Автор: Евграфов Г.К. Богданов Н.Н.
Теги: строительство инженерных сооружений проектирование проектирование мостов
Год: 1966
Текст
проектирование мостов
Г. К. ЕВ ГРАФОВ. Н.Н.БОГДАНОВ
Г. К. ЕВГРАФОВ. Н.Н.БОГДАНОВ
проектирование мостов
Допущено
Министерством высшего и среднего специального образования СССР в качестве учебника для студентов вузов железнодорожного транспорта
Издательство «Транспорт- Москва 1966
УДК 624.21.001.2
В книге описываются конструкции мостов под железные, автомобильные и городские дороги, применяемые в практике отечественного и зарубежного мостостроения. Даются рекомендации по проектированию мостов из различных материалов, по составлению и сравнению вариантов моста в целом и его деталей; освещаются современные методы расчета мостовых конструкций на основе действующих технических условий проектирования. Особое внимание уделено вопросам применения сборного и предварительно напряженного железобетона в мостостроении.
Книга допущена Министерством высшего и среднего специального образования СССР в качестве учебника для студентов вузов железнодорожного транспорта и может служить пособием для инженерно-технических работников, связанных с проектированием, строительством и эксплуатацией мостов, а также для студентов других транспортных институтов.
3—18—1
198 —66
ОТ АВТОРОВ
Развитие транспортного строительства в СССР и реконструкция существующих дорог сопровождаются значительным ростом объемов работ по сооружению и переустройству мостов.
Дальнейшее совершенствование мостостроения в нашей стране идет по пути создания индустриальных железобетонных и стальных конструкций, внедрения прогрессивной технологии и механизации производства строительно-монтажных р абот.
Успешное развитие мостостроения в СССР требует дальнейшего повышения качества подготовки специалистов-мостовиков, хорошо знающих конструкцию, проектирование, строительство и эксплуатацию мостов всех видов и назначений — железнодорожных, автодорожных и городских, в особенности, если учесть важное значение унификации конструктивных форм и производственных процессов, необходимой для широкой индустриализации строительства.
Этим требованиям должен отвечать и учебник, предназначенный для изучения курса мостов в транспортных высших учебных заведениях. Написание такого учебника являлось задачей авторов.
Содержание учебника в основном соответствует программе курса «Проектирование мостов» для специальности «Мосты и тоннели» высших учебных заведений железнодорожного транспорта; он может быть использован также и при изучении курса мостов студентами других высших учебных заведений, готовящих специалистов того же профиля.
В учебнике отсутствует раздел «Каменные мосты» в связи с тем, что эти сооружения потеряли свое прогрессивное значение. Проектирование висячих и разводных мостов представляет собой особый раздел курса, который не включен в состав учебника; его изучение должно осуществляться по специальным пособиям.
В соответствии с назначением книги в качестве учебника она содержит краткое описание конструкций, методов проектирования и расчета основных систем деревянных, железобетонных и стальных пролетных строений и их опор; материал по опорам капитальных сооружений, относящийся в равной мере к мостам железобетонным и стальным, выделен в самостоятельный раздел.
Стальным пролетным строениям арочных и рамных систем, представляющим сооружения уникального характера, уделено меньшее внимание и приведены лишь общие сведения о пролетных строениях этого вида. Небольшой раздел «Водопропускные трубы» помещен в конце книги с тем, чтобы не нарушать непрерывности изложения материала, относящегося к мостам.
Одним из основных принципов, принятых авторами при написании учебника, было стремление научить студентов творчески подходить к проектированию. При создании конструкции проектировщик решает ряд задач — выбирает схему сооружения, проектирует сечения элементов (проверяемые затем посредством расчета), конструирует узлы и детали и т. п. Каждая из этих задач должна быть решена на основе рассмотрения и сравнения между собой ряда вариантов; в противном случае возникает опасность привычки к слепому копированию существующих конструкций.
Поэтому главы, посвященные отдельным типам пролетных строений и опор мостов, построены, как правило, по следующей схеме. Сначала помещены параграфы, в которых рассматриваются вопросы проектирования. Они разбираются отдельно. К таким вопросам, например, относятся выбор формы и назначение размеров поперечного сечения железобетонных балок, выбор типа арматуры и размещение ее в теле бетона, выбор типа стальных балок и т. п. По каждому вопросу на схемах и простых чертежах приводятся различные возможные решения и разбираются их достоинства и недостатки; рекомендации даются только в бесспорных случаях. Готовых рецептов авторы старались избегать. В последующих параграфах приводятся'п р и м е-ры имеющихся пролетных строений и опор. В них иллюстрируется детальное воплощение решений, принимаемых при проектировании.
Расчеты вынесены в отдельные главы, в которых содержатся лишь основные особенности расчета применительно к действующим техническим условиям проектирования; они не могут заменить курсов строительной механики и теории железобетона. Вместе с тем авторы полагали полезным привести некоторые сведения о методах|пространственного расчета пролетных строений и учета влияния ползучести бетона на напряженное состояние железобетонных конструкций, имея в виду главным образом популяризацию этих весьма важных методов расчета.
Введение, главы I, II, IX, XII, XIII, XIV, XV и XVI написаны проф. Г. К- Евграфовым, главы III, IV, V, VI, VII, VIII, X, XI и XVII доц. Н. Н. Богдановым.
Авторы приносят благодарность коллективу кафедры «Мосты и тоннели» Ленинградского института инженеров железнодорожного транспорта и коллективу специалистов проектного института «Гипротрансмост» (инженеры О. А. Попов, С. Я. Терехин, И. С. Файнштейн) за ценные указания, данные при рецензировании книги.
ВВЕДЕНИЕ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ВИДЫ мостов
На пересечениях дорогой постоянных или периодических водотоков (рек ручьев, суходолов) устраивают сооружения, предназначенные для пропуска воды. К ним относятся мосты, трубы, фильтрующие насыпи, дюкеры, лотки.
Мост (рис. 1) — сооружение, заменяющее насыпь в пределах пересекаемого дорогой водотока; он состоит из опор и пролетных строений, перекрывающих свободное пространство между опорами.
Труба (рис. 2) представляет собой сооружение для пропуска воды, находящееся в теле насыпи.
Фильтрующие насыпн в отличие от обычного полотна имеют каменную наброску, пропускающую воду. Они применяются прн незначительных количествах протекающей воды н отсутствии наносов, вызывающих опасность заполнения пустот в каменной наброске.
Дюкеры служат для пропуска воды с одной стороны выем к н на другую н представляют собой два колодца, соединенных трубами с горизонтальными участками, пропущенными под полотном дороги. Дюкеры применяются обычно для пропуска воды оросительных систем (арыков).
Лоткн •— это небольшие водопропускные сооружения, устроенные между шпалами железнодорожного пути. Они применяются прн небольших расходах воды в тех случаях, когда из-за небольшой высоты насыпи нельзя построить трубу нлн мост (например, на станциях).
Иногда мосты строятся н при пересечении дорогой глубоких оврагов, горных ущелий н не только для пропуска воды, но н вместо насыпн, если возведение последней оказывается невозможным или вследствие большой ее высоты обходится дороже постройки моста. Такого рода мосты называются впаду- „ камн (рис. 3).
Мост, по которому одна дорога пропускается над другой, называется путепроводом (рнс. 4).
Сооружения значительной длины, предназначенные для поднятия дороги над окружающей территорией с оставлением свободных пространств под дорогой, называются эстакадами (рис. 5). Эстакады сооружают для надземных дорог в городах, для заводского транспорта в пределах заводской территории, на подходах к большим мостам.
Водоток, глубокий овраг, существующие дороги н т. п. являются препятствиями для нормального продолжения сооружаемой дороги непосредственно . по поверхности земли, с устройством насыпей нли выемок. Таким образом, мост есть сооружение, прокладывающее путь через препятствие.
По характеру преодолеваемого препятствия мосты, как указывалось выше, разделяются на мосты через водотоки, на виадукн, путепроводы, эстакады.
По роду прокладываемой дороги мосты бывают железнодорожные, автодорожные, городские, пешеходные. В некоторых случаях сооружают мосты для
5
Рис. 1. Мост через реку
Рис. 2. Водопропускная труба
Рис. 3. Виадук
6
пропуска водных путей (мосты-каналы) и для целей водоснабжения — акведуки. Строят мосты и для одновременного пропуска по ннм различных видов дорог, например, железной и автомобильной. Такие мосты называются мостами для совмещенной езды (в одном или в разных уровнях).
Рис. 4. Путепровод
По роду материала, из которого строят мосты, последние разделяются на каменные, бетонные, железобетонные, металлические и деревянные.
Далеко не всегда все части моста строят из одного и того же материала. Поэтому классификация мостов по материалу является условной и обычно характеризует собой основную, перекрывающую часть моста — пролетные строения. Так, например, металлические и железобетонные мосты в большинстве случаев имеют бетонные опоры. Деревянный мост обычно состоит из деревянных
балок и деревянных (свайных) опор. Однако могут быть мосты, состоящие из деревянных пролетных строений на каменных или бетонных опорах. Их также относят обычно к деревянным мостам.
Не все указанные выше материалы отвечают современным условиям строительства мостов. Каменные мосты, занимавшие в определенные исторические периоды ведущее положение, потеряли его вследствие несоответствия требо-
7
ваниям механизации и индустриализации строительства и в настоящее время почти не сооружаются. Деревянные мосты по причине относительно небольшого срока службы имеют ограниченное применение.
С другой стороны, некоторые материалы, не известные ранее в мостостроении, начинают приобретать все большее и большее значение. Таковы, например, легкие сплавы, в частности сплавы алюминия с некоторыми другими металлами, высокопрочные стали, синтетические материалы.
Мосты различают также по характеру работы пролетных строений под нагрузкой, т. е. по их статическим свойствам. По этому признаку мосты разделяются на балочные, арочные, рамные, висячие н комбинированные.
Рис, 6. Схема балочного моста
Рис. 7. Схема арочного моста
Основными несущими нагрузку частями пролетных строений балочных мостов (рис. 6) являются балки или балочные фермы, работающие преимущественно на изгиб. В отличие от сплошных балок балочные фермы имеют решетчатую конструкцию, состоящую из соединенных между собой стержней. Давление от балок и балочных ферм на опоры при вертикальной нагрузке направлено вертикально. Опорные реакции V направлены верти-
кально вверх.
В арочных мостах (рис. 7) основными несущими нагрузку частями пролетных строений являются арки, своды или арочные фермы. Аркой называют
криволинейный брус плавного
сжимающие силы и на изгиб. В опорах арок
очертания, работающий преимущественно на сжатие, а также на изгиб. Теми же статическими свойствами, что и арки, обладают своды, отличающиеся от арок лишь развитием в ширину, достаточным для обеспечения самостоятельной поперечной устойчивости.
Арочные фермы имеют решетчатую конструкцию, а в целом также работают под нагрузкой па и арочиых ферм от вертикаль-
ной нагрузки может возникать не только вертикальная V, по и горизонтальная Н реакция (распор), а также опорный изгибающий момент Л-1. Исклю-
чение составляют арки н арочные фермы ' с затяжками, в которых рас-пор воспринимается специальным элементом — затяжкой. Вследствие этого опорные реакции оказываются вертикальными, так же как и в балочных
мостах.
В рамных мостах (рис. 8) опоры в виде колонн или стоек составляют одно пелое с балками (ригелями), перекрывающими пролеты. В качестве материала для таких мостов особенно часто применяют железобетон.
Висячие мосты (рис. 9) состоят из гибких элементов — цепей или кабелей, представляющих собой основную несущую часть конструкции моста, к которой подвешивается проезжая часть, предназначенная для пропуска нагрузки. Для того чтобы висячий мост меньше прогибался под нагрузкой, устраивают специальную ферму или балку жесткости. С точки зрения статических свойств такая система является, вообще говоря, комбинированной. В месте за крепло-
ния кабеля висячих мостов, так же как и в опорах арочных мостов, от верти калькой нагрузки возникают не только вертикальные, ио и горизонтальные опорные реакции (распор), направленные наружу пролета, а не внутрь, как в арочных мостах. Другое различие заключается в том, что арка работает преимуществен и о иа сжатие, а цепь (кабель) висячего моста — исключительно на растяжение. К висячим мостам близки по свойствам вантовые мосты, составленные также из гибких частей (стальных каналов), образующих вантовые
-И----
V
Рис. 9. Схема висячего моста
фермы, к которым подвешивается проезжая часть. Наличие балки жесткости в вантовых мостах необязательно.
Висячие и вантовые мосты вследствие сравнительно небольшой их жестко- : сти применяют почти исключительно под автомобильное, городское и пешеходное движение, включая городские железные дороги с электрической тягой, в редких случаях для узкоколейных железных дорог с движением грузовых поездов.
В мостах комбинированных систем одновременно используются характерные основные части нескольких рассмотренных выше систем во взаимной связи, например: балки, усиленные арками (рис. 10), гибкие арки с балками жесткости и т. д.
Необходимо еще от-
метить некоторые особые т I я.
виды мостов: наплавные— —1—1—L_L_J———L_
понтонные или плашкоут- WK ‘q------------------------------Г
ные, в которых пролетные /7// i\
строения опираются на 1 \ \\ ,______t W///1 ZJ
плавучие понтоны или
плашкоуты (рНС. 11); раз- Рис. 10. Схема моста комбинированной системы водные (рис. 12), в которых
пролетные строения могут быть приведены посредством особых механизмов в движение с целью освобождения места для пропуска судов; сборно-разборные, приспособленные для быстрой сборки и разборки.
По расположению езды мосты могут быть с ездой поверху, с ездой понизу и со смешанным расположением езды. Если уровень езды располагается выше несущей части конструкции (ферм, балок, арок), то такие мосты называются мостами с ездой поверху (см. рис. 3—8); если же проезд находится между фермами или арками и расположен в нижней части пролетного строения, то это будут мосты с ездой понизу (см. рис. 9, 10 и 12). В мостах со смешанным расположением езды (рис. 13) на части длины пролетного строения езда осуществляется поверху, на остальном протяжении — понизу. Такие мосты часто условно называют мостами с ездой посередине.
Приведенное разделение мостов весьма удобно для их изучения. В действительности же в состав одного и того же моста могут входить различные виды и системы.
Так, например, одна часть пролетных строений может быть с ездой поверху, другая — с ездой понизу, часть — металлическими, часть — железобетонными; один из пролетов может быть разводным и г. д.
Рис. 11. Наплавной мост
Рис. 12. Мост с разводным пролетным строением
Рис. 13, Мост со смешанным расположением езды («с ездой посередине»)
10
§ 2. КРАТКИЙ ИСТОРИЧЕСКИЙ ОЧЕРК РАЗВИТИЯ МОСТОСТРОЕНИЯ
Основные направления развития строительства мостов были связаны с уровнем развития производительных сил в различные исторические периоды, с характером производственных отношений, свойственным различным социально-экономическим формациям.
Еще в первобытные времена поваленные через ручей деревья, вероятно, натолкнули людей на мысль об устройстве подобного рода переходов через различные препятствия. С древнейших же времен осуществлялись примитивные висячие мосты, сделанные из гибких растений, сплетенных в виде канатов и перекинутых от одного дерева к другому, с подвешенным к ним легким настилом из прутьев.
По мере развития производительных сил, возникновения обмена продуктов между отдельными людьми, родами и общинами постройка дорог становится жизненной необходимостью. Дороги прокладывают и через реки, перекрывая их мостами.
Рис, 14. Мост Траяна через Дунай
В "древневосточных и античных рабовладельческих государствах часто строили деревянные мосты, к числу которых относится, например, мост Су-€лициус в Риме (630 г. до нашей эры), наплавной мост через Босфор (515 г. до нашей эры), арочный мост через р. Дунай, состоящий из 21 пролета по 36 м (мост Траяна, 103 г. нашей эры, рис. 14) и другие. Но особенное распространение в эту эпоху получили каменные мосты. Возможность использовать труд большого количества рабов обусловила, несмотря на низкий уровень техники, осуществление грандиозных сооружений из камня — храмов, пирамид и т, п. Каменные мосты этого периода были массивными, тяжелыми. Толщина опор равнялась обычно половине пролета.
В пришедшую на смену рабовладельческим обществам эпоху феодализма сколько-нибудь заметного движения вперед в области мостостроения не произошло. Продолжали строить массивные каменные мосты и частично деревянные на Сваях.
Лишь в середине XIV в. в Италии, на юге Франции и в других южных областях Европы появляются единичные, выдающиеся по своим размерам и смелости замысла каменные мосты, как, например, мост Треццо через р. Адду с пролетом 72,25 м (построен в 1377 г., разрушен в 1415 г.).
Каменные мосты с древнейших времен строили и на территории Грузии, Аджарии, Абхазии, Армении. Многие из них отличаются смелостью и целесообразностью своих форм.
В древней Руси, богатой лесами, до конца XV столетия строили исключительно деревянные мосты. Первыми каменными мостами, построенными в России, были, по-вндимому, мосты вМоскве. Старейшим из них является Троицкий каменный мост у Троицких ворот Кремля, построенный в конце XV в. или в начале XVI в., а наиболее крупным — первый постоянный мост через р. Москву, получивший название Большого каменного моста. Его постройка была задумана в 1643 г., ио началась только в 1682 г. Работы вчерне были закончены в 1689 г.
Большой каменный мост имел 7 пролетов, общую длину 149 м и ширину 23,4 м. Предполагаемый вид Большого каменного моста показан иа рис. 15.
11
В 1859 г. мост был заменен новым с металлическими арками. В 1938 г. на том же месте построен мост со стальными арками, перекрывающими р. Москву одним пролетом. Однако за мостом до сих пор сохранилось его историческое' название «Большой каменный мост».
Приблизительно с середины XVI в. и до последней трети XVIII в. в странах Западной Европы при сохранении феодального строя развивается мануфактурное производство. В России с начала XVIII столетия также начинается усиленный рост мануфактурного и заводского производства. Изменение способа производства, общий рост производительных сил в рассматриваемый период вызвали развитие сухопутных и водных путей сообщения. В области
Рис. 15. Большой каменный мост в Москве (XVII в.)
мостостроения этот период характерен поисками новых конструктивных форм мостов, позволяющих перекрывать достаточно большие пролеты для пропуска судов. Эту задачу строители пытаются разрешить прежде всего применением дерева.
Наиболее замечательным явлением в области деревянных мостов больших пролетов можно считать проект арочного деревянного моста через р. Неву с решетчатыми фермами пролетом около 300 м (рис. 16), составленный русским механиком И. П, Кулибиным (1735—1818 гг.). Чтобы убедиться в достаточности размеров частей моста столь большого пролета, Кулибин произвел испытание под нагрузкой модели моста в1, ^ натуральной величины. Испытание показало большую прочность новой конструкции. Мост, однако, не был построен.
Строительство мостов до XVIII столетия имело исключительно эмпирический характер. Размеры элементов моста назначали ощупью, ро образцу ранее построенных мостов.
Талантливый русский механик И. П. Кулнбнн был одним из первых зачинателей экспериментального метода в мостостроении, получившего в дальнейшем большое развитие.
Кроме создания новых конструктивных форм деревянных мостов больших пролетов, рассматриваемый период характеризуется заметными успехами в строительстве каменных мостов, выразившимися в применении пологих сводов, более тонких опор, больших пролетов.
12
С конца XVIII в. и в особенности с начала XIX в. начинается интенсивное развитие мостостроения, сопровождающееся появлением новых систем мостов, новых материалов, новых способов постройки и методов проектирования. Это движение вперед в области строительства мостов было непосредственно связано с ускорением развития производительных сил и новыми капиталистическими производственными отношениями.
Строительство дорог и расширение судоходства по водным путям предъявили новые требования к сооружению мостов: стало^ необходимым перекрывать все большие и большие пролеты; ширина мостов увеличивается; нагрузка на мосты, в особенности с появлением железных дорог, неуклонно возрастает.
Рис. 16. Проект деревянного арочного моста, составленный Кулибиным
Плодотворное влияние на мостостроение оказало также создание способов расчета мостовых конструкций, чему способствовало общее развитие науки, особенно во второй половине XIX в.
В России начало XIX столетия характеризуется сильным ростом путей сообщения, а следовательно, и ускоренным развитием мостостроения.
Большое влияние на успехи строительства путей сообщения и мостов в России оказало учреждение в 1809 г. Корпуса инженеров путей сообщения и института при ием для подготовки инженеров. В 1810 г. состоялось открытие Института инженеров путей сообщения, который существует до настоящего времени (ныне Ленинградский институт инженеров железнодорожного транспорта).
Отличительной особенностью мостостроения в XIX в. является широкое применение в мостах металла. Мысли о возможности применения чугуна для сооружения мостов высказывались еще в середине XVIII в. Первым осуществленным мостом с чугунными арками был мост через р. Севери в Колбрукделе (Англия), построенный в 1776—1779 гг- (рис. 17).
В 1799 г. И. П. Кулибин выдвинул предложение о постройке железных мостов с решетчатыми арками. В 1818 г. им же был разработан проект моста через р. Неву длиной 130 саженей (277 лс) с тремя пролетами, перекрытыми железными арками. Предлагавшаяся И. П. Кулибиным конструкция металлических мостов была значительно более совершенной, чем примененная в упомянутом выше мосте, построенном в Англии. Свои мосты Кулибин пред-
13
' полагал изготовлять не из чугуна, а из железа, что представляло собой более прогрессивную для того времени идею, нашедшую действительно реализацию, ио позднее. Однако консерватизм чиновников царской России был причиной, вследствие которой проекты Кулибина и других русских новаторое. оказались неосуществленными.
В течение первой половины XIX в. арочные чугунные мосты строят как пох' обыкновенную, так и под железную дорогу. Выдающимся мостом этого рода является мост через р. Неву, построенный известным русским инженером С. В. Кербедзом в 1842—1850 гг. Этот мост состоял из семи пролетов по 45— -47 м, перекрытых чугунными арками, и разводного пролета поворотной си* стемы (рис. 18). Вследствие значительной глубины реки, достигающей 10—. 15 м, особенно сложными были работы по устройству опор этого моста1.
Рис. 17. Мост через р. Северн
Почти одновременно с появлением чугунных арочных мостов начало^ строительство железных висячих мостов, а в начале XIX в. были предпринят^ первые попытки применения чугуна и железа для балочных мостов.
Первым висячим мостом, приближающимся к современным типам, был мост, построенный в Пенсильвании в 1796 г. у
Висячие мосты, допускавшие легкую и скорую сборку и позволяющий устраивать переходы через широкие реки без сооружения промежуточных^ опор в глубокой воде, стали быстро распространяться, а пролеты их увеличиваться. -
Пролеты висячих мостов, построенных в первой половине XIX в., доходили до 265 м (мост в Фрейбурге, 1834 г.).
Первые висячие мосты в России построены в Петербурге: Пантелеймоновен ий у Летнего сада (1824 г.), пешеходный мост через Мойку, Египетский мост через Фонтанку (1827 г.) и др.
К крупным висячим мостам, построенным в XIX в. в России, относятся мпогопролетный городской цепной мост через р. Днепр в Киеве общей длиной 710 м с пролетами по 134,1 м, построенный в 1847—1853 гг., и шоссейные мостй через р. Великую в г. Острове с пролетами по 100 .и, сооруженные в 1851—-1853 гг. >
Однако висячие мосты первой половины XIX в. вследствие недостаточно^^ понимания инженерами того времени роли и значения отдельных элементов сооружения не обладали необходимой жесткостью ни в вертикальном, ии. в
1 В 1938 г. мост, построенный Кербедзом и носящий ныне название моста лейтенанте Шмидта, реконструирован по проекту акад. Г. П. Передерия. Опоры моста продолжают служить и в настоящее время.
14
горизонтальном направлении. Этот недостаток явился одной из главных причин целого ряда катастроф, происшедших с висячими мостами: часть мостов разрушилась во время сильных бурь, часть — от прохода нагрузки, преимущественно от прохода большого количества людей, идущих в ногу.
Для уменьшения гибкости висячих мостов стали устраивать деревянные, а затем и железные фермы жесткости, но их применение лишь частично улучшило эксплуатационные качества висячих мостов. Широко применяемые в тот же период арочные мосты также имели существенные недостатки. При технических возможностях середины XIX в. они не могли быть применены для пролетов более 70 м; устройство промежуточных опор значительных размеров н в-
Рис. 18. Мост Кербедза через р. Неву
особенности фундаментов для них при большой глубине воды вызывало серьезные затруднения. Поэтому хотя чугунные арочные и железные висячие мосты и имели немаловажное значение в истории развития мостостроения, они не могли дать полного разрешения задач, стоявших перед строителями мостов’в середине XIX столетия. Совершенно неизбежным стало развитие и широкое распространение булочных мостов, в особенности под влиянием усиленного строительства железных дорог.
Небольшие мостики из чугунных балок нли из рельсов применялись с самого начала строительства железных дорог.
Затем балочная система нашла применение в мостах с деревянными фермами. Таковы многорешетчатые фермы Тауна (1820 г.) и фермы с крестовой решеткой, предложенные. Гау (1840 г.); в последних растянутые элементы решетки (тяжи) делаются из круглого железа (см. рис. 1.54).
Одним из первых больших балочных металлических мостов является мост «Британия», построенный в 1846—1850 гг. под железную дорогу через Меией-ский залив в Англии (рис. 19). Строителем этого моста был инженер Роберт Стефенсон. Мост состоит из двухпролетиых неразрезных балок пролетами по 140 и 70 м (всего четыре пролета). В поперечном сечении пролетное строение моста представляет собой замкнутую прямоугольную трубу.
Особо важное значение для развития мостостроения имели работы русского инженера путей сообщения Д. И. Журавского (1821—1891 гг.).
Начало инженерной деятельности Д. И. Журавского совпадает с началом строительства железнодорожной магистрали между Петербургом и Москвой.
15-
На этой дороге предстояло построить много мостов, в том числе и через большие
реки. Для перекрытия средних и больших пролетов было решено применить
деревянные фермы с крестовой решеткой и железными тяжами, появившиеся
в Америке под названием ферм Гау.
Проекты таких ферм составляли в Америке без определения усилий в их элементах, так как способы расчета ферм не были известны. Журавский, которому было поручено проектирование мостов для Петербурго-Московской железной дороги, создал теорию расчета раскосных ферм, примененную им для определения размеров пролетных строений с крестовыми фермами. Конструкция ферм Гау была существенно изменена Журавским. Им применены неразрезиые фермы, усиленные у опор подбалками и подкосами; вместо
Рис. 19» Мост «Британия»
простой крестовой решетки применена сложная решетка с несколькими пересечениями раскосов в каждой панели. Это было новым и рациональным решением для ферм больших пролетов.
