Лекции по основам устойчивости сооружений

Федеральное агентство по образованию Российской Федерации Государственное образовательное учреждение Высшего профессионального образования «ВОСТОЧНО - СИБИРСКИЙ ГОСУДАРСТВЕННЫЙ ТЕХНОЛОГИЧЕСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ»

М.Ш. Агалов

ЛЕКЦИИ ПО ОСНОВАМ УСТОЙЧИВОСТИ СООРУЖЕНИЙ Учебное пособие для студентов заочной формы обучения специальности «Промышленное и гражданское строительство»

Издательство ВСГТУ Улан-Удэ 2006

УДК 624.04 Учебное пособие* предназначено для студентов заочной формы обучения специальности «Промышленное и гражданское строительство». Оно охватывает вопросы устойчивости сооружений входящие в программу курса «Строительная механика». Для облегчения самостоятельного обучения оно сопровождается практическими примерами.

____________________________________________________ * Работа поддержана программой «Научные исследования высшей школы по приоритетным направлениям науки и техники» (проект № 01.01.114).

УСТОЙЧИВОСТЬ СТЕРЖНЕВЫХ СИСТЕМ 1. Виды равновесия. Потеря устойчивости. Критическая сила Во многих случаях проектирования инженерных сооружений обычных расчетов на прочность бывает не достаточно, для того чтобы получить полное представление об их надежности. Системы, применяемые в качестве строительных конструкций под действием нагрузки должны находиться в состоянии устойчивого равновесия. Это означает, что если какие-либо случайные причины выведут систему из равновесия, то после удаления этих причин система должна вернуться в первоначальное положение. Если вертикальный столб (рис.1,а), свободно опертый на землю, находится в равновесии под действием центрально приложенной силы F и при небольшом отклонении вернуться в исходное положение уже не может, то это равновесное состояние является неуса) б) тойчивым. Если упруРис. 1 гий тонкий стержень (рис.1,б), жестко защемленный в основании, после отклонения, поколебавшись вокруг вертикального положения, займет первоначальное положение, то его равновесие является устойчивым. При заданной схеме нагрузки и заданной схеме сооружения устойчивость равновесного состояния зависит 2

от величины нагрузки. В каждом отдельном случае можно найти ту нагрузку, при которой устойчивая первоначальная форма равновесия становится неустойчивой и возможно другое, качественно новое, деформированное состояние, тоже являющееся состоянием равновесия. Выход системы из устойчивого первоначального состояния равновесия называется потерей устойчивости, а нагрузка, при небольшом превышении которой возможно осуществление новой формы равновесия, называется критической силой (нагрузкой). Обеспечение устойчивости строительных конструкций особенно важно, потому что сам процесс потери устойчивости происходит очень быстро и практически ведет к разрушению сооружений. Имевшие место аварии крупных инженерных сооружений в большинстве случаев происходили не от того, что не была обеспечена прочность отдельных элементов, а от того, что не была обеспечена устойчивость сооружения. Существование критической силы известно давно. Первые исследования в этой области принадлежат гениальному математику всех времен и народов Л. Эйлеру (1744 г.). Работы Эйлера сначала не нашли себе применения и были забыты техника того времени не нуждалась в конструкциях в элементах которых два размера значительно превосходили третий. К тому же сам метод Эйлера был очень своеобразен и мало понятен для современников. Долгое время полагали, что эти решения Эйлера не имеют никакого реального значения, что это просто причуды великого математика. Лишь во второй половине XIX века строгий математический анализ этого вопроса, а также результаты опытов показали, что Эйлер был прав. Вызвано это тем, что в то время при построении мостов и других крупных металлических сооружений начали усиленно применять такие стержни и

пластины, для которых расчет на устойчивость играет доминирующую роль. Существование нескольких форм равновесия имеет место для тел, у которых один или два размера малы по сравнению с третьим. Одни из таких форм равновесия будут устойчивы, другие неустойчивы. Для технических целей важно знать, какие из форм равновесия являются устойчивыми, т.к. они кладутся в основание расчетов на прочность. В подобных случаях необходимо знать не только самую форму равновесия, но и величину критической силы. Таким образом, целью расчетов на устойчивость является нахождение критической силы и формы потери устойчивости. Для упругих систем существует несколько значений критических сил Pкр (в зависимости от числа степеней свободы). Из них для технических целей важно наименьшее значение Pкр . Высшие критические силы в большинстве случаев не представляют ни какого практического интереса. 2. Виды потери устойчивости Различают потери устойчивости первого и второго рода. На рис.2(а, б, с, d) показана новая изогнутая форма равновесия после потери устойчивости - это есть потеря устойчивости центрального сжатия. На рис.2(e) показана потеря устойчивости плоской формы изгиба балки с поперечным сечением в виде узкой полосы, с деформацией кручения. Все примеры (рис.2) характерны тем, что в момент потери устойчивости появляется новый вид деформации, качественно отличный от первоначального. Принято называть потерю устойчивости, характеризуемую появлением качественно 3

новых деформаций, потерей устойчивости первого рода (или потерей устойчивости по Эйлеру).

Квадратная парабола

а)

b)

a)

b)

c)

c) Рис. 3 d)

e) Рис. 2

На рис.3(а, б, с) показаны внецентрено сжатая стойка, арка и рама, элементы которой с самого начала находятся под воздействием продольных сил и изгибающих моментов. При малых нагрузках влияние продольных сил на деформацию невелико и приращение ∆ почти пропорционально приращению нагрузки. С увеличением нагрузки влияние продольных сил возрастает и в какой-то момент пропорциональность между деформацией и нагрузкой резко нарушается, деформации начинают расти во много раз быстрее, чем нагрузка.

Может наступить такой момент, когда увеличения нагрузки не требуется для роста деформации, они будут расти даже при уменьшении нагрузки. Рост деформации при отсутствии приращения нагрузки, можно рассматривать как потерю устойчивости второго рода, она связана с потерей несущей способности сооружения. 3. Методы исследования устойчивости Основными методами исследования устойчивости являются статический, энергетический и динамический.

4

3.1. Статический метод Сущность его состоит в следующем: поскольку система находится в равновесии, в равновесии находится и любой (в том числе бесконечно малый) элемент этой системы. Отклоненное положение равновесия определяется перемещениями его точек. Для систем с конечным числом степеней свободы перемещение системы определяется перемещениями конечного числа точек, поэтому число алгебраических уравнений, определяющих положение системы, будет конечным. Пример. На рисунке 4 опоры A и B неподатливые, а C и D упругоподатливые (пружины) с коэффициентом жесткости rII (реакция при единичном вертикальном смещении).

a ≠0 (2rII l − 3Pкр )a1 − rII la 2 = 0 т.к. 1  a2 ≠ 0  rII la1 + (2rII − 3Pкр )a 2 = 0 и система имеет решение:  2rII l − 3Pкр ,2l  =0 D =   r l r l P − , 2 3 II II кр   (2rII l − 3Pкр )2 − (rII l )2 = 0, отсюда, PкрI = rII l , PкрI = rII l 3 r l из которых расчетное Pкр = II . 3 Форма потери устойчивости получится, если подставим значение Pкр. в одно из уравнений (*). (2rII l − rII l )a I − rII la 2 = 0, a1 = −a 2 при Pкр = rII l имеем

(*)

(2rII l − 3rII l )a I

− rII la 2 = 0, a1 = a 2 Форма потери устойчивости представлена на рисунке 5

а, б.

Рис. 4 Отклоненная форма равновесия определяется перемещениями точек C и D (система имеет две степени свободы). В силу этого число алгебраических уравнений будет равно двум, что, соответственно, дает два значения Pкр.  rII ∑ m1лев = 0  3 (2a1 + a 2 )l − Pкр a1 = 0 r  (a + 2 a )l − Pкр a 2 = 0 прав ∑ m2 = 0  3 1 2

а)

b) Рис. 5 Для системы с бесконечно большим числом степеней свободы система однородных алгебраических уравнений содержит бесконечно большое число неизвестных и, как из5

вестно, может быть заменена одним дифференциальным уравнением. Пример (Рис.6). При значении P=Pкр. стержень теряет устойчивость и изгибается в плоскости наименьшей жесткости. Составим дифференциальное уравнение изгиба для малых отклонений от прямоугольной формы равновесия. При малых перемещениях в качестве уравнений изгиба можно принимать приближенные линейные дифференциальные уравнения. Изгибающий момент в сечении на расстоянии Х определяется по выражению: Рис. 6 M = Pкр ( f − y ) . Дифференциальное уравнение изогнутой оси : EJy′′ = M = Pкр ( f − y ); y ′′ + k zy = k z f ; (*) где: k z =

Pкр EJ

;

A = y2 = f ,

Низшее значение критической силы при ke =

k=

π 2l

2

;

π

2

4l

2

=

Pкр EJ

; Pкр =

π EJ

π

2

2

4l 2

.

3.2. Энергетический метод

Решение этого уравнения y = y1 + y 2 Общее решение дифференциального уравнения: y1 = C cos kx + C 2 sin kx ищем частное решение. Положим y 2 = A , тогда y 2′′ = 0 . Подставим y част. = y 2 в дифференциальное уравнение, полу0+ k2A = k2 f ; откуда чим y = C1 cos kx + C 2 sin kx + f ***

Таким образом, уравнение изгиба (***) содержит три произвольные величины С1, С2 и f ; для их определения имеем три граничных условия: При x = 0 ; прогиб y = 0 и угол поворота y ′ = 0 При x = e′ y = f 0 = C1 + f C1 = − f 0 = C2 k k 2 ≠ 0 C2 = 0 f = C1 cos ke + C 2 sin ke + f 0 = − f cos ke = 0 f ≠0 π 3π 5π cos ke = 0 ; откуда ke = ; ; … 2 2 2

а

Энергетические признаки устойчивого и неустойчивого равновесия твердого тела следующие. Всякому возможному отклонению тела от его устойчивого равновесия соответствует возрастание потенциальной энергии положения и, наоборот, убывание потенциальной энергии – отклонение от неустойчивого равновесия. Аналогичные признаки устойчивого и неустойчивого равновесия имеют место и в упругом теле если при любом возможном (малом) отклонении стержня от заданной формы равновесия потенциальная энергия системы возрастает, то форма равновесия будет устойчивой, и наоборот, при убы6

вании потенциальной энергии заданное равновесие будет неустойчивым. Критическому состоянию будет соответствовать случай, когда потенциальная энергия при малых возможных отклонениях от заданной формы равновесия остается постоянной. Исследуем переход от начального равновесного к изогнутому и определим приращение потенциальной энергии деформации, а также работу внешних сил. Если энергия деформации окажется больше работы внешних нагрузок, то очевидно, система будет возвращаться к начальному положению равновесия, следовательно, это положение можно считать устойчивым. В противном случае положение неустойчиво. При безразличном равновесии приращение энергии деформации должно быть равно работе внешних сил. Исходя из вышеизложенного, критическую силу можно определить следующими способами. 3.2.1. Способ равенство работ внешних и внутренних сил при деформировании

Представим себе, что сжатый стержень (рис. 7) слегка покривился. Потенциальная энергия несколько возросла: к энергии сжатия присоединилась энергия изгиба. Первую при малых отклонениях стержня от прямолинейной формы можно считать неизменившейся. Указанное искривление стержня будет сопровождаться опусканием груза P на ∆, т.е. уменьшением энергии системы. Пусть A будет уменьшение энергии, равное работе опускающегося груза. Прямолинейная форма равновесия сжатого стержня будет устойчива, если приращение потенциальной энергии W при отклонении его от положения равновесия будет положительно, т.е. если

Рис. 7

W>A, и неустойчиво, если W 1. l4 В общем случае для назначения числа полуволн «m» необходимо учитывать, что изменение числа полуволн на единицу не меняет значение критической силы. В этом случае имеет место равенство βl 4 βl 4 = (m + 1) 2 + ; m2 + 2 4 (m + 1) 2 π 4 EJ m π EJ если β >

βl 4 4

= m 2 (m + 1)2 .

π EJ Таким образом, при заданных размерах стержня и коэффициента постели β величина «m» находится из последнего уравнения, после чего находится критическая сила. В общем случае получается дробное значение «m». При определении критической силы следует принимать «m» равным меньшему ближайшему целому числу, например, получено m=3,86, нужно принимать m=3.

