 мм. Расчетное усилие N = 750 кН (рис. 10.33). Условия эксплуатации – нормальные при расчетной температуре наружного воздуха –37оС. Сварка – ручная.


Рис. 10.33. Прикреплении угловыми швами несимметричного профиля

Растянутые элементы при работе на статическую нагрузку относятся ко второй группе конструкций. Из табл. 2.1 для климатического района ІІ4 при температуре эксплуатации от –30 до –40оС выбираем сталь класса С255.
При толщине элемента t до 10 мм включительно нормативное сопротивление по временному сопротивлению – Run = 370 МПа.
Расчетные сопротивления сварного углового шва условному срезу: по металлу шва – Rwf = 180 МПа = 18 кН/см2 (см. табл. 2.7); по металлу границы сплавления – Rwz = 0,45Run = 0,45 · 370 = 166,5 МПа = 16,65 кН/см2.
Коэффициент условий работы
·с = 1,0; коэффициенты условий работы шва
·wf =
·wz = 1,0.
Коэффициенты глубины проплавления шва для ручной сварки:
·f = 0,7 – при расчете по металлу шва;
·z = 1,0 – при расчете по металлу границы сплавления.
Расчет производим по металлу шва, так как

·f Rwf = 0,7 · 180 = 126 МПа <
·z Rwz = 1 · 166,5 МПа,
Усилие, воспринимаемое швами у обушка:
N1 = (1 –
·) N = (1 – 0,3) 750 = 525 кН.
Усилие, воспринимаемое швами у пера:
N2 =
· N = 0,3 · 750 = 225 кН.
Принимаем максимальный катет сварного шва kf = 6 мм, который можно допустить при сварке вдоль пера уголка толщиной tуг = 8 мм (см. табл. 10.20).
Этот катет шва удовлетворяет конструктивным требованиям (kf < kf,max = 1,2tmin = 1,2 t1 = 1,2 · 8 = 9,6 мм и kf > kf,min = 5 мм при толщине более толстого из свариваемых элементов t2 = 10 мм (см. табл. 10.10).
Расчетная длина шва вдоль обушка
lw1 = N1 / (2
·f kf Rwf
·wf
·с) = (525 / 2 · 0,7 · 0,6 · 18 · 1 · 1) = 35 см <
< lw,max = 85
·f kf = 85 · 0,7 · 0,6 = 35,7 см;
конструктивная длина шва (с добавлением 10 мм на дефекты в начале и конце сварного шва)
l1 = lw1 + 1 = 35 + 1 = 36 см.
Расчетная длина шва вдоль пера
lw2 = N2 / (2
·f kf Rwf
·wf
·с) = (225 / 2 · 0,7 · 0,6 · 18 · 1 · 1) = 15 см < lw,max;
конструктивная длина шва
l2 = lw2 + 1 = 15 + 1 = 16 см.
Для уменьшения концентрации напряжений на концах фланговых швов сварные швы заводим на торцы уголков на 20 мм.
10.1.15.6. Проектирование монтажного стыка сварной балки
По условиям перевозки (ограничение массы и габаритов) балка расчленяется по возможности на одинаковые отправочные элементы (марки). В разрезной балке монтажный стык выполняется в одном сечении (универсальный стык) и чаще располагается в середине пролета, где Mmax и, соответственно, максимальные нормальные напряжения
· близки к расчетному сопротивлению основного металла Ry .
Стык элементов балки осуществляется стыковыми швами (рис. 10.34). Расчетные сопротивления сварных соединений для любого вида сварки принимаются (см. табл. 2.6): при сжатии соединения независимо от методов контроля качества швов Rwy = Ry, при растяжении и изгибе с физическим контролем качества швов Rwy = Ry и Rwy = 0,85Ry, если физические методы контроля не используются.
На монтаже физические способы контроля затруднены, поэтому расчет растянутого стыкового соединения производится по его пониженному расчетному сопротивлению. Сжатый верхний пояс и стенка соединяются прямым швом, растянутый пояс – косым швом для увеличения длины шва, так как действительное напряжение в поясе
· превышает Rwy. Для обеспечения равнопрочности сварного стыка и основного сечения нижнего пояса достаточен скос с наклоном реза 2:1.