По проектам Журавского были построены на Петербурго-Московской железной дороге мосты с деревянными фермами весьма больших пролетов— до 61,2 м (мост через р. Мету).
Журавскому принадлежит первенство в развитии теории расчета ферм.
Кроме разработки метода расчета раскосных ферм, Журавский сделал еще один крупный вклад в теорию сооружений, а именно впервые дал теорию определения величины касательных напряжений в изгибаемых балках.
Продолжая изучать работу балок, Журавский также впервые установил наличие в стенке балки косых усилий (главных напряжений) и определил, что иаивыгоднейший способ укрепления стенки металлической балки заключается в постановке уголков под углом 45° к ее оси.
В своих исследованиях Журавский широко применял экспериментальный метод.
Не останавливаясь подробно на рассмотрении многогранной и плодотворной инженерной деятельности Журавского, особо подчеркнем, что им впервые введен в мостостроении научный метод, основанный на сочетании теории и практики. Д. И. Журавского с полным основанием можно считать основоположником нового направления, новой школы мостостроения.
К представителям новой школы мостостроения относится также современник Д. И. Журавского русский инженер путей сообщения С. В. Кербедз. Мы уже отмечали его выдающееся творение — мост с чугунными арками через р. Неву. Им же составлен оригинальный проект висячего моста. Кербедзу 16
принадлежит, кроме того, видная роль в развитии конструктивной формы металлических решетчатых ферм.
Мосты с многорешетчатыми фермами строили в Англии в 1845—1850 гг. в единичных случаях и при небольших пролетах.
Первые решетчатые фермы из металла представляли собой подражание деревянным дощатым фермам и иногда деревянным фермам с крестовой решеткой как по внешнему очертанию, так и по некоторым конструктивным деталям. Вначале балочные фермы такого рода строили из чугунных и железных частей, впоследствии чугун был полностью вытеснен железом. После 1850 г. многорешетчатые металлические фермы широко используют в мостах.
В мостах, осуществленных в зарубежных странах, фермы имели раскосы плоского сечения, ие приспособленные для воспринятия сжимающих усилий.
С. В. Кербедз, проектируя мост через р. Лугу на Петер бу pro-Варшавской железной дороге, на основании определения усилий в элементах ферм, выполненного по методу Журавского, дал новый конструктивный тип миогорешет-чатых ферм: часть раскосов была сделана с таким поперечным сечением, составленным из уголков и листов, которое обеспечивало хорошее воспринятие сжимающих усилий, а элементы поясов имели коробчатое сечение. Мост через р. Лугу, построенный в 1853—1857 гг., имел два пролета по 55,3 м, перекрытых иеразрезными фермами.
Тот же тип ферм Кербедз применил при постройке городского моста через р. Вислу в Варшаве (1858—1866 гг.). Мост имел шесть пролетов по 74,68 м, перекрытых двухпролетными неразрезными фермами. Дальнейшее совершенствование конструкции металлических ферм как у иас, так и за границей пошло по пути, намеченному Кербедзом при сооружении мостов через реки Лугу И Вислу.
Сочетание теории и практики стало характерной особенностью русской школы мостостроения с 50-х годов прошлого столетия. Иначе происходило развитие мостостроения в зарубежных странах, в особенности в Англии и США. Эмпирический подход к проектированию мостов наблюдается в этих странах частично и во второй половине XIX столетия, вследствие чего нередко происходят обрушения мостов.
Наряду с недооценкой в зарубежных странах теоретических расчетов при сооружении мостов, приводившей часто к их обрушению, можно отметить в некоторые периоды н наличие одностороннего увлечения теорией, придания теоретическим дтоложениям самостоятельного значения и подчинения им всей проектировки.
Русская школа мостостроения с самых первых шагов по пути строительства больших мостов ведущим положением считала обеспечение безопасной эксплуатации моста, развивая для этого экспериментально-теоретический метод, заложенный Журавским, и сочетая его с изучением практики постройки мостов. ( ,
Именно поэтому количество аварий мостов вследствие недостаточной их прочности у иас за всю историю мостостроения ничтожно мало.
Развитие строительства железных дорог в России в 70-х годах XIX в. поставило новые задачи перед русскими мостовиками и, в частности, вызвало усиленное применение металлических пролетных строений, изготовление которых к тому времени могло быть обеспечено состоянием производительных сил в нашей стране.
В области разработки конструкций металлических пролетных строений, способов их изготовления и сборки, а также и в других областях мостостроения были проведены в России во второй половине XIX столетия большие практические и теоретические работы. В этой связи необходимо отметить деятельность известного русского мостовика и ученого — профессора Н. А. Белелюбского (1845-1922 гг.)
Одной из первых работ Н. А. Белелюбского, начатой в 1870 г., было составление проектов для замены деревянных пролетных строений мостов Петер бур го-Московской железной дороги металлическими. В те годы не было 2 Зак. 19 17
еще твердо установившихся принципов проектирования металлических мостов и Н. А* Белелюбскому пришлось создавать наиболее целесообразные типы ферм и разрабатывать наилучшую их конструкцию. Конечно, примененные прн проектировании мостов Петер бурго-Московской железной дороги, а затем и большого числа мостов на других дорогах многорешетчатые и многораскосные фермы представляют пройденный этап в развитии мостостроения. Точно так же введенная Белелюбским новая конструкция проезжей части со свободным опиранием поперечных балок, известная в течение ряда лет за границей как «русский тип», ныне ие признается целесообразной.
Но для того времени эти конструкции представляли стремление сочетать теорию с практикой н были по-своему прогрессивными.
Рис. 20. Фортский мост
Большая заслуга Н. А. Белелюбского — введение литого железа в мостах взамен сварочного. Металлические пролетные строения мостов до 80-х годов XIX в. изготовлялись из так называемого сварочного железа, выплавлявшегося в пудлинговых печах. С 1865 г. появились способы получения литого железа и стали в бессемеровских и томасовских конверторах. Но применять литое железо в мостах, несмотря на его более высокое качество, в то время опасались. Н. А. Белелюбекий после изучения свойств литого железа опубликовал в 1885 г. специальную статью о нем. В 1883—1887 гг. по предложению Н. А. Белелюбского впервые из литого железа изготовляются пролетные строения ряда мостов на строившихся тогда в России железных дорогах. В дальнейшем литое железо полностью вытесняет сварочное, которое с 90-х годов прошлого столетия в мостах уже не применяется.
К новым конструктивным формам металлических мостов, появившимся во второй половине XIX в., относятся также консольные мосты. Мысль об устройстве консольно-балочного моста возникла при проведении опытов иад трубчатыми балками в связи с постройкой моста «Британия». Затем немецким профессором Риттером была разработана теория расчета консольных балок (1861 г.), а в 1867 г. Гербером были построены первые консольные мосты небольших пролетов под обыкновенную дорогу.
Теория расчета консольных балок была развита далее русским инженером Семиколеиовым, опубликовавшим в 1871 г. в журнале Министерства путей сообщения статью по этому вопросу.
В 1890 г. под руководством Фаулера и Беккера была закончена постройка консольного моста с исключительно большими пролетами через Фортский залив в Шотландии (рнс. 20). Наибольшее расстояние между соседними опорами этого моста равно 521 м.
К концу XIX в. намечается переход от многорешетчатых и двухрешетчатых ферм к фермам с простой треугольной решеткой.
18
Отдельные случаи применения в мостостроении металлических ферм с простой треугольной решеткой, предложенной для деревянных конструкций еще итальянским архитектором Палладио в XVI в., имели место в 1845 г. в мостах по проектам бельгийского инженера Невилля при небольших пролетах ферм. В Англии и в особенности в Америке применяли фермы с простой треугольной решеткой, устраивая в них болтовые узлы.
Инициатива применения треугольной решетки в клепаных фермах железнодорожных мостов достаточно больших пролетов принадлежит проф. Л. Д. Проскурякову. Одним из первых таких мостов был мост через р. Сулу на Ромиы-Кременчугской железной дороге (1887 г.).
Л. Д. Проскурякову принадлежит ряд работ в области совершенствования расчетов мостовых конструкций: развитие графо-аналитических методов расчета, введение метода расчета по линиям влияния, разработка таблиц моментов расчетной нагрузки от подвижного состава и т. п.
Возросшая в связи со вторым периодом развития железнодорожного строительства в России потребность в кадрах инженеров-строителей путей сообщения обусловила организацию в 1896 г. второго высшего учебного заведения по подготовке инженеров путей сообщения — Московского инженерного училища (в настоящее время — Московский институт инженеров железнодорожного транспорта). Л. Д. Проскуряков был первым профессором по кафедре мостов и строительной механики в этом институте.
Изучая историю развития мостостроения в XIX в., нельзя не отметить больших достижений в области устройства оснований мостовых опор. Особенно большое значение имело введение в употребление сжатого воздуха для прохождения водоносных слоев, завершившееся в 60-х годах XIX в. предложением кессонного способа заложения фундаментов. Большое значение для сооружения опор имело также изобретение Е. Челиевым в 1814 —1820 гг. искусственного цемента, получившего впоследствии название портлаидского.
Во второй половине XIX в. вновь оживилось строительство каменных ростов, которые в начале этого века уступили свое место металлическим и деревянным мостам. В XIX в. усилия строителей каменных мостов были направлены на улучшение типов кружал, методов кладки сводов — вообще всего того, что способствовало борьбе с трещинами, появлявшимися при раскружа-ливании сводов.
В XX в. происходит дальнейший рост технических знаний; развитие промышленности и строительного дела обеспечивает новые успехи в области мостостроения. Пролеты мостов, их длина достигают весьма больших величии. В 1917 г. заканчивается (после двух неудачных попыток) постройка консольного Квебекского моста (Канада), наибольшего в мире по величине пролета (549 jw) среди балочных мостов (рис. 21). Осуществляются большие арочные мосты в Сиднее (пролет 503 л<) и через залив Килл-ван-Кулл в Нью-Йорке с пролетом 503,5 м (рис. 22). Строятся висячие мосты больших пролетов, среди них мост через р. Гудзон в Нью-Йорке со свободным пролетом 1068 м, мост через Золотые Ворота в Сан-Франциско пролетом 1280 м, мост на входе в Нью-Йоркскую гавань пролетом 1298 л* (рис. 23).
В настоящее время составлены проекты висячих мостов через Мессинский пролив со средним пролетом 1524 м и через Гибралтарский пролив пролетом 3000 л*.
XX в. в области мостостроения замечателен быстрым распространением нового материала — железобетона. Одновременно с появлением в Европе в конце XIX в. первых железобетонных сооружений проф. Н. А. Белелюб-ский в 1891 г. провел в Петербурге ряд опытов над железобетонными конструкциями, среди которых был мост пролетом 17 м.
Первыми железобетонными сооружениями на железных дорогах были трубы под насыпями, осуществленные по инициативе Г. П. Передерия на Московско-Казанской железной дороге. В начале XX в, железобетонные мосты небольших пролетов и трубы применяют у нас довольно часто.
За последние 35—40 лет строительство железобетонных мостов достигло
2* 19
/ больших успехов. До 20-х годов нашего столетия наибольший пролет железобетонного. моста был равен 100 м (городской мост через р. Тибр в Риме). Построенный под железную и автомобильную дороги в 1930 г. арочный железобетонный мост через Эл ори в Плугастеле около Бреста и в 1933 г. арочный железобетонный мост через Траибергзуид в Стокгольме имеют пролеты по
ч
Рис. 21. Квебекский мост
182 м. Из железобетонных мостов больших пролетов можно назвать также железнодорожный мост через р. Эсла в Испании с пролетом в свету 197 л*, мост через р. Антаз в Бразилии (пролет 186 м), мост через Ангерман в Швеции (пролет 264 л*), мост через р. Парана на дороге между Бразилией и Парагваем (пролет 290 ле). К числу крупных железобетонных мостов относится и постро-
Рис- 22. Мост через залив Килл-ван-Кулл
ениый в 1952 г. в СССР двухъярусный мост пролетом 228 м, предназначенный для пропуска двух железнодорожных путей и автомобильной дороги.
Среди железобетонных мостов наибольший пролет имеет в настоящее время мост через р. Параматта в Сиднейской гавани (Австралия). Его главный пролет, перекрытый сборными коробчатыми арками, равен 305 м (рис. 24). 20
Применение новых оригинальных систем позволило в последнее время запроектировать железобетонные мосты еще больших пролетов — до 4004~ 4- 600 .и. В качестве примера можно указать иа проект моста через Босфор (рис. 25). По одному варианту этого моста главный пролет равен 600 м, по другому при такой же конструкции — 408 м.
Коренные изменения в мостостроении произошли в нашей стране после Великой Октябрьской социалистической революции, развязавшей творческие
Рве. 23. Висячий мост при входе в Нью-Йоркскую гавань
силы народов СССР и обеспечившей небывалый рост производительных сил на основе новых, социалистических производственных отношений. В частности, большие успехи были достигнуты в строительстве железобетонных мостов. Первым построенным в СССР большим железнодорожным мостом, в котором железобетон нашел широкое применение, был мост через р. Днепр у Днепропетровска (1932 г.). Пролеты железобетонных арок этого моста не превышали 55 м. Пролеты автодорожных и городских железобетонных мостов достигали в этот период 70 м (например, мост через Ангару в Иркутске).
В очень короткий срок нашими строителями и проектировщиками настолько была освоена и усовершенствована техника осуществления железобетонных работ, что стала возможной постройка железобетонных мостов больших пролетов. Примерно с 1938 по 1941 г. в СССР был построен целый ряд железнодорожных, автодорожных и городских железобетонных мостов с пролетами 100—126 м. Все это были арочные мосты с применением монолитного бетона, т. е. укладываемого непосредственно иа месте строительства моста с использованием подмостей.
После Великой Отечественной войны ведущим направлением строительства становится индустриализация и комплексная механизация всех работ, как непременное условие повышения производительности труда, сокращения сроков и стоимости строительства. В соответствии с этим широкое распространение получают сборные железобетонные конструкции из элементов, изготовляемых на специальных заводах или полигонах.
Отличительной чертой второй половины XX столетия в области строительства железобетонных мостов является решительный переход иа предварительно напряженные конструкции, что позволило перекрывать балочными пролетными строениями большие пролеты.
Были построены дакие предварительно напряженные железобетонные мосты, как мост через р. Мозель в Кобленце с пролетами 101,47; 113,9 и 122,85 м
21
Рис. 24. Мост через р Параматта в Австралии
через р. Рейн в Вормсе с пролетами 102, 114 и 104 ле, через р. Майн у Беттингена с пролетами 85, 140, 85 м и др.
Предварительно напряженный железобетон находит широкое применение и в СССР (с 1948 г.) сначала в балочных пролетных строениях небольших пролетов (до 33 ле), а затем и при сооружении больших мостов. К последним, в частности, относятся Автозаводский мост в Москве со средним пролетом 148 м (рис. 26), другой городской мост в Москве со средним пролетом 128 м и пр.
Рис. 25. Проект моста через Босфор
Характерная особенность предварительно напряженных железобетонных мостов, построенных в СССР, заключается в применении сборных конструкций из готовых элементов в отличие от мостов, построенных за рубежом, для осуществления которых использовали преимущественно бетонирование на месте, хотя и без подмостей (так называемое навесное бетонирование). Из сборных конструкций сооружают в СССР не только балочные, но и арочные мосты. Из последних можно отметить законченный в 1961 г. большой железнодорожный мост с главными пролетами по 150 я (рис. 27).
Рис. 26. Автозаводский мост в Москве
22
Успешное и экономически оправданное введение в практику строительства сборных конструкций требует организации индустриальной базы и возможно более полной унификации проектов пролетных Строений и опор, а так-
Рис. 27. Железнодорожный арочный мост из сборного железобетона, построенный в СССР
же необходимого для их изготовления и монтажа оборудования. В СССР н в странах социалистического лагеря имеются для этого наиболее благоприятные условия, что является залогом дальнейшего научно-технического прогресса в дайной области.
Рис, 28. Мост нм, Калинина в Москве
Достижения в области железобетонных мостов представляют собой наиболее яркое явление современной мостостроительной техники. Но и в строительстве других видов мостов имеется много новых прогрессивных начинаний,
23
уже нашедших признание и осуществляемых или имеющих многообещающее будущее. К ним можно отнести удачное сочетание железобетонной плиты и стальных балок с включением их в совместную работу. Такой принцип заложен, в частности, в конструкцию построенного в Москве моста им. Калинина (Нов о-Ар батского) (рис. 28).
Большие преимущества дает применение сварки и предварительного напряжения в стальных мостах. Весьма перспективным можно считать использование для мостовых конструкций высокопрочных сталей и легких сплавов, например, алюминиевых сплавов.
Широкие возможности совершенствования мостовых конструкций открываются и в связи с развитием производства синтетических материалов.
В конструкциях опор и фундаментов, в способах производства работ , по их возведению также произошли существенные изменения. Применение в СССР нового вида фундаментов из железобетонных оболочек, высоких свайных ростверков и т. п. почти полностью вытеснило вредный для здоровья рабочих и иеиндустриальиый способ устройства фундаментов с использованием кессонов.
Разрабатываются и применяются новые типы сборных конструкций над-фуидаментиой части опор.
Величественная программа создания материально-технической базы коммунизма ставит грандиозные задачи во всех областях народного хозяйства. Этими общими задачами определяются и пути дальнейшего развития мостостроения в СССР.
§ 3. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПРОЕКТИРОВАНИЯ МОСТОВ
> 1. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ. СТАДИИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
/
Места расположения мостов, труб, путепроводов и виадуков выбирают одновременно с проектированием профиля трассы железнодорожной линии или автомобильной дороги, при изысканиях которых должны быть получены . все данные, необходимые для размещения сооружений по трассе и их проектирования.
Исходной величиной, определяющей длину водопропускного сооружения, 7 является его отверстие, найденное из условия пропуска расчетного расхода воды. Отверстием моста называется сумма расстояний между опорами в свету, измеренных по расчетному горизонту воды (иа рис. 29, а к + fa + /з). Если рабочая площадь водотока под мостом ограничена не гранями устоев, а конусами насыпи (рис. 29, б), то отверстие моста считают обычно посре^ией линии между расчетным высоким горизонтом и меженным с тем, чтобы полу^ ’ чить примерно ту же рабочую площадь, что и при устоях, изображенных на рис.29, а. В необходимых случаях для создания спокойных условий протекания воды в пределах моста и устранения опасных размывов дна и откосов насыпи устраивают регуляционные сооружения: струенаправляющие дамбы, траверсы, береговые укрепления н т. д. Кроме того, конусы и откосы насыпи на протяжении затопляемой территории укрепляют во избежание их" размыва.
Мост с комплексом связанных с ним сооружений — регуляционными -устройствами, подходными насыпями в пределах пойм — носит название мостового перехода (рис. 30).
В зависимости от величины отверстия и местных условий проектирования мосты могут быть однопролетными и многопролетиымн. Первой задачей проектирования является разбивка отверстия иа пролеты, причем на судоходных и сплавных реках должны быть соблюдены установленные для ннх величины пролетов и подмосговые габариты (см. приложение 1). Далее следует выбрать1 систему моста, материал пролетных строений н опор, разместить основные ча-24
сти сооружения и назначить их размеры. Все эти вопросы решаются в их взаимной связи с максимальным использованием типовых проектов и учетом способов производства работ по постройке моста. Окончательное решение выбирают на основании совместного учета всех условий проектирования, постройки и дальнейшей эксплуатации сооружения.
Так как условия проектирования достаточно разнообразны, то не представляется возможным, в особенности для средних и больших мостов, дать готовые рецепты проектирования. Обычно в каждом отдельном случае составляют и сравнивают несколько наиболее целесообразных по общим соображениям вариантов проектируемого сооружения, выявляют их достоинства и недостатки и затем на основе этого анализа производят выбор наилучшего решения.
При сравнении вариантов существенное значение имеет сопоставление их в экономическом отношении. Наиболее экономичным сооружением не всегда
Рис. 29, Схема трехпролетного моста
будет то, строительная стоимость которого получается наименьшей. Следует принять во внимание срок службы сооружения, расходы по содержанию его в исправности, трудоемкость строительно-монтажных работ, продолжительность строительства, необходимое для осуществления моста количество материалов. Оценка основных показателей технико-экономического сравнения вариантов в соответствии с разработанными для этой цели указаниями (например, ВСН 108-64 Госкомитета по транспортному строительству) дает возможность определить приведенную стоимость моста по каждому варианту как одну из сторон общей характеристики проектируемого сооружения.
Сравнивая экономичность постройки моста по разным вариантам, необходимо рассматривать весь мостовой переход в целом, т. е. с учетом подходов к мосту, а также и регуляционных сооружений, если последние необходимы. Может случиться, что для более дешевого моста потребуется больший объем работ по устройству регуляционных сооружений или более высокая насыпь; в результате увеличивается стоимость подходов, а следовательно, и общая стоимость мостового перехода может оказаться выше.
Условия изготовления мостовых конструкций и их монтажа, приемы производства работ по постройке моста также в той или иной степени влияют на экономичность всего сооружения. Большое значение имеют сроки готовности моста, от которых часто зависит готовность всего участка дороги. Более сжатые сроки позволяют быстрее реализовать выгоды, получаемые от постройки дороги, для всего народного хозяйства страны. Важнейшее значение при оценке вариантов имеет соответствие их требованиям индустриализации и комплексной механизации строительства.
2В. Зак. 10 25
Все сравниваемые в экономическом отношении варианты моста должны удовлетворять эксплуатационным требованиям, направленным на обеспечение непрерывности и полной безопасности движения.
Все сооружения должны иметь хороший внешний вид; к мостам вблизи больших городов и на больших реках предъявляются повышенные архитектурные требования.
Рис. 30. Мостовой переход:
/ — мост; 2 — струенаправляющая дамба; 3—траверсы с верховой стороны насыпи; 4 — берегозащитные траверсы
Сравнение вариантов мостового перехода осуществляется на основе эскизных проектов. Точность производимых при эскизном проектировании расчетов элементов моста н степень деталировки конструкций должны соответствовать конечной цели эскизного проектирования: выявить основные характеристики и определить по укрупненным измерителям стоимость сооружения.
Эскизные проекты моста в различных вариантах как обоснование выдвигаемого решения составляют часть так называемого проектного задания, в котором устанавливаются исходные данные для дальнейшего проектирования: расчетная нагрузка, число путей или полос движения иа мосту, условия обеспечения судоходства и т. п.
Составление эскизных проектов и сравнение вариантов являются первой стадией проектирования и обязательны прн проектировании средних и больших мостов. Для малых мостов систему и материал моста выбирают по имеющимся типовым проектам. Целесообразно применительно к условиям сооружения проектируемой линии выяснить наивыгоднейшие схемы мостов и труб 26
для разных отверстий, высот насыпи, условий заложения фундаментов и т. п. Здесь также приходится прибегать к сопоставлению вариантов, но не индивидуально для каждого искусственного сооружения, а для всей совокупности искусственных сооружений данной линии.
Второй стадией проектирования является составление технического проекта, глубина разработки которого должна обеспечивать возможность составления сметы на постройку моста и установления количества потребных материалов. Технический проект моста включает в себя также и проект организации работ по постройке моста.
После утверждения технического проекта разрабатываются рабочие чертежи с некоторыми уточнениями произведенных в техническом проекте расчетов прочности и устойчивости частей сооружения, если в этом возникает необходимость.
В настоящее время часто применяется двухстаднйное проектирование, при котором после утверждения проектного задания разрабатывается проект в таком объеме, чтобы составленные чертежи можно было выдать производственной организации.
Для малых мостов и труб вместо составления технического проекта и рабочих чертежей обычно используются типовые проекты с привязкой их к местности.
2. ГАБАРИТЫ ПРИБЛИЖЕНИЯ КОНСТРУКЦИЙ МОСТОВ
i
При проектировании железнодорожных мостов с ездой понизу внутреннее свободное от каких-либо частей пространство должно соответствовать габариту приближения строений^ изображенному на рис. 31. То же очертание
Рис. 31. Габариты приближения конструкций мостов на железных дорогах;
а — на станциях; б—на перегонах
свободного пространства надо выдерживать под путепроводами, проектируемыми над железной дорогой, а также между перилами мостов с ездой поверху.
Высота габарита приближения строений назначена с учетом электрификации железнодорожной линии. Уменьшение высоты до 5 550 мм допускается только для пешеходных путепроводов и на линиях, перевод которых на электрическую тягу в ближайшие 1.0—15 лет не предвидится.
2В;
27
Габариты приближения конструкций автодорожных и городских мостов изображены на рис. 32 для двух типов дорог — с разделительной полосой (обозначена размером С) и без нее.
Расстояния в свету между бордюрами (размер Г на рис. 32) для различных габаритов приведены в табл. 1.
Таблица 1
Габариты мостов Размер Г (см. рис. 32’ в жж ji Габариты J мостов Размер Г (см. рис. 32) В мм
Г-9 Д- С -У 9 2X9000 1 Г-9 9000
Г-8-у С-У 8 2X8000 JT-8 , 8000
Г-21 21 000 Г-7 . . 7000
Г-14 14 000 Г-6* . . 6000
Г-10,5 10 500 Г-4,5** - J 4500
* Только для деревянных гостов.
** В исключительных случаях на дорогах в горной местности.
При значительной интенсивности движения для городских мостов допускается принимать увеличенные габариты, ширина которых назначается кратной 7000 мм. В случае двух трамвайных путей необходимо' иметь полосу шириной 7000 мм, а в больших городах (в Москве) при об-
“> — Я
tdziiQpt
Рис. 32. Габариты приближения конструкций мостов на автомобильных дорогах и
особлсином трамвайном полотне — 8470 мм, минимальный габарит при этом Г-14.
Ширина тротуаров (Т на рис. 32) назначается кратной 750 мм, а при примыкании к проезду — нс менее 1000 мм (однополосный тротуар).
Наименьшая ширина разделительной полосы С — 1200 мм. Размер Б (см. рис. 32) больше размера Г на 500 мм, размер А меньше размера Г на 1000 мм.