Рис. 17

Рис.18

Из рисунка 18 видно , что при наклоне элемента dx на y(′x ) вся вышележащая нагрузка (l − x)q произведет работу 1 ( y ′) 2 dx, следовательно 2 1 dA = q(l − x)( y′x ) 2 dx, 2 q A = ∫ (l − x)( y′) 2 dx . 2 Приравняв A и W, получим:

на перемещение ∆ =

l

7. Устойчивость вертикального стержня под действием собственного веса

2 ∫ ( y′′) dx

(ql ) кр =

l

0

lEJ . 2

∫ (l − x)( y′) dx

0

Задачу решим энергетическим методом исходя из A =W l EJ W= ( y′′) 2 dx ∫ 2 0

Задаваясь кривой изгиба, получим приближенное значение критической нагрузки Примем: y = a 0 + a1 x + a 2 x 2 + a3 x 3 + ... + a n x n . Ограничимся пятью числами ряда: 19

y = a 0 + a1 x + a 2 x 2 + a3 x 3 + a 4 x 4 . Из условия x = 0, 1) y = 0, 2) y ′ = 0, 3) y ′′′ = Q = 0. 1) a 0 = 0, 2) a1 = 0, 3) a3 = 0. Уравнение принимает вид: y = a2 x 2 + a4 x 4 , y ′ = 2 a 2 x + 4a 4 x 3 , y e′′ = 2a 2 + 12a 4 x 2 . 5 l3 2 2 2 2 2l ′ ′ ( ) ( 2 12 ) 4 48 144 . y dx a a x dx a l a a a = + = + + ∫ ∫ 2 4 2 2 4 4 3 5 0 0 l

l

Введем обозначение l

a4 2 l = Z, a2

Получим: ∫ ( y ′′) 2 dx = 4a 22 l (1 + 4 Z + 0

Подставим в формулу (*), получим значение критического веса

(ql ) кр =

8,15EJ l2

=

π 2 EJ (1,10l ) 2

.

Точное решение дает (ql ) кр

7,83EJ π 2 EJ = = , (1,122l ) 2 l2

расхождение ne 〉 2% 8. Устойчивость стержня переменного сечения

Во многих конструкциях применяются стержни, поперечное сечение которых меняется по длине по тому или иному закону. Рассмотрим стержень, жесткость которого меняется по длине уступами (рис. 19).

36 2 Z ) 3

l

2 ∫ ( y′) (l − x)dx =

0

l 2 1  = ∫ (l − x)(2a2 x + 4a4 x3 ) 2 dx = 4a 2l 4  + Z + Z 2   12 15  0 36 1 + 4Z + Z 2 EJ 5 (ql ) кр = 2 , (*) 2 1 2 l 1 + Z+ Z 12 15 14 d 118 2 37 1 (ql ) кр = Z + Z+ =0 dZ 175 35 5 Z1 = −0,22, Z 2 = −1,35 .

Рис. 19 I-й участок EJ 1 y1′′ = M , M = P(δ − y1 ), 20

″ EJ1 y1 + Py1 = δP,

Так как A1 ≠ 0,

1) y1′′ + n12 y1 = n12δ ,

sin n1l1

P = n12 EJ1

D = cos n1l 2

II-й участок EJ 2 y′2′ = M , M = P (δ − y2 ) 2) y2′′ + n22 y2 = n22δ ,

P = n22 EJ 2

Решение:

y1 = A1 sin n1 x + A2 cos n1 x + δ 1 y 2 = B1 sin n2 x + B2 cos n2 x + δ 2 Из граничных условий: 1) x 2 = 0, y 2 = 0, y 2′ = 0 y1′ = A1 n1 cos n1 x − A2 n1 sin n1 x 2) x = l , y1 = δ 1 y 2′ = B1 n 2 cos n2 x − B2 n2 sin n 2 x 3) x = l 2 , y1′ = y 2′ , y 2 = y1 , y 2 = δ 2 EJ 2 n2 ⋅ y2′′ = − 12 y2′′, ; EJ1 n2 1) 0 = B2 + δ 2 , B1 n 2 = 0, B1 = 0; 2) δ 1 = A1 sin n1l + A2 cos n1l + δ 1 ; 3) A1 n1 cos n1l 2 − A2 n1 sin n1l 2 = − B2 n 2 sin n 2 l 2 , A1 sin n1l 2 + A2 cos n1l 2 + δ = B2 cos n 2 l 2 + δ Получаем систему однородных уравнений:  A1 sin n1l + A2 cos n1l = 0   A1n1 cos n1l2 − A2 n1 sin n1l2 + B2n2 sin n2l2 = 0  A sin n l + A cos n l − B cos n l = 0. 12 2 12 2 22  1 и y1′′ =

A2 ≠ 0, B 2 ≠ 0 - то

sin n1l 2 D = sin n1l

− sin n1l 2 cos n1l 2

cos n1l 2 − sin n1l 2 cos n1l 2

0 n2 sin n2 l 2 = 0 n1 − cos n2 l 2

n2 cos n1l sin n 2 l 2 − cos n1l 2 n1 cos n1l 2 − cos n 2 l 2

0 − cos n 2 l 2

+

− cos n1l

0 n2 sin n2l2 = sin n1l ⋅ sin n1l2 ⋅ cos n2l2 − + sin n1l2 − sin n1l2 n1 n n − sin n1l2 ⋅ cos n1l2 ⋅ 2 sin n2l2 + sin n1l2 ⋅ cos n1l ⋅ 2 sin n2l2 + n1 n1 cos n1l2 ⋅ cos n1l ⋅ cos n2l2 = tqn1l ⋅ tqn1l2 −

n n − tqn1l ⋅ ⋅tqn2l2 2 + tqn1l2 ⋅ tqn2l2 2 = 0 n1 n1 n tqn1l1 ⋅ tqn 2 l 2 − 1 = 0 n2 n tqn1l1 ⋅ tqn 2 l 2 = 1 n2 Это уравнение решается при заEJ 1 l данных отношениях и 2 и являEJ 2 l1 ется одновременно решением и для стержня, показанного на рисунке 20. Рис. 20 В случае действия двух сил: F сверху и F2 на уровне уступа, имеем: 21

tqn1l1 ⋅ tqn2l2 =

n1 P1 + P2 ⋅ (*) n2 P1

9. Устойчивость составных стержней

F1 ; EJ1 P +P n22 = 1 2 . P1 n12 =

Пример: Определим критическое значение силы для стержня, изображенного на рис. 21. n1 =

P = n; EJ1

n2 =

P + 5P 6P = = 2 n, EJ 2 1,5 EJ 2

2 l1n1 = l ⋅ n = z , 3 1 2l l2 n2 = l 2n = n = z Рис. 21 3 3 Уравнение устойчивости (*) принимает вид: 1 P + 5P tq 2 z = = 3; 2 P

π

tqz = 3; z =

3

Следовательно: 2 P π l = ; 3 EJ1 3

Pкр =

π 2 EJ1 4l 2

В составных стержнях сдвиги, возникающие под действием сжимающей силы, воспринимаются почти полностью связевыми устройствами, служащими для соединения отдельных ветвей, из которых образован стержень. Поэтому критическая сила для таких стержней зависит не только от поперечного сечения основных ветвей, но и от сечения элементов соединительной решетки. Влияние сдвигов на критическую силу в составных стержнях более значительно, чем в сплошных и поэтому ими пренебрегать нельзя. Взаимное расположение решетки и планок в металлических конструкциях влияет на величину усилий, возникающих в них и на устойчивость всего стержня. Рассмотрим продольный изгиб стержня, состоящего из двух поясов и решетки (рис. 22). Концы стержня считаются шарнирно опертыми. Рис. 22 Особенность работы такого стержня в том, что в составном стержне значительную роль играет взаимный сдвиг поясов, обусловленный деформацией решетки. Для упрощения расчета примем, что ось стержня изгибается по синусоиде: πx y = a sin , (*) l

. 22

Более точное решение потребовало бы представить «y» в виде суммы нескольких синусоид, например: nπx πx 2πx y = a1 sin + a 2 sin + ... + a n sin , (**) l l l При вычислении возможной работы внутренних сил необходимо иметь в виду, что в стержне с прямой осью при действии центральной продольной силы решетка не работает, она вступает в работу после того, как ось примет криволинейную форму. При возможном перемещении бесконечно малое приращение (вариация) прогиба «a» будет «δa», изменится кривизна оси, однако длина кривой линии не изменится, поэтому работа первоначальных усилий, имевшихся в поясе до выпучивания, равна нулю; работу совершают только те поясные усилия, которые возникли благодаря искривлению стержня. Эти усилия равны частному от деления момента внешних сил Pкрy на плечо «h»: Pкр y a πx = ± Pкр sin . Nn = ± h h l Целесообразно считать, что усилие на протяжении каждой панели пояса остается постоянным, а за «x» принимаем абсциссу моментной точки, рассматриваемого элемента пояса. Решетка работает на поперечную силу, которая равна: dM πx π πx = N n h = Pкр y = ( Pкр a sin )′ = Pкр a cos ; Q= dx l l l Усилия в раскосах: πx Q d dπ = +Q = Pкр a cos NР = cos α h n l l

где d – длина раскоса, за x можно принять абсциссу середины рассматриваемой панели. Усилие в стойках: π πx NС = Pкр a cos . l l Найдем уравнение возможных работ внутренних сил: а) в поясах: d N l  d∆ d  Nl  ∑n N da δa = ∑n N da  EFi δa = ∑n N n dA  EFn i δa =  i  i a a πx d πx li = ∑ Pкр sin ( Pкр sin )δa = h l da h l EFi n 2 Pкр  Pкр πx Pкр πx li πx  li = a∑ sin sin δa = a ∑  sin  δa = б) h l h l EFi l  EFi n n  h 2  Pкр πx  li a ∑  δa; sin  l  EFi n  h б) в раскосах: d∆ d  Nl  d N l  ∑Р N da δa = ∑Р N da  EFi δa = ∑Р N Р da  EFР i δa =  i  i  dπ πx d  dπ πx  l cos cos δa i = = ∑ Pкр a  Pкр a h l l da  h l l  EFi Р 2 πx  l  π d cos  i δa; = a ∑  Pкр l h l  EFi Р  в) в стойках:

23

Pкр

d∆ d  Nl  δa = ∑ N  i δa = ∑N da da  EFi  C С π πx d  π πx  l = ∑ Pкр a cos  Pкр a cos  i δa = l l da  l l  EFi C

2

n E

∑n sin 2

πx li

+ Pкр

Уравнение возможных работ: 2 2  Pкр πx  li πx  l  π d a ∑ n  sin  cos  i + + a ∑ Р  Pкр l  EFi l h l  EFi   n 2 2 πx  l π a  π + a ∑C  Pкр cos  i − Pкр =0 l l  EFi 2l  Откуда: Pкр2 1 2πx li π 2 d2 1 πx li a 2 ∑ n sin + aPкр2 2 2 ∑ Р cos 2 + h E l Fi l h E l Fi π2 1 πx li π 2a + aPкр2 2 ∑C cos 2 − Pкр = 0; 2l l E l Fi Так как Pкр a ≠ 0 , то:

2

π Pкр =

2

∑ E

Р

cos 2

πx li

l Fi l h l Fi 2 2 π 1 πx li π + Pкр 2 ∑C cos 2 − = 0; l E l Fi 2l

2

π πx  l  = a ∑  Pкр cos  i δa. l l  EFi C Уравнение возможных работ внешних сил: d∆ π 2 a 2l 1 1 a 2π 2 2 πx ′ A = Pкр δa ∆ = ∫ ( y )dx = ∫ dx = 2 cos l da 2 2 l2 2l 2 Pкрπ 2 a A= 2l

π 2 d2 1

2l

+

E

c π 2d 3 π 2h πx 1 1 2 πx 2 πx 1 + + sin cos cos 2 2 ∑n 2 2 ∑Р 2 ∑C h Fi l l h l Fi l Fi l

В этом уравнении

∑l

n i

= C;

∑

l = d;

Р i

∑

l = h.

C i

Какое влияние имеет податливость решетки? По мере уменьшения Fi под знаками ∑C и ∑ Р эти две суммы стремятся к бесконечности, а величина Pкр к нулю; наоборот , увеличение этих площадей влечет за собой увеличение критической силы. Если положим Fi = ∞ , тогда:

π2

E l 2 . Pкр = C 1 2 πx ∑ n sin Fi l h2 Для частного случая, когда оба пояса по всей своей длине имеют постоянное сечение, это выражение совпадает с выражением критической силы для сплошного стержня, момент инерции которого равен сумме моментов в обоих поясах

24

.