Рис. 10.34. Монтажный стык сварной балки
В монтажных условиях стык выполняют ручной сваркой, применяя электроды с индексом А (Э42А, Э50А), обеспечивающие повышенную пластичность наплавленного металла (см. табл. 2.5).
Для обеспечения качественного соединения при ручной сварке элементов толщиной более 810 мм производится V-образная разделка кромок, начало и конец шва выводятся на специальные технологические планки.
Для уменьшения сварочных напряжений соблюдается определенный порядок сварки (см. рис. 10.34): сначала сваривают поперечные стыковые швы стенки 1, поясов 2 и 3, имеющие наибольшую поперечную усадку, последними заваривают угловые швы 4 и 5, имеющие небольшую продольную усадку. Оставленные незаверенными на заводе участки поясных швов длиной около 500 мм дают возможность поясным листам несколько вытянуться при усадке швов 2. Это также позволяет при монтаже совместить торцы свариваемых элементов отправочных марок, имеющих отклонение в размерах в пределах технологических допусков.
10.1.15.7. Расчет сварного соединения на одновременное действие
изгибающего момента М и перерезывающей силы Q
Примером такого соединения может служить прикрепление подкрановой консоли к колонне.
Пример 10.10. Проверить прочность сварного соединения одностенчатой консоли с колонной. Сталь класса С255. Сварка механизированная в среде СО2 сварочной проволокой марки Св-08Г2С диаметром 1,4 мм. Катет шва kf = 8 мм. К консоли приложена расчетная сосредоточенная сила F = 800 кН с эксцентриситетом (расстоянием от оси подкрановой балки до грани колонны) е = 350 мм. Размеры сечения консоли показаны на рис. 10.35.


Рис. 10.35. Прикрепление консоли к колонне:
а – прикрепление консоли; б – геометрические характеристики сечения;
в – расчетные длины швов; г – эпюры напряжений в шве
Предварительно определяем:
– Rwf = 215 МПа = 21,5 кН/см2 – расчетное сопротивление металла шва (см. табл. 1.18);
– Rwz = 0,45Run = 0,45
· 370 = 166,5 МПа = 16,65 кН/см2 (см. табл. 1.16), здесь Run = 370 МПа для стали С255 при толщине свариваемых элементов от 10 до 20 мм (см. табл. 1.14);

·f = 0,9 и
·z = 1,05 – коэффициенты проплавления, принимаемые для механизированной сварки при диаметре сварочной проволоки 1,4 мм и катетах швов 8 мм (см. табл. 10.19);

·wf =
·wz = 1 – коэффициенты условий работы соединения.
Сравниваем:

·fRwf = 0,9
· 215 = 193,5 МПа >
·zRwz = 1,05
· 166,5 = 174,8 МПа,
следовательно, рассчитываем сварные швы по металлу границы сплавления.
В месте прикрепления консоли действуют:
– изгибающий момент М = F е = 800
· 0,35 = 280 кН
·м;
– поперечная сила Q = F = 800 кН.
Определяем геометрические характеристики сечения сварных швов в месте прикрепления консоли к колонне с учетом дефектов швов в начале и конце сварки по 10 мм (см. рис. 10.35, в). Суммарная расчетная длина швов, прикрепляющих один пояс,

·l w,n = (bf – 1) + [bf – (tw + 2kf + 2
· 0,5)] =
= (25 – 1) + [25 – (1 + 2
· 0,8 +1)] = 45,4 cм.
Площадь сварного шва у пояса
Aw,n =
·f kf
· lw,n = 1,05
· 0,8
· 45,4 = 38,14 см2.
Суммарная расчетная длина швов, прикрепляющих стенку,