Высота тротуарного бордюра для всех габаритов должна быть не менее 250 Xi.и, а в особо ответственных случаях (высокие и длинные мосты,
в городах:
а и б—при тротуарах, примыкающих ;"к проезду; в и л—при раздельном размещении тротуаров; а и в—при устройстве разделительной полосы. Высота 5000 принята в СНнШ 1-Д 7-62* (прил.
3, п. 6)
путепроводы через железнодорожные пути) увеличивается до 300—400 мм.
Теми же габаритами определяется ширина автодорожных и городских мостов с ездой поверху.
Выбор габарита зависит от категории дороги или улицы, длины моста, расположения его в плане и профиле и других местных условий. Число полос движения в принятом габарите должно обеспечить пропускную способность моста при перспективной интенсивности движения всех видов транспорта.
3. МЕТОДЫ РАСЧЕТА МОСТОВЫХ КОНСТРУКЦИЙ
Расчет мостовых конструкций состоит; 1) в определении внутренних силовых факторов (осевых усилий, изгибающих моментов, поперечных сил и т. п.), вызываемых постоянными и временными нагрузками, а также различными другими воздействиями, как, например, изменением температуры, усадкой и ползучестью бетона, деформациями грунта в основаниях опор и пр.; 2) в определении соответствия несущей способности конструкции внутренним силовым факторам, обеспечивающего надежность нормальной эксплуатации без излишних запасов в течение достаточно длительного времени; 3) в определении деформативности конструкции (вертикальных прогибов, периодов колебаний 28
пролетных строений, осадок опор и т. п.) для сопоставления с допустимыми величинами по условиям движения различных видов транспорта и пешеходов по мостам; 4) в определении устойчивости положения конструкций (против опрокидывания, сдвига).
Первая задача решается выбором такой расчетной схемы конструкции, которая позволила бы применить к ней методы строительной механики. Использование быстродействующих электронных цифровых машин при решении задач строительной механики открывает широкие возможности для выбора расчетных схем, наиболее близких к реальным конструкциям. Однако степень уточнения расчетных схем должна отвечать точности исходных предпосылок, связанных со свойствами материалов и поведением конструкции в условиях эксплуатации. Поэтому в некоторых случаях приходится принимать условные расчетные схемы, в том числе разные расчетные схемы для одной и тон же конструкции с тем, чтобы условность схемы не приводила к неоправданному уменьшению определяемого силового фактора по отношению к действительной возможной его величине. Примеры такого выбора расчетных схем приведены в дальнейшем изложении применительно к мостам из различных материалов.
Определение соответствия несущей способности конструкции внутренним силовым факторам в недавнем прошлом производили по методу допускаемых напряжений. В настоящее время принят метод предельных состояний.. При расчете по первому методу напряжения от действующих нагрузок в элементах конструкции не должны быть больше допускаемых напряжений. При установлении величин допускаемых напряжений вводили коэффициенты запаса по отношению к предельным напряжениям, в качестве которых принимали или напряжения, соответствующие разрушению материала (пределы прочности), или напряжения, вызывающие недопустимо большие деформации частей конструкции, например, предел текучести для стали. Величина коэффициентов запаса, а следовательно, и допускаемых напряжений назначалась па основе опыта эксплуатации мостов, эксперимента;!ьного изучения воздействия нагрузки на мосты, лабораторных опытов.
Посредством введения коэффициентов перегрузки (точнее — коэффициентов изменчивости нагрузки) метод расчета по предельным состояниям предусматривает учет возможного изменения по отношению к нормативным значениям действующих на сооружение нагрузок вследствие случайных причин. Учет возможного отклонения характеристик прочности материалов производится посредством введения коэффициентов однородности. Кроме того, в необходимых случаях вводится коэффициент условий работы, учитывающий особенности работы элементов конструкции под нагрузкой,
В соответствии с указанными выше основными задачами расчета различают три вида предельных состояний; 1) по несущей способности; 2) по развитию чрезмерных деформаций и 3) по образованию и раскрытию трещин.
Предельным состоянием по несущей способности называется такое принимаемое в расчете состояние, при котором конструкция или основание перестает под влиянием силовых воздействий удовлетворять эксплуатационным требованиям. Второе н третье предельные состояния определяют условия, гарантирующие от затруднений в нормальной эксплуатации. В общем случае несущая способность характеризуется прочностью при однократном действии нагрузки, выносливостью (прочность при многократно повторном действии нагрузки), общей устойчивостью формы, местной устойчивостью формы и устойчивостью положения. Устойчивостью формы в отличие от устойчивости положения называется способность элемента с допустимыми деформациями сохранять первоначальную (до приложения нагрузки) форму. Устойчивость положения —^способность противостоять воздействиям, стремящимся произвести опрокидывание или сдвиг (скольжение) всего сооружения или его части.
В зависимости от материала конструкцию следует проверять или на все три предельных состояния или только на два первых из них.
Для каждого материала установлена своя конкретная характеристика первого предельного состояния: для металла — достижение предела текуче-29
сти, для железобетона — достижение бетоном предела прочности, а арматурой предела текучести и т. д.
Общая формула предельного состояния по несущей способности имеет следующий вид:
kiRt ...,F0), (1)
г
где Hi — коэффициенты изменчивости нагрузки;
Nt — усилия (или моменты) в элементах конструкции от нормативных нагрузок;
Ф — функция, определяющая предельное состояние конструкции и зависящая от нормативных сопротивлений R'^R^,-., коэффициентов однородности материалов Ац Аз,.., геометрических характеристик элементов сооружения и коэффициентов условий работы т.
В методе предельных состояний нормативная временная вертикальная нагрузка выбрана с учетом ее возможного возрастания на далекую перспективу. Динамическое воздействие нагрузки учитывается введением динамического коэффициента.
Неравенство (1) применительно к мостовым конструкциям, выполненным из одного материала, при расчете на временную вертикальную и постоянную нагрузки будет иметь следующий вид:
пвр (1 4- p)SBp 4- ппЗп<Ф(т, kRu, Fo), (2)
где SDP — усилие (момент) от нормативной временной нагрузки;
5П — усилие (момент) от постоянной нагрузки;
лвр, «п — коэффициенты перегрузки (изменчивости нагрузки);
(1 4- И) — динамический коэффициент.
Формуле (2) можно придать внд, аналогичный тому, который применялся при расчете по допускаемым напряжениям, а именно:
ПгЛ,+_П„(1 + (3)
А о
Здесь Ra — нормативное сопротивление материала.
Для расчета мостовых конструкций вводится один общий для всех случаев коэффициент условий работы Шх = 0,9, оценивающий возможные отклонения действительных размеров и геометрической формы сооружения от проектных; кроме того, в необходимых случаях учитывают дополнительно коэффициент условий работы характеризующий некоторые неопределенности поведен ня конструкций под нагрузкой или вынужденные неточности расчета. Коэффициент включают в расчетные сопротивления jR ~ m^kR". В формулах (1), (2), (3) т ~ т^.
Определение величины различных коэффициентов при расчете по предельным состояниям производится иа основе обработки имеющихся данных методами математической статистики. Сущность такой обработки заключается в следующем.
Предположим, что изучается коэффициент однородности стали для мостовых конструкций.
При приемке стали предел ее текучести должен быть не ниже 2400 кг!см* (для стали марки Ст. 3). Однако в принятой партии возможны и более низкие значения предела текучести. Кроме того, в действительности сталь часто имеет более высокий предел текучести, чем приведенный выше. На основании испытаний большого числа образцов из данного металла можно построить кривую распределения действительной величины предела текучести стали. Для этого по оси абсцисс откладывают величину предела текучести, а по оси ординат для каждого интервала этой величины — число образцов, обладающих пределом текучести в принятом интервале. Число образцов обычно откладывают 30
в процентах к общему числу испытанных образцов, Пример кривой распределения для стали марки Ст. 3 показан на рис. 33 (пунктирная ломаная).
В математической статистике рассматриваются различные теоретические кривые, к одной из которых (на рис. 33 сплошная кривая) и должна приближаться кривая распределения. Вероятность появления определенных значений какой-нибудь случайной величины зависит в простейших случаях (при симметричных кривых распределения) от среднего квадратичного отклонения или по терминологии, принятой в
статистике, от стандарта кривой распределения:
—а)3
где Xi — абсцисса па кривой распределения, соответствующая ординате ус
а — наиболее часто встречающееся значение случайной величины (так называемая «мода»);
Рис. 33. Кривая распределения предела текучести стали
п — число рассмотренных случаев. ;
Если отступить от наибольшей ординаты кривой распределения на величину трех стандартов, то полученная таким путем абсцисса кривой распределения будет соответствовать изучаемому параметру, например, пределу текучести, с повторяемостью около 0.0014. Эта абсцисса и принимается за расчетную величину предела текучести АФ. р:
р — А*та 3(Т,
где А’та — предел текучести, соответствующий наибольшей ординате кривой распределения;
ст — стандарт кривой распределения.
Коэффициент однородности будет
где Л1” — нормативная величина предела текучести стали марки Ст. 3, равная 2400 кг/см2.
При расчетах, разумеется, нет необходимости каждый раз умножать нормативное сопротивление на коэффициент однородности, а достаточно пользоваться расчетными сопротивлениями, равными нормативным, умноженным на коэффициент однородности и коэффициент условий работы
Подобными же приемами определены и другие коэффициенты, входящие в метод расчета по предельным состояниям.
Расчленение общего, единого коэффициента запаса на составные его части представляет первую особенность расчетов по методу предельных состояний. Такое расчленение позволяет изучать каждый из компонентов общего коэффициента запаса в отдельности и назначать их более обоснованно. Второй особенностью является определение несущей способности с учетом пластических деформаций, работы конструкций в упруго-пластической стадии. Эта особенность нашла отражение преимущественно в расчетах железобетонных конструкций, причем определение «силовых факторов» (осевых усилий, изгибающих моментов, поперечных сил и т. п.) от внешней нагрузки производится пока в упругой стадии.
31
В заключение этого параграфа необходимо заметить, что расчет конструкций еще не определяет их оптимальную и наиболее экономичную форму. Можно удовлетворить всем требованиям расчетов на прочность, устойчивость и жесткость при различных конструктивных формах одной и той же части сооружения, например, изгибаемой балки, мостовой опоры и т. п., но при неодинаковой затрате материалов и средств в каждом частном решении поставленной задачи.
Оптимальные конструктивные формы устанавливаются в результате анализа соответствия возможных вариантов конструкций внешним и внутренним воздействиям, способам изготовления и монтажа, эксплуатационным требованиям.
4. НОРМАТИВНЫЕ И РАСЧЕТНЫЕ НАГРУЗКИ
При проектировании мостов рассматриваются основные, дополнительные и особые сочетания нагрузок.
В основные сочетания включаются одна или несколько из следующих нагрузок: 1) постоянные нагрузки, в том числе и от веса грунта; 2) временная вертикальная нагрузка от подвижного состава; 3) давление грунта от временной вертикальной нагрузки; 4) временная горизонтальная поперечная нагрузка от центробежной силы.
В дополнительные сочетания, кроме основных, перечисленных выше категорий нагрузок, включаются еще и такие, как, например, горизонтальная продольная нагрузка от торможения или увеличения силы тяги, горизонтальная поперечная нагрузка от ударного действия подвижного состава, горизонтальная ветровая нагрузка, давление льда, воздействие колебаний температуры и некоторые другие нагрузки.
Для связей, воспринимающих давление ветра на мостовые конструкции, ветровая нагрузка входит в основное сочетание; для тормозных связей к основному сочетанию относится нагрузка от торможения.
В особые сочетания добавляются еще временная сейсмическая нагрузка, а также строительные нагрузки, т. е. такие, которые могут действовать только в процессе возведений конструкций. Из различных сочетаний нагрузок для того или иного расчета выбирают наиболее невыгодный случай. При расчете на основные, дополнительные или особые сочетания нагрузок вследствие малой вероятности совпадения нормативных значений нагрузок, входящих в указанные сочетания, уменьшаются коэффициенты перегрузки.
Для мостов, строящихся на железных дорогах СССР нормальной колеи (1524 лъи), в 1962 г. была установлена новая нормативная нагрузка от подвижного состава (вертикальная подвижная). Расчетная схема нагрузки является в известной мере условной.
Кроме уже существующих локомотивов, при проектировании моста должны быть учтены и тс локомотивы, которые могут быть введены в будущем, а также и другие виды нагрузок, имеющие обращение на железных дорогах, как-то: различные типы вагонов, транспортеры, краны и т. д.
Разумеется, было бы невозможно рассчитывать мосты на все эти схемы, если рассматривать их как различные сочетания сосредоточенных грузов разной величины. Единственно правильным методом является метод замены системы сосредоточенных грузов эквивалентными нагрузками, вызывающими в элементах моста те же усилия, моменты, опорные реакции и т. д. При этом должна быть выбрана такая расчетная схема, для которой кривая эквивалентных нагрузок была бы по возможности объемлющей для всех кривых эквивалентных нагрузок, соответствующих существующим на сети и предполагаемым к введению в будущем локомотивам, вагонам, транспортерам нт. и. Конечно, эта задача может быть решена лишь приближенно, так как трудно предвидеть, какие тины локомотивов и какие другие нагрузки будут в далеком будущем.
32
Новая нормативная нагрузка для железнодорожных мостов разработана на основании выполненного ЦНИИ МПС исследования развития подвижного состава. Введены два класса вертикальных подвижных нагрузок: С14 — дли капитальных мостов и СЮ — для временных мостов.
Как показали технико-экономические расчеты, в основу новой нормативной нагрузки С14 оказалось целесообразным принять 8-осный электровоз с давлением на ось 33 tn, 16-осный транспортер с таким же давлением на ось и нагрузку от вагонов в виде равномерно распределенной интенсивностью 14 т/м.
Для мостов малых пролетов (точнее для малых длин загружен ня линий влияния) при определении нормативных эквивалентных нагрузок учтено, кроме того, влияние давлении двух отдельных осей в 35 т каждое с расстоянием между ними 1,5 м для локомотивов н 1,2 м для транспортеров.
Кроме расчетов по наибольшей возможной несущей способности элементов моста при однократном загруженин, в некоторых случаях мосты следует рассчитывать на многократно-повторное воздействие временной подвижной нагрузки. Очевидно, что при этом нс следует принимать во внимание влияние транспортеров как редко обращающихся. Поэтому в тех случаях, когда нормативные эквивалентные нагрузки определились с учетом транспортеров, при расисте на выносливость вводится понижающий коэффициент е, исключающий их влияние. Значения е приняты равными: для длин за гр ужения ?. 5 м в = 1,0, для 10 < Л -Д 25 м в = 0,85 и для X. > 50 м е = 1,0. Для промежуточных значений Л е принимается по интерполяции.
Нагрузка СЮ получена уменьшен нем эквивалентных нагрузок для С14 в 1,4 раза, что соответствует вагонной нагрузке 10 т/м и локомотивам, а также транспортерам с пропорционально меньшими давлениями на каждую ось.
В расчетах на прочность, устойчивость формы и устойчивость положения временная вертикальная нагрузка вводится в расчет с коэффициентом перегрузки, отражающим возможные случайные отклонения фактической нагрузки от нормативной. Эти отклонения могут быть вызваны изменением распределения веса локомотива через рессоры, внецептренным расположением груза па вагонах и транспортерах, превышением веса грузов вследствие изменения их объемного веса и тому подобными причинами. Очевидно, что влияние указанных факторов должно сказываться тем сильнее, чем меньше длина загружепия Л, что и подтвердили исследования, проведенные ЦНИИС [2], [3].
На основании этих исследований коэффициенты перегрузки п для временной вертикальной нагрузки железнодорожных мостов приняты равными: при Л. — 0 п - 1,30, при Л = 50 м, п — 1,15 и при Z >- 150 м п — 1,10; для промежуточных значений Z и принимается по интерполяции.
В расчетах на выносливость нерегулярные воздействия учитывать не следует. Поэтому в эти расчеты коэффициент перегрузки не вводят.
Подвижной состав при движении по мосту оказывает на пего динамическое воздействие, что учитывается динамическим коэффициентом 1 + р,. Динамическое воздействие нагрузки иа мосты представляет собой сложный процесс, зависящий как от случайных причин, например, удары на стыках рельсов и неровностях пути, неравномерный износ бандажей, так и от причин, имеющих некоторую закономерность, например, колебания надрессорной массы локомотивов и вагонов, инерционные силы от избыточных противовесов на колесах паровозов и др. [4], [51, [6].
Принятые в настоящее время величины дниамичесских коэффициентов установлены преимущественно эмпирическим нутом.
Для основных элементов несущих конструкций (балок, ферм, арок) динамическое воздействие нагрузки выражается главным образом в колебаниях пролетного строения, зависящих от его длины. Поэтому для таких элементов величина динамического коэффициента установлена иа основании опытных данных зависящей от величины пролета; учет длины загружения линии влияния производится лишь в том случае, если эта длина больше пролета. Для элементов, работающих только на местную нагрузку, преобладающее значение имеют
33
локальные факторы, и для них величина динамического коэффициента определяется в зависимости от длины загружения линии влияния для данного элемента.
Конкретные значения динамических коэффициентов приведены в дальнейшем изложении применительно к мостам различных видов.
с;
к-
Рис, 34, Нормативная временная вертикальная нагрузка для расчета автодорожных и городских мостом при за г ружей и и автомобилями:
а — Н-30; б—НЛО
В расчетах по второму и третьему предельным состояниям, а также в расчетах на устойчивость положения считается возможным не учитывать динамическое воздействие нагрузки.
Малая вероятность совпадения для транспортеров наибольших значений динамического коэффициента и коэффициента перегрузки позволила при назначении нормативной кривой эквивалентных нагрузок снизить па 10% эквивалентные нагрузки, полученные от таких сочетаний, в которые входили и давления от осей транспортера. Для расчета автодорожных и городских
мостов установлены нормативные временные вертикальные нагрузки от колонн автомобилей Н-30 и Н-10 [7 ]. Первая составлена из автомобилей весом по 30 m (рис, 34, а), в состав второй входит один автомобиль весом 13 m и остальные по 10 m (рис. 34, б).
Кроме того, расчет производится на колесную нагрузку НК-80 (рис. 35, а) (как правило, при нагрузке Н-30) или на гусеничную нагрузку НГ-60 (рис. 35, б), состоящие каждая из одной
Рис. 35. Колесная НК-80 (а) и гусеничная НГ-60 (б) нормативные нагрузки
машины.
Совместно с нагрузкой от автомобилей учитывается нагрузка на тротуарах интенсивностью 400 ка/лЛ При расчете иа нагрузки НК-80 и НГ-60 тротуары временной вертикальной нагрузкой загружать не надо.
Коэффициент перегрузки для автомобильной нагрузки равен 1,4, для колесной и гусеничной — 1,1, для нагрузки на тротуарах — 1,4,
Более подробные данные о временных вертикальных нагрузках для автодорожных и городских мостов приведены в приложении 1,
Динамические коэффициенты для автодорожных и городских мостов приведены в дальнейшем изложении. Они также зависят от случайных и закономерных факторов: колебаний кузовов автомобилей и ударов, вызванных неровностями дорожного покрытия или неравномерностью движения, ритмиче
34
ских воздействий идущих помосту, в особенности в ногу, людей и т. п. Особенно неблагоприятно совпадение периода собственных колебаний пролетных строений с периодом изменения сил, вызывающих колебания (например, с периодом шага людей).
При дополнительных сочетаниях нагрузок коэффициенты перегрузки как при расчете железнодорожных, так и при расчете автодорожных и городских мостов следует умножать на 0,8, при особых сочетаниях — на 0,7. Это объясняется меньшей вероятностью совпадения расчетных значений всех нагрузок, входящих в сочетания. При расчете элементов, воспринимающих нагрузку с нескольких железнодорожных путей и с нескольких полос движения автомобилей, по той же причине нормативные нагрузки вводятся с коэффициентами 0,9 и 0,8 соответственно для двух и трех полос или путей н с коэффициентом 0,7 для четырех и более полос движения автомобилей. Более трех железнодорожных путей одновременно не загружается.
Кроме временной вертикальной нагрузки от подвижного состава, в расчетах учитывается и горизонтальная поперечная нагрузка от него (удары), а также и временная горизонтальная продольная нагрузка от торможения или увеличения силы тяги. При расчете мостов на кривых учитывается нормативная поперечная горизонтальная нагрузка от центробежной силы.
К горизонтальным нагрузкам, учитываемым при расчете мостов, относится еще ветровая нагрузка. При отсутствии на мосту подвижной вертикальной нагрузки интенсивность ветровой нагрузки для всех мостов, кроме деревянных автодорожных и городских, принята равной 180 каЛи2, для деревянных автодорожных и городских мостов — 80каЛм3, что соответствует большей вероятности повторения, чем редко наблюдаемая интенсивность 180 «аЛи3, и отвечает меньшему сроку службы деревянных мостов.
При наличии подвижной вертикальной нагрузки на мосту ветровая нагрузка принята в соответствии с предельной скоростью ветра, при которой еще возможно движение транспорта. Это составляет 100 ка/лг3 для железнодорожных мостов, 50 ха/лг для автодорожных и городских.
Коэффициенты перегрузки для ветровой нагрузки приняты равными: в основных сочетаниях 1,5, в дополнительных 1,2 и в особых 1,0.
При проектировании мостов, кроме перечисленных нагрузок, приходится встречаться и с другими их видами, например, с давлением земли, продольным давлением ветра, давлением льда, воздействием на опоры навала судов и т. п. Необходимые сведения о нормативных нагрузках приведены в Технических условиях проектирования мостов, а также в [11.
Постоянную нагрузку при расчете мостов вычисляют по объемным весам материалов с коэффициентами перегрузки, указанными в табл. 2. Эти коэффициенты учитывают возможные отклонения нагрузки от ее нормативных значений, которые могут быть как в большую, так и в меньшую сторону.
Вид нагрузок
Таблица 2
Коэффициент перегрузки п
Все нагрузки, кроме указанных ниже 1,1 или 0,9
Вес полотна железнодорожных мостов с ездой на балласте , , . 1,3 или 0.9
Вес выравнивающего, изоляционного, защитного и других слоев
и дорожного покрытия проезжей части и тротуаров автодорож-
ных и городских мостов 1,5 или 0,9
Вес деревянных частей 1,2 или 0,9
Давление от веса грунта па опоры мостов и трубы 1,2 или 0,9
Коэффициенты пу большие единицы, относятся к тем расчетам, в которых учет постоянной нагрузки увеличивает расчетное суммарное воздействие; коэффициент п ~ 0,9 — к тем расчетам, в которых постоянная нагрузка уменьшает суммарное воздействие.
35
ДЕРЕВЯННЫЕ МОСТЫ
Глава J
КОНСТРУКЦИИ ДЕРЕВЯННЫХ мостов
§ 1. ОБЩАЯ ХАРАКТЕРИСТИКА ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ
Условия применения в строительстве деревянных мостов определяются свойствами древесных пород, из которых они сооружаются, и способами превращения строительной древесины в мостовые конструкции.
Особенностью дерева как строительного материала является зависимость его механических свойств от разного рода случайных факторов, как-то: количество сучков в одном поперечном разрезе дерева иного элемента, качество самой древесины, наличие или отсутствие пороков дерева и т. д. Существенное влияние на поведение деревянных конструкций имеет изменение объема древесины при изменении ее влажности; усушка дерева, происходящая в период эксплуатации моста, приводит к трещинам в элементах конструкций и к расстройству их соединений. Находясь в условиях переменной влажности, древесина, не имеющая специальной защиты, быстро загнивает. При оценке сооружений из дерева нельзя нс учесть и его возгораемости как одного из существенных недостатков.
Указанные свойства древесины заставляют признать деревянные мосты в обычных условиях сооружениями временного характера со сроком службы 5—10 лет. При хорошем содержании и качественном сооружении деревянные мосты могут находиться в эксплуатации не менее 12—15 лет (в особенности мосты на автомобильных дорогах), а при применении противогнилостной защиты — 30—40 и более лет.
С другой стороны, деревянные мосты можно быстро построить с использованием во многих случаях местного леса, транспортируя его на сравнительно небольшое расстояние. Некоторым преимуществом деревянных мостов можно считать возможность в течение 10—15 лет эксплуатации моста уточнить расход воды и более правильно принять отверстие постоянного сооружения, а иногда и совсем отказаться от него. Таким образом, применение дерева для строительства мостов может оказаться целесообразным, в особенности при постройке пионерных дорог в районах, богатых лесом.
Экономические показатели деревянных мостов в значительной степени зависят от индивидуальных условий строительства, стоимости содержания деревянных мостов и срока их службы. Строительная стоимость деревянных мостов обычно ниже стоимости мостов из других материалов, но стоимость содержания нх выше, а срок службы значительно меньше.
Приведенная краткая характеристика деревянных мостов определяет примерную область их применения. Необходимо различать деревянные мосты как временные сооружения и как сооружения «долгосрочные». Временные деревянные мосты, особенно деревянные опоры, широко применяются в период, постройки и при восстановлении железных и автомобильных дорог, на временных обходах для открытия временного движения до окончания постройки постоянного моста. При этом во многих случаях может оказаться целесообразной 36
постройка мостов с деревянными опорами и стальными пролетными строениями из двутавровых балок (пакетов) или ферм облегченных и упрощенных типов.
Деревянные мосты, применяемые в качестве постоянных (долгосрочных) сооружений, должны удовлетворять особым требованиям, обеспечивающим достаточную продолжительность их службы, а также возможность их индустриального изготовления и механизированного возведения. Применение деревянных мостов как постоянных сооружений (с ограниченным сроком службы) в современных условиях может оказаться целесообразным в лесных районах преимущественно на автомобильных дорогах немагистрального значения и в сравнительно редких случаях на железных дорогах. Использование облагороженной древесины (например, бакелизированной фанеры, древесных пластиков) и новой технологии изготовления деревянных конструкций (например, клеевых соединений) может расширить область, в которой строительство деревянных мостов будет оправдано в технико-экономическом отношении.
Осуществление указанных выше требований будет показано на примерах конструкций деревянных мостов. Для деревянных мостов, возводимых как постоянные сооружения, обязательным условием должна быть пропитка древесины стойким антисептиком.
Для постройки деревянных мостов можно применять сосну, ель, лиственницу, кедр, пихту и для изготовления мелких деталей и соединений — дуб, ясень и граб, Наилучшими породами для основных элементов мостов являются сосна н лиственница; для железнодорожных мостов ель и пихта допускаются лишь в отдельных случаях. Вес употребляемые для мостов лесоматериалы должны удовлетворять установленным соответствующими ГОСТами требованиям. Влажность древесины при ее использовании должна быть для бревен не более 25%, для пиломатериалов не более 20% и для мелких деталей не более 15%-, для свай влажность не ограничена.