б)

а) Рис. 23 относительно нейтральной оси. На этом основании можно заменить расчет составного стержня расчетом некоторого эквивалентного ему, в смысле устойчивости, сплошного стержня. Если момент инерции последнего будет J 0 , то для критической силы получим выражение: πEJ 0 Pкр = . l2 Вся трудность задачи состоит в нахождении величины J 0 , которую можно назвать «приведенным моментом инерции» составного стержня. Так как величина критической силы зависит от работы внутренних сил при заданной форме упругой линии, а работа внутренних сил равна работе внешних сил, то очевидно, что для определения J 0 и Pкр можно использовать простой

Опытным или теоретическим путем определяем перемещение всех узлов. При теоретическом расчете составной стержень необходимо рассматривать как ферму. После этого подсчитаем работу внешних или внутренних сил, пусть эта работа будет W0. Затем подсчитаем работу тех же внешних сил для сплошной балки того же пролета, имеющей произвольно заданный момент инерции J поперечного сечения, пусть эта работа будет W. Очевидно, данный составной стержень эквивалентен в смысле жесткости балке сплошного сечения с моментом инерции J 0 : W J0 = J . W0 10. Практические примеры расчета на устойчивость

Пример 1 (рис. 24). Найти статическим способом величину критической силы или определяющее уравнение. Дифференциальное уравнение изогнутой оси EJy ′′ = M M = Pкр (δ − y )

Рис. 24

при EJy′′ + Pкр y = Fкрδ (*) y ′′ + n 2 y = n 2δ , где

экспериментальный и теоретический прием (рис. 23). 25

n2 =

Pкр

EJ Общее решение неоднородного дифференциального уравнения (*) складывается из общего решения однородного уравнения (без правой части уравнения (*)) и частного решения неоднородного уравнения: y = y1 + y2 , где общее решение y1 = C1 sin nx + C 2 cos nx. Согласно принципу независимости действия сил отклонение стержня при потере устойчивости пропорционально действующей нагрузке yчастное = y2 ≈ P , следовательно, в дифференциальном уравнении (*) y ′′ = 0, тогда n 2 y 2 = n 2δ , y 2 = n 2 и полное решение будет иметь вид: y = C1 sin nx + C 2 cos nx + δ . Граничные условия для определения произвольных постоянных будут: при x = 0 1) y = 0, 2) y ′ = 0, 3) x = h; y = −δ 1) 0 = C 2 + δ ; C 2 = −δ 2) y ′ = Θ = C1 n cos nx − C 2 n sin nx Θ Θ = C1 n; C1 = h 3) δ = C1 sin nh + C 2 cos nh + δ Θ sin nh − δ cos nh; (**) h Чтобы в уравнении (**) избавиться от неизвестных величин Θ и δ, рассмотрим деформацию балки, находящейся в основании (рис. 25). Её деформация происходит в результа-

те действия сосредоточенного момента, равного Pδ (рис. 25,а). Для определения угла поворота Θ необходимо а) вычислить интеграл Мора: M Mdx Pкрδl 2 θ = ∑∫ F = 1= EJ2 3EJ2n 3 Pкрδl б) = . 3EJ 2 Подставив полученное значение Θ в уравнес) ние (**), получим: Pкрδl sin nh δ cosnh − = 0; 3EJ2n cosnh cosnh Рис.25 3J 2 htqnh = Pкр . l Пример 2 (рис. 26). Найти величину критической силы. Энергетический способ A = W;

A = P∆p

∆p = 2l − 2 cos α = 2l (1 − cos α ) =

2ltq 2α = lα 2 ; 2

A = Plα 2

26

1 f 3EJ 1 f 2 3EJ ; W = f = . откуда X = 2 l3 2 l3 l3 Из (рис.25) f = 2l ⋅ tqα ≈ 2lα ; 1 3EJ 2 2 6 EJ Plα 2 = 4l α ; Pкр = 2 ; 3 l 2 l б) можно определить по формуле: EJ 2 W = ∫ ( y′X′ ) dx , 2 где y X - уравнение, описывающее форму изгиба при потере устойчивости правой стойки. Зададим форму потери устойчивости в виде: πx y X = f (1 − cos ), 2l оно отвечает граничным условиям: x = 0, y = 0 при x = l, y = f f 3EJ

а)

б)

в) Рис. 26

Работу внутренних сил можно получить: а) как результат действия силы X на конец правой (упругой) 1 стойки W = Xf . Так как сила X выросла на отклонении f от 2 нуля до полного значения, то в произведении работы ставит1 ся сомножитель . 2 M M dx xl ⋅ l 2 l xl 3 f =∑ F = = ; EJ 2 3 EJ 3EJ

y′ = f

π

πx

; y ′′ = f

π2

2l

2

cos

πx

; 2l 4l EJ 2 π 4 l EJ 2 π 4 l 2 πx cos W = f dx f = ⋅ . ∫ 2 2l 2 16l 4 0 16l 4 2 EJ 2 2 π 4 Окончательно: W = 4l α ; 2 32l 3 EJα 2π 4 EJ 97,22 6,08EJ Plα 2 = ; Fкр = = , 16l 16l 2 l2 что на 1,32% отличается от точного результата. Пример 3 (рис. 27, а,б,в) Задачу решим энергетическим способом: W = A; A = P∆p; 2l

sin

27

∆p = h − h cos α = h(1 − cos α ) =

htq 2α hα 2 = ; 2 2

hα 2 . 2 Работу внутренних сил определяем как работу сосредоточенного момента (рис. 26.б), равного Fкрf, на перемещение (угла поворота) α. 1 W = Pкр fα ; 2 A = Pкр

2

Pкр f ⋅ l Pкр f 2l 1 W = Pкр f = ; f = hα , 2 4 EJ 8 EJ Pкр h 2α 2l ; W = 8EJ 2 2 2 4 EJ hα 2 Pкр h α l Pкр . = ; Pкр = 2 8 EJ hl

Пример 4 (рис.28). Так же для определения Pкр. применим энергетический метод.

б)

Рис. 28 а)

в)

A = W;

Рис. 27 Pкр f 1 Pкр f M F M dx l = − ⋅1 − (2 Pкр f ⋅ 1 + 2 6 EJ 2 2 2 EJ Pкр f Pкр f ⋅ l )= . − 2 4 EJ Эпюры M F и M построены по методу фокусов:

α =∫

A = P∆p;

∆p = (r − r cos α ) =

rtq 2α rα 2 = ; 2 2

1 Xf 2 = Xf ; 2 f 3EJ X = ; f = rα ; l3

W = f =

Xl 3 ; 3EJ

28

f 2 3EJ r 2α 2 3EJ = ; l3 l3 rα 2 r 2α 2 3EJ 6 EJr Pкр = ; Pкр = 3 . 3 l l 2 Пример 5 (рис. 29) Задачу определения Pкр. решим статическим способом. W =

граничные условия:

x=0 x=0 x=l

y=0 y′ = α

при

y= f

1) С1 + f = 0; C1 = − f ; 2) y′ = α = −C1n sin nx + C2 n cos nx; откуда C 2 = 3) f = − f cos nl +

α

α n

;

sin nl + f (*). n Для того чтобы связать f и α, составим уравнение равновесия в виде суммы моментов относительно опоры A: r δb r δb Pкр f − rII δb = 0; f = II = II2 ; Fкр n EJ

Рис. 29 EJy′′ = M ; M = Pкр ( f − y ); EJy′′ = Pкр ( f − y ); y′′ +

Pкр

y=

Pкр

f;

Pкр

= n2 ;

EJ EJ EJ 2 2 ′ ′ y +n y =n f; y = y1 + y 2 ; y1 = C1 cos nx + C2 sin nx частное решение y2. Отклонение стержня при потере устойчивости пропорционально действующей силе и y2 ~ P, y2′′ = 0, y2 = f и полное решение будет: y = C1 cos nx + C 2 sin nx + f ;

подставим полученное значение в уравнение (*), а также b значение δ = α ⋅ 2 r b2 α − II2 cos nl + sin nl = 0 . n 2n EJ 2 rII b = ntqnl - из этого уравнения подбором находится n и 2 EJ затем Pкр. Пример 6 (рис. 30). Значение критической силы находим четырьмя способами.

29

Рис. 30 1) Составим уравнение, выражающее равенство моментов внешних и внутренних сил – статический способ. Pкр f − rII δ 2a = 0 ; Pкр =

rII δ 2a ; f

3 a ⋅α ; 2 δ = a ⋅α

f =

rII 2a 2 2α 4 = rII a . 3aα 3 2) Приравняем нулю сумму работ внешних и внутренних сил при деформировании. Pкр =

3 A = Pкр aα 2 ; 4 3 3 3 3 tq 2α 3 ∆ = a − a cos α = a (1 − cos α ) = a = aα 2 ; 2 2 2 2 2 4 1 1 W = rII δ ⋅ δ ⋅ 2 = rII a 2α 2 2; δ = aα ; 2 2 A = W;

A = P∆;

3 4 Pкр aα 2 = rII a 2α 2 ; Pкр = rII a . 4 3 3) Применяем принцип возможных перемещений, согласно которому возможная работа внутренних и внешних сил на бесконечно малых возможных перемещениях равна нулю. d∆ 3 A = Pкр = Pкр a ⋅ 2α ; dα 4 dδ W = 2rII δ = 2rII aαa ; dα 3 Pкр a 2α = 2rII aαa ; 4 4 Pкр = rII a . 3 4) Применяем принцип минимума полной потенциальной энергии системы: d ( A + (−W )) = 0; dα 3 Pкр a 2α − 2rII aαa = 0; 4 4 Pкр = rII a. 3 Пример 7 (рис. 31). Характеристическое уравнение для нахождения критических сил при симметричной и кососимметричной форме потери устойчивости получим статическим способом. 1) При симметричной форме потери устойчивости (рис. 31 а). EJ1 y′′ = M ; M = Pкр y − Qx ; 30

Pкр Qx ; ; где n 2 = EJ EJ1 y1 = C1 cos nx + C 2 sin nx ; Qx y2 ~ P; y2′′ = 0; y2 = − 2 ; n EJ Qx . y = y1 + y2 = C1 cos nx + C2 sin nx − n 2 EJ Граничные условия: 1) при x = 0; y = 0; C1 = 0 ; y ′′ + n 2 y = −

Q найдем из рассмотрения деформации ригеля по рис. 31, б: Q = ∑∫

M F M 1 dx Ql1 ⋅ l 2 = ; подставим в уравнение (*) EJ 2 2 EJ 2 Ql ⋅ l Q С 2 n cos nl1 − 2 − 1 2 = 0; n EJ 1 2 EJ 1 Ql  С 2 sin nl1 − 2 1 = 0  n EJ  ll 1 C 2 n cos nl1 − Q( 2 + 12 ) n EJ 1 2 EJ 2 

  n 2 EJ 1 sin nl1 − l1   2  l1l 2 n J 1  D= 3  (**)    n EJ 1 cos nl1 − 1 + 2 J  = 0  2     Характеристическое уравнение оставим в форме детермината (**).

11. Дифференциальное уравнение стержня и его интеграл

а)

б) Рис. 31

2) x = l ; 3) x = l1 ;

QL1 = 0; n 2 EJ Q y ′ = 0; C 2 n cos nl1 − 2 . (*). n EJ

y = 0; C 2 sin nl1 −

Пусть первоначально прямолинейный стержень (рис. 32) под действием продольной силы P потерял устойчивость изогнулся и переместился, как показано на рисунке 32. Изгибающий момент в произвольном сечении будет равен: Pкр ( y − y0 ) + M 0 + Q0 x = M x ; EJy ′′ = − M ; − F ( y − Y0 ) − M 0 − Q0 x = EJy ′′; P Pкр 1 ( M 0 + Q0 x − Fкр y0 ); ; = n2 ; y′′ + кр y = − EJ EJ EJ 31

Рис. 32 y = y1 + y 2 ;

y1 = C1 sin nx + C 2 cos nx; 1 y2 = B, y2′′ = 0, n2 B = − ( M 0 + Q0 x − Pкр y0 ), EJ 1 B = y2 = − 2 ( M 0 + Q0 x − Pкр y0 ); n EJ 1 y = C1 sin nx + C 2 cos nx + y 0 − 2 ( M 0 + Q0 x); (A), n EJ граничные условия: при x = 0, y = y 0 , y ′ = ϕ 0 M M 1) y 0 = C 2 + y 0 − 2 0 ; C 2 = 2 0 ; n EJ n EJ Q 2) y ′ = ϕ 0 = C1 n cos nx − C 2 n sin nx − 2 0 ; n EJ Q Q 1 ϕ 0 = C1 n − 2 0 , C1 = (ϕ 0 + 2 0 ) . n EJ n EJ n Подставим полученные значения произвольных постоянных в выражение (A) Q M M Q x ϕ y = 0 + 3 0 sin nx + 2 0 cos nx + y 0 − 2 0 − 2 0 n n EJ n EJ n EJ n EJ и после небольших преобразований, получим:

  yx   (*)     

ϕ0

Q M0 (cosnx − 1) + 3 0 (sinnx − nx) 2 n n EJ n EJ M0 Q0 sin nx + 2 (cosnx − n) y′ = ϕ x = ϕ0 cosnx − (11.1) nEJ n EJ Q EJy′′ = −M x = ϕ0 nEJ sin nx + M 0 cosnx + 0 sin nx n EJy′′′ = Qx = ϕ0 n 2 EJ cosnx − M 0 n sin nx + Q0 cosnx

= y0 +

sin nx +

Получены формулы для прогибов, углов поворота, изгибающих моментов и поперечных сил в форме метода начальных параметров - y 0 , ϕ 0 , M 0 , Q0 ; используя эти формулы можно найти критическую силу для стержней с любыми граничными условиями, в том числе и при упруго закрепленных концах. Примеры использования формул метода начальных параметров для определения критических сил

Пример 1. (рис. 33) Граничные условия: x = 0, M 0 = 0, Q0 = 0; x = l , y e = 0, ϕ e = 0; Используя первое и второе Рис. 33 уравнения из (*), составим: sin nl sin nl    y + ϕ0 =0 1,   ; D=  n n  = 0;   ϕ 0 cos nl = 0  0, cos nl 

32

D = cos nl = 0, n2 =

Pкр EJ

;

nl = Pкр =

π 2

π 2 EJ 4l

Пример 3 (рис. 35)

; 2

Граничные условия: x = 0, y 0 = 0, M 0 = 0; x = l , y e = 0, ϕ e = 0;

.