· lw,ст = 2 (hw – 1) = 78 см.
Площадь сварного шва у стенки
Aw,ст =
·z kf
· lw,cт = 1,05
· 0,8
· 78 = 65,52 см2.
Общая площадь всех сварных швов
Aw = Aw,ст + 2 Aw,n = 65,52 + 2
· 38,14 =141,8 см2.
Момент инерции всех сварных швов относительно оси х-х
Iw = [2
·z kf (hw – 1)3] / 12 + 2[Aw.n (hf / 2)2] =
= [2
· 1,05
· 0,8 · (40 – 1)3] / 12 + 2 · [38,14 · (41,4 / 2)2] = 40989,9 см4.
Момент сопротивления швов
Ww = 2Jw / h = 2
· 40989,9 / 42,8 = 1915,42 см3.
Срезающее напряжение в шве от М

·wМ = М / Ww = 28000 / 1915,42 = 14,62 кН/см2.
Срезающее напряжение в шве от Q

·wQ = Q / Aw = 800 / 141,8 = 5,64 кН/см2.
Проверяем суммарное напряжение в сварном шве

·w =13 EMBED Equation.3 1415= 13 EMBED Equation.3 1415= 15,67 кН/см2 =
= 156,7 МПа < Rwz
·wz
·c = 166,5 МПа.
Прочность соединения обеспечена.
10.2. Болтовые соединения
Болтовые соединения осуществляют путем постановки металлических стержней (болтов) в совмещенные отверстия соединяемых элементов.
В болтовых соединениях стальных конструкций применяют болты различного назначения (рис. 10.36).









Рис. 10.36. Классификация болтов
Болты обычные и высокопрочные используют для соединения элементов стальных конструкций друг с другом, а болты анкерные – для присоединения конструкций к фундаменту.
Обычные болты изготавливают грубой (класс точности С), нормальной (класс точности Б) и повышенной (класс точности А) точности.
Болты класса точности А следует применять для соединений, в которых отверстия просверлены на проектный диаметр в собранных элементах или по кондукторам в отдельных элементах и деталях, а также просверлены или продавлены на меньший диаметр в отдельных деталях с последующим сверлением на проектный диаметр.
Для нерасчетных монтажных соединений применяются болты класса точности С, для расчетных – В и А. Болты классов точности В и С в многоболтовых соединениях следует применять для конструкций из стали с пределом текучести 380 МПа. В соединениях, где болты работают преимущественно на растяжение, как правило, применяют болты классов точности В и С или высокопрочные.
Элементы в узле допускается крепить одним болтом.
Диаметры отверстий, в которые вставляются болты, выполняются больше диаметра стержня болта (табл. 10.22).
По прочности болты подразделяются на классы, которые обозначаются двумя цифрами, разделенными точкой (4.6; 5.6; 5.8 и т.п.). Первая цифра, умноженная на 10, обозначает минимальное временное сопротивление материала болта
·u в кН/см2; произведение цифр определяет значение предела текучести материала болта
·y в кН/см2; вторая цифра, умноженная на 10, обозначает соотношение
·y /
·u в процентах.
Таблица 10.22
Диаметры отверстий болтов
Класс точности болта
Диаметр, мм


болта d
отверстия d0

С
d
d0 = d + (23)

Б
d
d0 = d + (11,5)

А
d
d0 = d + (0,250,30)