Нормативное сопротивление сосны при стандартных испытаниях малых образцов на изгиб должно быть не менее 500 кг/см2, на растяжение — не менее 550 кг/ехг и на сжатие вдоль волокон — нс менее 300 ка/елг.
Круглый лес (бревна) с сохранением его естественной коничностн обладает наилучшей сопротивляемостью загниванию и используется в мостовых конструкциях почти без отходов. Однако при этом исключаются или сильно ограничиваются индустриальные способы изготовления элементов деревянных мостов. Поэтому в современных условиях следует применять для деревянных мостов преимущественно пиленый лесоматериал (брусья, доски), защищая его от гниения антиссптированием.
§ 2. ДЕРЕВЯННЫЕ МОСТЫ МАЛЫХ ПРОЛЕТОВ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
1, БАЛОЧНЫЕ И БАЛОЧНО-ПОДКОСНЫЕ МОСТЫ ИЗ КРУГЛОГО ЛЕСА
На рис. 1.1 показан деревянный балочный железнодорожный мост небольшой длины и высоты простейшей конструкции, не предусматривающей индустриального изготовления,
Опоры моста состоят из свай, забитых в грунт до надлежащего отказа. Пролеты между опорами моста перекрыты прогонами из бревен. Под каждую нить рельсов поставлено по четыре бревна (рис. 1.2).
Прогоны укладываются на насадки, соединяемые со сваями врубкой шипом или металлическим штырем. Стыки бревен прогонов устроены вразбежку (т. с. ие все в одном сечении) и поддержаны подбалками,
Связь между элементами прогонов, а также между сваями, насадками и прогонами осуществляется болтами.
При небольшой высоте моста, примерно до 3 я, пли же при расположении опоры в конусах насыпи каждая опора может состоять из четырех так назы-
37
ваемых коренных свай, оси которых находятся в одной плоскости с осями прогонов, причем при высоте от грунта до бровки насыпи не более 2 ж устройство поперечных связей между сваями одной и той же опоры не требуется,, за исключением мостов на кривых участках пути, где связи и укосины обязательны.
Рис. 1.1. Балочный железнодорожный мост с двухъярусными прогонами
При больших высотах для обеспечения поперечной устойчивости мост; опоры снабжались укосинами, упираемыми в дополнительные, так называв мые укосные сваи. Коренные и укосные сваи соединялись поперечными свя
Поперечные разрезы
Рис. 1.2. Поперечный разрез к рис. 1.1
зями в виде наклонных схваток или подка сов (рис. 1.3).
Расстояние между соседними опорами мостах по схеме, представленной на рис. I.L определяется допустимой величиной расчет ного пролета прогона, который в зависимости от величины расчетной нагрузки и расчет пых сопротивлений лимитируется число; бревен или брусьев в прогоне и размерам: применяемого материала. Так как прогоны балочных мостах описываемого типа конст руктивно неудобно делать более чем из че тырех элементов (под каждую нить рельса' а размер бревен в поперечнике более 32-34 см является исключением, то при совр< менных нагрузках расчетный пролет прогон может быть порядка 2—3 л/.
Чем выше опора деревянного мост.-тем больше материала требуется для ее и готовления: при высоких опорах, имеющт-укосииы, число свай В ОДНОМ ряду ДОХОД! до 8 и более (см. рис. 1.3), так как длиниг
укосины приходится поддерживать дополн тельными сваями. Следовательно, при бол шой высоте насыпи невыгодно ставить опор
на близком расстоянии одна от другой.
Могут быть и иные условия, препятствующие частому размещению оп (ледоход, сплав леса и т. п.). В таких случаях возникает необходимость уь
личитъ расстояние между опорами, не увеличивая сечения прогонов, чтомож. достигнуть, применив другую систему деревянных мостов ~ балочно-подке ную (рис. 1.4 и 1.5),
В балочно-подкосной системе прогоны имеют промежуточные опори узлы, полученные посредством постановки подкосов. Таким образом, при т
38
же расчетном пролете прогона, как в простых балочных мостах, расстояние между опорами в подкосных мостах может быть принято до 6 м при схеме,, представленной на рис. 1.4, и до 9 м при схеме, представленной на рис. 1.5.
Подкосы, кроме вертикального давления, оказывают иа опоры также и горизонтальное давление (распор). Во избежание работы свай от распора на
Рис. 1.3. Схема опор с укосинами
изгиб ставят горизонтальный элемент — затяжку. Затяжка соединяется врубками со сваями и с особыми подушками-брусками, составляющими опорный узел подкосов. Горизонтальные составляющие усилий в подкосах одного и того же пролета равны между собой и взаимно уравновешиваются через затяжку. Сваи испытывают от вертикальных внешних сил лишь сжимающие усилия.
Мосты по схеме, представленной на рис. 1.4, условно называют одноподкосными, а по схеме, представленной на рис. 1.5, — двухподкосными. Последние вследствие сложности конструкции узлов могут в настоящее время иайти применение лишь в исключительных случаях. На рис. 1.6 показаны два узла подкосного моста, выполненного по схеме, изображенной на рис. 1.4. Подкосы
Рис. 1.4. Схема од но под коси о го моста
парные — из двух бревен диаметром 20 см под каждую нить рельсов. В верхнем узле (рис. 1.6, а) подкосы 1 упираются торцами в подушку 2, составленную из двух частей, стянутых болтами 3. Деление подушки на две части вызвано ее размерами, исключающими возможность выпиливания подушки из одного бревна нормального диаметра. Подушка 2 связана с прогонами 4 вертикальными коротышами 5, слегка врубленными в прогоны и притянутыми к ним болтами.
39
Во избежание смещения подкосов они соединены с подушкой штырями 6 диаметром 22 см. Узел сопряжения подкоса с затяжкой и стойкой (сваей) показан на рис. I. 6, б.
Вертикальная составляющая усилия в подкосе передана через коротыши / иа стойку врубкой «двойным зубом». Горизонтальная составляющая усилия в подкосе воспринята парными затяжками 2 через врубки их в стойки.
Рис. 1.5. Схема двухподкоского моста с башенными опорами
Опоры подкосных мостов имеют такое же устройство, как и опоры про* стых балочных мостов (см. рис. 1.3). В двух подкосных мостах, учитывая большее давление на опору от прогонов, приходится ставить два ряда свай в каж-
Рис. 1.6, Узлы Двухлодкосяого моста;
а - узел сопряжения подкосов < прсн’ояом; б -узел сопряжения подкос я с затяжкой и стойкой
дой опоре. Наименьшее расстояние между рядами свай определяется условием пропуска между ними поперечных схваток и составляет примерно 0,5 м-между осями сван.
Опоры, составленные из одиночных или двойных сближенных рядов свайг при достаточно большой высоте моста не будут обеспечивать его продольную жесткость, а стойки самой опоры, имея большую свободную дляну, окажутся в неблагоприятных условиях при учете их продольного изгиба. Для устранения этих недостатков применяют башенные опоры, составленные из двух рядо! стоек, раздвинутых в продольном направлении настолько, чтобы между пиМ1 40
можно было поставить связи из горизонтальных и наклонных схваток и создать конструкцию, работающую в продольном направлении как ферма (см. рис. 1.5). Расстояние между рядами стоек опоры выгодно принять равным расчетному пролету прогона с тем, чтобы использовать в пределах опоры его поперечное сечение полностью. Опоры башенного типа следует применять при высоте моста больше 6—8 м независимо от длины моста. Однако и при меньших высотах, в особенности для простых балочных мостов, башенные опоры, как ясно из вышеизложенного, весьма целесообразны и их следует назначать через 20—25 м по длине моста.
Концевые участки деревянного моста — устои — состоят из нескольких рядов свайных опор, перекрытых прогонами и раскрепленных горизонтальными схватками и наклонными подкосами (см. рис. 1.1 и 1.4, 1.5).
Устои мостов должны воспринимать, кроме вертикальных нагру
Рис. 1.7. Сопряжение стойки со сваей виол-дерева
Рис. Т.8, Сопряжение^стойки со сваей посредствомштыря
зок, также и горизонтальные — давление землинтормозные силы. Подкосы устоев упираются в сваи или в горизонтальные поперечные схватки, а следовательно, они могут работать только на сжатие. При направлении сил торможения от устоя нисходящие подкосы будут сжаты. При обратном направлении сил торможения эти подкосы должны быть растянутыми, что по конструкции их примыкания невозможно. Поэтому тормозные силы второго направления воспринимаются подкосами другого устоя. Рассматривая действие горизонтального давления земли на устой, получим в нисходящих подкосах сжатие. Это обстоятельство и приводит к тому, что в большинстве случаев устои деревянных мостов делали по схеме, показанной на рис. 1.4, с нисходящими раскосами. При большой высоте насыпи (10—12 ле) в случае недостаточной задачки свай в грунте и смещения грунта насыпи в пролет может произойти сдвиг свай в сторону от насыпи. Поэтому, а также для лучшего воспринятия тормозных сил, при высоте насыпи более 4 м полезно, в особенности в иижией части устоев, поставить подкосы или схватки обратного направления (см. рис. 1,5).
При необходимости наращивания свай выше уровня земли его можно выполнить врубкой вполдерева с обжатием в двух направлениях схватками из пластин диаметром 22 см (рис. 1,7). Кроме того, стык стягивают двумя кольцевыми хомутами. Наращивание свай надо выполнять весьма тщательно, добиваясь плотного прилегания торцов в стыке последовательным пропиливанием по стыку и осаживанием верхней части стойки, в противном случае легко может произойти излом стойки в стыке.
Другой способ наращивания свай — посредством штыря, проходящего через торцы в стыке с обжатием продольными и поперечными схватками (рис. 1.8), — проще в выполнении, надежнее в отношении излома стойки, ио уступает стыку вполдерева по жесткости соединения.
41
2. ДОЛГОСРОЧНЫЕ БАЛОЧНЫЕ МОСТЫ ИНДУСТРИАЛЬНОГО ИЗГОТОВЛЕНИЯ
Описанные выше схемы деревянных мостов относятся к старым типам и не соответствуют современным требованиям. Соединение элементов в рассмотренных типах мостов осуществляется при пО1Мощи врубок. В особенности сложными узлами в подкосных мостах являются места примыкания подкосов и затяжки к сваям. Через врубки, которыми присоединяются опорные подушки подкосов и затяжка к сваям, передаются расчетные усилия, что приводит к глубоким и сложным врубкам.
Наличие врубок в конструкции моста не позволяет успешно применить предварительную пропитку элементов моста антисептиками, так как последующая сборка моста из заранее изготовленных и пропитанных элементов неизбежно потребует пригонки врубок, т. е. снятия защитного слоя антисептика. При неточной пригонке врубок в ответственных местах (например, в опорном узле подкосного моста) будут происходить смещения элементов, приводящие к отклонениям от расчетной схемы. Смещения во врубках вызываются также усушкой древесины, если для постройки моста применялся лес с избыточной влажностью, н обмятиями древесины с течением времени под действием нагрузки. В сложных врубках скапливается вода и затруднено проветривание. Это ускоряет процесс гниения древесины.
Перечисленные недостатки приводят к постепенному расстройству соединений в подкосных мостах, в результате чего при проходе нагрузки прогоны начинают работать с перенапряжением, сваи испытывают изгиб из-за податливости соединения их с затяжкой и мост постепенно приходит в состояние, не пригодное для эксплуатации. Этому в сильной степени способствует загнивание древесины.
Балочные мосты по типу, показанному на рис. 1.1, несколько лучше в от-ношении срока их службы по сравнению с подкосными мостами, ио и в них имеются уязвимые для загнивания места, образующиеся при двухъярусном расположении прогонов. Только очень тщательно выполненные из выдержанной высококачественной древесины мосты старых типов могли находиться в эксплуатации 20—25 лет; в обычных же условиях срок службы таких мостов не превышал 5—10 лет. Кроме того, деревянные мосты рассмотренных выше типов при принятых для них конструктивных формах ие удовлетворяют требованиям индустриального изготовления.
Таким образом, деревянные мосты старых типов (подкосные и балочные) не удовлетворяют ни требованиям достаточной долговечности, ни требованиям индустриального производства работ, а потому могут найти применение лишь в особых случаях, в качестве временных мостов немассового характера. Например, если потребуется по условиям ледохода нли пропуска сплава оставить промежуток между опорами в 6—8 м, можно применить в единичных сооружениях временного типа подкосную систему.
Основными же типами деревянных мостов малых пролетов на железных дорогах общего пользования должны быть такие, которые удовлетворяют требованиям достаточной долговечности и индустриального изготовления. Для этого конструкция мосга должна быть возможно более простой, без врубок и сложных соединений, допускать сборку из укрупненных элементов. Для мостов следует применять только пропитанную антисептиком древесину, а поэтому при сборке деревянных мостовых конструкций должна быть исключена необходимость в пригонке и притеске элементов. Этим условиям удовлетворяет простая балочная система иного конструктивного решения, чем старые типы деревянных балочных мостов. Для индустриального изготовления деревянных мостов наиболее подходит пиленый лес—брусья, доскн.
Рассмотрим, в каком и ап р а вл ей ни должна идти разработка типов деревянных мостов, чтобы они удовлетворяли всем указанным выше требованиям. На рис. 1.9 представлена схема деревянного балочного моста с наклонными сваями (крайними в каждом ряду) н одноярусными прогонами. Опоры с нак-42
лонными сваями имеют существенные преимущества перед опорами с укосинами старого типа. Наклонные сваи воспринимают вертикальную нагрузку и вместе с тем создают поперечную жесткость и устойчивость опоры под действием поперечных горизонтальных нагрузок (ветер, горизонтальные удары колес подвижного состава). Поэтому количество свай в опоре с наклонными сваями будет меньше, чем в опоре с укосинами. В первой все сваи являются коренны-
Рис. 1.9- Схема
балочного моста с наклонными сваями
ми; во второй, кроме коренных свай, нужно иметь от двух (см. рис, I, 3, а) до четырех (см, рис. 1.3, б) дополнительных свай для упора в них укосин. Система связей между сваями в опорах с наклонными сваями значительно проще чем в опорах с укосинами (сравним рис. 1.3 и 1.9), В опорах старого типа (с укосинами) неизбежны врубки укосин в сваи. В опорах с наклонными сваями соединения элементов можно выполнить штырями и болтами. Кроме того, в мостах иа кривых участках пути опоры с укосинами вследствие быстрого расстройства сосдииеиия их с коренными сваями не обеспечивают достаточной жесткости и устойчивости в поперечном направлении.
Peic. 1,10. Схема балочного моста с башенными Рис. 1.11. Схема рамно-свайкой опорами опоры
Одноярусное расположение прогонов также сильно упрощает конструкцию моста и позволяет устранить врубки, всякого рода пригонки и притески элементов. В продольном направлении жесткость моста обеспечивается попарным соединением свайных опор диагональными и горизонтальными схватками и присоединением к полученным таким путем башенным опорам одиночных опор горизонтальными схватками (см. рис. 1,9). Возможно и образование только башенных опор (рнс. 1,10). Соединение рядов свай в продольном направлении позволяет применять рассматриваемый тип балочных мостов при достаточно большой высоте их,
Забивка наклонных свай сложнее, чем вертикальных. Кроме того, при устройстве опоры высотой свыше 4 м с наклонными сваями (см. рис. 1,9) последние надо наращивать или применять нестандартные длинные сваи. Более удачным вариантом описанного типа является деревянный балочно-эстакадный мост с одноярусными прогонами на рамно-свайных опорах,
Вместо опор с наклонными сваями в этом варианте применены опоры, составленные из вертикальных и наклонных стоек, объединенных в самостоятельный монтажный элемент — раму (рис. 1.11). Рамы, имеющие верхние и
43
ннжнне насадки, ставят на свайный ростверк н соединяют в продольном направлении попарно схватками. На верхние насадки рам укладывают одноярусные прогоны.
Прн большой высоте моста его опоры можно образовать из нескольких рам, поставленных одна на другую или соединяемых вместе перед их установкой. Вместо опирания рам на сваи можно при определенных условиях поставить их на грунт с заглублением на 1,5—2 м (так называемые рамно-лежневые опоры) или на небольшие фундаменты. Последние особенно часто применяются в путепроводах, так как сваи, находящиеся вблизи кюветов, быстро загнивают.
Рис. 1.12. Фасад и план пролетного строения балочного моста с одноярусными прогонами
На рис. 1.12 и 1.13 показаны одноярусные прогоны из брусчатого леса при пролете 3,0 м. Прогой состоит из четырех брусьев 22x24 см. На каждой опоре расположены стыки двух брусьев, имеющих длину 6 м. В промежутки между брусьями на опорах поставлены стыковые доски толщиной 10 см и через все брусья н доски пропущены горизонтальные болты диаметром 22 мм. Брусья прогонов соединены с насадкой вертикальными болтами диаметром 20 лш. На прогонах' уложены мостовые брусья (поперечины) и нормального типа полотно (рельсы, контррельсы, охранные брусья, противопожарный настил и т. п.).
На рис. 1.12 показано перекрытие стыков брусьев прогона простыми досками. Для улучшения закрепления против сдвига под действием продольных горизонтальных сил можно рекомендовать применение стыковых досок с вырезом, обхватывающим насадку (рис. 1.14).
Соединение насадкн со сваями или со стойками рам осуществляется штырями диаметром 20 мм и длиной 450 мм, забиваемыми в просверленные через насадку и торец стойки (или сваи) отверстия несколько меньшего диаметра. Нижний конец штыря имеет двугранное заострение (такое же, как у костыля). При забивке штыря его заостренный конец располагают так, чтобы происходило перерезывание волокон древесины, а не раскалывание насадки.
44
На рис. 1.13 показано также устройство пути на мосту. С внутренней стороны путевых рельсов уложены контррельсы. Расстояние между рельсами и контррельсами в свету должно быть равно 200 мм. Перед мостом контррельсы сводятся к оси пути и соединяются башмаком для того, чтобы в случае схода колесной пары с рельсов перед мостом ввести колесо в желоб между путевым
Рис, 1,13. Поперечный разрез к рис. 1,12
рельсом и контррельсом и предупредить опасное отклонение подвижного состава. Снаружи на расстоянии 300—400 мм в свету от головки рельсов укладывают охранные (противоугонные) брусья, имеющие взаимную врубку с поперечинами. Пространство между контррельсами зашивают досками н засыпают щебнем для предохранения от пожара. Назначение охранных брусьев — обеспечить постоянство расстояния между поперечинами, а также быть второй линией защиты при сходе подвижного состава с рельсов.
Промежуточные опоры в мостах рассматриваемого типа могут быть свайными, рамно-сванными или рамно-лежневымн.
Рис. 1,14. Вариант соединения прогона с насадкой
Рис. 1.15. Сопряжение схватки со стойкой и насадкой посредством зубчатой шайбы
В продольном направлении опоры соединяют наклонными и горизонтальными схватками, как показано на рис. 1.9 и 1.10. Наклонные и горизонтальные схватки лучше всего соединять со сваями взаимной врубкой и стягивающими болтами. Однако такое соединение противоречит современным установкам проектирования деревянных мостов, так как требует пригонки по месту, что ведет, во-первых, к вскрытию защитного слоя антсептика и, во-вторых, к снижению степени индустриализации работ по постройке моста. Соединение схваток со сваями только болтами хотя и является наиболее простым и не требующим пригонки по месту, однако не может быть признано достаточным, так как
45
Рис. 1.16. Сопряжение стоек с нижней насадкой наклонными штырями
ослабление болтов, усушка древесины, разработка с течением времени болтовых отверстий вызывают расшатывание опор, потерю ими поперечной и продольной жесткости.
В качестве мероприятий, улучшающих работу соединений схваток со стойками и вместе с тем сохраняющих все преимущества болтовых соединений, можно рекомендовать постановку зубчатых шайб (зубчатых шпонок). Шайбы, изготовляемые из листового металла, имеют треугольные выступы, образованные отгибом разрезанных краев шайбы и обращенные попеременно в разные стороны (рис. I.I5). Такая шайба при стягивании болтом врезается в соединяемые части и. обеспечивает прочность и: устойчивость полученного соединения. Соединение болтами и зубчатыми шайбами особенно удобно при использовании брусчатого леса.
Соединение верхней насадки со стойками показано на рис. 1.13. Наклонные схватки следует продолжить до пересечения с верхней насадкой и соединить их болтами и зубчатыми шайбами для того, чтобы исключить возможность отрыва насадки от стоек. С нижней насадкой стойки соединяют двусто-
Рис. 1,17. Сопряжение стоек с нижней насад- Рис. 1.18. Соединение стоек
кой планками и вертикальными штырями рамы с насадками болтами
с проушинами
ронннмн наклонными штырями (рис. 1.16) или планками, поставленными не болтах, в сочетании со штырями, забитыми сквозь насадку (рис. 1.17). Между нижней насадкой рамы н насадкой, уложенной на головы вертикально забитых свай, па спаренных башенных опорах перпендикулярно к насадкам должны быть поставлены брусья, закрепленные болтами.
Такой способ установки рам позволяет легко придать им правильное положение, даже если при забивке сваи несколько отклоняются, и потому заслуживает предпочтения перед другим способом, при котором рама нижней насадки ставится непосредственно на насадку, уложенную на сваи, что приходится делать при одиночных опорах. 46
Рис. 1.19. Рашю-лежнсвая опора
Рис, 1.20. Сопряжение подкоса со
стойкой и закладной щит
47
При соединении планками могут образовываться зазоры между стоиками рамы и насадкой вследствие усушки древесины. Для возможности устранения зазоров полезно вместо планок поставить болты с проушинами (рис. 1.18). Соединение насадки со сваями во всех случаях следует осуществлять штырем и болтом с проушиной (см. рис. 1.16—1.18).
В опорах лежневого типа ннжняя насадка заглубляется ниже уровня промерзания и опирается на поперечные бруски нли бревиа, так называемые
лежни, через которые давление от опоры передается и а грунт непосредственно
Фасад
Рис. 1.21. Фасад и план пролетного строения деревянного моста с ездой на балласте
или через песчаную, щебенистую, гравелистую подушку. Опоры лежневого типа применяют в грунтах, ие допускающих забивки свай, а также в любых сухих грунтах достаточной прочности. Опоры рамно-лежневого типа показаны иа рис. 1.19.
Береговые опоры (устои) из бревен могут быть выполнены по типу промежуточных опор с применением наклонных н горизонтальных схваток или с подкосами, упертыми в сваи. Конструкция устоев сильно упрощается и становится более индустриальной, если применить рамы (на лежневом или свайном основании) из брусьев (см. рис. 1.19).
Концы прогонов и верхние насадки рам ие
_ следует засыпать грунтом ''насыпи во избежание их загнивания. С этой целью
устраивают закладные щиты (рис. 1.20, см. также рис. 1.19), состоящие из вертикальных брусьев и горизонтальных досок. В устоях старых типов закладные щиты, обычно из пластин, прибивали к специальным сваям (см. рис. 1.1), которые прн большой высоте насыпи оставляли в теле насыпи, не доводя до естественного грунта. Если не выпускать концы прогонов за крайние стойки (сваи), как показано на рис. 1.19, отдельные сваи для закладных щитов ие нужны. Доски и бруски закладных щитов, такжекаки остальные элементы моста, следует антисепгиро-вать. Крайние стойки должны заходить в насыпь не менее чем на 50 см, а торцы прогонов отстоять от закладного щита (заборной стенки) на 10 см.
Деревянные мосты с одноярусными прогонами рассмотренного выше типа в значительной мере удовлетворяют требованиям увеличения срока их службы и современным условиям постройки мостов.
Дальнейшим повышением эксплуатационных качеств деревянных мостов является применение конструкций с ездой на балласте. Балластный слой защищает сверху от возгорания деревянные части моста. Кроме того, устройство пути на балласте улучшает его содержание, обеспечивает однородность пути иа мосту и на 'остальном протяжении пути.
Характерные особенности балочно-эстакадных мостов, описанные выше, остаются такими же и при устройстве пути на балласте. Отличие — в расположении прогонов и в конструкции проезжей части.
48
На рис. L21 и 1.22 показано пролетное строение деревянного моста с пролетами по 3 м с ездой на балласте. Для перекрытия трехметровых пролетов служат 8 брусчатых прогонов сечением 20x25 см. На насадках опор концы прогонов соседних пролетов укладывают рядом с зазором 2 см. Для симметричного размещения прогоны располагают под углом к продольной оси моста.
Рис. 1,22. Поперечный разрез на опоре к рис. 1.21
При расчетном пролете прогонов в 3 м их длина принята равной 3,5 м. Концы прогонов прикреплены к насадкам штырями и болтами.
На прогоны уложен с просветами по 3 см настил из досок 22 X 10 см, пришитых к прогонам гвоздями. Настил поддерживает верхнее строение пути на щебеночном балласте толщиной до подошвы шпалы 20 см. По бокам балласт ограничен бортовыми брусьями сечением 14 X 20 см с расстоянием в свету между ними 360 см, что необходимо для устойчивого положения балласта.
1=ЫЮ
Рис. 1.23. Поперечный^ разрез пролетного строения моста на кривой
Перильные стойки прикрепляются болтами к длинным поперечинам (к каждой третьей поперечине), а также к прибитым к ним гвоздями коротким доскам.
Применение глубокой пропитки антисептиком для частей деревянных мостов с ездой на балласте (в особенности для настила, бортовых брусьев, прогонов) обязательно.
Малые мосты часто располагают на кривых участках пути. Необходимое при этом возвышение наружного рельса достигается прн езде на балласте 3 Зак. 19 49
соответствующим профилем балластного слоя, а при мостовом полотне на поперечинах наклонным расположением брусьев прогонов за счет стески насадки. Б случае если одной стеской нельзя получить необходимый наклон без значительного увеличения высоты насадки с наружной стороны кривой, к насадке добавляется клиновидная накладка (рис. 1.23).
3. ПАКЕТНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
Балочные мосты при числе брусьев или бревен под каждой нитью рельсов, не превышающем четырех, могут быть применены при расчетных пролетах до 3—4 м. Увеличение числа составных частей прогона при описанных выше конструкциях балочных и подкосных мостов нежелательно.