Пример 2. (рис.34) Граничные условия: x = 0, y 0 = M 0 = 0 y e = 0, Me = 0 x = l, Подставляя в первое и третье уравнения (*), получим: sin nl − nl  sin nl ϕ 0 n + Q0 ( n 3 EJ ) = 0 ;  Q  ϕ 0 nEJ sin nl + 0 sin nl n  sin nl − nl   sin nl ,   n n 3 EJ  = 0 D= sin nl   nEJ sin nl ,   n   2 2 sin nl  sin nl − sin nl ⋅ nl   = sin 2 nl − sin 2 nl + sin nl ⋅ nl = 0 D= −  2 n2 n  

Рис. 34

так как nl = 0, то sin nl = 0, nl = π , Pкр =

π 2 EJ l2

.

Подставляя в первое и второе уравнение (*), получим:

Рис. 35

Q0  sin nl ϕ 0 n + n 3 EJ (sin nl − nl ) = 0 ;  Q  ϕ 0 cos nl + 2 0 (cos nl − 1) = 0 n EJ   sin nl sin nl − nl  ,   3 n n EJ  =0 D=  cos nl , cos nl − 1    n 2 EJ   D = sin nl ⋅ cos nl − sin nl − sin nl ⋅ cos nl + cos nl ⋅ nl = 0 Tqnl = nl , nl = 4,493,

Pкр =

(4,493) 2 EJ l2

.

Пример 4 (рис.36) Граничные условия: x = 0, y 0 = 0, ϕ 0 = 0; x = l , y e = 0, ϕ e = 0; Из первого и второго уравнений (*) получим: 33

cos nl − 1 sin nl − nl  M 0 n 2 EJ + Q0 n 3 EJ = 0 ;  sin nl cos nl − 1  − M0 + Q0 =0 nEJ n 2 EJ 

Рис. 36 D = ((cos nl − 1)(cos nl − 1) + sin nl (sin nl − nl )) = 0 cos 2 nl − cos nl − cos nl + 1 + sin 2 nl − sin nl ⋅ nl = 0 − 2 cos nl + 2 − sin nl ⋅ nl = 0 nl = 2π 4π 2 EJ . Pкр = l2 Пример 5 (рис. 37)

Граничные условия: x = 0, y 0 = M 0 = 0; x = l, y e = 0,

ϕe = φ =

δ a

Рис. 37 sin nl − nl   sin nl , , 0   3 n n EJ   cos nl − 1 1   cos nl , , − =0 D=  a  n 2 EJ   sin nl , 2rII a   nEJ sin nl , n  

,

M e = −2rII δa Из первого, второго и третьего уравнений (*) получим: Q0  ϕ0  n sin nl + n 3 EJ (sin nl − nl ) = 0  Q0 δ   ϕ 0 cos nl + 2 (cos nl − 1) = ; a n EJ  Q 0 ϕ nEJ sin nl + sin nl = −2rII δa 0 n 

cos nl − 1 1 sin nl − nl , − 2 a − cos nl n 3 EJ n EJ sin nl sin nl , 2rII a , n n sin nl − 1 , 0 3 + nEJ sin nl n EJ =0 cos nl − 1 1 , − a n 2 EJ sin nl D= n

0 2rII a

34

sin nl  cos nl − 1  sin 2 nl 1 sin nl − nl 2rII a − cos nl  2 2rII a + 2 n  n EJ  a n n 3 EJ sin nl ⋅ cos nl ⋅ 2rII a sin nl nEJ sin nl sin nl − nl − == − 3 2rII a 3 a n EJ n 3 EJ n EJ 2 sin nl cos nl sin nl cos nl ⋅ nl sin 2 nl r a r a + − 2 + 2 − + II II an 2 n 3 EJ n 3 EJ an 2 sin nl ⋅ 2rII a cos nl ⋅ nl ⋅ 2rII a sin nl ⋅ nl sin nl ⋅ nl + =− + + =0 2 an n 3 EJ n 3 EJ an 2 2rII a 2r al l + tqnl + 2II = 0 3 an n EJ n EJ 2 2rII a ln tqnl = − (**) 2 l ⋅ n EJ − 2rII a 2 Из формулы (**) при известных величинах a, l , rII , EJ путем подбора определяется « nl » и после этого Fкр . − tqnl ⋅

Частные случаи: 1) rII = 0

tqnl = 0, nl = iπ

Pкрmin = 2) rII = ∞

(i = 1,2,3,...)

π EJ 2

l2

.

tqnl = nl ; nl = 4,493

Pкр

2 ( 4,493) EJ = .

l2

12. Устойчивость рам

При рассмотрении вопросов устойчивости рам, также как и других систем, необходимо различать два типа задач. 1) потеря устойчивости первого рода; 2) потеря устойчивости второго рода (потеря несущей способности). Постановка задач и схема решения при расчете на потерю устойчивости первого рода

При исследовании устойчивости принимаются следующие допущения: 1. Рассматривается только узловая нагрузка, не вызывающая поперечного изгиба стержней. 2. Стержни считаются не сжимаемыми не растяжимыми. 3. Изменениями расстояния между концами стержня, которое получается благодаря его изгибу, пренебрегаем. 4. При расчете учитываются только нормальные силы, возникающие до потери устойчивости, то же относится и к поперечным силам. Все указанные допущения, кроме первых двух, можно принять на основании того, что в момент потери устойчивости все перемещения рассматриваются весьма малыми. Что касается первого допущения об исключительно узловой нагрузке, то здесь уместно провести аналогию с простыми сжимаемыми стержнями. Подобно тому, как в про35

стых сжимаемых стержнях не может иметь место практический случай строгого центрального сжатия, так и в рамах не может иметь место строго узловая нагрузка. Но известно, что внецентренная нагрузка в прямом стержне создает продольно-поперечный изгиб, при котором перемещения начинают весьма быстро нарастать при приближении сжимающей силы к величине критической. То же имеет место в рамах при поперечном изгибе её стержней. Поэтому определение критических сил в стержнях рамы при идеализированном нагружении, как и в простом, прямом стержне, является необходимым для оценки устойчивости при всех других видах загружения рамы. Следует особо отметить, что постановка исследования устойчивости рам, считая элементы рамы только сжатыми, весьма приближенна, поскольку даже при узловых нагрузках (а такие нагрузки встречаются редко) собственный вес ригелей, как бы мал он не был, создает в самом начале нагружения деформированное состояние рамы с изгибом элементов. Еще в большей степени это замечание относится к рамам, несущим нагрузку на ригелях, поскольку и такие рамы часто обследуются на устойчивость путем замены данной нагрузки узловой. В таких случаях узловая нагрузка подбирается так, чтобы продольные силы от неё в элементах рамы до потери устойчивости были равны продольным силам от заданной в общем виде нагрузки. Более грубо, узловая нагрузка получается путем замены заданной нагрузки по правилу рычага. Такой приближенный расчет рам на устойчивость при узловых нагрузках способен лишь указать на самые большие и обычно не достижимые значения продольных сил в элементах рамы, при которых происходит потеря её устойчивости в упругой стадии. Рассмотрим раму, представленную на рисунке 38.

Пока нагрузка меньше критической, возможной единственной формой равновесия будет прямолинейная форма, показанная на рисунке 38 сплошной линией. При критическом значении нагрузки, кроме прямолинейноРис. 38 го положения равновесия, возможно ещё другое, изогнутое равновесное состояние (на рис. 38 показано пунктирной линией). Задачей расчета является определение критической нагрузки, по которой при заданном коэффициенте запаса можно определить расчетную нагрузку. Поскольку новое изогнутое состояние есть состояние равновесия, расчет может быть произведен любым из методов, в том числе методом сил или методом перемещений. При выборе основной системы следует всегда стремиться к тому, чтобы в основной системе не возникало изгибающих моментов от заданной нагрузки. При отсутствии моментов от нагрузки в основной системе все свободные члены канонических уравнений равны нулю и система уравнений приобретает вид: Для метода сил:  X 1δ 11 + X 2δ 12 + ... + X nδ 1n = 0   X 1δ 21 + X 2δ 22 + ... + X nδ 2 n = 0  X δ + X δ + ... + X δ = 0 2 n2 n nn  1 n1 Для метода перемещений: 36

 Z 1 r11 + Z 2 r12 + ... + Z n r1n = 0  Z 1 r21 + Z 2 r22 + ... + Z n r2 n = 0 Z r + Z r + ... + Z r = 0 2 n2 n nn  1 n1 В этих уравнениях δ ik , rik , соответственно, перемещения и реакции по направлению I от единичных лишних неизвестных при наличии продольных сил в стержнях. Таким образом, в δ ik , rik входит параметр нагрузки F.

В изогнутом равновесном состоянии X i = 0, Z i = 0 , система же линейных однородных уравнений дает ненулевое решение для неизвестных только при равенстве нулю определителя, составленного из коэффициентов при неизвестных. Составляем определитель и, приравняв его к нулю, получаем так называемое уравнение устойчивости, из которого определяется критический параметр нагрузки.  r11,  δ 11 , δ 12 ...δ 1n     D =  δ 21 , δ 22 ...δ 2 n  = 0 или D =  r21, r  δ , δ ...δ  n2 nn   n1  n1,

r12 ...r1n   r22 ...r2 n  = 0 rn 2 ...rnn 

В расчетах на устойчивость для большинства типов рам метод перемещений требует более простых и менее трудоемких вычислений, чем метод сил. 13. Расчет рам на устойчивость методом перемещений

Выбор основной системы при расчете рам на устойчивость ничем не отличается от выбора основной системы при статическом расчете на прочность.

Так как мы рассматриваем рамы только с узловой нагрузкой, то реактивные моменты и усилия в фиктивных (поставленных) связях от нагрузок равны нулю и система канонических уравнений является однородной системой:  Z 1 r11 + Z 2 r12 + ... + Z n r1n = 0  Z 1 r21 + Z 2 r22 + ... + Z n r2 n = 0 Z r + Z r + ... + Z r = 0 2 n2 n nn  1 n1 Два решения этой системы: 1) Z 1 = Z 2 = ... = Z n = 0 соответствует отсутствию изгиба до потери устойчивости. 2) Z 1 = 0, Z 2 = 0, ...Z n = 0 решение возможно, если  r11 , r12, ...r1n    D =  r21 , r22, ...r2 n  = 0  r , r ...r  n 2, nn   n1 Уравнение, полученное после раскрытия определителя, есть уравнение устойчивости. 13.1. Вычисление реакций

Вычисление реакций от единичных смещений фиктивных связей должно быть проведено с учетом влияния сжимающих сил. Так как выбором основной системы все стержни рамы превращаются в обособленные однопролетные балки двух типов: с двумя заделками по концам и заделкой на одном и шарнирном опирании на другом конце (как при статическом расчете) то, используя уравнения метода начальных параметров, произведем расчет данных балок. 37

Пример 1 (рис. 39). При наличии продольной силы Fкр произведем поворот заделки A на Z=1.

4 EJ 6 EJ ϕ 2 (υ ); Q A = − 2 ϕ 4 (υ ); M B = M A − Q Al ; l l 2 EJ 6 EJ ϕ3 (υ ); QB = − 2 ϕ 4 (υ ); Q A = QB . MB = l l

MA =

Пример 2 (рис. 40). Произведем смещение правой заделки на Z=1 с учетом Fкр.

