книги / Строительные конструкции
..pdfчивость еще до того, как напряжения в материале до стигнут предельных значений (явление продольного из гиба). Поэтому, как правило, колонны рассчитывают на устойчивость по формуле
j ~ < R , |
ОХ. 19) |
гор Ф |
|
где Fep —площадь сечения колонны брутто |
(без учета ослаблений); |
Ф — коэффициент снижения способности колонны вследствие про дольного йзгиба, который зависит от гибкости колонны А и класса
стали. Так, |
для |
центрально-сжатых |
элементов |
из |
стали |
класса |
||||||
С 38/23 коэффициенты ф имеют следующие значения: |
|
|
|
|||||||||
% |
0 |
20 |
40 |
50 |
60 |
70 |
80 |
90 |
100 |
120 |
150 |
209 |
ф1 0,97 0,9 0,87 0,82 0,77 0,71 0,65 0,58 0,45 0,3 0,17
Гибкостью колонны X называют отношение ее рас четной длины /о (рис. IX.9) к радиусу инерции сечения г, который является функцией момента инерции ц пло щади сечения:
При проектировании колонны следует стремиться, чтобы она была равноустойчивой относительно своих обеих осей, т.е., чтобы А*«А*.
В сечениях сквозных колонн ось, пересекающую вет ви [(ось х—х), см. рис. IX.7,б )], называют материаль ной, а ось, пересекающую соединительную решетку (ось
У~У) г — свободной. |
|
|
Гибкость |
относител ьно |
|
материальной |
оси |
<4* |
А * - У '* - |
(IX.20) |
В сечении из двух оди наковых профилей г* всего сечения равно г* одной ветви.
Вследствие податливо сти ветв^ между узлами сое динительной решетки отно-
Рис. IX.9. Расчетная длина центрально-сжатых колонн
161
сительно свободной оси у—у принимают приведенную гибкость XnpCXj/.
Для сечения из двух ветвей при решетке в виде пря моугольных планок
|
|
^ир ~ |
я'в, |
(IX.21) |
|||
|
|
|
|
|
|||
|
" |
Ку |
, |
|
Яв = — |
< 40, |
(IX.22) |
|
ГУ |
> |
|
||||
здесь 1а — расстояние |
|
|
|
гв |
свету (см. рис. IX.7,в); |
||
между |
планками в |
||||||
гс — радиус инерции |
ветви |
относительно |
оси уо—уо, |
проходящей |
через ее центр тяжести (принимают по сортаменту). Предельная гибкость колонн Я.Макс = 120.
При продольном изгибе колонны планки должны вос принять условную поперечную силу, которую для колонн из стали класса С 38/23 принимают равной:
Qycn — 20Fбр•
На одну систему планок действует поперечная сила
Qa - Qyoa/2 = 20F0p/2 = 10F6p. |
(IX.23) |
Из условия равновесия вырезанного участка колонны (см. рис. IX.7, г) :
Qn 1/2— Тп с/2,
где Г„ —перерезывающая сила в планке; I —расстояние между цент рами планок; с — расстояние между осями ветвей.
Отсюда
|
Tu = Qn l/c. |
|
|
(IX.24) |
|
Изгиба1ощий момент в планке |
|
|
|
||
М |
Qn I |
с |
_0п£ |
(IX.25) |
|
~с |
2~= |
2 ‘ |
|||
|
|
Планки обычно имеют толщину 6 = 6 — 10 мм и высо^ ту d, равную 0,5—0,75 ширины сечения колонны. Проч ность планки на изгиб заведомо обеспечена, если расче том проверена прочность прикрепляющего шва.