По механизму передачи внешних усилий различают несколько видов болтовых соединений:
Срезные соединения, в которых внешние усилия воспринимаются вследствие сопротивления болтов срезу и соединяемых элементов смятию. Отличительное свойство срезных соединений – достаточно высокая деформативность. Поэтому основная область их применения – соединения элементов, подвергающихся воздействию статических нагрузок.
Фрикционные или сдвигоустойчивые соединения, в которых внешние усилия воспринимаются вследствие сопротивления сил трения, возникающих по контактным плоскостям соединяемых элементов от сжатия пакета предварительно натянутыми высокопрочными болтами. Эти соединения наиболее трудоемки по сравнению с другими типами болтовых соединений и применяются в конструкциях, воспринимающих различного рода вибрационные, циклические и знакопеременные нагрузки, а также эксплуатируемых в условиях низких температур, где требуется повышенная надежность.
Фрикционно-срезные, в которых внешние усилия воспринимаются в результате совместного сопротивления сил трения, болтов срезу и соединяемых элементов смятию.
Фланцевые соединения, в которых внешние усилия воспринимаются главным образом вследствие преодоления сопротивления сжатию фланцев от предварительно натяжения высокопрочных болтов. Фланцевые соединения, в которых высокая несущая способность высокопрочных болтов используется впрямую и практически полностью, являются одним из эффективных типов болтовых соединений элементов, подверженных растяжению, изгибу или совместному их действию.
Специальные болтовые соединения на самонарезающих болтах, комбинированных заклепках применяются в основном для крепления профилированного настила в покрытиях зданий.
Фундаментные (анкерные) болты с диаметром резьбы 12...140 мм работают на растяжение, предназначены для крепления строительных конструкций к фундаменту и классифицируются по следующим признакам:
– конструктивному решению (изогнутые, с анкерной плитой, составные съемные);
– способу установки в фундамент (устанавливаемые на готовые фундаменты в колодцы или скважины);
– способу закрепления в бетоне фундамента (закрепляемые непосредственно взаимодействием элементов (шпилек или анкерных плит) болтов с бетоном фундамента, закрепляемые с помощью эпоксидного или силоксанового клея, цементно-песчаных смесей, либо с помощью разжимных цанг);
– условиям эксплуатации (расчетные и конструктивные).
10.2.1. Размещение болтов в соединении
Центры болтовых отверстий должны располагаться по прямым линиям, параллельным действующему усилию, называемыми рисками. Расстояние a между центрами соседних отверстий вдоль риски называется шагом, расстояние с между соседними рисками – дорожкой.
Болты размещаются в рядовом или шахматном порядке (рис. 10.37) согласно требованиям табл. 10.23, при этом в расчетных соединениях (стыках и узлах) устанавливается минимальный шаг болтов amin. Он определяется из
а) б)


Рис. 10.37. Размещение болтов:
а – рядовое; б – шахматное

условия прочности основного металла. Этим достигается экономия материала накладок, фасонок и других элементов в соединении. Максимальное расстояние между болтами amax назначается в нерасчетных (связующих) соединениях для уменьшения количества болтов. Оно определяется устойчивостью более тонкого наружного элемента tmin при сжатии в промежутках между болтами и плотностью соединения растянутых элементов в целях устранения коррозионной опасности (зависит от диаметра болта d).
Таблица 10.23
Размещение болтов
Характеристика расстояния
Расстояние

1. Расстояния между центрами болтов в любом направлении:
а) минимальное
б) максимальное в крайних рядах при отсутствии окаймляющих уголков при растяжении и сжатии
в) максимальное в средних рядах, а также в крайних рядах при наличии окаймляющих уголков:
при растяжении
при сжатии


2,5d*
8d или 12t




16d или 24t
12d или 18t

2. Расстояния от центра болта до края элемента:
а) минимальное вдоль усилия
б) минимальное поперек усилия:
при обрезных кромках
при прокатных кромках
в) максимальное
г) минимальное для высокопрочных болтов при любой кромке и любом направлении усилия
д) то же максимальное