При необходимости иметь пролеты деревянного моста, превышающие 4 ж, можно применить пролетные строения с так называемыми пакетами, т. е. сплоченными между собой брусьями или бревнами.
Рис. 1.24. Пакетное пролетное строение = 5,0 м
г-д Вад /-/
Соединение элементов в пакет осуществляют только болтами — простые пакеты или, кроме того, шпонками, колодками и другими средствами, обеспечивающими совместную работу элементов • пакета, — составные пакеты. Пакеты брусьев или бревен под каждую нить рельсов соединяют и образуют самостоятельное пролетное строение, которое можно изготовить в стороне и затем установить на опоры. Число брусьев (бревен) в пакете в зависимости от пролета назначается обычно от четырех до девяти.
На рис. 1.24 показано пакетное пролетное строение с девятью бревнами, отесанными на два канта (кроме иижних), расчетным пролетом 5,0 -и. Пролетное строение было спроектировано на паровоз ФД (по старым техническим условиям), потребовались бревна диаметром 28 см.
Между рядами бревен оставлены просветы по 3 см, что улучшает условия проветривания прогонов и, следовательно, способствует предохранению древесины от загнивания.
Стягивание горизонтальными болтами предусмотрено в этом проекте в четырех местах и осуществляется через прокладки. Для связи в поперечном направлении ставят, кроме опорных брусьев, две распорки, притянутые к прогонам болтами, которые проходят через поперечины мостового полотна.
Б рассмотренной конструкции пакетного пролетного строения бревна, входящие в состав пакетов, соединяются только болтами. Такое соединение не способно в полной мере сопротивляться сдвигающим усилиям по плоскости соприкасания бревен, поэтому каждое из них приходится считать работающим самостоятельно.
Чтобы увеличить грузоподъемность пакетов, необходимо применять такие средства соединения бревен между собой, которые могли бы передавать сдвигающие силы полностью, в соответствии с расчетом. Известны различные средства сплачивания бревен? дубовые прямоугольные шпонки, наклонные дубовые шпонки, колодки,, металлические кольцевые шпонки, гибкие шпоики-пла-стинки и т. п.
50
Соединение дубовыми шпонками показано на рис. 1.25. Шпонка представляет собой брусок со слегка наклонными гранями для лучшей подбивки ее в гнезде между элементами прогона. Расстояние между шпонками и их ширина должны удовлетворять проверке дерева на скалывание, что при современных расчетных нагрузках приводит во многих случаях к неосуществимости подоб-
Rопере чпь/е р изрежь: ///7 ПГ7ПпР A fl iff)
Рис. 1,25. Пакетное пролетное строение па дубовых шпонках
ного рода шпоночного соединения и заставляет делать брусья прогона несообразно широкими, не используя полностью несущую способность на изгиб.
Для мостов под железную дорогу лучшим способом сплачивания элементов пакетных пролетных строений является применение гибких металлических шпонок, т. е. стальных полосок толщиной 6—12 мм и высотой в 7—10 раз большей толщины. Такой способ соединения имеет то преимущество перед дубовыми призматическими шпонками, что, во-первых, вследствие малой толщины полосок расстановка их с обеспечением прочности на скалывание участка дерева между шпонками значительно облегчается и, во-вторых, сравнитель
Рис. 1.26. Пакетное пролетное строение с гибкими шпонками
ПоперечныЕ разрезы
но небольшая жесткость стальных полосок позволяет надеяться иа перераспределение касательных усилий между несколькими шпонками.
На рис. 1.26 приведено пакетное пролетное строение с соединениями элементов прогонов гибкими металлическими шпонками. Расчетный пролет 7,0 м; полная длина пакета 7,5 м. В концевых участках шпонки поставлены через 15 см, в средней части прогона — через 30 см. Бревна стянуты вертикальными и горизонтальными болтами, пропущенными через прокладки толщиной 4 см. Прогоны соединены между собой опорными брусьями, распорками и поперечными крестовыми связями. Поперечные связи можно и не ставить, увеличив число нижних распорок в пролете до 3—4 шт. Поперечная устойчивость и жесткость пролетного строения будут прн этом вполне достаточными. В случае, если принято решение ставить поперечные связи, то диагонали их необходимо прикрепить болтами. Упор диагоналей в вертикальные сжимы лобовой врубкой не достигает цели, так как при усушке дерева появляются зазоры в примыканиях диагоналей и поперечные связи выключаются из работы.
3* 51
Изготовление врезок в брусьях для установки гибких шпонок может быть сравнительно просто механизировано и притом произведено так, что будет обеспечено точное совпадение врезок по плоскостям сопряжения элементов пакета. Для этого пропилы дисковой пилой делают одновременно в двух сплачиваемых брусьях (рис. 1.27): сначала укладываются рядом брусья 1 и 2, затем перевернутый брус 2 и брус 3.
Рис. I 27. Изготовление пропилов в брусьях
При усушке брусьев плотность соединения их металлическими шпонками восстановить не представляется возможным (что в пакетах с дубовыми шпонками частично достигается подбивкой их). Поэтому пакетные пролетные строе-
Рис. 1.28. Опора для пакетных пролетных строений
иия с соединением брусьев металлическими шпонками следует изготовлять из воздушно-сухого леса (с влажностью не более 15—18%). Приведенные иа рис. 1.24—L26 пакетные пролетные строения (по имеющимся проектам) выполнены из круглого леса. При заводском изготовлении таких пролетных строений целесообразно выполнять нх из брусьев.
Пакетные пролетные строения можно устанавливать на опоры, составленные из двух рам (рис. 1.28). При этом нежелательно увеличивать свес прогонов против предусмотренного в типовой конструкции; расстояние между поперечинами соседних пролетных строений не должно быть больше допускаемого инструкцией по текущему содержанию искусственных сооружений (55 см между осями мостовых брусьев). Рамы, образующие опору, можно не-52
много сместить по отношению к центрам опирания пролетных строений (с соответствующим расчетом продольных брусьев, уложенных иа насадки рам) (см. рис. 1.28). Полученное расстояние между осями рам должно быть достаточным для продольной устойчивости опоры (должно составлять нс менее х/4 высоты опоры).
Весьма перспективными являются новые конструкции деревянных пролетных строений на клеевых соединениях, а также с использованием бакелн-зированной фанеры, древесных пластиков и других видов так называемой «облагороженной» древесины. Эти конструкции, в особенности в сочетании с железобетоном, с успехом могут заменить пакетные пролетные строения с увеличением перекрываемых пролетов до 20—30 м.
В железнодорожных мостах такие конструкции еще не нашли практического осуществления, Некоторые возможные их варианты приведены в §3, пп. 5 и 6 этой главы.
§ 3. ДЕРЕВЯННЫЕ МОСТЫ МАЛЫХ ПРОЛЕТОВ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Конструкции деревянных автодорожных и городских мостов зависят от способа нх сооружения.
При производстве всех или большинства работ непосредственно иа месте постройки применяют простейшего внда балочные (для пролетов до 8 ле), подкосные (для пролетов до 12 ле) или комбинированной системы (для пролетов до 18—20 л) мосты преимущественно из круглого лесоматериала.
Наибольший пролет, осуществимый при той или иной системе моста, зависит от многих факторов: величины нагрузки, расчетных сопротивлений древесины, сортамента лесоматериала (диаметр бревен, размеры брусьев, их длины); поэтому приведенные выше величины пролетов надо рассматривать как ор иентировоч ные.
Требованиям заводского изготовления отдельных элементов наиболее соответствуют конструкции балочных деревянных мостов с пролетными строениями из одиночных прогонов, простых и составных пакетных прогонов и особенно клееных конструкций из досок и бакелизированной фанеры. Проекты клееных и клеефанерных балок для деревянных автодорожных мостов разработаны в настоящее время для пролетов до 23,4 л.
Пролетные строения с решетчатыми фермами могут найти применение в особых случаях при пролетах более 24 м.
2. БАЛОЧНЫЕ МОСТЫ ПРОСТЕЙШЕЙ КОНСТРУКЦИИ
Наиболее простым типом деревянных мостов под автомобильную дорогу, имеющим вместе с тем и лучшие эксплуатационные свойства, так же как и для железнодорожных мостов, являются балочные мосты.
По размещению основных несущих нагрузку элементов деревянных пролетных строений — прогонов —следует различать балочные мосты с рассредоточенными прогонами и мосты с сосредоточенными прогонами.
В первых из них (рис. 1.29) прогоны размещают на небольших взаимных расстояниях (60—70 см). Нагрузка от колес распределяется через нижний поперечный настил на несколько прогонов (обычно на три или пять), что учитывается при нх расчете. Крайние прогоны, а также средние, если над ними устроены стыки нижнего настила, находятся при этом в более невыгодном положении. По этой причине в конструкции, показанной на рис. 1.29, крайние и средние прогоны — строенные. Сваи или стойки, поддерживающие насадку,
53
ставят не под каждым прогоном, а через 1,54-2 jw. На поперечный настил, выполняемый из отесанных на два канта бревен (так называемый «накат») или из досок толщиной 10—12 см, укладывают верхний продольный настил из досок толщиной 4—5 см. Верхний настил защищает нижний от износа и в расчет не вводится.
Ряс. 1.29. Одиопролетный автодорожный мост с рассредоточенными прогонами
При сосредоточенных прогонах расстояние между ними доходит до 1,2— 1,6 м. На прогоны опираются поперечины обычно из отесанных на два канта бревен диаметром 18—22 см, расставленные через 60—80 см, а на них — двойной дощатый настил (рис. 1.30).
Рис. 1.30. Проезжая часть деревянного моста с сосредоточенными прогонами
Нижний настил при этом будет состоять из досок, уложенных вдоль моста. Верхний настил может быть или продольным, или поперечным. Продольный настил обеспечивает более гладкую поверхность и при преимущественно автомобильном движении предпочтительнее поперечного.
Рис. 1.31, Схема мпогопролетного деревянного моста под автомобильную дорогу
Сваи (стойки) в мостах с сосредоточенными прогонами целесообразно поставить под прогонами во избежание работы насадки иа изгиб.
Распределяющее влияние поперечин в мостах с сосредоточенными прогонами меньше, чем в мостах со сближенными прогонами, вследствие чего сечение сосредоточенных прогонов получается больше сечения рассредоточенных прогонов. В большинстве случаев балочные мосты с рассредоточенными 54
прогонами оказываются экономичнее мостов с сосредоточенными прогонами. Решение с сосредоточенными прогонами может быть целесообразным при сложной конструкции прогонов (например, в виде составных пакетов), перекрывающих относительно большие пролеты., или в мостах подкосных систем.
Показанный на рис. 1.29 мост с рассредоточенными прогонами однойро-летный. Сопряжение с насыпью сделано посредством заборных стенок из бревен, заложенных за сваи.
Многопролетные балочные мосты (рис. 1.31 и 1.32) состоят из свайных, лежневых, рамно-свайных или рамно-лежневых опор и пролетных строений.
Рис. 1.32. Много пролетный деревянный мост с рассредоточенными одноярусными прогонами
При пролетах в свету до 5,5 м (расчетный и ранет 6,0 м) пролетные строения обычно имеют рассредоточенные прогоны. В много пролетных мостах необходимо укладывать на насадки промежуточных опор прогоны, перекрывающие соседние пролеты. Это выполняется по схеме, показанной на рис. 1.33. Прогоны располагают рядом; крайние прогоны — строенные в одном пролете и сдвоенные в другом (попеременно); средние прогоны — строенные. На каждой опоре в крайних и средних прогонах имеется по два стыка вполдерева.
Элементы нижнего настила (поперечины) имеют вблизи оси моста стыки, расположенные вразбежку (см. рис. 1,33). Наличие стыков позволяет выполнять настил из бревен небольшой длины и при необходимости производить смену поперечин поочередно на правой и левой половинах моста.
При пролетах в свету 6,5 и 7,5 м (расчетные пролеты 7,0 и 8,0 м) прогоны приходится делать двухъярусными (рис. 1.34). Для поперечной устойчивости двухъярусные прогоны по два или по три соединяют в четвертях пролета
55
Рис. 1.33. Схема укладки прогонов И поперечин
горизонтальными элементами из бревен диаметром 18 см с устройством взаимной врубки с прогонами.
Для ускорения сборки балочного моста с рассредоточенными прогонами их можно соединить в блоки поперечными распорками и диагональными схватками (рис, 1.33,а). Поперечный и продольный настилы также выполняют в виде блоков-щитов (рис. 1.35, б). Между прогонами в местах поста-
новки распорок вставляют прокладки, прикрепляя их к распоркам гвоздями. К прогонам распорки и схватки достаточно прикрепить снизу металлическими штырями. Представленные на рис. 1.35 блоки и щиты запроектированы Союздорпроектом для пролета 6 ж. Чтобы
Рис, 1,34, Поперечный разрез моста с двухъярусными прогонами
повысить степень индустриальности и долговечности описанной конструкции следует использовать для ее элементов пиленые антисептировакные лесома териалы.
Рис, 1.35. Блоки балочного моста с рассредоточенными прогонами
комлями к CI их стески. Пс и посредство-к ней деревя!
Для отвода воды с моста ездовому полотну (верхнему настилу) придают обе стороны от оси моста поперечный уклон в 1,5—2%, а при большой длине мс ста, кроме того, и продольный уклон в 1—2%. Поперечный уклон достг гастся частично за счет естественной коничност поперечин, если их укладывать редкие моста, частично за счет перечный уклон можно создать стески насадки или добавления ной планки нужного профиля.
Продольный уклон можно осуществить, ра-полагая верх насадки опор на различных уро: нях. Вода при наличии продольного уклон
Рис. 1,36. Водоспускной лоток
56
отводится за пределы моста, а в мостах большой длины — через водоотводные устройства. Простейшее из них — водоспускной лоток (рис. 1.36). Более совершенные типы водоотводных устройств описаны в § 3, п. 7.
По бокам проезда устраивают тротуары, ограждаемые перилами (см. рис, 1.32 и 1.34). Ширина тротуаров принимается в соответствии с заданным габаритом. При полном отсутствии пешеходного движения тротуар заменяется защитной полосой шириной 25 см (см. рис. 1.29).
На рис. 1.32 и 1.34 показаны тротуары из продольных досок толщиной 5 см, уложенных на коротышах, прикрепленных к бревнам нижнего настила. Тротуар отделяется от проезда бордюрным брусом. Перильные стойки внизу зажаты между парными коротышами и подперты укосинами.
Другие варианты конструкции тротуаров и перил приведены в § 3, п. 7. Для воспринятая про-
дольных горизонтальных сил и обеспечения продольной жесткости сооружения при высоте моста более 4 м часть опор следует устраивать из двух рядов свай, объединяя их горизонтальными и наклонными схватками в пространственные конструкции. Пространственные опоры располагают через 3—5 пролетов на расстоянии не более 20—25 ж.
Такой же вид имеют и береговые опоры (устои).
На рис. 1.32 показана
Рис. 1.37. Схема опар балочных деревянных мостов под автомобильную дорогу:
а —при высоте опор Н = 2,0 — 3 м\ б —при высоте II = 3—4 м; в —при Н = 4—5 м\ г —при Н .> 6,0 м с укосинами; <)— при Н > 6,0 м рамно-свайная
опора только с вертикальными сваями. В случае, если высота опоры превышает расстояние между осями крайних свай или стоек,
для поперечной устойчиво-
сти и жесткости необходимо к опоре добавить укосины илн забить крайние сваи с наклоном. Рациональным решением в этих случаях является также применение рамных опор по типу опор железнодорожных мостов. Различные схемы опор автодорожных мостов приведены на рис. 1.37.
Насадки опор и концы прогонов в сопряжении моста с насыпью не должны быть засыпаны во избежание быстрого загнивания. С этой целью устраивают закладные щиты, опирающиеся иа дополнительные сваи небольшого диаметра (см. рнс, 1.32).
3. БАЛОЧНЫЕ МОСТЫ С ПАКЕТНЫМИ ПРОЛЕТНЫМИ СТРОЕНИЯМИ
Для увеличения несущей способности прогонов их можно составлять из нескольких бревен или брусьев, объединенных в одни «пакет». Как было указано применительно к мостам под железную дорогу, брусья или бревна, образующие прогой, соединяют между собой только болтами или, кроме того, шпонками (составные пакеты).
В мостах под автомобильную дорогу, кроме гибких (пластинчатых) шпонок, аналогичных описанным в § 2, п. 3, находят применение дубовые шпонки (по рис. 1.25), а также так называемые колодки — отрезки брусьев или бревен, расположенные волокнами вдоль прогона (рис. 1.38). Применение колодок поз-ЗВ. Зак. 19 57
воляет использовать расчетное сопротивление на смятие вдоль, а не поперек волокон. Длина колодки, однако, получается больше, чем соответствующий размер дубовой шпонки, вследствие необходимости удовлетворить условию1 прочности по скалыванию.
Колодки необходимо притянуть болтами, так как приложенные по их торцам усилия создают момент, выворачивающий колодку.
В некоторых проектах колодки были поставлены слегка наклонно (см. рис, 11.17), с тем чтобы увеличить длину участка скалывания между шпоикамш по сравнению с горизонтальным их. расположеннем.
Составные прогоны целесообразна размещать на относительно больших взаимных расстояниях (1—1,5 м), чем
одноярусные рассредоточенные прогоны, Рис. 1.38. Пролетное строение с состав- устраивая проезжую часть из попере-ными прогонами на колодках чин н двойного дощатого настила (см. рис. 1,30) нли из наката и продольного настила (см. рис. 1.38). В зависимости от условий производства работ со Ставные прогоны можно устанавливать на опоры по одному либо секциями
по два или по три прогона, заранее соединенных связями нз диагональные схваток и распорок.
4. ПОДКОСНЫЕ МОСТЫ
При необходимости перекрывать большие пролеты, чем это позволяет еде лать простая балочнан система, могут применяться подкосные деревянны. мосты.
Различные схемы подкосных мостов показаны на рис. 1,39.
Мосты по схеме рис. 1.39, а условно называются трапецеидально-подкос ними. Соотношение длин h н h целесообразно назначать от h : /г = 1 д /1 : h ~ 1 : 1,5. Опоры подкосного моста, кроме воспринятия вертикальны: сил, подвергаются изгибу от горизонтальной составляющей усилия в подкос (от временной нагрузки при несимметричном ее расположении). Поэтому большинстве случаев опоры приходится делать из двух рядов свай, соедиия их колодками для совместной работы на изгиб, или устраивать опоры пр« странствеиного типа.
Мосты по схеме рис. 1.39, б условно называют ригельно-подкосным-По сравнению с трапецеидально-подкосными они имеют то преимуществ что усилие с подкосов в верхних узлах передается на горизонтальный элеме: (ригель) через торец; древесина подвергается смятию, между тем как в трап: цеидаль но-подкосных мостах горизонтальная составляющая усилия и подк сах воспринимается подбалкой с работой ее концевых участков на скалыв ние. При наличии в этих местах продольных трещин от усушки древесины са ротивление скалыванию сильно снижается.
Оптимальное отношение длины ригеля к расстоянию между опорами пр мерно один к двум. Особенность ригельно-подкосной системы в том, что сты: прогонов нельзя располагать над местом примыкания подкосов к ригел так как при таком расположении стыков система становится изменяемой.
Опоры, так же как и в трапецендально-подкоспых мостах, должны бы приспособлены для воспринятия горизонтальной составляющей от подкосов.
Обычно в подкосных мостах под автомобильную дорогу затяжки не с
58
вят. Однако в отдельных случаях, преимущественно в городских мостах при наличии трамвайного движения, а также при высоких опорах, может оказаться целесообразным принять так называемую треугольно-подкосную систему по типу подкосных мостов под железную дорогу (рис. 1.39,в).
Для пролетов свыше 12 м обычно приходится переходить к комбинированным системам, в которых для уменьшения изгибающих моментов в прогонах используются и ригельно-подкосная, и трапецеидально-подкосная системы (рис. 1.39, г).
5)
I 1
Рис. 1.39. Схемы подкосных мостов под автомобильную дорогу:
а—трапецеидально, подкосная; б —ригсльно-подкосная; а —треугольно-подкосная; г — комбинированная
Представление о конструкции подкосных мостов под автомобильную дорогу дает рис. 1.40, на котором изображена часть моста комбинированной системы. Расстояние между осями опор — 14,5 м. Подкосы нижними концами упираются в вертикальные отрезки бревен, врубленные двойным зубом в стойки опоры. Сопряжение ближайших к опоре подкосов с подбалкой выполнено также двойным зубом. Для уменьшения свободной длины сжатых подкосов поставлены наклонные и поперечные схватки.
ЗВ*
59
er> о
tie менее
Рис, 1.40. Конструкция подкосного моста комбинированной системы под автомобильную дорогу
Узлы подкосных мостов представляют собой сложные соединения элементов моста с глубокими врубками, передающими расчетные усилия. Очевидно, что такие системы и их конструктивное оформление нельзя признать отвечающим ни требованиям индустриализации строительства, ни требованиям долговечности сооружений. Следовательно, системы подкосных мостов под автомобильную дорогу, так же как и аналогичные системы железнодорожных мостов, нельзя признать перспективными системами. Некоторое применение подкосные мосты (без затяжек) могут найти для путепроводов через железнодорожные пути (временного характера) как допускающие вписывание в очертание моста габарита приближений строений при сравнительно малой строительной высоте без устройства промежуточных- опор. - .
5. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С КЛЕЕНЫМИ И КЛЕЁФАНЕРНЫМИ БАЛКАМИ
Наиболее современными конструкциями деревянных мостов являются конструкции, изготовленные из пиломатериалов с применением специального клея для образования из них элементов пролетных строений. Такие конструкции вполне приспособлены для заводского изготовления, монтаж их несложен, а пропитка древесины антисептиками и отсутствие врубок, врезок и других мест, способствующих гниению древесины, делают эти конструкции долговременными, К достоинствам клееных конструкций относится также возможность использовать доски и брусья с небольшими поперечными размерами, в то время как перекрываемые пролеты значительно превосходят пролеты при применении балок из брусьев сплошного сечения. В этих конструкциях уменьшается влияние пороков древесины па прочность склеенного элемента. Усушка и разбухание древесины практически отсутствуют, что является весьма важным для сборных конструкций.
Вместе с тем нельзя не отметить, что прочность и долговечность клееных конструкций в основном связаны с качеством склеивания. Поэтому изготовление клееных конструкций должно быть организовано на специальных, хорошо оборудованных заводах с использованием высококачественных материалов.
За рубежом клееные мостовые конструкции нашли применение в виде балок, решетчатых ферм, арок.
В СССР клееные мостовые конструкции применяют пока в опытном порядке.
Достаточно успешно используют как за рубежом, так и в СССР клееные конструкции в промышленных сооружениях.
Положительный опыт эксплуатации клееных мостовых конструкций за рубежом и отмеченные выше их достоинства дают основание полагать, что при соответствующем освоении этого нового вида конструкций применение их окажется технико-экономнчески обоснованным не только в автодорожных, но и в железнодорожных мостах.
В настоящее время Киевским филиалом Союздорпроекта составлены проекты унифицированных конструкций деревянных мостов из элементов, изготовляемых на заводах. Длины пролетных строений приняты равными: 6,0; 9,0; 12,0; 15,0; 18,0 и 24,0 м, т. е. такими же, как и в унифицированных железобетонных пролетных строениях. Расчетные пролеты; 5,6; 8,6; 11,4; 14,4; 17,4; 23,4 м.
Для длины 6,0 м предусмотрены плитно-ребристые пролетные строения; для всего диапазона длин от 6,0 до 24,0 м—пролетные строения с деревянными клееными балками; для длин 18,0 и 24,0 л, кроме того, запроектированы пролетные строения с клеефанериыми балками.
Основными материалами описываемых пролетных строений являются сосна с влажностью не более 15% н бакелизированиая фанера марки БФС; для опорных подушек — отборные лиственные породы; дуб, ясень и граб также с влажностью не более 15%, Для соединений предусматриваются феноло-форма ль дегид ные водостойкие клеи марки КБ-3 или СП-2. Пропитка древесины производится креозотовым маслом.
61
Плитио-ребристые пролетные строения образуют из блоков, представляющих собой плиту с четырьмя ребрами (рис. 1.41). Ширина блока — 98 см.
В зависимости от габарита проезда устанавливают различное число блоков. Например, для габарита Г-7 н тротуаров по 1,0 м требуется 9 блоков, для габарита Г-8 и тротуаров по 1,5 м— 11 блоков и т. д. Каждый блок состоит из клееных досок толщиной в плите 5 см ив ребрах 4 см (рис. 1.42). По концам
7-7
Рис. 1.41. Плитно-ребристое пролетное строение длиной 6,0 .и
блоки соединены диафрагмами из досок той же толщины (4 сл), шириной 16 см. Высота блоков при расчете на нагрузку Н-10 н НГ-60 Л — 41 см, при расчете на нагрузку Н-30 и НК-80 н -- 49 см.
На монтаже швы между блоками заполняют цементобетоном. Для образования тротуаров устанавливают предназначенные для этого блоки. Ездовое полотно из асфальтобетона или цементобетона устроено с поперечным уклоном 1,5/о и имеет минимальную толщину у тротуаров 5 см,
Тротуары покрывают асфальтом с уклоном в 1% в сторону ездового полотна. Отвод воды предусмотрен через водоспускные трубки, располагаемые у бордюрного бруса.
Пролетные строения с деревянными клееными балками для габаритов проезда Г-7 и Г-8 состоят из шести балок с унифицированными расстояниями между
Рис. 1.42. Поперечное сечение балок плитно* ребристо го пролетного строения
их осями, равными 1,6 м. На рис. 1.43 показано пролетное строение для габарита Г-8 и ширины тротуаров по 1,5 м. При габарите Г-7 и тротуарах по 1,0 или 1,5 м расстановка балок сохраняется такой же, но расстояния от осей крайних балок до внутренних плоскостей перил уменьшаются соответственно до 0,5 или до 1,0 м. Балки попарно соединены поперечными н продольными связями.
На балки опирается деревоплита, представляющая собой поставленные на ребро доски толщиной в деле 4 см, шириной 13 и 11 см (рис. 1.44, а). Доски склеивают в щиты, а затем в блоки шириной понизу 99 см и поверху 96 см, длиной 9,0; 10,0 и 11,0 м.