Рис. 39 Граничные условия: При x = 0, y 0 = 0, ϕ 0 = Z = 1. При x = l , y e = 0, ϕ e = 0. Подставим эти значения в первые два уравнения системы (11.1): M 0 = M A , Q0 = Q A . sin nl cos nl − 1 sin nl − nl MA + − QA = 0 ; 2 n n EJ n 3 EJ cos nl cos nl − 1 MA + cos nl − QA = 0 . nEJ n 2 EJ Fкр Решая совместно и введя обозначение υ = nl = l , EJ получим:

Рис. 40 Граничные условия: При X = 0 y 0 = ϕ 0 = 0 . При X = 0 ϕ l = 0 y l = 1 . Подставляя в первое и второе уравнения системы (11.1) и решая, находим: 6 EJ 6 EJ ϕ (υ ); M B = ϕ 4 (υ ); MA = 4 l2 l2 12 EJ η 2 (υ ); QB = Q A . QA = l3 38

Пример 3 (рис.41).

Рис. 41 Граничные условия: При X = 0, y 0 = 0 ϕ 0 = Z = 1 . При X = l , y e = 0, M e = 0 . Подставляя в первое и третье уравнение системы (11.1) и решая, получим: 3EJ 3EJ MA = ϕ 1 (υ ); Q A = 2 ϕ1 (υ ); QB = Q A . l l Пример 4 (рис.42). Граничные условия: При X = 0, y 0 = 0 ϕ 0 = 0 При X = l , y e = Z 1 = 1 M e = 0 Подставляя в первое и третье уравнение системы (11.1) и решая, получим:

Рис. 42 MA =

3EJ l2

ϕ1(υ ); QA =

3EJ l3

η1(υ ); QA = QB .

13.2 Примеры расчетов

Пример 1 (рис. 43). Требуется найти критическую силу. Основная система и единичные эпюры показаны на рис. 44. Продольная сила в ригеле равна нулю, в стойке F. Каноническое уравнение имеет вид Z1r11 = 0 так как Z 1 ≠ 0, то r11 = 0 - уравнение устойчивости. 4 EJ 3 ⋅ 2 EJ r11 = ϕ2 (υ ) + = 0; 4 3 EJϕ 2 (υ ) + 2 EJ = 0 .

39

Рис. 43

Рис. 44

ϕ 2 (υ ) + 2 = 0, так как EJ ≠ 0 . Из таблицы функций метода перемещений находим

υ = 5,66.

υ 2 EJ

5,66 2 EJ = ; 42 l2 коэффициент свободной длины стойки (µ) найдем: υ 2 EJ π 2 EJ π 3,14 = ; µ= = = 0,555 , 2 2 υ 5,66 ( µl ) l то есть стойка работает в условиях, близких к полному защемлению верхнего конца (как и следовало ожидать, ввиду большой жесткости ригеля). Расчетная длина стойки l0 = µl = 0,555 ⋅ 4 = 2,22 м является исходной величиной для нахождения коэффициента продольного изгиба ϕ в зависимости от расчетной гибкости и материала стержня по таблицам из СниП. Пример 2 (Рис. 45). Требуется определить критический параметр нагрузки. Основная система и единичная эпюра представлены на рисунке 45. Pкр =

Рис. 45 40

 Z1r11 + Z 2 r12 + Z 3 r13 = 0  Z1r21 + Z 2 r22 + Z 3 r23 = 0 Z r + Z r + Z r = 0 2 32 3 33  1 31  r11 , r12 , r13    D =  r21 , r22 , r23  = 0 r , r , r  32 33   31

Во всех трех стойках будут различные величины υ, так как продольные силы и длина различны. P 1) для левой стойки υ1 = 4 =υ , EJ 2) для средней стойки υ 2 = 3

P = 0,75υ , EJ

2P = 1,41υ . EJ На единичных эпюрах при коэффициентах ϕ1 (υ ), ϕ 2 (υ ), ϕ 4 (υ ) поставлены в скобках те же значения (υ), которым эти коэффициенты соответствуют. Значения коэффициентов: 4 EJ r11 = ϕ 2 (υ1 ) + 2 EJ = EJ [ϕ 2 (υ ) + 2]; 4 4 EJ r22 = ϕ 2 (υ 3 ) + 2 EJ = EJ [ϕ 2 (1,41υ + 2]; 4 12 EJ η1(υ2 ) = [η2 (υ1) + η2 (υ3 )] + 3EJ r33 = 3 4 33 = EJ [0,187(η 2 (υ ) + η2 (1,41υ ) + 0,111η1(0,75υ ))]; 6 EJ r12 = r21 = 0, r13 = r31 = − 2 ϕ 4 (υ1 ) = − EJ ⋅ 0,37ϕ 4 (υ ) ; 4

3) для правой стойки υ 3 = 4

6 EJ ϕ 4 (υ 3 ) = −0,375EJϕ 4 (1,41υ ) ; 42 D = r11 ⋅ r22 ⋅ r33 − r132 r22 − r232 r11 = 0 . Подставим в это уравнение найденные значения коэффициентов и, произведя небольшие преобразования, получим сложное трансцендентное уравнение (так называемое уравнение устойчивости), которое надо решить путем подбора: 12[η 2 (υ ) + η 2 (1,41υ )] + 7,11η1 (0,75υ ) = r32 = r23 = −

9[ϕ 4 (υ )] [2ϕ 2 (1,41υ ) + ϕ 3 (1,41υ )] = + . ϕ 2 (υ ) + 2 ϕ 2 (1,41υ ) + 2 Раньше чем задаться каким-то значением υ, целесообразно посмотреть, в каких пределах оно может изменяться. Левая стойка рамы находится в таких условиях, что её верхний конец может смещаться по горизонтали (но смещению сопротивляется жесткость других стоек) и упруго поворачиваться (повороту сопротивляется жесткость ригеля), следовательно, критическая сила стойки рамы будет выше, чем для стержня, показанного на рисунке 46, б. Находим значение υ для этих двух случаев. Для случая а: π 2 EJ υ 2 EJ = 2 , Pкр = 4l 2 l 2

2

откуда υ =

Рис. 46

π

2

= 1,57 .

Для случая б: 4π 2 EJ υ 2 EJ = 2 , Pкр = l2 l откуда υ = 2π = 6,28 . 41

В нашем случае 6,28 φ υ φ 1,57 . Так как диапазон все ещё достаточно широк, отметим, что возможность горизонтальных смещений значительно уменьшает жесткость системы и поэтому целесообразно задаваться значением, более близким к нижнему пределу. 1) Задаемся значениями υ = 2; 1,41υ = 2,82; 0,75υ = 1,5 По таблице находим: ϕ 2 (υ ) = 0,8590; ϕ 2 (1,41υ ) = 0,7016; ϕ 3 (1,41υ ) = 1,1744; ϕ 4 (υ ) = 0,9313; η (0,75υ ) = 0,0893; η 2 (υ ) = 0,598; η 2 (1,41υ ) = 0,1965. Обозначив левую часть уравнения устойчивости буквой A, правую – буквой B, получаем: A1 = 12[0,598 + 0,197] + 7,11 ⋅ 0,0893 = 10,167 9 ⋅ 0,9313 2 (2 ⋅ 0,7016 + 1,1745) 2 B1 = + = 5,20 0,8590 + 2 0,7016 + 2 2) Задаемся значениями υ = 2,5; 1,41υ = 3,52; 0,75υ = 1,88; ϕ 2 (υ ) = 0,772; ϕ 2 (1,41υ ) = 0,495; ϕ3 (1,41υ ) = 1,327; ϕ 4 (υ ) = 0,8909; η1 (0,75υ ) = −0,4420; η 2 (υ ) = 0,3701; η 3 (1,41υ ) = −0,2602. A 2 = −1,84; B 2 = 4,73. Построим график изменения величин A и B, считая их изменяющимися по линейному закону в небольшом диапазоне υ (2,5> υ < 2,0) (рис. 46). Принимаем υ=2,23. Критический параметр нагрузки: υ 2 EJ 2,23 2 EJ = 0,311EJ . Pкр = 2 = l 42

Коэффициенты свободных длин стоек: π 3,14 µ1 = = = 1,41, υ1 2,23 3,14 π = 1,87, µ2 = = υ1 0,75 ⋅ 2,23 3,14 π = = 1,0. µ3 = υ 3 1,41 ⋅ 2,23 13.31. Использование симметрии

В методе перемещений использование симметрии при расчете на устойчивость возможно только при симметричной нагрузке. При симметричной нагрузке в момент потери устойчивости возможны как симметричные, так и кососимметричные формы потери устойчивости. В общем случае невозможно заранее установить, какому виду деформации соответствует наименьшая критическая нагрузка, поэтому приходится рассматривать оба вида деформации. Пример: (рис.47). Z 1 r11 + Z 2 r12 + Z 3 r13 = 0 Z 1 r21 + Z 2 r22 + Z 3 r23 = 0 Z 1 r31 + Z 2 r32 + Z 3 r313 = 0 D1 = r11 = 0 r  r D2 =  22 23  = 0  r32 r33  Так как в крайних стойках нет продольной силы, то r11 φ 0 , следовательно, Z 1 = 0 и рама теряет устойчивость по кососимметричной форме. 42

r22 = 3EJ 2 = 6 EJ ; 3EJ 12 EJ r33 = 3 2 + 3 h1 (υ ) = EJ [0,375 + 0,111h1 (υ )]; 4 3 6 EJ r23 = r32 = − 2 2 = −0,75 EJ ; 4 r22 r33 − r23 = 6[0,375 + 0,111h1 (υ )] − 0,75 2 = 0 ; h1(υ ) = −2,53; υ = 2,88 ; Pкр =

2,882 EJ 32

Коэффициент длины: µ =

= 0,92 EJ .

π 3,14 = = 1,09 . υ 2,88

14. Расчет рам на устойчивость методом сил

Для получения однородной системы уравнений основная система должна быть выбрана так, чтобы в ней не возникало изгибающих моментов от заданной узловой нагрузки. В критическом состоянии рама изгибается и элементах её возникают изгибающие моменты (рис.48).

а) Рис. 47

б) Рис. 48 43

С учетом предыдущего принимаем основную систему по рисунку 48 б. Канонические уравнения имеют вид: X1δ11 + X 2δ12 = 0 X1δ 21 + X 2δ 22 = 0. так как X 1 ≠ 0 X 2 ≠ 0 , то

δ  δ D =  11 12  = 0 .  δ 21 δ 22  При вычислении перемещений учитывается влияние продольной силы на изгибные деформации. Первостепенное значение будет иметь упрощение вычислений коэффициентов. Если, пользуясь формулой Мора, ограничиться только M M dx где эпюра M i будет состоять членом δ ik = ∑ ∫ i k EJ только из прямолинейных участков, а эпюра M k («грузовая» т.е. построенная с учетом продольной силы) – будет криволинейна на тех стержнях, где есть продольная сила. Наиболее прост интеграл Мора вычисляется в тех случаях (основных системах), в которых сжатые стержни представляют собой простые балки с шарнирно-опертыми не смещающимися концами или балки, защемленные одним концом. 14.1 Правила вычисления перемещений (интеграла Мора) при расчете на устойчивость методом сил

а) Стержень заделан одним концом (рис. 49).