Угловой сварной шов, прикрепляющий планку к вет ви колонны, имеет длину, равную высоте планки d\ рас четная длина шва (с учетом непровара по концам) /ш= = d — 10 мм. Шов испытывает нормальные напряжения Ош от момента Мп и касательные напряжения тш от пере резывающей силы Тп:
Ощ = ' |
м п |
3Qn I . |
(IX.26) |
Wш |
°,7Аш 4 |
162
Г„ . _ |
Qg l |
|
(IX.27) |
Fm |
c*0,7/im |
|
|
|
|
||
Прочность шва определяют по равнодействующему |
|||
напряжению |
|
|
|
расч = / |
°ш + тй |
пСВ |
(IX. 28) |
|
|||
|
|
База колонны распределяет давление на фундамент. Площадь опорного листа базы Fon.n назначают исхо
дя |
из условия, чтобы напряжения под опорным листом |
|
не |
превышали расчетного сопротивления бетона фунда |
|
мента местному сжатию (смятию): |
|
|
|
^/Рои.л ^см* |
(lX.29) |
зависит от отношения площади смятия (площади опорного листа) к общей площади фундамента в месте установки базы F# и расчетного сопротивления бетона Япр.
Ясм ~ Rap V F<blFon.Л
Размеры опорного листа могут быть увеличены про тив требуемого по расчету из условия размещения тра верс, ребер жесткости и анкерных болтов. Минимальная высота траверс определяется длиной сварных швов, ко торыми траверсы соединяются со стержнем колонны. Эти швы с некоторым запасом 1 рассчитывают на пол ную продольную силу N.
От реактивного отпора фундамента q = N /F 0a.n опор ный лист работает на изгиб и на участках, ограниченных траверсами, ребрами жесткости и стержнем колонны, расчетные схемы различны.
В опорном листе базы, показанной на рис. IX.8, е, участок 1 консольный, участок 2 оперт по трем сторо нам, участок 3 по четырем.
Требуемую толщину опорного листа определяют по формуле
60п.л = V m ~ R .
где М — наибольший изгибающий момент в опорном листе; R — рас четное сопротивление стали изгибу.
1 В расчете не учитывают, что часть продольной силы переда ется через сварные швы, которыми стержень колонны прикреплен непосредственно к опорному листу.
163
Расположение траверс и ребер жесткости следует вы бирать с таким расчетом, чтобы на всех участках опор ного листа его расчетная толщинабыла примерно оди накова, обЫЧНО 6оп.л = 16—40 мм.
Пример IX.4.. Требуется проверить несущую способ ность стальной колонны сплошного сечения, показанной на рис. IX. 10, а. Сечение — сварное двутавровое из лис тов, материал — сталь класса С 38/23; расчетная нагруз
ка |
N = 105 тс= 1050 кН. Высота |
колонны |
/= 4,1 - м, за |
||||||
крепление кондов шарнирное, следовательно, 1о=1. |
|||||||||
|
Решение. Определяем геометрические |
характеристи |
|||||||
ки сечения: |
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
|
F = 24-1-2+ 18-1 =66 см2; |
|
||||||
|
|
|
1243 |
|
18-13 |
|
|
||
|
Jx |
|
12 |
2-+ |
|
12 = 2305 см4; |
|
||
|
Ы8® |
, |
/24 -13 |
|
|
\ |
|
||
|
J v = —12 |
+ 2 (— |
+ |
24.1.9,52) = 4800 см4; |
|||||
|
•, / |
2305 |
|
|
|
л |
Г 4800 |
о _ |
|
|
r* = V |
i |
r |
= 5 ’9cM;т» ~ У "бб"=8,5см: |
|||||
|
Ямакс = — |
= ~ |
= ^ |
= 70< 120. |
|||||
|
|
|
|
ГМ1Ш |
Тх |
»У |
|
|
|
|
При Я = 70 находим <р=0,77 (см. с. 161). |
|
|||||||
|
Проверяем |
устойчивость колонны ло формуле (IX.19) |
|||||||
N |
105000 |
|
|
|
|
|
|
|
|
7---- = 7Г7ГТ-, = 2060 кгс/см? (206 МПа) < 2100 кгс/см? (210 МПа), |
|||||||
Г (jР Ф 00• и, / / |
|
|
|
|
|
|
|
_ Г |
следовательно, несущая спо |
||||||
собность |
колонны |
обеспе |
|||||
/ |
/ |
чена. |
|
|
|
|
|
Пример |
IX.5. Требуется |
||||||
|
|
||||||
|
|
определить |
расчетную |
на |
|||
|
|
грузку на |
колонну |
из двух |
|||
|
|
швеллеров № 20 (рис. IX. |
|||||
|
|
10,6). |
Ширина |
колонны |
|||
|
|
Ь= 20 см, |
высота |
I— 6 |
м; |
||
|
|
материал — сталь |
класса |
||||
|
|
С38/23; |
расстояние между |
||||
|
|
планками в свету /в= 70 см; |
|||||
|
|
размеры |
планки: d = 1 5 |
см, |
|||
Рис. IX.10. К |
примерам рас |
6 = 6 мм. Толщина |
сварных |
||||
чета колонн |
швов, прикрепляющих план |
ки к ветвям колонны, Лш= 6 мм. Нижний конец колонны защемлен, верхний имеет шарнирную опору, следова тельно, /0= 0 ,7 /= 0 ,7 • 6 = 4 ,2 м.