62
план
Рис. 1.43 Пролетное строение с деренян-ными клееными балками для габарита проезда Г-8
«J Соединение
} gepe&owijmtji
Рис. 1.44. Детали проезжей части и тротуара пролетного строения с клееными балками
63
Блоки укладывают длинной стороной поперек моста, применяя указанные выше три марки щитов для габаритов Г-7 и Г-8 и тротуаров в 1,0 и 1,5 At в соответствии с необходимой полной шириной моста.
Блоки деревоплиты прикрепляют к балкам глухарями и соединяют между собой бетонной шпонкой (см. рис. 1.44, а), причем каждый блок с учетом толщины шва перекрывает 1,0 м по длине моста.
Деревоплиту покрывают асфальтобетоном или цементобетоном с образованием двускатного поперечного уклона в 1,5%. Гребенка, полученная приме-
нением для деревоплиты досок разной
Рис. 1.45. Поперечное сечение клееных балок:
а — прямоугольное; б — двутавровое; в —стык досок зубчатым шипом
ширины, способствует хорошей связи асфальто- или цементобетоиного покрытия с деревоилитой.
Тротуарные блоки состоят из двух или трех ребер, дощатой плиты и диафрагм (рис. 1.44, б). Блоки прикрепляются к деревоплите глухарями, пропускаемые через диафрагмы (рис. 1.44, в).
Имеется четыре марки тротуарных блоков: ширимой 1,0 и 1,5 м; длиной 6,0 и 9,0 jw, что соответствует унифицированным длинам пролетных строений от 6 до 24 л и двум размерам тротуаров. Шестиметровые блоки имеют четыре диафрагмы; девятиметровые— шесть диафрагм. Расстояние от края блока до первой диафрагмы 80 см; между осями диафрагм — 1,4 И 1,6 At,
Доски тротуарных блоков выпущены за внутреннюю плоскость перил на 12 см. Со стороны проезда к тротуарным блокам болтами прикрепляют бордюрные блоки шириной то-
же 12 см (рис. 1,44, г). Ширина тротуара, включая бордюр, получается таким образом равной требуемой (1,0 и 1,5 м).
Клееные балки пролетных строений — двух типов: прямоугольного и двутаврового сечения. Балки обоих типов изготавливаются из досок толщиной 4 см
(в деле) и шириной 16 и 10 см с расположением стыков досок вразбежку (рис. 1.45). Стыки досок по длине выполняются зубчатым шипом (см. рис, 1.45, в).
Высота балок прямоугольного поперечного сечения 52-у 152 см, двутав-
рового сечения 116—224 см I -у —-= I
г \9,5 11,5
Балки запроектированы для
нагрузок Н-1 0, НГ-60 и Н-30, НК-80.
Для балок длиной 24 At предусмотрен вариант поперечного членения балок на два блока. Стык блоков перекрывается металлическими двусторонними накладками, прикрепляемыми болтами (рис. 1.46). Отверстия в накладках с одной стороны балки рассверливают иа заводе, отверстия в элементах балки и в накладках с другой ее стороны сверлят при монтаже по месту.
Балки по две соединяют поперечными и продольными связями в монтажные пространственные элементы. Принципиальная схема конструкции связей приведена в аксонометрическом изображении на рис. 1.47. Все элементы, выполненные из досок на клеевых соединениях, прикрепляются к балкам болтами. Крайние распорки совмещенье с тяжами, закрепляемыми гайками с упором их в швеллер № 16.
Пролетные строения с клеефанерными балками имеют такую же конструкцию, как и пролетные строения с клееными балками из досок. Отличие лишь в конструкции балок, для которых, кроме пиломатериалов, применены листы
64
Рис- 1.46- Стык блоков клееной балки длиной 24 (нагрузка^Ы-10, НГ-60).
Рис. 1.47. Связи между балками
65
бакелизированной фанеры. Этот материал обладает значительно большей проч-
ностью на растяжение и скалывание, чем обычная древесина в пиломатериа-
лах, что позволяет уменьшить общий объем балки.
В проекте Киевского филиала Союз дор проекта разработаны клеефанерные балки для двух длин — 18 и 24 л/ и для двух классов нагрузки — Н-10^
НГ-60 н Н-30, НК-80. Сечение балок —двутавровое. Высота для всех типов ба-
ТбГ
змпйа’иной
•p-jHgpai
Рис. 1,48. Клеефанерная балка для пролетного строения длиной 24 я
лок принята одинаковой (150 аи). Толщина стеики также унифицирована (80 лш между фанерными листами).
На рис. 1.48 показанс поперечное сечение балки пролетного строения длиной 24 м под на гр уз к у Н -10 НГ-60 (марка К-24-1).
Верхний пояс выполнен йз 8 щитов по две доски 4х X 10 см в каждом. В продоль ном направлении доски сты куются зубчатым шипом (см рис. 1.45, в) с расположе иием стыков в одном сеченн! щита, но в различных сече пнях соседних щитов. Из да сок длиной в заготовке 6,0 6,25; 5,0 и 3,25 м получаете четыре марки щитов, из кс торых собирают верхни пояса и среднюю част нижних поясов балок дл
всех четырех типов пролетных строений (с разным числом щитов каждом типе).
В состав нижних поясов, кроме средней части, входят щиты из досс 2х 10 см и листы бакелизированной фанеры толщиной 5 мм и шириной 200 мл равной высоте нижнего пояса. Эти листы и предназначены для воспринял-
растягивающего усилия.
Стенка балки образована листами бакелизированной фанеры ширине 150 см, равной высоте балки, и толщиной 16 мм. Между листами фанеры вста лены на клею ребра жесткости из досок 4x80 см (в деле) длиной 105 см. Ра. стояние между осями ребер жесткости 100 см.
Кроме описанной конструкции клсефанериой балки, разработан вторе вариант, в котором для нижних поясов применены листы бакелизированнс файеры толщиной 16 мм и, кроме вертикально расположенных листов, даь горизонтальные листы снизу, что уменьшает количество листов фанер По длине фанерные листы соединяют «на ус» с уклоном 1 : 10 (см. рис. 1.4?
Конструкция проезжей части, связей, тротуаров, перил такая же, каю в пролетных строениях с клееными дощатыми балками.
6. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ ИЗ ДРЕВЕСНЫХ ПЛАСТИКОВ
Дальнейшим развитием новых конструктивных форм пролетных стр« ний мостов с использованием древесины является применение древесн слоистых пластиков. Для мостовых конструкций наиболее подходят жести древесные пластики, изготовляемые из тонких листов шпона (лущеной дре: сины) при высокой температуре н высоком давлении с пропиткой синтетич. кими смолами. Нанлучшим материалом этого вида можно считать древесн: пластик с перекрестным расположением волокон (ДСП-Б). Этот пласт >56
имеет следующие физико-механические характеристики (по ГОСТ 8697—58): объемный вес — 1,3 т/м‘3, предел прочности при растяжении вдоль волокон — ие менее 2600 кг/см3, то же при сжатии — 1600 кг/см2, то же при изгибе — 2800 кг/см2\ прочность иа скалывание по клеевому шву — 150 кг/см2', модуль упругости — 300 000 кг/см2.
Древесный слоистый пластик ДСП-Б выпускается в листах длиной до 5600 мм, шириной до 1200 мм и толщиной 15—60 лш.
Сравнительно небольшая величина модуля упругости ДСП-Б при соблюдении допускаемых в настоящее время прогибов пролетных строений долговременного назначения (в особенности прн проектировании железнодорожных мостов) ие позволяет полностью использовать его прочностные свойства.
Рис. 1.49. Поперечный разрез пролетного строения из древесного пластика с железобетонной плитой
Поэтому весьма перспективными можно считать комбинированные по материалу конструкции в виде балок из ДСП-Б с железобетонной плитой, включенной в совместную работу со стенкой и нижним поясом. В таких конструкциях хорошо используется большая прочность ДСП-Б иа растяжение и удается достигнуть вполне удовлетворительной жесткости пролетных строений.
В качестве одного из возможных вариантов комбинированных конструкций указанного типа ниже приводится краткое описание железнодорожного пролетного строения длиной 24 ж, спроектированного под нагрузку С14 * (рис. 1.49).
Пролетное строение состоит из двух блоков, соединяемых иа монтаже диафрагмами /.
Каждый блок образован стенкой 4 из ДСП-Б, утолщаемой в опорных участках, нижними поясами 5, состоящими из набора различного числа досок (в зависимости от изменения изгибающего момента), и железобетонной плитой, уложенной в оболочке 7 из ДСП-Б. Утолщение стенки в крайних панелях достигается постановкой листов 6 с наклонным расположением волокон и наклонными швами, что улучшает работу стенки иа главные напряжения.
Стенка имеет ребра жесткости 2, к которым крепятся болтами 3 диафрагмы.
Все соединения — клеевые. Ребра жесткости дополнительно к вертикальным клеевым швам соединены со стенкой планками, пропущенными через отверстия в стейке. Для объединения железобетонной плнты с остальной конст-
* Конструкция пролетного строения предложена и разработана канд. техн, наук А. В. Носа ревым.
67
рукцией служат ребра 9 в виде приклеенных к оболочке реек из ДСП-Б (см. разрез J—I на рис. 1.49) и планки 8. Плита имеет продольную и поперечную арматуру обычного для железобетонных конструкций вида. Для пропуска поперечной арматуры в верхней, заведенной для лучшей связи в плиту части, стенки сделаны пазы. Арматура на рис. 1,49 не показана.
Заполнение оболочки 7 бетоном можно осуществлять на месте изготовления блоков и доставлять их на место сборки моста в готовом виде или же выполнять бетонные работы после установки блоков иа опоры, В связи с этим вес блока в стадии перевозки и монтажа будет равен соответственно 38 или 12 т.
Прогиб от нормативной временной нагрузки рассмотренного пролетного строения составляет /р, что почти удовлетворяет требованиям СН 200-62
для железобетонных и стальных пролетных строений
.'800 р.
Расход материалов иа все пролетное строение: бетона — 22 м3, стали — 1,6 т, ДСП-Б — 18 ж3.
Конструкции пролетных строений из ДСП-Б нельзя считать полностью' отработанными, а величины расчетных сопротивлений для этого материала окончательно установленными. Описанный выше проект комбинированного пролетного строения демонстрирует широкие возможности конструкций такого типа, особенно для автодорожных мостов.
7. ДЕТАЛИ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
В зависимости от конструкции всего пролетного строения проезжая часть, может состоять из: а) поперечин, нижнего и верхнего настилов (см. рис. 1.30); б) из нижнего настила в виде так называемого наката и верхнего настила из досок (см. рис, 1,29, 1,32, 1.34); в) деревоплиты с покрытием ее асфальтобетоном или цементобетоном (см. рис. 1.44).
Верхний настил при конструкции проезжей части по типу «а» может быть продольным, поперечным и с укладкой досок под углом к осн моста («в елочку»). Предпочтительнее продольный настил, как более удобный для автомобильного движения.
При поперечном верхнем настиле в связи с более быстрым износом средней части досок получается волнистая поверхность ездовой части моста,
Настил «в елочку» менее подвержен износу, чем продольный пастил, ио сложнее и потому в настоящее время не применяется. Толщина верхнего настила обычно 5 см; размеры нижнего настила и поперечин назначаются по расчету. Асфальтобетонное покрытие должно иметь наименьшую толщину у тротуаров, равную 5 см. К середине моста толщина асфальтобетона увеличивается из расчета полуторапроцентного поперечного уклона. Цементобетонное покрытие делается такой же толщины. Для придания покрытию большей водонепроницаемости применяется бетон с гидрофобными добавками. Бетон для предохранения от усадочных трещин укладывается по металлической сетке из стержней диаметром 3 мм с шагом в обоих направлениях 10 см. Поверхности элементов, соприкасающиеся с цементобетонным покрытием, следует смазать сначала холодным составом из 150 частей битума и 50 частей технического бензина, затем горячим битумом. Через каждые 6 м необходимо устраивать в этом покрытии деформационные швы.
Отвод воды с моста осуществляется или через щели между настилом и бордюрным брусом, или при большой длине моста через водоотводные устройства. Простейшее такое устройство — водоспускной лоток — было показано на рис, 1.36.
Более совершенным устройством является водоотводная трубка (рис. 1.50). Трубки чугунные внутренним диаметром 10 см. Водоотводные трубки располагают у тротуаров на расстоянии около 30 см от края бордюрного бруса» 68
устраивая в этом месте небольшой лоток. Длина трубки — 35 см. В пролетных строениях с более высокими балками водоотводную трубку следует нарастить до ннжней грани балки1 обычной трубкой из кровельного железа.
Водоотводные трубки устанавливаются преимущественно при асфальтобетоннолт или це-ментобетонном покрытии в ме-
Детали Водоотводной трдйки
стах с продольным уклоном до 2% примерно через 6,0 м. При длине моста до 50 м и продольном уклоне свыше 2% водоотводные трубки можно не ставить, обеспечив сток воды с иасыпи устроенными у подходов к мосту специальными лотками. При длине моста свыше 50 м и продольном уклоне свыше 2% труб-
ки устанавливаются через 10— 12 к
Тротуары в мостах согласно СН 200-62 должны иметь ширину, кратную 75 си, причем в
однополосных тротуарах, при- Рис. 1,50. мыкающих к проезду, прибав-
ляется 25 см для защитной полосы, т. е. полная
Водоотводная трубка
ширина тротуара в этих слу-
чаях должна быть равна 100 см (считая от края бордюрного бруса).
В деревянных мостах ширина тротуара обычно назначалась равной 75 см. Этот размер еще сохранился в некоторых проектах простейших деревянных
Разрез
Рис. I.5I. Конструкция тротуара с дополнительным прогоном
мостов, но должен быть увеличен до 100 см. При более интенсивном пешеходном движении ширину тротуаров назначают равной 150 см. Большая ширина тротуаров в деревянных мостах встречается редко.
Верх тротуара должен возвышаться над проездом на 25 см. В старых проектах деревянных мостов это возвышение часто принималось равным 15 см,
69
что не соответстует современным техническим условиям проектирования1 мостов.
Мост ограждают перилами высотой 100—120 см, желательно не менее-НО см.
Для поддержания тротуара и укрепления перильных стоек можно использовать дополнительный прогон, оперев его на продленную насадку (рис. 1.51)..
II
Рис, 1.52, Конструкция тротуара с наращиванием поперечин
К поперечинам проезжей части или к нижнему настилу через 2- -2,5 м
прикрепляют глухарями или ершами короткие тротуарные поперечины и на них укладывают продольный настил. Перильные стойки прихватывают болтами к дополнительному прогону и к продольному брусу, поставленному на
Рис. 1.53. Защитная полоса и прикрепление перильных стоек в мостах без тротуаров
концы поперечин или досок нижнего настила.
Со стороны проезда тротуар ограждается бордюрным брусом.
Другая конструкция тротуара с более солидным прикреплением перильных стоек, относящаяся к проектам деревянных мостов, изображенных иа рис. 1.32 и 1,34, с изменениями, связанными с увеличением ширины тротуара до 100 см и возвышением его над проездом до 25 см, показана на рис. 1,52. По этому варианту в местах установки
стоек поперечины нижнего настила удлиняют парными, поставленными сверху коротышами такого же поперечного сечения, как и основные поперечины. На’ коротыши укладывают продольный тротуарный настил. Перильная стойка зажимается между парными коротышами с устройством взаимной врубки и подпирается подкосом, врубленным нижним концом в коротыши.
Конструкция тротуара в мостах заводского изготовления показана иа рис. 1.44.
При отсутствии пешеходного движения разрешается вместо тротуаров, устраивать защитную полосу шириной 25 см. Она образуется установкой бруса, к которому через прокладки из досок крепятся перильные стойки; кроме того, эти стойки присоединяют болтами к поперечинам нижнего настила (рис, 1.53),
Важной деталью деревянных мостов является сопряжение с насыпью и дорожным покрытием на подходах к мосту. Как было указано, по концам моста должны быть устроены заборные стенки, поддерживающие верхнюю часть на-
70
стила и защищающие деревянные конструкции моста от соприкосновения с грунтом. Позади заборной стенки устраивают призму из щебия или гравия,, обеспечивающую лучшее сопряжение асфальтобетона покрытия дороги с проезжей частью моста (см. рис. 1.32).
Большое значение для исправного содержания полотна дороги имеет отсутствие просадок насыпи в местах перехода дороги на мост. С этой целью раньше в этих местах укладывали наклонные деревянные щиты так, чтобы иа протяжении 1—2 м постепенно уменьшить толщину засыпки под асфальтобетоном от 50—70 см до высоты проезжей части на мосту.
Как показывает опыт эксплуатации, при достаточно хорошем уплотнении насыпи можно обходиться и без указанных выше щитов.
Перед мостом во избежание случайного повреждения перил ставят столбы-надолбы (см. рис. 1.32).
§ 4. ДЕРЕВЯННЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С ФЕРМАМИ
Простыми балочными и подкосными системами деревянных мостов можно перекрывать пролеты примерно до 9 м при железнодорожной нагрузке н до 18—24 м при автодорожной. Для перекрытия больших пролетов деревянными конструкциями раньше применяли пролетные строения с фермами; их иногда употребляли и при некоторых указанных выше величинах пролетов наравне с другими конструкциями.
В современных условиях строительства область деревянных мостов, по-видимому, будет ограничена относительно небольшими пролетами. Перекрытие пролетов до 24 м в мостах под автомобильную дорогу хорошо решается использованием клееных балок. Возможно и некоторое дальнейшее расширение области применения этого вида конструкций, включая также и распространение их на железнодорожные мосты. I
Пролетные строения с деревянными решетчатыми фермами известных в настоящее время систем ис являются перспективными сооружениями.
Поэтому, несмотря на обилие систем и конструкций деревянных ферм, применявшихся при сооружении мостов или только предлагавшихся в проектах, ниже рассмотрены в кратком изложении лишь фермы с крестовой решеткой и многораскосные дощатые формы.
Конструкции их применительно к мостам железнодорожным' и автодорожным во многом идентичны.
Деревянные фермы с крестовой решеткой и металлическими тяжами впервые появились в Америке в 1840 г. под названием ферм Гау. Обоснование размеров элементов ферм этой системы было сделано в 1846—1848 гг. известным русским инженером Д. И. Журавским, впервые разработавшим метод расчета таких ферм и внесшим существенное изменение в их конструкцию (см. введение). Поэтому фермы с крестовой решеткой и металлическими тяжами у иас называют фермами Гау — Журавского.
Схема ферм показана на рис. 1.54. Крестовые фермы состоят из деревянных поясов, деревянных раскосов и металлических тяжей круглого поперечного сечения.
В фермах Гау ~ Журавского раскосы упираются в узловые подушки. Так как раскосы по конструкции своего прикрепления могут работать только иа сжатие, то в каждой панели ферм (панелью называется участок фермы между соседними узлами одного и того же пояса) имеются прямые и обратные раскосы. При равномерно распределенной по всему пролету нагрузке работают только основные, восходящие раскосы. Когда нагрузка занимает часть пролета, оиа в зависимости от своего положения вызывает в основном раскосе данной панели или сжатие или растяжение. Если растягивающее усилие в раскосе от временной нагрузки окажется больше сжимающего усилия от постоянной нагрузки, то раскос выключается из работы системы. Вместо него в этих случаях работает на сжатие раскос обратного направления.
71
Из анализа работы фермы вытекает, что постановка раскосов обоих направлений нужна не во всех панелях — в крайних и ближайших к ним обратные раскосы могли бы и отсутствовать. Но по конструктивным соображениям крестовые фермы, за исключением ферм упрощенного типа, имеют раскосы обоих направлений во всех панелях. Конструктивные соображения сводятся, во-первых, к уменьшению свободной длины основных раскосов, а во-вторых, к улучшению работы узловых подушек, для которых обратные раскосы частично являются упором против сдвига их усилиями в основных раскосах.
Выбор основных размеров ферм — высоты, длины панели, расстояния между осями ферм — зависит от различных условий: обеспечения необходимой жесткости ферм, получения наименьшей их стоимости, соблюдения конструктивных возможностей выполнения проезжей части и элементов ферм, обеспечения устойчивости против опрокидывания, получения требуемой строительной высоты ферм, соответствия габариту приближения строений и т. д.
Высота ферм существенно влияет на количество материалов (дерева и металла), потребных для изготовления ферм. Чем больше высота, тем меньше
Поперечные ебязи w опоре
поперечные с*язи
Ппс» верхних горизонтольно/х связей 8 пролете ЙШЖЕиТйХШПШ) Й
Рис. 1.54. Схема фермы с крестовой решеткой (Гау — Журавского)
усилия в поясах, а следовательно, меньше требуется для них дерева, размеры элементов поясов получаются меньшими и более конструктивными. Но зато с увеличением высоты увеличивается длина раскосов и тяжей, что вызывает повышенный расход материалов на эти элементы. Следовательно, можно найти наивыгодпейшую высоту ферм нз условия наименьшей их стоимости.
Высоту ферм принимают обычно около Vs—Ч? пролета. Если по каким-либо соображениям (например, при ограниченной строительной высоте или по условиям перевозки) желательно уменьшить высоту ферм, то наименьшая высота будет определяться проверкой прогиба ферм, который от временной нагрузки рекомендуется допускать не более 1/750 пролета.
Длину панели рекомендуется назначать нс более 2,5—3,0 м, чтобы не создавать больших осложнений в конструкции проезжей части. Наилучший угол наклона раскосов по условиям наименьшей затраты материалов на элементы решетки ферм равен 40—45’ к вертикали, но для получения удовлетворительной длины панели раскосы приходится ставить круче. Делать угол наклона раскосов к вертикали менее 30° нежелательно, так как при малых углах получаются чрезмерно высокие узловые подушки.
Необходимость сохранить длину панели в нормальных границах, не прибегая к чрезмерно крутым раскосам и сохраняя нормальную высоту ферм, может заставить применять фермы с двойной решеткой (рис. 1.55, а), с дополнительными стойками (рис. 1.55, б) или с дополнительными подвесками (рис. 1.55, в). На рис. 1.56—1.58 показана конструкция пролетного строения с ездой поверху под железную дорогу. Пояса ферм состоят из четырех бревен каждый, отесанных на четыре канта (брусья «с обзолом»); основные раскосы-— из трех брусьев, обратные — из двух, проходящих в просветы между брусьями основных раскосов,
Стальные тяжи пропущены в промежутки между элементами поясов через подушки из сосны с расположением их волокон вдоль оси пояса. Б связи с этим 72
каждая подушка состоит из трех частей. Возможно также образование подушки из одного элемента с расположением волокон поперек оси пояса, но тогда подушки должны быть из древесины твердых пород —дуба, лиственницы, ясеня.
Сверху и снизу тяжи проходят через поперечные бруски, В узлах рядом с этими брусками находятся парные распорки горизонтальных связей. Кроме распорок, в плоскости верхних поясов поставлены диагонали (см. рис. 1.58).
Между фермами имеются поперечные связи — более сильные в опорных сечениях и меньшего поперечного сечения в пролете (см. рис. 1.57).
Проезжая часть состоит из поперечных балок, в качестве которых использованы парные распорки связей, и парных под каждый рельс прогонов (см. рис. 1.57). На прогоны уложено мостовое полотно. Расстояние между осями ферм — 1,8 м.
б)
Стыки нижних поясов перекрыты двусторонними стальными накладками с приваренными или приклепанными к ним призматическими] шпонками (см, рис. 1.58). Количество шпонок определяется по расчету. Дополнительно-в стыках ставят болты. Усилие в стыках верхних поясов передается через торцы элементов пояса. Стыки верхних поясов перекрыты накладками, стянутыми болтами.
Аналогичную конструкцию имеют фермы с крестовой решеткой под автомобильную дорогу. Высоту ферм при езде поверху принимают обычно равной х/7—1/9 пролета, при езде понизу — 1/5-г1/6. Количество ферм в пролетном строении зависит от ширины проезда и расстояния между осями ферм, назначаемого обычно равным приезде поверху 2,5—3,5 Л1. В состав проезжей части входят поперечные балки, прогоны и настил. Длину панели выбирают в пределах 2,5—4 м. На рис. 1.59 показан поперечный разрез пролетного строения под автомобильную дорогу расчетным пролетом Z =41,5 м. Фермы выполнены по схеме рис. 1.55, б. Длина малой панели по верхнему поясу 2,3 м. Высота главных ферм — 5,4 м (Via £)•
В данном примере применены три главные фермы с расстоянием между их осями 3,25 м. В верхнем поясе фермы три бревна, в промежутки между которыми проходят парные тяжи. Для центрирования давления на верхние пояса от поперечных балок имеются скошенные к краям подушки, соединенные с поперечной балкой штырями. На двойные поперечные балки опираются разбросные прогоны, по которым уложен двойной дощатый иастнл.
73
Рис. 1.56. Фасад фермы с крестовой решеткой
Рис. 1.57. Поперечный разрез к рис. 1.56
План Верхнего пояса
Плах нижнего пояса
Рис. 1.58, Планы верхнего и
нижнего поясов к рис. 1.56
Рис. 1.59. Проезжая часть пролетного строения с крестовыми фермами под автомобильную дорогу
75
о
Qhicad
Рис. 1.60. Часть фасада и поперечный разрез пролетного строения автодорожного моста с ездой понизу
Между фермами поставлены продольные и поперечные связи,
В пролетных строениях с ездой понизу — обычно две главные фермы, что в связи с значительным расстоянием между ними приводит к усложненной конструкции поперечных балок. Они могут быть выполнены в виде двойных составных балок на колодках или шпонках (рнс. 1,60) либо в виде поперечных ферм с крестовой решеткой и стальными тяжами с пропуском тяжей главных ферм через опорные брусья н т. п.
Рис. 1.61. Часть фасада и поперечный разрез пролетного строения под железную дорогу с дощатыми фермами
В пролетных строениях с ездой понизу устраивают верхние и нижние связи, а также порталы (опорные рамы), обеспечивающие пространственную неизменяемость пролетного строения (см. рис. 1.60).
Слабым местом ферм описанной конструкции является перекрытие стыков нижних поясов. При неточной врезке шпонок в соединяемые брусья получается перегрузка отдельных шпонок и возникает опасность скалывания древесины между'шпонками, в особенности если в этом месте появятся продольные трещины от усушки. Кроме того, наличие пороков древесины сильно уменьшает ее прочность на растяжение. Замена в фермах Гау — ЖуРавског° нижних поясов металлическими исключает указанные недостатки; однако в этом случае возрастает расход металла, приближаясь к расходу металла на полностью стальное пролетное строение, спроектированное на облегченную (ту же, что и для деревянного пролетного строения) нагрузку. Такого рода фермы могут быть сборными [8J.