Рис. 49 Стержень нагружен произвольной поперечной силой Q0 = e , произвольным моментом M 0 = C и продольной силой Fкр . Эпюра изгибающих моментов будет криволинейна, причем момент в заделке M В = C + el + Pкр y a = d + Pкр y a , где d – момент от поперечной нагрузки. Выражение для изгибающего момента в произвольном сечении M kX получим, воспользовавшись уравнениями метода начальных параметров. При x = l ; ϕ e = 0 подставим во второе уравнение, получим: ne = υ . sin nl cos nl − 1 C+ cos nl ⋅ ϕ a − = 0; nEJ n 2 EJ 44

cosυ − 1 l 2 tqυ l e = ϕa . C− υ EJ cosυ υ 2 EJ Подставим значение ϕ а в третье уравнение, получим:  C (υ sin υ − 1) + d  υx + sin = M kx .  l  l υ cosυ  Эпюра M i от единичного воздействия всегда прямолинейна и момент в произвольном сечении равен: b−a M kx = a + x. l Таким образом: e e b−a  υx  ′ M M dx c x dx + = ∫ i k ∫ cos  a + l l   0 l С cos

+

υx

X 1δ 11 + X 2δ 12 = 0 X 1δ 21 + X 2δ 22 = 0

δ 12  δ  = 0 D =  11 δ δ 21 22  

C (υ sin υ − 1) + d e υx  b−a  x dx = (*) ∫ sin  a + l  l υ cosυ  0

bdl acl  adl bcl  Θ1(υ ) + Θ 2 (υ ) +  + Θ3 (υ ). 3 3 6   6 Формула (*) показывает, что при определении перемещений в стержне, заделанным одним концом, следует учитывать эпюру моментов только от действия поперечных нагрузок; влияние сжимающей силы Pкр учитывается поправочными коэффициентами Θ1 (υ ), Θ 2 (υ ), Θ 3 (υ ) . Вычисление перемещений производиться перемножением одноименных треугольников I и I ′ и II и II ′ с поправочными коэффициентами Q1 (υ ), Q2 (υ ) и разноименных треугольников I на II и II ′ на I с поправкой Q3 (υ ) . Пример (рис. 50). Основную систему выбираем, разрезая раму по шарниру =

Рис. 50 45

M 1 M 1 dx M M ′dx = ∑∫ 1 1 EJ EJ На стержнях AC, ВD поперечной нагрузкой Q = e = X 1 = 1. M c = M D = C = 0. 4⋅4 2 4 128 δ 11 = Θ1 (υ ) ⋅ 2 = Θ1 (υ ) 2 3 EJ 3EJ M =C =3 Q=0

Подставим в третье уравнение и после преобразований получим: C  υx υx  d  sin . M iX = C cos +  − l  sin υ tqυ  l Таким образом: l  d b−a  C  l υx υx   = + + − M M dx C a x dx cos   ∫ k i ∫  sin υ tqυ  ∫ sin l × l l    0 0

M 1 M 2 dx M M ′ dx M M ′dx = ∑∫ 1 2 = ∑∫ 2 1 = EJ EJ EJ 4 ⋅ 3 2 Q1 (υ ) 4 ⋅ 3 1 Q3 (υ ) 3 3 ; =− − 2 3 EJ 2 3 EJ M M ′ dx 3 ⋅ 3 2 1 3 ⋅ 4 2 1 + Q1 (υ ) + δ 22 = ∑ ∫ 2 2 = 3 3 EJ 2 3 EJ 2 3 EJ 3⋅ 4 2 1 3⋅ 4 1 1 9 12 6 + = + 3 Q2 (υ ) + 3 Q1 (υ ) + Q3 (υ ) 2 3 EJ 2 3 EJ EJ EJ EJ

b−a    aCl bdl   bCl adl  + ×a + x dx =  + Θ4 (υ ) +  Θ5 (υ ). l 3  6     3  6 Перемножаются только трапеции эпюр моментов M k и M i от поперечной нагрузки, без учета эпюры от сжимающей силы, влияние которой учитывается поправочными коэффициентами Θ 4 (υ ) и Θ 5 (υ ) , т.е. перемножаются одноименные треугольники I и I ′ , II и II ′ с Θ 4 (υ ) и разноименные I и II ′ , II и I ′ с поправкой Θ 5 (υ ) . Рассмотренных двух случаев достаточно для Рис. 51 применения метода сил в расчетах на устойчивость. Другие случаи вычисления перемещений (вычисления интеграла Мора) более сложные и здесь не будут рассматриваться.

δ 11 = ∑ ∫

δ 12 = ∑ ∫

б) Стержень шарнирно - опертый по концам (рис. 51). yA = 0 ϕ0 = ϕ A d −C M 0 = M A = C ; Q0 = ; l X = l; y B = yl = 0 Подставим в первое уравнение: sin nl cos nl − 1 sin nl − nl d − C 0 = 0+ ϕA + 2 ; C+ n l n EJ n 3 EJ υd υl  l  Cυ Cυ + −d +l + − . ϕ A = 2 − sin υ sin υ  υ EJ  tqυ sin υ X =0

46

15. Дополнительные замечания к выбору основной системы

Подводя итоги вышесказанному, необходимо выделить основные требования к основной системе метода сил. 1) В основной системе от нагрузки (узловой) изгибающие моменты должны отсутствовать. 2) Сжатые продольной силой стержни должны быть двух типов, вычисление интегралов для которых мы рассмотрели. 3) Основная система и характер её деформирования не должны противоречить форме искривления заданной системы при потере устойчивости, т.е. она не должна быть «ложной». Пример (рис. 52).

Истинная форма потери устойчивости

Рис. 52 Для схемы а): δ n =

l l 2l l3 Θ1 (υ )2 = Θ1 (υ ) ; 2232 6 EJ

l3 ≠ 0 Θ1 (υ ) = 0 υ = 4,49 ; 6 EJ 20,2 EJ . Pкр = l2 1l 2 1 1Θ 4 (υ )2 Θ 4 (υ ); Для схемы b): δ 11 = 23 EJ Θ 4 (υ ) = 0 υ = 3,14 ; 9,87 EJ . Pкр = l2 16. Устойчивость арок

а) Вызывает смещение сечения стержня

b) Вызывает поворот сечения стержня

16.1. Дифференциальное уравнение равновесия кругового стержня Рассмотрим бесконечно малый элемент кривого бруса ab с центральным углом dφ и радиусом ρ (рис. 53). υ - перемещение точки a по нормали, ω - перемещение точки a по касательной, υ+dυ - перемещение точки b по касательной, ω+dω - перемещение точки b по нормали, 47

a1b1, dφ, ρ - новые параметры (после перемещения), Θ угол между касательными в точке a и a1, Θ1 угол между касательными в точке b и b1, Θ1 − Θ = dϕ 1 − dϕ , dΘ = Θ1 − Θ = dϕ 1 − dϕ , dS = ρdϕ , dS1 = ρ1 dϕ . dΘ M 1 1 = − =− (1) dS ρ 1 ρ EJ

dϕ + (υ + dυ )sin dϕ + (ω + dω ) cos dϕ − 2 dϕ   − dS1 sin  Θ + 1  − ω = 0 2   Учитывая бесконечную малость первого порядка, будем иметь: dS + dυ − ωdϕ = dS1 cos Θ   υdϕ + dω = dS1 sin Θ

∑ Y =dS sin

Считая dS = dS1 по малости углов Θ получим:  dυ ω  dυ ω dϕ =  dS − dS = 0  dS ρ  υ dω υdϕ dω  + =Θ  + =Θ  ρ dS dS  dS Для кругового бруса с радиусом η получим: d 2ω ω M или + 2 =− 2 EJ η dS Рис. 53 Составим теперь проекцию замкнутой линии abcb ′a ′da на координатные оси. dϕ ∑ X = dS cos 2 + (υ + dυ )cos dϕ − (ω + dω )sin dϕ − dϕ   − dS1 cos Θ + 1  − υ = 0 2  

Mη 2 d 2ω + = − - дифференциальное уравнение равновеω EJ dS 2 сия бруса, очерченного по окружности в полярных координатах.

48

16.2. Устойчивость круговой двухшарнирной арки при гидростатическом давлении

Круговая двухшарнирная арка при радиальной равномерно распределенной нагрузке испытывает во всех сечениях центральное сжатие. При достижении нагрузкой q критического значения она теряет устойчивость деформации сжатия и искривляется.

Рис. 54 α

α

0

0

Rq = 2 ∫ qdS cos ϕ = 2 ∫ qr cos ϕdϕ = 2qr sin α

∑y=0

− 2 N sin α + 2qr sin α = 0 N = rq

Продольная сила в любом сечении равна N = qr . При этом значении N - изгибающий момент в любом сечении M ϕ = N ⋅ w = qRw . Дифференциальное уравнение изгиба принимает вид:

 d 2w qR 3  qR 3  = 0 обозначим n = 1 + ; + w1 + EJ dϕ 2 EJ   w′′ + n 2 w = 0 интеграл этого уравнения: w = A cos nϕ + B sin nϕ . ϕ = 0; w = 0; ϕ = α ; w = 0. откуда При A = 0; B sin nα = 0 . Так как B ≠0, sin nR = 0; nα = π ,2π ,....nπ наименьшему значению критической нагрузки соответствует nα = π ; отсюда:  qR 3 EJ  π 2 π2  2 − 1 (*) = + = q 1 ; кр 2 3  EJ α R α  π EJ В частном случае при α = получаем q кр = 3 3 . Для 2 R пологих арок, когда угол α мал по сравнению с π, в формуле (*) можно отбросить единицу, тогда получаем приближенное значение критической нагрузки π 2 EJ q кр = 2 3 ; α R 2 π EJ ; αR = S - длина дуги полуарки. N кр = q кр R = (αR) 2 π 2 EJ , N кр = S2 1 1  Таким образом, для пологой арки  ≤  критическая l τ  продольная сила может быть подсчитана по обычной формуле Эйлера, как для стержня, шарнирно-опертого по концам с длиной, равной половине длины дуги арки. π Пример: Для 2α = 60 0 имеем α = 30 0 = ; 6

    2 π EJ EJ EJ  = (36 − 1) = 35 . qкр = − 1 2 3 3  R3  R R    π     6  16.3. Устойчивость бесшарнирной арки

Для случая, когда концы арки заделаны, наименьшей критической нагрузке соответствует кососимметричная деформация оси (рис.55). Задача отличается от предыдущей наличием моментов в заделке M 0 . Превратив бесшарнирную арку в двухшарнирную и приложив момент M 0 в сечения A и B, получим в каждой точке двухшарнирной арки дополнительные изгибающие моменты. В произвольном сечении на расстоянии x 2x M X = −M 0 l X = R sin ϕ ; l = 2 R sin α , то sin ϕ M X = −M 0 sin α Полный изгибающий момент в любом поперечном сечении равен sin ϕ M ϕ = qRw − M 0 ; sin α Дифференциальное уравнение равновесия принимает вид:

Рис. 55 d 2w

R2  sin ϕ   qRw − M 0 ; 2 EJ  sin α  dϕ  R3q  M 0 R 2 sin ϕ d 2w = . + w1 +   sin EJ EJ α dϕ 2   +w=−

M 0R2 R 3q C = и . Обозначим: n = 1 + EJ EJ sin α 50

d 2w + n 2 w = C sin ϕ (*); 2 dϕ w = w1 + w2 , где w1 - общее решение однородного уравнения w′′ + n 2 w = 0 w1 = A cos nϕ + B sin nϕ . Частное решение имеем в виде: w2 = C1 sin ϕ + C 2 cos ϕ   ″ w2 = C1 cos ϕ − C 2 sin ϕ  ″ w2 = −C1 sin ϕ − C 2 cos ϕ  Подставим в дифференциальное уравнение (*): − C1 sin ϕ − C 2 cos ϕ + n 2 C1 sin ϕ + n 2 C 2 cos ϕ = C sin ϕ Тогда

− С1 + n 2 C1 − C = 0  2  − C2 + n C2 = 0

C 2 (n 2 − 1) = 0 т.к. (n 2 − 1) ≠ 0, то C 2 = 0 C , C1 (n 2 − 1) = C и C1 = 2 n −1 Получили полное решение: C w = A cos nϕ + B sin nϕ + 2 sin ϕ n −1 В отличие от двухшарнирной арки необходимо три граничных условия для определения производных постоянных: A, B и C. Дополнительным граничным условием будет равенство нулю угла поворота в заделке. При ϕ = 0 w = 0 . При ϕ = α w = 0 w′ = 0 .

Первое условие дает A = 0 и два других C   B sin nα + n 2 − 1 sin α = 0  C  Bn cos nα + 2 cos α = 0 n −1  1 sin nα , sin α 2 1 − n = 0 (**), D= 1 n cos nα , cos α n2 −1 откуда sin nα cos α − n cos nα sin α = 0 и tqnα ⋅ ctqα = n . Это уравнение дает возможность определить (n), а следовательно, и критическую нагрузку. qR 3 получим: EJ EJ q кр = 3 (n 2 − 1) R Значения (n) приведены в таблице при разных α. Характеристическое уравнение решается путем подбора. Возьмем арку с центральным углом 2α = 60 0 . Тогда ctqα = ctq30 0 = 1,73 и уравнение (**) приобретает вид: n = 1,73tqnα (***) Обозначив правую часть полученного уравнения через A и давая (n) различные значения, получаем: A = 1,73tq 210 0 = 1,73 ⋅ 0,978 = 1,0 n = 7′ A = 1,73tq 210 0 = 1,73 ⋅ 1,73 = 3,0 n=8 При 3  A = tq π 1,73 =∝ n=9 2  n = 8,625 A = 1,73tq 258 0 45′ = 8,7 Из формулы n = 1 +

51

Рис. 56 На рисунке 56 представлен график решения уравнения (***). Приняв n = 8,625 , получаем EJ EJ q кр = (8,625 2 − 1) 3 = 73,3 3 . R R Сравнивая результат с предыдущим примером, видим, что при 2α = 60 0 бесшарнирная арка оказалась в 2,09 раза устойчивее двухшарнирной.