Решение. Определяем по сортаменту (см. прил. XI)
характеристики швеллера № 20: F = 23,4 см2; |
Jx— |
= 1520 см4; /„ = 1 1 3 см4; г * = 8,07 см; Гу^— 2,2 см. |
Рас |
стояние от внешней грани стенки до центра тяжести се чения 2,07 см.
Гибкость колонны |
относительно |
материальной оси |
||||
[см. формулу (IX.20) ] |
|
|
|
|
|
|
|
Хх = 10/гх = 420/8,07 = 52.• |
|
||||
Для определения приведенной гибкости колонны от |
||||||
носительно свободной оси у—у подсчитаем: |
|
|||||
J„ = 2 (113 + 23,4-7,932) = 3220 см4; |
|
|||||
/ |
3220 |
Зсм; |
|
420 |
|
|
|
23,4-2“ |
^о = ;гт =50,5. |
||||
|
’ |
v |
8,3 |
|
||
Гибкость ветви по формуле (IX.22) |
|
|||||
|
Ьв = 1в/г,,в =70/2,2 = 31,8. |
|
||||
Приведенную гибкость определяем по формуле (IX.21) |
||||||
Ьпр = V t f + >-» = V 50,54-31,8» = 60».^ = 52. |
||||||
При Я =60 коэффициент <р=0,82 |
(см. с. |
161). |
||||
Определяем расчетную нагрузку на колонну исходя |
||||||
из формулы (IX. 19) |
|
|
|
|
|
|
N = /?Fq> = 2100-2-23,4-0,82 = 80 500 кгс (805 кН). |
||||||
Проверка прочности планок: |
|
|
|
|||
Расстояние |
между планками |
(в |
осях) |
/= 7 0 + 1 5 = |
||
= 8 5 см. |
|
|
|
|
|
|
По формуле (IX.23) |
|
|
|
|
||
Qn = 10Fop = |
10-2-23,4 = 463 кгс (4,68 kH)j |
|||||
по формуле (IX.24) |
|
|
|
|
||
|
Qnl |
468-85 |
|
|
|
|
Тп — — £ = — — |
= 2490 кгс (24,9 кН); |
|||||
|
с |
10,00 |
|
|
|
|
по формуле (IX.25) |
|
|
|
|
||
Мп = Qn//2 —468-85/2 = |
19900 кгс-см (199000 Н-м). |
|||||
Проверим прочность прикрепляющего шва |
|
|||||
|
/ш= /—1= 15—1 = 14 см; |
|
||||
Wni = |
0.7/»ш4 |
0,7-0,6-14а |
= 13,7 см3; |
|||
|
6 |
“ |
6 |
|
|
|
165
Fin — 0)7/?щ /щ — 0,7*0,6*14 — 5)9 см^j
Ма |
19 900 |
ijro |
п = |
■■ |
= 1453 кгс/см? |
|
13,7 |
|
[см. формулу (IX.26)];
[см. формулу (IX.27) ]
и, согласно формуле (IX.28),
0расч = >/Л °ш + = V 1453? + 4225 = 1513 кгс/см? (151,3 МПа)»
» Я™ = 1500 кгс/см? (150 МПа).
Следовательно, прочность шва достаточна.