В дощатых фермах раскосы приспособлены для работы не только на сжатие, но и на растяжение. В связи со сравнительно небольшим усилием, которое можно передать на одну доску, в дощатых фермах приходится делать сложную решетку, получаемую наложением нескольких простых систем (рис. 1.61, 1.62). Раскосы ставят в двух взаимно перекрещивающихся направлениях с просветами или иногда вплотную.
77
В последнем случае получается сплошная стенка. Нередко в одной н той же ферме в крайних участках раскосы ставят вплотную , а ближе к середине — с просветами.
Пояса ферм также образуют из досок (см. рис. 1.61). Прикрепление раскосов к поясам осуществляется посредством дубовых нагелей — цилиндрических стержней диаметром 4—5 см, стальных нагелей диаметром 20—25 льи, гвоздей диаметром 4—6 мм.
Стыки досок поясов перекрываются дополнительными к необходимым в данном сечении по расчету досками с прикреплением их теми же средствами, что и раскосов к поясам.
Для обеспечения устойчивости стенок ферм ставят вертикальные бруски-стойки (см. рис, 1.61), а при большой высоте, кроме того, и горизонтальные брусья жесткости. В стойки упираются поперечные связи. Между поясами располагаются продольные связи — верхние и нижние, выполняемые или в виде крестовых ферм с металлическими тяжами (рис. 1.61) или из деревянных распорок и диагоналей.
Дощатые фермы, применяемые в мостах под автомобильную дорогу, имеют такую же конструкцию, как и описанная выше, причем в связи с меньшей расчетной нагрузкой представляются большие возможности использовать гвоздевые соединения, чем в мостах под железную дорогу.
Расстояние между осями дощатых ферм в мостах под автомобильную дорогу обычно делают равным 1,5—2,5 м.
Конструкция проезжей части такая же, как и при других типах ферм (см., например, рис. 1.59).
Возможно и во многих случаях целесообразно применение деревоплиты (см. рис. 1.44). Соединение досок деревоплиты может быть выполнено посредством забивки гвоздей через 3—4 доски (как вариант клееной деревоплиты).
Дощатые фермы можно изготовлять в виде сборных конструкций отдельными блоками длиной 6—8 м. Если позволяют условия транспортировки,
Зимние связи
Рис. 1.62. План к рис. 1.61
плоские блоки ферм целесообразно объединить связями в пространственные блоки и в таком виде доставлять на место их установки. Стык блоков можно перекрыть металлическими или деревянными накладками на болтах (см. рис. 1.46).
В мостах под автомобильную дорогу, преимущественно городских, применялись деревянные арочные мосты и мосты комбинированных систем.
78
Схемы деревянных арочных мостов с ездой поверху приведены на рис. 1.63.
На рис. 1.63, а показана схема сплошной арки из положенных плашмя досок. На рис. 1.63, б и в схематически показаны арочные фермы с крестовой решеткой по типу ферм Гау — Журавского и с многораскосиой решеткой по типу дощатых ферм. Деревянные арки могут быть бесшарнирными qj (см. рис. 1.63, а, б), двухшарнирными
тл,—(см- Рис- 1-63, в) и трехшарнирными у] (рис. Г63, г),
'Л I дс 2b -20 м у/
Рис. 1.63. Схемы деревянных арочных мостов под автомобильную дорогу
При езде понизу арочная система обычно сочеталась с фермой жесткости, служившей вместе с тем и затяжкой (рис. 1.63, б). Такая система позволяла при больших пролетах применять лесоматериал меньших длин и поперечных сечений, чем в балочных фермах, например, с крестовой решеткой. Подробное описание конструкции арочных деревянных мостов см. [8].
В связи с развитием строительства железобетонных мостов деревянные-арочные мосты потеряли свое значение.
§ 5. ОПОРЫ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ
1. ОПОРЫ ИЗ БРЕВЕН И БРУСЬЕВ
Конструкции опор деревянных мостов малых пролетов были освещены в предыдущих параграфах. В этом параграфе будут приведены схемы и некоторые детали конструкций опор для пролетных строений с пакетными балками и с фермами, а также для унифицированных конструкций, изготовляемых на заводах, описанных в § 3, п. 5.
Те же типы пригодны для временных деревянных опор под металлические пролетные строения небольших пролетов.
Деревянные промежуточные опоры могут быть устроены по-разному, в зависимости, прежде всего, от способа производства работ. Различают деревянные свайные опоры, собираемые полностью иа месте их возведения из отдельных, обычно тут же пригоняемых одни к другому элементов, и опоры, в состав которых входят изготовляемые в стороне рамы. В последнем случае будем иметь рамно-свай ные или рам но-лежневые опоры в зависимости от того, опираются ли рамы на сваи или на лежневое основание.
Особое место занимают ряжевые опоры, представляющие собой деревянные срубы, поставленные на дно или на каменную наброску и заполненные камнем.
При проектировании деревянной промежуточной опоры необходимо решить три основные задачи: 1) обеспечить передачу вертикальной нагрузки;
79
2) обеспечить продольную устойчивость и жесткость опоры; 3) обеспечить поперечную устойчивость и жесткость опоры, или, иначе говоря, сделать опору способной воспринимать вертикальную нагрузку, а также продольные и поперечные горизонтальные силы; при этом необходимо дать наиболее экономичную и удобную в технологическом отношении конструкцию.
Рис. 1.64. Схема опоры из двух полубыков с укосинами в
поперечном направлении:
а — опора железнодорожного моста; б—опора автодорожного моста
Вертикальная нагрузка передается через так называемые коренные стойки и сваи, число которых определяется по расчету насадок на смятие и самих свай или стоек на сжатие с учетом продольного изгиба, а также по допускаемой нагрузке на сваю в зависимости от ее несущей способности (в грунте).
Рис. 1.65, Схемы опор с продольными рамами: а —опора железнодорожного моста; б —опора автодорожного моста
Поперечная устойчивость опоры может быть достигнута двумя способами: постановкой укосин или наклонным расположением части стоек.
Продольная устойчивость обеспечивается или разделением всех коренных стоек на две группы (на два полубыка), расставленные иа достаточное для устойчивости и жесткости опоры расстояние и соединенные связями, или постановкой укосин и наклонных стоек, т, е. так же, как и при обеспечении поперечной устойчивости.
Сказанное в равной мерс может быть распространено как на опоры, собираемые иа месте из отдельных частей, так и иа рамные опоры. Однако следует 30
заметить, что применение наклонных коренных стоек более свойственно рамным опорам железнодорожных мостов.
В зависимости от принятого решения указанных выше задач можно получить следующие характерные схемы деревянных опор на сваях:
1) опора из двух полубыков с укосинами в поперечном направлении (рис. 1.64); продольные горизонтальные силы передаются через продольные связи;
2) рамная опора из двух полубыков с продольными рамами (рис. 1,65); поперечные связи между рамами (а при необходимости и укосины) ставятся на месте;
Рис. 1-66. Схемы опор с поперечными рамами;
а — рамно-свайная опора железнодорожного моста; б —рамно-свайная опора автодорожного моста; tf—различные схемы рам автодорожных мостов
3) рамная опора из двух полубыков с поперечными рамами, имеющими укосины или наклонные стойки (рис. 1.66); продольные связи между рамами ставятся на месте;
4) рамные опоры с наклонными стойками как в поперечном, так н в продольном направлении, составляемые из поперечных или продольных рам, причем часть рам ставится наклонно (пирамидальные опоры, рис. 1.67),
Опоры перечисленных типов могут применяться как в мостах под железную дорогу, так и в автодорожных мостах.
Показанные на рис. 1,64—1.66 схемы опор наиболее характерны.
Выбор наилучшего типа опоры зависит от ряда причин. Следует отметить, что опоры с наклонными стойками всегда выгоднее опор с укосинами, так как в них нет специально добавленных к коренным сваям элементов, рассчитываемых исключительно па горизонтальные силы. Продольная и поперечная жесткости опор с наклонными стойками зависят от хорошего устройства и содержания связей между стойками.
Сопоставляя опоры по*1 рис. 1.64—1.66 с опорами, показанными на рис. 1.67, можно видеть, что опора первого типа занимает поверху такую же 4 Зак. 19 81
часть длины моста, как и понизу. Следовательно, общая длина пролетных строений при устройстве опор по схемам, изображенным на рис. 1.64—1.66 и им подобным, будет меньше, чем при опорах, показанных на рис. 1.67, если, конечно, прочие условия проектирования одинаковы.
Однако это же преимущество становится недостатком в связи с необходимостью чем-то перекрыть расстояние между раздельными рядами стоек: укладкой прогонов с одного пролетного строения на другое, постановкой на насадки опоры стоек и перекрытием расстояния между ними прогонами, устройством небольшого подкосного мостика и другими способами.
Относительно небольшое расстояние нетрудно перекрыть, и опоры с раздельными рядами стоек в этом случае, безусловно, целесообразны. При боль
Фасад поперечный бид
Рис. 1.67. Схемы пирамидальных опор
Рис. 1.68. Опоры М-абразного
типа
шой же ширине опоры (вдоль моста) и постановке на опоры типовых пролетных строений устройство дополнительной конструкции между пролетными строениями может задержать темп работы, и в этих случаях иные схемы опор (например, по рис. 1.67) будут целесообразнее, несмотря иа несколько больший расход материалов (в целом на весь мост).
В мостах под автомобильную дорогу преимущественно применяют опоры с раздельными рядами стоек (см. рис. 1.64—1.66).
Расстояние между этими рядами делают обычно равным около 0,25—0,3 высоты опоры.
Современные требования к производству работ по сооружению деревянных опор, из которых в большинстве случаев ведущее значение будет иметь быстрота их выполнения, обусловливают преимуществепное^применение везде, где возможно, рамных опор.
Как указывалось выше, рамы могут быть продольными и поперечными,
Установка поперечных рам, как показывает опыт, удобнее, чем продольных. Частичное же введение в практику строительства продольных рам объясняется стремлением усилить систему связей между полубыками. Действительно, при поперечных рамах продольные связи между полубыками, устанавливаемые на месте, устраиваются из схваток на болтах. Продольные же рамы можно сделать весьма солидными, по типу крестовых ферм из перекрестных раскосов, с упором их в стойки или даже в специальные подушки.
Продольным рамам можно придать меньшие размеры, чем поперечным рамам, в особенности в опорах автодорожных мостов. Несмотря на эти пройму-
щества, по соображениям удобства установки как в железнодорожных, так и в автодорожных мостах чаще применяют поперечные рамы.
Если позволяют условия перевозки, лучше не членить по высоте раму опоры на отдельные конструкции. Однако для уменьшения веса монтажных элементов вполне возможно делать двух- и многоярусные рамы (см,, например, рис. 1,66, б).
В рамах с наклонными стойками важное значение имеет правильный выбор геометрической схемы рамы.
Оси стоек рамы не должны пересекаться в одной точке, в противном случае сильно понижается поперечная жесткость опоры. Особенно можно рекомендовать для мостов под железную дорогу рамные опоры М-образного тина (рис, 1.68), как наиболее жесткие из числа рамных опор с наклонными стойками.
(Ра сад
Боковой Sud
Тис, L69, ^амно-свайная пирамидальная опора^железнодорожиого моста
В качестве примера^конструкции рамной опоры под железнодорожные пролетные строения на рис. 1.69 приведен фасад и боковой вид опоры, предназначенной для постановки пролетных строений расчетным пролетом до 33,6 м.
Опора имеет по восемь стоек в каждой раме, из них две вертикальные, остальные — наклонные. Таких рам в опоре четыре; средние рамы вертикальные, крайние имеют наклон 1:8, Продольные и поперечные связи состоят из горизонтальных распорок и диагональных схваток. Нижняя насадка рам опирается па насадку свайного основания через продольные брусья. Наличие между насадкой рамы и насадкой по сваям прокладного ряда из брусьев позволяет без особого труда поставить раму правильно, а также создает лучшие условия предохранения насадок от загнивания. Оголовок опоры спроектирован в вндс брусчатой клетки, что позволяет изменить высоту опоры в некоторых пределах, сохраняя один и тот же размер рам.
На рис, 1.70 показана рамно-свайная опора моста под автомобильную дорогу. Рамы поперечные. Каждой ферме или балке пролетного строения соответ-4* 83
ствуют парные стойки. Для поперечной устойчивости добавлены укоснны. Стойки и укосины соединены горизонтальными и наклонными схватками. Нижняя насадка рамы опирается на насадку свайного основания чепез по-
Рис. 1.70, Рамно-свайная опора с поперечными рамами антодорожного моста
перечные коротыши, так же как и в раме, изображенной на рис, 1.69. В опоре две вертикальные рамы, объединяемые подкосами и горизонтальными схватками в пространственную конструкцию. На верхних насадках уложены продольные брусья, непосредственно воспринимающие нагрузку от ферм, пакетных прогонов илн клееных балок.
Соединение элементов опоры осуществляется хомутами, болтами и врубками.
Рис. 1.71. Схема устоя для пролетного строения большого пролета
Устои деревянных мостов с фермами или пакетными пролетными строениями имеют такое же устройство, как и в деревянных мостах простых систем (балочных, подкосных), с тем лишь отличием, что для опирания ферм (пакетных пролетных строений) надо предусмотреть необходимое число коренных свай (рис, 1,71).
84
Деревянные опоры можно конструировать и из клееных элементов (см. проект Киевского филиала Союздор проекта). Однако вследствие отсутствия опыта их эксплуатации широкое применение таких опор следует считать преждевременным.
2. РЯЖЕВЫЕ ОПОРЫ
Ряжевые опоры могут быть двух основных типов: со сплошными стенками в виде деревянного сруба и со стенками, полученными наложением бревен продольных стен иа бревна поперечных стен с притеской, но без взаимной врубки, вследствие чего получаются стенки с просветами.
Ряжи могут иметь или прямоугольную форму, или форму с заостренными носовой и кормовой частями, или иметь только одну носовую заостренную часть (в виде треугольника в плане).
Форма с заострением как верховой, так и низовой частей ряжа более обтекаема, чем прямоугольная, и, следовательно, в меньшей степени создает условия для подмыва ряжа. Заострение носовой части необходимо также и для создания лучшей сопротивляемости опоры действию льда.
Пример конструкции ряжа первого типа показан на рис. 1.72.
Для увеличения площади передачи давления на дно реки ряж в нижней части сделан прямоугольной формы, далее до отметки, не менее чем иа I м превышающей отметку горизонта высоких вод, имеет треугольные в плане части, а выше — снова прямоугольное очертание. Для придания ряжу необходимой жесткости устраивают продольные и поперечные стенки. В ряже, показанном на рис. 1.72, а, имеются три поперечные (по отношению к длинной стороне ряжа) внутренние стенки; одна сплошная продольная стенка и еще продольные стенки неполной высоты — по две вверху и внизу. В пересечениях внутренних стен с наружными поставлены вертикальные сжимы, прикрепляемые болтами к стенкам.
Заостренные части ряжа образованы из поперечных элементов, соединенных с продольными, находящимися в той же плоскости и наложенными иа них под углом к оси ряжа. Эти части взаимно врублены в пересечении. Угловая часть укреплена вертикальными сжимами. Носовая часть ряжа имеет несколько усиленную конструкцию и обшивается вертикально стоящими бревнами.
В трех местах по высоте носовая часть притягивается к основной части ряжа металлическими полосами, а по переднему ребру укрепляется рельс (на реках с ледоходом). В нижней части ряж имеет пол из бревен, которым и опирается на дно.
Ряж заполняется камнем или щебнем. В верхней части на стенки ряжа укладывают брусья для опирания на них ферм.
Ряжи с нссплошными стенками имеют такую же форму, как и ряжи со сплошными стенками, в частности, могут быть сделаны в соответствии с рис. 1.72.
Отличие заключается в конструкции стен и их сопряжений. Деталь сопряжения наружных стен показана на рис. 1.73.
Ряжи с несплошными стенками проще в изготовлении и требуют меньшего количества лесоматериалов, хотя и несколько большего количества металла (на штыри).
Заполнение этого типа ряжей должно производиться крупным камнем или же необходимо применять обшивку пластинами, досками, что снижает экономические их преимущества.
Высокие ряжи дают значительную осадку. Чтобы уменьшить этот недостаток, а также для сокращения расхода лесоматериалов можно применять рамно-ряжевые опоры, в которых верхняя часть (выше горизонта высоких вод) представляет собой деревянные рамы одного из описанных выше типов
85
ZOO --------не^енаРбОО^^-НеболеебОО
' План P
(мауэрлатные брусья не показаны)
1200
Рис, 1.72. Ряжевая опора
86
(см. рис. 1.72, б); рамы устанавливают на нижнюю часть опоры, выполненную в виде ряжа.
Ряжевые опоры сильно стесняют живое сечение реки, вследствие чего увеличивается скорость протекания воды и начинаются размывы дна, угрожающие устойчивому положению ряжа. На защиту ряжевых опор от подмыва надо обращать самое серьезное внимание. Средствами защиты опор от подмыва являются: каменная наброска вокруг опоры, укладка фашинных тюфяков и т. п. Отверстие моста при проектировании его с ряжевыми опорами следует разбивать на возможно большие пролеты.
Практика эксплуатации мостов с ряжевыми опорами показала, что удовлетворительное содержание их вызывает много хлопот. Кроме того, ряжи очень трудоемкий требуют большого расхода на них леса. Поэтому ряжевые опоры следует применять в крайних случаях, например, при грунтах, не допускающих забивки сван, и лишь как временные с относительно не-
Рис. 1.73. Стены ряжа с просветами
большим сроком службы сооружения.
Ряжи можно применять и для устоев. Конструкция ряжа в этом случае остается такой же, как и в ряжевых быках, а форма приспособляется к поддержанию конусов насыпи и к опиранию пролетных строений.
3. СВАЙНЫЕ ОПОРЫ НА ГЛУБОКИХ РЕКАХ
При небольшой глубине воды (примерно до 2 .я) устойчивость свай в подводной части (ниже горизонта меженных вод) обеспечивается их собственной жесткостью при условии, разумеется, что сваи забиты не менее чем на 3,5— 4 я в грунт. При большой глубине воды для обеспечения устойчивости свай в подводной части и получения достаточной жесткости свайного ростверка приходится прибегать к специальным мерам.
Одним из таких решений является постановка подводных тяжей. Два варианта деталей прикрепления тяжей показаны на рис. 1.74. Устройство, изображенное на рис. 1.74, а, представляет собой полукольцо из уголкового железа, к которому с одной стороны привариваются зубья, а с другой болтом прикрепляется тяж. Полукольцо опускается сверху по свае. При натяжении тяжа оно плотно обхватывает сваю.
Другой вариант, также не требующий водолазных работ, показан на рис. 1.74, б. К уголковым вертикальным планкам шарнирно прикрепляются в разных уровнях два полукольца из полосового железа, а к верхним концам— парный тяж. При натяжении тяжа планки действуют как рычаги и создают усилия, прижимающие полукольцо к свае. Возможны и другие конструкции закрепления тяжа на свае, основанные на
87
99
ДЛЯ опор Н or 8 So /5м
Для споры Нот 5 до 8*
том же принципе, например, устройство кольца из уголкового железа, свободно опускаемого по свае; при натяжении тяжа кольцо поворачивается и врезается в сваю и т. п. Кроме подводных тяжей, можно устроить подводные подкосы. Однако постановка подводных тяжей и тем более подводных подкосов нс так проста и часто связана с производством водолазных работ.
Высококачественное устройство подводных связей затруднительно, и тяжи в результате этого в большинстве случаев плохо соответствуют своему назначению. Поэтому, если при глубине воды до 5 м еще допустимо устройство подводных тяжей, то при большей глубине необходимо применять другие средства увеличения жесткости подводной части опоры, например, подводные каркасы. Пример конструкции подводного каркаса для глубины воды 4—6,5 м показан на рис. 1.75.
Сущность устройства подводного каркаса заключается в том, что в воду на месте сооружения опоры опускают горизонтальные рамы, расположенные на расстоянии 3—5 м одна от другой (по высоте) и связанные в жесткую систему стойками и схватками. Горизонтальные рамы состоят из продольных и поперечных бревен или брусьев, причем для каждой сваи, подлежащей забивке, оставляются в рамах ячейки.
В рассматриваемом нами примере, учитывая сравнительно небольшую глубину воды, предусмотрены только две горизонтальные рамы в каркасе; при большой глубине воды количество горизонтальных рам соответственно увеличивается. Каркас имеет 12 стоек, опирающихся на дно. После опускания каркас закрепляют забивкой нескольких свай; затем забивают проектные сваи опоры. По окончании забивки сваи прикрепляются болтами к брусьям верхнего яруса каркаса. Эти брусья должны быть, следовательно, выше рабочего горизонта воды.
4, ЛЕДОРЕЗЫ
Защита деревянных опор мостов от ледохода обеспечивается или отдельно стоящими ледорезами или ледорезами, составляющими одно целое с опорой.
Выбор того или другого способа зависит от условий и силы ледохода, В мостах малых пролетов обычно устраивают ледорезы отдельно от опор, впе-
реди по течению на расстоянии 2—8 м.
Отдельно стоящие ледорезы представляют меньшее сопротивление действию льда, чем ледорезы, соединенные с опорой, при устройстве которых устойчивость всего сооружения увеличивается весом опирающихся на опору пролетных строений. Но, с другой стороны, при повреждении льдом отдельно стоящих ледорезов есть надежда спасти опору. Если же ледорез составляет одно целое с опорой, то иапор льда действует на нес непосредственно, и при недостаточном сопротивлении опоры возможна авария. Кроме того, удары льда могут неблагоприятно отразиться на состоянии пролетных строений, опирающихся на снабженные ледорезом опоры. Поэтому объединение ледореза и опоры будет целесообразно лишь при весьма солидной конструкции опоры.
4В, Зак. 19
Рис. 1.76. Кустовой ледорез с крыльями
89
Наилучшим, но увеличивающим стоимость моста решением является сооружение отдельных ледорезов вблизи опор и, кроме того, на расстоянии 30— 40 м выше по течению дополнительных аванпостных ледорезов. Такое решение и следует избрать при значительной силе ледохода. Количество аванпостных ледорезов назначается обычно в 2—3 раза меньше числа опор.
Простейшим ограждением от действия льда являются кусты из трех или более сван (кустовые ледорезы) и кустовые ледорезы с крыльями (рис. 1.76). Такие устройства допустимы только на малых реках при слабом ледоходе преимущественно в автодорожных мостах.
Рис. 1.77, Ледорез ребрового типа
При умеренной силе ледохода и узких опорах (из одного или двух сближенных рядов свай) можно поставить ледорезы по типу, показанному на рис 1.77. Ребро этого ледореза состоит из трех бревен н укрепляется железно? полосой, спускающейся по лобовой свае до уровня затяжки.
Для защиты широких опор уместны шатровые ледорезы.
Пример конструкции шатрового ледореза для защиты опоры шириной 3,5 м показан на рис. 1.78.
Ледорез образуется тремя вертикальными фермами, одна из которых сто ит по продольной оси ледореза, а две другие — по боковым граням. Каждая ферма представляет собой ряд свай, соединенных наклонной насадкой н рас крепленных подкосами и схватками. Средняя ферма выше боковых. Сверху н; фермы опираются наклонные ребра, обшиваемые накатником. В поперечные плоскостях между сваями ферм ставятся поперечные подкосы и схватк! (см. рис. 1.78).
Заостренная носовая часть образуется посредством забивки добавочны: свай и постановки парных схваток под углом к оси ледореза.
Режущее ребро ледореза следует укрепить полосовым железом или стара годным рельсом. Полезно поставить также поперечные крепления нз полоса вого железа по обшивке наклонных граней ледореза. Боковые вертикальны грани ледореза зашиваются пластинами или накатником.
Кроме свайных ледорезов, применяют в соответствующих случаях (грун ты, не допускающие забивки свай, особые условия производства работ и т. п-ряжевые ледорезы, отдельно стоящие или совмещенные с опорой. 90
со
Рис. 1.78. Конструкция ледореза шатрового типа
Вид Вид
Выбор типа ледореза представляет серьезную задачу, так как известно много случаев сноса деревянных мостов ледоходом.
Поскольку определить размеры и форму ледореза расчетом трудно, необходимо возможно шире использовать данные практики и наблюдений над условиями прохода льда в других мостах, находящихся вблизи сооружаемого.
Наклон ледореза следует назначать равным 1 : 2—1 : 1,5. Низ наклонного ребра ледореза должен быть опущен ниже самого низкого уровня ледохода примерно на 0,5 м. Верх ледореза поднимают выше уровня самого высокого ледохода не менее чем на 0,5—1,0 м. Вокруг широких ледорезов во избежание подмыва свай следует делать каменную наброску.
Г лава II
РАСЧЕТ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
1. СОСТАВЛЕНИЕ ВАРИАНТОВ И ВЫБОР РЕШЕНИЯ
Перед определением основных размеров элементов деревянного моста, т. е. перед их расчетом, необходимо составить схему проектируемого сооружения.
В главе I была дана характеристика различных применяющихся в практике систем деревянных мостов и приведены соображения по применению той или иной^схемы. Для выяснения, какая система и при каких пролетах будет оптимальной, составляют варианты возможных решений поставленной задачи.
Составление вариантов заключается в том, что для данных местных условий проектирования применяют несколько наиболее целесообразных типов мостов, размеров пролетов, расстановок опор, систем пролетных строений с целью получить наилучшее решение поставленной задачи.
Исходными данными при составлении вариантов являются отверстие моста, высота насыпи, отметки характерных горизонтов воды: меженного, расчетного ^наивысшего н отметка ледохода; данные о грунтах.
Высота^насыпи определяется условиями или трассирования линии, или расположения самого моста по высоте в зависимости от характерных горизонтов воды. Необходимо, чтобы низ продольных схваток и выступающих конструкций в пролетах деревянных мостов возвышался над расчетным горизонтом воды не менее чем на 0,25 м и над горизонтом ледохода не менее чем па 0,75лъ Для мостов через сплавные и судоходные реки должны быть соблюдены требования, установленные для каждого класса реки.
При определении положения по высоте подошвы рельсов необходимо учесть, что для железнодорожных линий возвышение подошвы рельсов над бровкой насыпи должно быть не менее 55 см.