′ q′′ = 2,09qкр

Рис. 57 16.4. Устойчивость трехшарнирной арки

а)

52

16.5. Одношарнирная балка

б) Рис. 58 На рисунке 58 (а, б) показаны пунктиром два возможных вида потери устойчивости. В первом случае характер изгиба совпадает с типовым в двухшарнирной арке, поэтому критическая нагрузка определяется по формуле:  EJ  π 2 q кр = 3  2 − 1 . R α  Во втором случае имеет место симметричная форма изгиба с вертикальным перемещением шарнира С. Опыты показали, что для круговой трехшарнирной арки наименьшей критической нагрузке соответствует симметричная форма изгиба. Наименьшая критическая нагрузка определяется по формуле (акад. Динник): 4υ 2 − α 2 EJ q кр = , α2 R3 tqυ − υ 4(tqα − α ) где υ - определяется из = или 3 3

υ

k=

4υ − α 2

α2

2

- коэффициент устойчивости.

α

Меньшая критическая нагрузка получается при симметричной форме изгиба, как в трехшарнирной арке. Критическая нагрузка вычисляется так же, как и трехшарнирной арки. Во всех рассмотренных выше случаях критическая нагрузка для круговых арок может быть выражена формулой: EJ q кр = k 3 , R EJ а нормальная сила: N = k 2 . R

Рис. 59 значения коэффициента устойчивости k в зависимости от α приведены в таблице: 2α

Бесшарнирная арка k = n2 −1

Двухшарнирная арка

π2 k = 2 −1 α

Трехшарнирная арка 4υ 2 − α 2 k= 2

α

Таблица Одношарнирная арка 4υ 2 − α 2 k= 2

α

53

30 60 90 120 150 180

294 73,3 32,4 18,1 8

143 35 15,0 8 4,76 3,0

108 27,6 12,0 6,75 4,32 3,3

162 40,2 17,9 10,2 4,61

16.6. Устойчивость параболических арок

Пример (рис.60) Для параболической арки, несущей вертикальную равномерно распределенную нагрузку, так же как и для круговой арки с радиальной нагрузкой, потери устойчивости характеризуются появлением Рис. 60 изгиба, причем наиболее опасной формой потери устойчивости для двухшарнирной и бесшарнирной арки будет кососимметричная форма. Академиком А.Н. Динником исследовалась устойчивость параболических арок постоянного и переменного сечения при различных закреплениях концов. Путем интегрирования (довольно сложного дифференциального уравнения третьего порядка) вычислены коэффициенты устойчивости

для различных случаев и q кр = k

EJ , где k – коэффициент l2

устойчивости. f l

Бесшарнирная арка

Двух шарнирная арка

0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,8 1,0

60,7 101,0 115,0 111,0 97,4 83,8 59,1 43,7

28,5 45,4 46,5 43,9 38,4 30,5 20,0 14,7

Трехшарнирная арка СимКосометричная симметричная форма форма 22,5 28,5 39,6 45,4 47,3 46,5 49,2 43,9 38,4 38,0 30,5 28,8 20,0 22,1 14,1

Как видно из таблицы, симметричная форма потери устойчивости является основной для трехшарнирной арки до f ≈ 0,3 . l 16.7. Устойчивость весьма пологих арок

а) 54

С.П. Тимошенко вывел формулу для критической нагрузки, при которой арка будет выпучиваться вниз

υ = 1+

б) Рис. 61 В предыдущих случаях рассматривались арки с условием нерастяжимости её оси. Условие нерастяжимости приводило к тому, что в двухшарнирной и бесшарнирной арке наибольшее опасной формой потери устойчивости оказывалась кососимметричная форма. В весьма пологих арках при малой стреле подъема нельзя пренебрегать изменениями длины оси арки при её обжатии. В этом случае арка потеряет несущую способность по кососимметричной кривой с одной полуволной причем при одних геометрических характеристиках кривизна будет оставаться того же знака, что и в недеформированном состоянии (см. рис. 61,а, пунктирная кривая), при других геометрических характеристиках в критическом состоянии произойдет так называемое прощелкивание, арка выпучится в другую сторону и из сжатой станет растянутой (рис. 61,б). Решение задачи о потере устойчивости весьма пологих арок с учетом изменения длины осевой линии было дано С.П. Тимошенко, который рассмотрел арку с шарнирноопертыми концами, очерченную по синусоиде, по уравнению: πx y = f sin . l

4(1 − m)3 27 m 2

(*)

4l (**); Ff 2 υ – отношение прогиба посередине пролета шарнирноопертой балки при заданной нагрузке к стреле подъема арки; например, при равномерно- распределенной нагрузке q 5 ql 4 1 υ= (***); 384 EJ f при сосредоточенном грузе посередине пролета где m =

Fl 3 1 (****). 48 EJ f Формула (*) действительна при m π 1 . F - площадь поперечного сечения арки. Нахождение критической нагрузки производится следующим образом: 1) по формуле (**) находят величину (m); 2) затем, приравнивая выражения (*) и (***) или (****), в зависимости от заданной нагрузки находят q кр . На-

υ=

пример, для равномерно распределенной нагрузки: 4 4(1 − m) 3 5 q кр l 1 = . 1+ 384 EJ f 27m 2 При m ≥ 1 имеется только одна форма равновесия, которая будет устойчивой. 17. Устойчивость плоской формы изгиба 55

17.1. Устойчивость полосы

Рассмотрим стержень или балку прямоугольного сечения, у которой одна из главных жесткостей мала сравнительно с другой. Такой стержень будем называть полосой. Изгибая полосу в плоскости наибольшей жесткости можно достигнуть предела, при котором плоская форма изгиба перестает быть устойчивой. Ось полосы искривляется в плоскости наименьшей жесткости, причем отдельные поперечные сечения полосы поворачиваются. Вместо плоского изгиба мы имеем изгиб по линии двоякой кривизны, сопровождаемой кручением. Явление это легче наблюдать при изгибе широкой и тонкой линейки. Изгибая её в плоскости наибольшей жесткости, можно заметить ту предельную нагрузку, при которой плоская форма изгиба перестает быть устойчивой. Основное дифференциальное уравнение для решения вопроса об устойчивости плоской формы изгиба можно представить в таком виде: EJ 1GJ pϕ ′′ + M 2ϕ = 0 , (А) где EJ 1 - наибольшая жесткость при изгибе; ′ GJ p - жесткость при кручении; φ - угол поворота какого - либо сечения полосы при выходе из плоскости; M – изгибающий момент. Для нахождения критической силы Pкр , как и при продольном изгибе, надо проинтегрировать составленное уравнение и определить её из граничных условий. 17.2. Чистый изгиб полосы

Рис. 62 Пусть полоса изгибается моментами, приложенными по концам и действующими в её средней плоскости. Так как момент вдоль всей полосы остается постоянным, то уравнение (А) интегрируется в тригонометрических функциях. Если концы полосы оперты, то: π EJ 2 ⋅ GJ p , M кр = l если зажаты, то: 2π EJ 2 ⋅ GJ p . M кр = l Следовательно, критический момент ( M кр ) зависит не от большей жесткости полосы (EJ), а от наименьшей (EJ2) жесткости и жесткости при кручении (GJp). 17.3. Сосредоточенная сила

1) Если на балку–полосу действует одна или несколько сосредоточенных сил, то критическая сила может быть выражена формулой: k EJ 2 ⋅ GJ p PКР = (B) l2 56

где k – коэффициент устойчивости, зависит от расположения сил и от способа закрепления конца полосы. 2) Если один конец полосы зажат (защемлен), а другой свободен и к нему приложена сосредоточенная сила P, то критическое значение её равно: 2α EJ 2 GJ p , Pкр = l2 где: α - корень функции Бесселя J − 1 . 4

Наименьший корень этой функции равен 2,007. Отсюда 4,01 EJ 2 GJ p . Pкр = l2 3) Балка-полоса на двух опорах, сила P приложена посередине пролета. Если концы балки оперты, то критическая сила определяется по выражению: GJ 2 GJ p . Pкр = 16,94 l2 Если сила P приложена не посередине пролета, а на расстоянии (Х) от одной из опор, то критическая сила выражается той же формулой (В), причем k – определяется из 1 уравнения, составленного из формулы Бесселя порядка ± 4 3 и ± . В таблице даны значения k для балки с обоими опер4 тыми концами. b l k

0,5

0,4

0,3

0,2

0,1

16,94

17,82

21,01

29,11

56,01

17.4. Равномерно – распределенная нагрузка

Уравнение изгиба интегрируется в формулах Бесселя 1 порядка ± . Если правый конец балки зажат, а левый сво6 боден и на балку – полосу действует равномерно– распределенная нагрузка (q), то критическое значение её равно k EJ 2 GJ p , Qкр = ql = l2 где k – коэффициент устойчивости для первых двух критических нагрузок: k1 = 12,85, k 2 = 38,56. Для равномерно–распределенной нагрузки балки с обеими опертыми концами k = 28,3. 17.5. Устойчивость высокой двутавровой балки Вопрос об устойчивости высоких двутавровых балок при плоской форме изгиба имеет большое практическое значение вследствие того, что такие балки очень часто встречаются на практике. Стремление получить возможно большую экономию материала и желание достигнуть возможно большей жесткости в плоскости действия сил заставляет конструктора увеличивать высоту балки. Ширина поясов при этом часто по конструктивным соображениям не может быть значительно увеличена. В результате получается сечение, один из главных моментов инерции которого во много раз больше другого. Балка в направлении, перпендикулярном к действию сил, имеет недостаточную жесткость и может оказаться неустойчивой. Вообще проверять балку на устойчивость при 57

m2 k ′ σ кр

0,4

4

8

16

32

64

128

360

143 568

53,0 663

42,6 752

36,3 905

32,3 1150

30,5 1530

29,0 2080

28,6 3400

′′ σ кр

367

454

538

684

923

1290

1840

3160

σ кр

879

967

1050

1200

1430

1810

2350

3670

плоской форме изгиба приходится в тех случаях, когда один из моментов инерции сечения балки значительно больше другого. Это мы имеем в высоких двутавровых балках. Итак, например, для прокатной балки №50 по нормальному сортаменту отношение моментов инерции в округленных числах равно 28. Для клееной балки это отношение больше. Задача об устойчивости плоской формы изгиба высоких двутавровых балок была решена С.П. Тимошенко, им получена критическая сила k EJ 2GJ p . Pкр = l2 Он же разобрал ряд случаев для различного рода нагрузок и различного рода закреплении и составил таблицу значений k для балки с опертыми концами и силой P, приложенной посередине. Коэффициент устойчивости, k зависит ещё и от вспомогательных величин: B2 h 2 2Cl 2 m2 = ; Ф = , B1 l 2 Dh 2 где C = GJ p ; D - наибольшая жесткость при изгибе одной полB ки, её можно принимать равной 2 ; B1

B2 = EJ 2 (наименьшая жесткость при изгибе); B1 = EJ 1 (наибольшая жесткость при изгибе); h – высота балки. Критические напряжения σ вычислены в предположении Ф=0,0001; для балок с другими значениями Ф σk найдется умножением табличных данных на 10000Ф: Mh FlEh kmE B2 h 2 σk = = = ; 2J1 8B1 16 B1 l 2 В третьей строке даны критические напряжения в и точка предположении, что E = 2 ⋅ 10 6 кг 2 см приложения силы F находится на оси балки. Но силы большей частью бывают приложены к верхней грани балки. Ясно, что при повышении точки приложения силы P устойчи′′ даны для случая, ковость балки должна уменьшиться. σ кр

гда точка приложения силы F совпадает с верхней гранью балки, т. е. лежит на расстоянии h от нейтральной оси. 2 σ кр - когда сила приложения совпадает с нижней гранью. При равномерно распределенной нагрузке k B1C Qкр = qкр l = . l2

58

получим: Пример: l = 530см. Концы балки оперты. P посередине. Решение: По таблицам: B1 = 59100 E , B2 = 446 E Жесткость полки: 1 D = B2 = 223E ; 2 F = 98,24; E = 2,1 ⋅10 6 кг 2 ; G = 780000 кг 2 . см см Жесткость кручения по приближенным формулам СенВенана: 98,24 4 ⋅ 780000 F 4G = = 30,6 ⋅ 10 6 ; C= 40 J p 40(59100 + 446) 2Cl 2 2 ⋅ 30,6 ⋅ 10 6 ⋅ 530 ⋅ 530 = = 7,9 ≈ 8; Dh 2 223 ⋅ 2,1 ⋅ 10 6 ⋅ 490 B2 h 2 446 E 4900 1 Ф= = ⋅ = = 1,31 ⋅ 10 − 4 ; 2 B1 l 59100 E 530 ⋅ 530 7580 Для 1 ′ = 910 ⋅ 1,31 = 1190 кг 2 ; Ф= ; σ кр 10000 см 2 m = 8, k B2C k = 25,6; Fкр = = 15200кгc. l2 Если сила P приложена к верхнему канту, то ′′ = 600 кг см 2 , σ кр

k

0,4 86,4

4 31,9

8 25,6

16 21,8

32 19,6

64 18,3

96 17,9

′ σ кр

680

800

910

1090

1380

1830

2190

′′ σ кр

405

505

600

770

1050

1490

1840

350 0

σ кр 1150

1250

1350

1520

1860

2240

1508

424 0

m2

′ = 1,31 ⋅ 600 = 786 кг σ кр

см 2

360 17, 2 386 0

,

этому соответствует: Pкр = 10000 кг .