Внецентренно-сжатые колонн!м
Внецентренно-сжатые колонны испытывают совмест ное воздействие продольной силы N и изгибающего мо мента М. Внецентренно-сжатыми являются колонны од ноэтажных промышленных зданий. По своему конструк
тивному решению эти колонны |
могут быть сплошными |
|||
или сквозными, |
сечение колонн по высоте может быть |
|||
постоянным |
или |
переменным (ступенчатые |
колонны). |
|
Наиболее |
часто |
применяют |
ступенчатые |
колонны |
(рис. IX.11, б, в). |
В надкрановой |
части они имеют дву |
тавровое сечение, свариваемое из трех листов, в подкра новой части сечение компонуется из двух ветвей, сое диненных стенкой (сплошные колонны) или соединитель ной решеткой (сквозные колонны). Ветви, как правило, выполняют из прокатных профилей — двутавров, швел леров или из листов универсальной стали. Для восприя тия больших усилий двутавровое сечение ветви может быть сварным из трех листов, а швеллерное — из листа и двух уголков.
Стенка сплошных колонн имеет малую толщину (1/100— 1/120 высоты). Ее местная устойчивость обеспе чивается приваркой парных поперечных ребер на рассто яниях (2,5—3) h (см. рис. IX.11,6).
Соединительную решетку сквозных колонн распола гают в двух плоскостях и выполняют обычно из одиноч ных уголков. Система решетки треугольная с дополни тельными стойками (рис. IX. 11, в) .
166
Рис. |
IX.11. |
|
Внецентрен- |
а) |
б) |
В} |
г) |
но-сжатые |
стальные ко |
|
|
|
|
||
|
лонны |
|
|
|
|
||
а —сплошная |
постоянного |
|
|
|
|
||
сечения; |
б —ступенчатая |
|
|
|
|
||
сплошная; |
|
в —ступенча |
|
|
|
|
|
тая |
сквозная; |
г —раздель |
|
|
|
|
|
|
|
ная |
|
|
|
|
Для зданий небольшой высоты с мостовыми кранами
грузоподъемностью |
до 15—20 |
т колонны |
могут быть |
||
сплошными с |
постоянным по |
всей высоте |
сечением |
||
(рис. IX.11, а). |
Такие |
колонны |
выполняют |
из |
шйроко- |
полочных прокатных двутавров или сварными из трех ли стов. В колоннах раздельного типа одна стойка проходит
на всю высоту здания, поддерживая покрытие |
(шатер), |
а другая — до низа подкрановой балки (рис. |
IX. 11, г). |
Подкрановую стойку соединяют с шатровой стойкой го ризонтальными планками, расстояние между которыми назначают с таким расчетом, чтобы подкрановая стойка имела примерно одинаковую гибкость как в плоскости поперечной рамы цеха, так и из плоскости рамы.
Внецентренно-сжатые колонны рассчитывают, как правило, на устойчивость.
Критическая продольная сила N Kp, при которой воз можна потеря устойчивости сжато-изогнутого стержня, и соответствующие критические напряжения о®“ < а т зави
сят от начального эксцентрицитета продольной силы e0= M /N , гибкости стержня А, и от геометрических харак теристик сечения.
Расчет внецентренно-сжатых колонн на устойчивость
в плоскости действия момента |
выполняют по |
формуле |
< |
R, |
(IX.30) |
Фвп F6p |
|
|
167
где <рвн<1 определяют по СНиИ II-B.3-72 в зависимости от услов ной гибкости Х=А, V RIE и приведенного эксцентрицитета силы пц.
В плоскости, перпендикулярной действию момента (из плоскости рамы), колонну проверяют на устойчивость по формуле
N |
(IX.31) |
^ Ri |
суу ^бр
где фу — коэффициент продольного изгиба центрально-сжатого стер жня (см. с. 161), определяемый по гибкости Яу (из плоскости рамы); с — коэффициент, учитывающий влияние момента, действующего в плоскости рамы на устойчивость стержня из плоскости рамы. Этот коэффициент также определяют по указаниям норм.