2d

1,5d
1,2d
4d или 8t
1,3d

4d

* В соединяемых элементах из стали с пределом текучести свыше 380 МПа минимальное расстояние между болтами следует принимать равным 3d.
Обозначения, принятые в таблице:
d – диаметр отверстия для болта;
t – толщина наиболее тонкого наружного элемента
При размещении болтов в шахматном порядке расстояние между их центрами вдоль усилия следует принимать не менее а + 1,5d, где а – расстояние между рядами поперек усилия, d – диаметр отверстия для болта. При таком размещении сечение элемента An определяется с учетом ослабления его отверстиями, расположенными только в одном сечении поперек усилия (не по «зигзагу»).
Под гайки болтов следует устанавливать шайбы. В болтовом соединении на высокопрочных болтах необходимо устанавливать две шайбы – под головку болта и гайку, так как основное назначение шайб заключается в уменьшении трения по торцевой поверхности головки болта или гайки при закручивании. В соединениях с болтами классов точности А, В и С (за исключением крепления второстепенных конструкций и соединений на высокопрочных болтах) должны быть предусмотрены меры против развинчивания гаек (постановка пружинных шайб или контргаек).
10.2.2. Срезные соединения на болтах нормальной точности
В многоболтовых соединениях при действии продольной силы, проходящей через центр тяжести соединения, распределение этой силы между всеми болтами неравномерно. Однако в пластической стадии за счет текучести материала усилия в болтах выравниваются и расчет каждого болта производится на одинаковое усилие (рис. 10.38, а). Неравномерная работа отдельных болтов нормальной точности учитывается снижением расчетных сопротивлений материала болтов.

а)
б)





Рис. 10.38. Распределение усилий между болтами:
а – продольной силы; б – изгибающего момента
При недостаточной прочности разрушение обычных болтов происходит в результате их среза по плоскости, совпадающей с поверхностью соприкосновения соединяемых элементов.
При недостаточной толщине соединяемых элементов давление, возникающее между болтами и стенками отверстий, приводит к смятию последних. Расчет на смятие носит условный характер и ведется не по цилиндрической поверхности контакта, а в предположении равномерного распределения перпендикулярно поверхности контакта, т.е. по диаметральной плоскости болта.
Если внешняя сила, действующая на соединение, направлена параллельно продольной оси болтов, то они будут работать на растяжение. При статической работе такого соединения качество отверстий и поверхности болта не играют роли и болты нормальной и повышенной точности работают на растяжение одинаково. Прочность соединения будет определяться прочностью материала болтов на растяжение. В соединениях, работающих на растяжение, применяются болты из тех же сталей, что и для соединений, работающих на сдвиг.
Расчетное усилие Nb, которое может быть воспринято одним болтом, в зависимости от вида напряженного состояния определяется по формулам:
– при срезе
Nbs = Rbs
·b A ns;
– при смятии
Nbp = Rbp
·b d
· t;
– при растяжении
Nbt = Rbt Abn,
где Rbs, Rbp, Rbt – расчетные сопротивления болтовых соединений определяемые по табл. 10.24 и 10.25;
d – наружный диаметр стержня болта (табл. 10.26);
A =
·d2/4 – расчетная площадь сечения стержня болта;
Abn – площадь сечения болта нетто (табл. 10.26);

· t – наименьшая суммарная толщина элементов, сминаемых в одном направлении;
ns – число расчетных срезов одного болта;

·b – коэффициент условий работы болтового соединения при работе на срез и смятие, учитывающий качество обработки поверхности отверстий для болтов и их расположение в соединяемых элементах (см. табл. 10.27).
Количество n болтов в соединении при действии продольной силы N, приложенной в центре тяжести соединения, в предположении работы всех болтов нормальной точности одинаковой определяется по формуле
n = N / (
·cNmin),
где
·c = коэффициент условий работы;
Nmin – меньшее из значений расчетного усилия для одного болта (из условия среза или смятия).
Расчет самих соединяемых элементов на прочность ведется с учетом ослабления сечения отверстиями по площади нетто An.



Таблица 10.24
Расчетные сопротивления срезу и растяжению болтов
Напряженное состояние
Расчетные сопротивления, МПа, болтов классов


4.6
4.8
5.6
5.8
6.6
8.8
10.9

Срез, Rbs
150

160

19