m2 =

Приложение

Значение функций метода перемещений для сжато изогнутых стержней:

59

ϕ 1 (υ ) =

υ 2 tqυ υ (tqυ − υ ) ; ϕ 2 (υ ) = ; υ υ 3(tqυ − υ ) 8tqυ (tq − ) 2

2

υ (υ − sin υ ) υ  ; ϕ 4 (υ ) = ϕ1  ; ϕ 3 (υ ) = υ υ  2 4 sin υ (tq − ) η1 (υ ) =

2

2

N υ υ  ; h2 (υ ) = h1  ; υ = l 3(tqυ − υ ) EJ  2 3

υ

ϕ1 (υ )

ϕ 2 (υ )

ϕ 3 (υ )

ϕ 4 (υ )

Таблица №1 h1 (υ ) h2 (υ )

0,0 0,2 0,4 0,6 0,8 1,00

1,0000 0,9973 0,9895 0,9856 0,9566 0,9313

1,0000 0,9980 0,9945 0,9881 0,9787 0,9662

1,0000 1,0009 1,0026 1,0061 1,0111 1,0172

1,0000 0,9992 0,9973 0,9941 0,9895 0,9832

1,0000 0,9840 0,9362 0,8557 0,7432 0,5980

1,0000 0,9959 0,9840 0,9641 0,9362 0,8999

1,10 1,2 1,3 1,4 1,5 1,6

0,9164 0,8998 0,8814 0,8613 0,8393 0,8153

0,9590 0,9511 0,9424 0.93329 0,9226 0,9116

1,0209 1,0251 1,0298 1,0348 1,0403 1,0463

0,9798 0,9751 0,9715 0,9669 0,9619 0,9566

0,5131 0,4198 0,3181 0,2080 0,0893 -0,0380

0,8789 0,8557 0,8307 0,8035 0,7743 0,7432

1,7 1,8 1,9 2,0 2,1 2,2

0,7891 0,7609 0,7297 0,6961 0,6597 0,6202

0,8998 0,8871 0,8735 0,8590 0,8437 0,8273

1,0529 1,0600 1,0676 1,0760 1,0850 1,0946

0,9509 0,9448 0,9382 0,9313 0,9240 0,9164

-0,1742 -0,3191 -0,4736 -0,6372 -0,8103 -0,9931

0,7100 0,6747 0,6374 0,5980 0,5565 0,5131

2,3

0,5772

0,8099

1,1050

0,9083

-1,1861

0,4675

2,4 2,5 2,6 2,7 2,8

0,5304 0,4793 0,4234 0,3621 0,2944

0,7915 0,7720 0,7513 0,7294 0,7064

1,1164 1,1286 1,1417 1,1559 1,1712

0,8998 0,8909 0,8814 0,8716 0,8613

-1,3895 -1,6040 -1,8299 -2,0679 -2,3189

0,4198 0,3701 0,3181 0,2641 0,2080

2,9 3,0 3,1 3,2 3,3 3,4

0,2195 0,1361 0,0424 -0,0635 -0,1847 -0,3248

0,6819 0,6560 0,6287 0,5997 0,5691 0,5366

1,1878 1,2057 1,2252 1,2463 1,2691 1,2940

0,8506 0,8393 0,8275 0,8153 0,8024 0,7891

-2,5838 -2,8639 -3,1609 -3,4768 -3,8147 -4,1781

0,1498 0,0893 0,0207 -0,0380 -0,1051 -0,1742

3,5 3,6 3,7 3,8 3,9 4,0

-0,4894 -0,6862 -0,9270 -1,2303 -1,6268 -2,1726

0,5021 0,4656 0,4265 0,3850 0,3407 0,2933

1,3212 1,3508 1,3834 1,4191 1,4584 1,5018

0,7751 0,7609 0,7457 0,7297 0,7133 0,6961

-4,5727 -5,0062 -5,4903 -6,0436 -6,6968 -7,5058

-0,2457 -0,3191 -0,3951 -0,4736 -0,5542 -0,6372

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

-2,9806 -4,3155 -6,9949 -15,330 227,80 14,669

0,2424 0,1877 0,1288 0,0648 -0,0048 -0,0808

1,5501 1,6036 1,6637 1,7310 1,8070 1,8933

0,6783 0,6597 0,6404 0,6202 0,5991 0,5772

-8,5836 -10,196 -13,158 -27,781 +221,05 7,6160

-0,7225 -0,8103 -0,9004 -0,9931 -1,0884 -1,1861

4,7 4,8 4,9 5,0 5,1 5,2

7,8185 5,4020 4,1463 3,3615 2,8130 2,3986

-0,1646 -0,2572 -0,3612 -0,4772 -0,6100 -0,7630

1,9919 2,1056 2,2377 2,3924 2,5757 2,7961

0,5543 0,5304 0,5054 0,4793 0,4520 0,4234

0,4553 -2,2777 -3,8570 -4,9718 -5,8570 -6,6147

-1,2865 -1,3895 -1,4954 -1,6040 -1,7155 -1,8299

5,3 5,4

2,0668 1,7884

-0,9423 -1,1563

3,0648 3,3989

0,3935 0,3621

-7,2965 -7,9316

-1,9473 -2,0679 60

5,5 5,6 5,7 5,8

1,5455 1,3265 1,1235 0,9302

-1,4181 -1,7481 -2,1804 -2,7777

3,8234 4,3794 5,1346 6,2140

0,3291 0,2944 0,2580 0,2195

-8,5379 -9,1268 -9,7056 -10,283

-2,1917 -2,3189 -2,4495 -2,5838

5,9 6,0 6,1 6,2 2π

0,7421 0,5551 0,3659 0,1700 0,0000

-3,6678 -5,1589 -8,2355 -18,591 -∞

7,8726 10,727 16,739 37,308 +∞

0,1790 0,1361 0,0906 0,0424 0,0000

-10,863 -11,445 -12,038 -12,643 -13,033

-2,7218 -2,8639 -3,0102 -3,1609 -3,2898

Из «Руководства к практическим занятиям по курсу строительной механики» под ред. Г. К. Клейна и др. [5].

0,10 0,20 0,30 0,40 0,50 0,60 0,70 0,80 0,90

1,0163

1,0065

1,0178

1,0027

1,0042

1,0683

1,0252

1,0768

1,0107

1,0188

1,1686

1,0622

1,1901

1,0249

1,0437

1,3456

1,1256

1,3900

1,0455

1,0800

1,00 1,10 1,20 1,30 1,40 1,50

1,6722 1,9491 2,3822 3,1435 4,8082 11,2013

1,2395 1,3344 1,4806 1,7342 2,2832 4,3740

1,7605 2,0750 2,5677 3,4347 5,3332 12,6292

1,0737 1,0912 1,1114 1,1345 1,1610 1,1915

1,1304 1,1617 1,1979 1,2396 1,2878 1,3534

2

∞

∞

∞

1,2159

1,3880

-26,2445 -5,7378 -3,1308 -2,1133

-7,8214 -1,1299 -0,8271 +0,0701

-30,1204 -6,7141 -3,7410 -2,5805

1,2266 1,2673 1,3147 1,3704

1,4078 1,4830 1,5710 1,6750

-1,5694 -1,2342 -1,0069 -0,8431 -0,7196 -0,6234 -0,5465 -0,4836 -0,4313 -0,3870

-0,2575 0,3788 0,4659 0,5336 0,5897 0,6385 0,6828 0,7246 0,7654 0,8063

-1,9658 -1,5872 -1,3323 -1,1504 -1,0151 -0,9114 -0,8304 -0,7663 -0,7151 -0,6742

1,4365 1,5158 1,6124 1,7325 1,8854 2,0864 2,3618 2,7619 3,3963 4,5550

1,7993 1,9494 2,1336 2,3614 2,6596 3,0502 3,5890 4,3766 5,6315 7,9343

-0,3492

0,8483

-0,6417

7,3486

13,5057

π

Значение функций метода сил Θ1 , Θ 2 , Θ 3 , Θ 4 , Θ 5 . 3  tqυ  3  tqυ 2  Θ1 (υ ) = 2  − 1; Θ 2 (υ ) = 2  + υtqυ − + 1; cosυ  υ  2 υ  υ  6  1 31 1  tqυ  ; Θ 3 (υ ) = 2  − ; Θ 3 (υ ) =  − υ  υ tqυ 2  υ  cosυ υ  6 1 1 Θ 5 (υ ) =  − ; υ  sin υ υ 

υ

Θ1 (υ )

Θ 2 (υ )

Θ 3 (υ )

Таблица №2 Θ 4 (υ ) Θ 5 (υ )

0,00

1,0000

1,0000

1,0000

1,0000

1,0000

1,60 1,70 1,80 1,90 2,00 2,10 2,20 2,30 2,40 2,50 2,60 2,70 2,80 2,90 3,00

61

3,10 π 3,20 3,30 3,40 3,50 3,60 3,70 3,80 3,90

-0,3165 -0,3040 -0,2876 -0,2621 -0,2394 -0,2187 -0,1997 -0,1821 -0,1654 -0,1493

0,8926 0,9119 0,9401 0,9920 1,0499 1,1152 1,1907 1,2795 1,3861 1,5174

-0,6165 -0,6079 -0,5976 -0,5846 -0,5772 -0,5751 -0,5797 -0,5908 -0,6099 -0,6392

23,5659 ∞ -15,7398 -5,4154 -3,0787 -2,0433 -1,4572 -1,0787 -0,8128 -0,6147

45,9234 ∞ -32,7063 -12,0770 -7,4248 -5,3769 -4,2292 -3,4990 -2,9961 -2,6314

4,00 4,10 4,20 4,30 4,40 4,50 4,60 4,70

-0,1332 -0,1165 -0,0981 -0,0760 -0,0459 +0,0045 0,1314 2,1964 ∞

1,6838 1,9030 2,2057 2,6529 3,3836 4,7980 8,7218 75,9101 ∞

-0,6823 -0,7449 -0,8378 -0,9821 -1,2265 -1,7110 -3,0745 -26,5889 ∞

-0,4603 -0,3355 -0,2317 -0,1430 -0,0652 +0,0044 0,0682 0,1279 0,1351

-2,3570 -2,1454 -1,9792 -1,8475 -1,7429 -1,6603 -1,5962 -1,5483 -1,5434

4,80 4,90

-0,4390 -0,2593

-10,2705 -4,5743

+3,5933 1,6085

0,1851 0,2412

-1,5152 -1,4963

5,00 5,10 5,20 5,30 5,40 5,50 5,60 5,70 5,80 5,90

-0,2011 -0,1707 -0,1512 -0,1370 -0,1261 -0,1171 -0,1096 -0,1030 -0,0972 -0,0921

-2,8355 -1,9912 -1,4908 -1,1585 -0,9209 -0,7417 -0,6010 -0,4868 -0,3917 -0,3105

1,0083 0,7211 0,5541 0,4458 0,3706 0,3158 0,2745 0,2426 0,2176 0,1976

0,2975 0,3555 0,4169 0,4838 0,5592 0,6470 0,7538 0,8901 1,0750 1,3476

-1,4914 -1,5014 -1,5280 -1,5738 -1,6436 -1,7446 -1,8886 -2,0961 -2,4050 -2,8924

6,00

-0,0874

-0,2398

0,1817

1,8015

-3,7455

3

2π

6,10 6,20 2π

-0,0831 -0,0791 -0,0760

-0,1769 -0,1200 -0,0760

0,1689 0,1588 0,1520

2,7289 5,8812 ∞

-5,5609 -11,8030 ∞

Из «Руководства к практическим занятиям по курсу строительной механики» под ред. Г. К. Клейна и др. [5].

62

Список использованной литературы

1. Прокофьев И.П. Смирнов А.Ф. Теория сооружений. –М.; Трансжелдориздат, 1948. 2. Рабинович И.М. Курс строительной механики Т. 2. М., 1954. 3. Смирнов А.Ф. Устойчивость и колебания сооружений. –М.; Государственное Издательство по строительству и архитектуре. 1956. 4. Тимошенко С.П. Курс теории упругости. Киев: Наукова думка, 1972. 5. Клейн Г.К., Рекач В.Г., Розенблат Г.И. Руководство к практическим занятиям по курсу строительной механики – М., Высшая школа. 1972. 6. Снитко Н.К. Устойчивость стержневых систем –М.: государственное издательство по строительству и архитектуре, 1956. 7. Динник А.Н. Избранные труды Т.1. Киев, Изд-во АН УССР. 1952.

63