В сквозных колоннах дополнительно проверяют устойчивость ветвей, которые рассматривают как цент рально-сжатые стержни. Для симметричного сечения продольная сила в ветви
^B = (W2)+(M//0, |
(IX.32) |
где h — расстояние между центрами тяжести сечений ветвей. Элементы решетки рассчитывают на действие попе
речной силы Q* и на усилие, вызванное укорочением ветвей колонны от действия продольной силы
Усилие |
в |
раскосе, имеющем |
площадь сечения f p, |
||||
равно; |
|
|
О |
F^N |
|
|
|
|
|
|
|
|
(IX.33) |
||
|
|
Nr> = —^---- h —£— sin* а, |
|||||
|
|
р |
2 sin а |
F |
|
|
v |
где а — угол |
наклона раскоса |
(обычно 45°); |
F.— площадь |
сечения |
|||
двух ветвей колонны. |
проверяют на |
устойчивость по фор |
|||||
Сжатые раскосы |
|||||||
муле (IX .19), |
принимая гибкость |
по |
наименьшему ра |
диусу инерции сечения, a R — с коэффициентом условий
работы т = 0 ,7 5 , так как раскос |
прикрепляют к ветви |
одной полкой. |
|
Размеры опорного листа базы |
внецентренно-сжатой |
колонны проверяют исходя из условия, чтобы (максималь ные напряжения в бетоне фундамента не превышали /?пр. Для базы сплошной колонны (рис. IX. 12, а) краевые напряжения под опорной плитой определяют по формуле
N |
М |
^оп.л |
(IX. 34) |
^оп.л |
* Если Q<Qycn, то принимают Q=Qyc.i=20F6p (для стали клас са С 38/23).
1 При обжатии ветвей укорачиваются и элементы решетки.
168
где Won.n — момент сопротивления площади опорного листа базы отно сительно оси, перпендикулярной пло скости действия момента.
В формуле (IX.34) при зна ке плюс получаем максималь ные сжимающие напряжения, при знаке минус — растягива ющие. Как уже отмечалось вы
ше, необходимо, |
чтобы |
ас^ |
=^/?пр. Растягивающие |
усилия |
|
Z должны быть восприняты ан |
||
керными болтами: |
|
|
Z = M — Na |
(IX. 35) |
|
|
У |
|
где М — расчетный |
изгибающий мо |
мент в нижнем сечении колонны (см. рис. IX.12, а) \ N — расчетная продоль ная сила; а — расстояние от центра тяжести эпюры сжимающих напря жений до оси колонны; у — расстоя ние от оси анкерных болтов до цент ра тяжести эпюры сжимающих на пряжений.
Требуемая площадь сече ния анкерных болтов
(IX.36)
Линия ц.т. сечения
Оси ан керных
боптов
Центр тяжести эпюры сжатия
6)
Рис. 1ХЛ2. Базы внецен- тренно-сжатых сплошной а и сквозной б колонн
где п — число анкерных болтов; /?£ — расчетное сопротивление ан керных болтов растяжению [для болтов из стали ВСтЗкп2 R£ —
=1400 кгс/см2 (140 МПа)].
Всквозных колоннах более рационально выполнять
раздельные базы (рис. IX.12, б). Базу каждой ветви рас считывают на максимальное сжимающее усилие NB ана логично тому, как рассчитывают базу центрально-сжатых колонн.
§IX.5. КОНСТРУКТИВНЫЕ РЕШЕНИЯ
ИПРИНЦИПЫ РАСЧЕТА ФЕРМ
Ферма представляет собой сквозную (решетчатую) конструкцию, которую наиболее часто применяют в качестве несущего элемента для покрытия зданий. Про-
169
Рис. IX.13. Схемы ферм
1 —верхний пояс; 2 —нижний по яс; 3 —раскосы; 4 —стойки; 5 —i узловая фасонка
дольные элементы фермы, идущие вдоль ее пролета, на зывают поясами, а стойки и раскосы, соединяющие поя са, — решеткой. По очертанию фермы могут быть трапе цеидальными (рис, IX.13, а), треугольными (рис. IX.13, б) или с параллельными поясами (с постоянной
170