Крутизна’откосов конусов насыпи в железнодорожных деревянных мостах должна быть такой же, как у примыкающих к мосту насыпях, т. е., как правило, не более 1 : 1,5, а при высоте насыпи свыше 12 м определяется расчетом, но должна быть нс более 1 ; 1,75, В автодорожных и городских мостах откосы конусов насыпи должны иметь уклон не круче 1 .- 1,5; вне пределов подтопления допускается принимать для первых 6 м высоты, отсчитываемой от бровки насыпи, уклон 1 : 1,25 и для следующих 6 л нс круче 1 : 1,5; у путепроводов — 1 : 1,25 при высоте насыпн до 8,5 м.
Расстояние между подошвами конусов насыпи определяется по требуемому отверстию с учетом стеснения живого сечения потока опорами. Отверстие дсре-92
вянных мостов при небольшой глубине высокой воды можно для упрощения расчетов определять по расстоянию между подошвами конусов насыпи (по линии горизонта меженных вод).
Если в отверстие моста попадает т свай (рис. II. 1) диаметром d, то при отверстии моста /о расстояние между подошвами конусов насыпи должно быть равно Lo + md. Назначая п пролетов по I каждый, получим расстояние между крайними сваями L — nl. Необходимо, чтобы (при полуторном уклоне откосов конусов)
L > Lo + md 4-2 1,5// + 2-0,5 м,
так как крайние сваи должны заходить в насыпь не менее чем на 0,5 При наличии в пределах высокой воды поперечных схваток вместо d следует подставить диаметр сваи, увеличенной на толщину схваток.
Если в сечении водотока попадают продольные схватки между спаренными опорами, то следует учесть дополнительное стеснение водотока такими опорами, принимая коэффициент стеснения равным примерно 0,5 по отношению к площади контура находящейся в воде части опоры, где имеются схватки.
Принимая различные величины типовых пролетов, различные конструкции пролетных строений и опор при обеспечении с некоторым приближением требуемой величины отверстия моста, получим ряд вариантов моста.
Для выбора наилучшего решения необходимо подсчитать ориентировочную стоимость постройки моста по составленным вариантам. Для этого следует использовать данные типовых проектов об объеме работ или сделать примерные подсчеты расхода лесоматериалов на опоры и пролетные строения в тех случаях, когда сходных с рассматриваемым вариантом типовых проектов не имеется. По объему основных работ и укрупненным измерителям их стоимости определяется общая стоимость постройки моста по рассматриваемому варианту. Строительная стоимость не является единственным показателем, влияющим на выбор наилучшего варианта. Существенное значение имеют такие показатели, как степень индустриализации и механизации работ, достигаемая приданном варианте, расход материалов, эксплуатационные свойства принятых в данном варианте конструкций, срок службы, соответствие режиму водного потока, срок постройки и т. п. Стоимость подходов к мосту также влияет на общую Оценку вариантов.
2, ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО РАСЧЕТУ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ
Для расчета моста, как и всякого сооружения, надо прежде всего расчленить его па отдельные части и установить для них расчетные схемы. Действительные условия работы сооружения в целом и отдельных его частей обычно бывают достаточно сложными. Но далеко ие всегда имеет смысл проводить расчет в «точном» соответствии с действительностью. Очень часто это и невоз-93
можно. Необходим о заменить действительное сооружениенесколько условной расчетной его схемой. Например, при расчете балок деревянного пакетного пролетного строения, лежащего на бетонных устоях, принимается расчетная схема в виде балки с одной неподвижной и другой подвижной шарнирными опорами; расчетный пролет условно считается равным расстоянию между серединами площадок, на которые опирается балка. В действительности же балка не имеет реальных шарниров и опирается по некоторым плоскостям, подвижности концов препятствуют силы трения. Но все эти обстоятельства, как показывает опыт н основанное на нем представление о работе части сооружения в различных условиях, в данном частном случае не имеют существенного значения, а поэтому вполне приемлема указанная выше расчетная схема.
Динамический коэффициент при расчете сечений элементов деревянных мостов под железную дорогу принят равным 1 Д- р, = 1,1 „ при расчете сопряжений 1 + р, = 1,2.
Расчет автодорожных н городских мостов производится без учета динамического коэффициента (1 + р, — 1,0), что нельзя считать обоснованным, но принято вследствие недостаточной изученности динамического воздействия автомобильной и гусеничной нагрузок иа мосты вместо некоторого возможного повышения расчетных сопротивлений.
Расчетные сопротивления для материала деревянных мостов установлены в зависимости от породы дерева, характера силовых воздействий (сжатие, изгиб, растяжение, смятие, скалывание), назначения моста (в автодорожных мостах расчетные сопротивления на растяжение н сжатие на 20% выше, чем в мостах железнодорожных), конструктивных особенностей (в мостах на автомобильных дорогах при сохранении естественной коничности бревен в простых балочных системах расчетное сопротивление на изгиб увеличивается на 20%), способа изготовления элелгеитов моста (при изготовлении иа заводах допускается повышение расчетных сопротивлений на 10%) и других факторов.
Наиболее употребительной породой дерева для мостов является сосна, для которой и установлены основные расчетные сопротивления. Величины расчетных сопротивлений приведены в технических условиях проектирования мостов (приложение 3).
При расчете центрально сжатых элементов коэффициенты понижения несущей способности определяются по формулам:
/ i \ 2
ф = 1 — 0,8 I -до) при К < 75,
3100
<Р — —р— ПРИ ^>75,
где / — ~ — расчетная гибкость стержня;
/0— расчетная длина стержня;
г — радиус инерции поперечного сечеиия брутто стержня.
Проверка сжатых элементов на устойчивость производится по площади брутто, если ослабление не превышает 25%, и по площади, равной 4/3 площади нетто, если ослабление сечения более 25%.
Расчет на совместное действие растяжения (продольная сила AZ) и изгиба (момент Л1) в одной главной
л.+ г ‘ нт
где FlIT — площадь сечения нетто;
U7IIT — момент сопротивления
плоскости производится по формуле
А щ /?
р’
(П.1)
п
сечения нетто. Отношение расчетного А и
сопротивления на растяжение к расчетному сопротивлению на изгиб введено для приведения на пряжений от изгиба к расчетному сопротивлению на растяжение.
94
При совместном действии сжатия силой и изгиба моментом Л1 в одной главной плоскости:
где
JL - М Я' 'Р
ЗЮОЯсЛэр ;
(П.2)
и 7?и — расчетные сопротивления соответственно на сжатие и изгиб;
Fc,p — площадь сечения брутто.
Коэффициент | учитывает дополнительный момент от силы при изгибе элемента.
При расчете деревянных элементов иа смятие и па скалывание имеет значение угол сс между направлением действия усилия и направлением волокон. Расчетное сопротивление при действии усилия под углом сс к направлению волокон определяется формулой
Я. =-----Гр ------------- (П-З)
1 -+ / ----1 I sin3 си
\А90° /
где и — расчетные сопротивления смятию или скалыванию при а = 0 и а 90°.
Если сопрягаются два элемента, в одном из которых усилие действует вдоль волокон, а в другом то же усилие действует поперек волокон (например, стойка рамы с насадкой), то расчетное сопротивление смятию поперек волокон на части длины при длине незагруженных участков не менее длины площадки смятия вдоль волокон h и не менее толщины элемента определяется по формуле
144
7?см, 90° =18 + кг'/сд2- (П.4)
В (II.4) /1 — в см.
Более подробные сведения о расчетных сопротивлениях и расчетных формулах см, ТУ.
§ 2. РАСЧЕТ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
1. РАСЧЕТ ПРОГОНОВ
Прогоны подкосных, а в некоторых случаях н балочных мостов представляют собой неразрезпые балки на упругих опорах. Однако податливость опор трудно поддается учету. Кроме того, в местах опирания прогонов могут быть устроены стыки прогонов. Поэтому расчет часто производят в предположении разрезности прогонов над их опорами, что дает небольшой дополнительный запас прочности по сравнению с расчетом прогонов как неразрезных балок.
При наличии подбалок допускается уменьшать расчетный пролет прогонов по отношению к расстоянию между осями опор на удвоенное расстояние конца подбалки от оси опоры, но не более чем иа 10%.
Расчетный изгибающий момент и поперечную силу от временной нагрузки следует определять по эквивалентным нагрузкам с учетом коэффициента перегрузки (см. введение, § 3, п. 4) и динамического коэффициента, величина которого указана в § 1 гл. II.
Кроме вертикальной нагрузки от подвижного состава, учитывается постоянная погонная нагрузка на прогоны, определяемая от веса проезжей части pi и веса прогонов рз по примерно заданным их размерам с соответствующими коэффициентами перегрузки.
95
Полные расчетные значения изгибающих моментов и поперечных сил равны:
мр = + п (1 + и) к-°^;
<2р=^ + ^-гп(1 + и)^. (П.5)
£ £ £
Здесь ^с,5 и /го — эквивалентные нагрузки для треугольной линии влияния с вершиной в середине и на конце при длине загружения, равной пролету прогонов;
т и пь — коэффициенты перегрузки для постоянной нагрузки;
п — для временной нагрузки (см. введение, § 3).
Найдя Л1Р и Qp, подбирают сечение прогонов, проверяя нормальные и касательные напряжения.
Расчет прогонов при соединении их элементов гибкими шпонками (пластинчатыми нагелями) производится с введением коэффициентов условий работы т2 как при определении нормальных, так и касательных напряжений, согласно табл. II. 1.
Таблица II. 1
Наименование соединений Двухъярусные брусья Трехъ ярусные брусья
на изгиб 2 и на поперечную силу на изгиб т, 2и на поперечную силу
Гибкие металлические шпонки . . . 0,8 0,9 0,7 0,8
Причем о = ——< /?и;
/72 2 ц гг । ] 'р t
я?2-г<25бр D
Т
где UZHT, $бр, /ер определяются как для полного сечения изгибаемого элемента.
Расчет гибких шпонок можно вести исходя из допущения о линейном законе распределения напряжений в прилегающей к гибкой шпонке древесине (рис. II.2). Эпюра распределения напряжений должна удовлетворять условию равенства нулю момента относительно плоскости сплачивания брусьев. Показанная на рис. II.2 эпюра удовлетворяет этому условию. Действительно, сумма моментов напряжений, действующих на верхнюю половину шпонки, относительно точки О равна
. * 1 a h / h , 2 h \
0 2 2 6 3 г 3 6 )
1 h 1 h oh'' _
~ "2 С У 3 * 3" ~ ТГ — 54 U'
Исходя из принятой эпюры, найдем сумму усилий, действующих па шпонку по одну сторону от плоскости сплачивания:
/ 1 h 1 о h \ _ abh
1 ' у “~2 ’ 2” GJ “ 8
где' b — ширина площадки контакта шпонки и прогона.
Наибольшее напряжение о не должно превышать расчетного сопротивления на смятие вдоль волокон ^см. Следовательно, сдвигающее усилие, 96
приходящееся на одну гибкую шпонку, не должно быть больше следующей величины:
Т’пред = -g- 7?см. (П.6)
Проверим напряжения в самой пластинке. Для этого надо найти значение наибольшего изгибающего момента. Он будет в сечении I—I, отстоящем от Л , .
края пластинки на (в этом сечении поперечная сила равна нулю).
Теперь находим (см. рис. II.2) о 1 ст h . fjbh о = — * — • — n =------------------------
или после подстановки ст =
Рис. II.2. Схема к расчету гибких шпонок
Плечо пары сил S, часть пластинки, равно
действующих на отсеченную (по Z—/) верхнюю
2 h 2 , ' —* • — ==: —
3 3 9
Следовательно, наибольший изгибающий момент в гибкой шпонке т 2 2
<1акс= ~-~h^±= Th, □ У Z f
Если толщина пластинки б, ширина Ь, то ее момент сопротивления равен — и
_ М _ 2 Th^ _ _ _4 Th ~ ~ 27*"662 “ 9 'b62'
Предельное усилие на одну шпонку по условию ее прочности па изгиб
= (II.7)
где 7?и = 2000 ка/см2 — расчетное сопротивление при изгибе для материала шпонки.
Из двух значений Тпред по (II.6) и (II.7) принимают меньшее.
Вследствие значительной гибкости пластинчатых шпонок можно предположить, что сдвигающая сила на некотором участке, например, на длине в 100 см, распределяется поровну между всеми шпоиками.
Выяснив по эпюре касательных напряжений (рис. II.3) величину усилия' Т — 0,5 b (тг + т2),
97
действующего в пределах взятого участка, найдем по допускаемому усилию на одну пластинчатую шпонку расстояние а между шпонками. При построении эпюры касательных напряжений для расчета шпонок необходимо поперечные силы <2 вычислять с другим динамическим коэффициентом, чем при проверке сечения прогонов (см. гл. II, § 1, п. 2). Проверка между шпоночного участка древесины должна быть произведена на скалывание по формуле
(11,8)
Для металлических гибких шпонок употребительных размеров (6 — 8 ч--У10 льи, h — 76-У106) расстояние между шпонками следует назначать равным 10-15 см.
Кроме расчета на прочность по первому предельному состоянию, прогоны следует проверить по второму предельному состоянию, определив прогиб посередине пролета от временной нормативной вертикальной нагрузки по формуле
(П.9)
f — 5 ^о,5 '“384' £/бр '
Здесь Е = 85 000 кг/см2 — модуль упругости древесины при изгибе.
Вычисляя прогиб для прогонов на гибких шпонках, необходимо умножить полный момент инерции Jqp на коэффициенты приведенные в табл. II.1.
Прогиб / не должен превышать в железнодорожных мостах I.
2 . РАСЧЕТ ПОДКОСОВ И ЗАТЯЖКИ
Наибольшее давление на узел, где сходятся подкосы, можно определить в предположении или разрезности прогонов или нсразрезности их, причем второе предположение приводит к большим усилиям в подкосах. В действительности прогоны работают как балки на упругих опорах, но так как степень упругости ие может быть точно установлена и потому нет нужды усложнять расчет, то давление на подкосы можно определять в предположении неразрез-ности прогонов, что идет в запас прочности.
Для определения наибольшего опорного давления следует умножить площади линии влияния иа величины постоянной и вертикальной подвижной нагрузки, пользуясь в последнем случае эквивалентными нагрузками, и ввести коэффициенты перегрузки и динамический коэффициент аналогично (II.5).
Площадь загруженных участков линий влияния опорных давлений для средних опор неразрезных двухпролетиых балок (с равными пролетами 1} прн загружении обоих пролетов равна 1,25 Z, трехпролетных балок пролетом: I при загружении всех трех пролетов— 1,10 I и загруженин двух пролетов с положительными участками линий влияния — 1,20 I.
Найдя наибольшее давление иа верхний узел подкосов, можно определить усилие в каждом из них путем разложения силы на два направления.
Рассмотрим двухподкосную систему (рис. И.4). Нетрудно убедиться, чтс вертикальная опорная реакция в узле К от давления Рс на узел С будет равна
Рс и от давления PD иа узел Р&.
о о
Из двух сходящихся в опорном узле подкосов только ОТ СИЛЫ Рс ИЛИ толь ко от силы Р$ работает какой-нибудь один.
Поэтому усилия в подкосах КС и KD равны:
е __ 2 Рс
SkC 3 ’ cos а
9 е
-- р$± •
3 ch ’
ч __ 1 Рр_ „ Skd ~ 3 *cosp ~3-
(II.1С
X Pd h '
98
По найденным усилиям подбирают сечения подкосов по смятию подушки, в которую упирается подкос, и по сжатию самого подкоса с учетом продольного изгиба.
Усилие в затяжке равно
Н = Sk.c sin os Skd sin p =
2 1 2 I
= 4Pctg«+4-PBtg₽=44(pc + p»). (н.п)
О О О fit
Складывая ординаты линий влияния для Рс и Рд и умножая суммы
2 I
на получим линию влияния для усилия в затяжке (см. рис. II.4).
Площадь Q линии влияния для Рс + -\-Рд можно определить как сумму площадей лнннй влияния двух опорных давлений при загруженни трех пролетов, т. е.
Q = 2-1,107 = 2,20/,
Если воспользоваться указанными в ТУ правилами загружения криволинейных линий влияния эквивалентной нагрузкой, то ординаты линии влияния определять не надо и для расчета достаточно знать величину ее площади.
Сечение затяжки подбирается с проверкой ее на растяжение по площади нетто, а при наличии эксцентриситета в
Рис. II.4. Схема к расчету затяжки
передаче на затяжку усилий — также и
па изгиб. Размеры и тип сечения затяжки определяются, однако, не только по ее прочности, но и по условию передачи на нее усилий в опорном узле. Таким образом, окончательный подбор сечения затяжки следует производить совместно с расчетом врубок опорного узла. Ослабление затяжки в этом узле доходит до 50—70%.
з, расчет опор
а) Проверка устойчивости против опрокидывания
Расчет деревянных опор производят на устойчивость положения против опрокидывания; элементы опор (стойки, насадки, сваи и т. п.) рассчитывают по первому предельному состоянию — на прочность и устойчивость формы (для сжатых элементов),
Условие устойчивости против опрокидывания имеет внд
(П-12) ivi пред
где AlotrP, Л4пред — расчетный и предельный опрокидывающие моменты;
т— коэффициент условий работы, принимаемый равным при проверке устойчивости опор в поперечном направлении 0,85, при проверке в продольном направлении 0,95.
Устойчивость опор против опрокидывания должна быть обеспечена при действии па мост горизонтальных нормативных нагрузок с коэффициентами перегрузки, но без динамического коэффициента.
В поперечном направлении на мост могут действовать ветровая нагрузка или горизонтальные удары подвижного состава, а в мостах на кривых, кроме того, центробежная сила.
99
Расчетные площади, подверженные давлению ветра, определяют согласно следующим указаниям: боковая поверхность подвижного состава принимается в виде сплошной полосы высотой 3,0 м; проезжая часть (рельсы, поперечины) и прогоны — в виде сплошной полосы высотой, равной расстоянию от головки рельса до низа прогонов; подкосы, затяжки и прочее — в виде площади, ограниченной низом прогонов и низом затяжки с коэффициентом сплошности 0,4; опоры — по действительной площади, включая в нее и пространство между сближенными сваями, и для башенных опор — по площади контура с коэффициентом сплошности 0,5,
Рис. П.5. Схема к расчету споры против опрокидывания
Равнодействующая давления ветра на подвижной состав считается приложенной на высоте 2,0 м от головки рельсов. Для остальных площадей точка приложения равнодействующей принимается в центре тяжести соответствующих фигур.
Рассматривая рамную пространственную опору и действующие на нее (рис. II.5) давления ветра 1Е2, UZ3, получим расчетный опрокидывающий момент относительно точки 0: .
Л4йпр = Г, /h -I- IV'3 + Г3 й3,
причем — wFb 1Е3 “ wF2 и с учетом коэффициента сплошности 0,5 — — UZ3 — 0,5^Ел, где Flf F21 F3 — заштрихованные на рис, II.5 площади; щ—интенсивность давления ветра с учетом коэффициента перегрузки (как для основного сочетания сил, см, введение, § 3).
Предельным моментом в данном случае является момент, удерживающий от опрокидывания,
Л4прсд ~ (Р1 + Р*> ~т Рз) ,
где Pi — вес порожнего подвижного состава интенсивностью 1 m/м пути, длиной (см. рис, II.5) без коэффициента перегрузки;
Р2 — вес проезжей части и прогонов на длине Lt с коэффициентом перегрузки 0,9;
Р3 — собственный вес опоры с тем же коэффициентом.
Подставляя в условие (11.12) значения Л10Пр и М1|11ед, найдем требуемое по этому условию значение В.
Кроме приведенного выше расчета, надо сделать аналогичную проверку в предположении отсутствия поезда, исключив из выражений для Л/опр и Л4прсд соответствующие члены, но приняв повышенную интенсивность давления ветра.
Расчетный момент от ветра следует сопоставить с опрокидывающим моментом от горизонтальных ударов подвижного состава. Если второй окажется 100
больше первого, то необходимо дополнительно проверить устойчивость против опрокидывания на горизонтальные удары подвижного состава, учтя и соответствующее изменение силы Рг,
При расположении моста иа кривой учитывается центробежная сила в соответствии с ТУ. Эта сила суммируется с ветровой нагрузкой соответствующей интенсивности и не суммируется с горизонтальными ударами подвижного состава. Расчет ведется подобно изложенному выше.
Опора с наружной стороны кривой может иметь большее расстояние от оси моста до крайней сваи, чем с внутренней стороны. В этом случае надлежит отдельно проверить устойчивость опоры против опрокидывания в наружную сторону кривой (с учетом центробежной силы) и во внутреннюю сторону (без учета центробежной силы). Кроме того, при проверке с учетом центробежной силы надо сравнить два случая: 1) загружение расчетной эквивалентной нагрузкой при максимальной центробежной силе и при соответствующем расчетном значении ветровой нагрузки и 2) загружсние вертикальной временной нагрузкой в 1 т/м при том же ветре и при меньшей центробежной силе, но зато и при меньшем удерживающем моменте.
Подобно изложенному делается проверка достаточности ширины опоры по фасаду (на рис. П.5 размер Л) для обеспечения устойчивости против ее опрокидывания продольными горизонтальными силами от торможения и от продольного давления ветра на боковую поверхность опоры.
б) Расчет элементов опор с наклонными стойками
Стойки опор рассчитывают на основное сочетание нагрузок, а при наличии в опоре наклонных стоек, кроме того, на дополнительное сочетание нагрузок. В опорах с вертикальными стойками на действие горизонтальных сил проверяются укосины.
К основному сочетанию относится постоянная и временная вертикальная нагрузка, передаваемая через прогоны и насадку на стойки. Распределение этой нагрузки между стойками можно считать в предположении разрезности насадки над стойками («по закону рычага»).
При наклонных стойках вертикальное усилие Р, приходящееся па стойку, можно разложить на две составляющие: горизонтальную, воспринимаемую насадкой, и действующую по оси стойки, В результате усилие в стойке окажется равным
(11.13)
cos а ’
где а — угол наклона стойки в вертикали.
В дополнительное сочетание необходимо включить нагрузку от давления ветра.
Ветровое давление на подвижной состав и на пролетное строение можно заменить горизонтальной силой Н в плоскости насадки опоры и двумя равными и противоположно направленными вертикальными силами Vo (рис. II.6).
Давление ветра на опору IFon следует распределить между верхней и пиж-ней насадками и включить в силу Н величину -g-.
Рама с наклонными стойками при наличии жесткой насадки является геометрически неизменяемой системой и при отсутствии связей, если направления осей стоек не пересекаются в одной точке.
Расчет рамных опор с наклонными стойками можно было бы вести без проверки диагоналей связей, рассматривая их как конструктивные элементы, если бы удалось обеспечить в стойках достаточное превышение сжимающих усилий от основных вертикальных нагрузок над растягивающими усилиями от сил Н и а также если бы горизонтальные смещения верха рамы не были бы
101
при этом чрезмерны. Однако обеспечение этих условий при оправданных практикой наклонах крайних стоек рамы (около 1 : 5) оказывается в большинстве случаев невозможным, н потому в таких рамах связи должны быть поставле-
ны по расчету.
Усилия в диагоналях связей и дополнительные усилия в стойках рамы
приближенно можно определить, предполагая, что момент всех сил относительно точки О (см. рис. II.6) уравновешивается реактивными усилиями
в сваях, величины которых принимаются пропорциональными расстояниям от оси опоры до соответствующих свайЕ
Рис. 11,6. Схема к расчету опоры с наклонными стойками на поперечные горизонтальные силы
Используя это предположение, по-
лучаем:
2Raai + - У
откуда
2ах
(11.14)
Рассмотрим действие на опору двух
Я ' Т7
горизонтальных сил у и пары сил 1/0,
приложенных п направленных так, как показано на рис. II.6. От этих сил
2Л10 = 7/й + 21/0 |а.
Если реактивные усилия в средних сваях 7?й, то усилия в средних стойках Ь т т „ у
равны • На верхнюю насадку средние стоики действуют как пара вертикальных сил Rb с плечом 26 и две горизонтальные составляющие, направленные справа налево и равные каждая tg J3.
Таким образом, к каждому из крайних узлов верхней насадки можно считать приложенными горизонтальные силы
Г = 4-^ tg₽
и вертикальные
V^Va-R,,-
Силы Т считаем направленными слева направо (см. рис. И.6), силы V для левого узла — вверх, для правого — вниз. Разлагая силы Т и V на направления крайней стойки и диагонали, получим (для левого узла):
усилие в стойке
„ Т cos у 4- V sin у , ч „
А = sin (а 4-у) (растяжение); (11.1 о)
1 По другому способу усилия в сваях от горизонтальных сил принимаются пропорциональными расстояниям до точки опрокидывания, т. е. крайней сваи. Изложенный в тексте способ более соответствует действительной работе опоры.
102
усилие в диагонали
с Tcosa — V sina . , т 1С
S -- :;—г— (сжатие). (11.16)
sin (а 4- у)
Для правого узла получим те же значения усилий в стойке и в диагонали связей, но обратного знака; правая крайняя стойка будет сжата, а диагональ связей растянута.
Нетрудно убедиться в том, что сумма вертикальных проекций усилий А и 5 в нижнем узле рамы равна усилию в крайней свае Ra.
Действительно, используя (11.15) и (11.16) п учтя, что, например, в левом нижнем узле при направлении внешних сил, показанном на рис. II.6, и стойка и диагональ связей растянуты, будем иметь
, , „ 2Т cos a -cos у 4- V sin (у—а)
A COS И 4- 5 COS у = -----^-7--:-;--------- .
sin (а 4- у)
Подставляя значения Т и V и замечая, что
cosct-cosy 1 h _ sin(y — и) _tgy — tga __ a
sin(a + y) “tga4-tgy ” 2a/ sin(a-Hy) “tgy + tga ” a/
— b h ’
получим
4coSa + ScosY=(//-2/?d^^-)A-i4lV„-/?, bA X
\ fl I I tz f
a = Hh-\- 2^nq-2^6i_ _
й! 2aT 2ai a'
При расчете связей, кроме проверки достаточности их поперечных размеров, необходимо удостовериться в достаточной прочности прикрепления диагоналей к крайним стойкам.
По тому же способу можно вести расчет рам с большим числом стоек, а также многоярусных рамных опор.
Более точный расчет опор с наклонными стойками при совместном учете и работы связей и жесткости насадки требует рассмотрения их как статически неопределимых систем и едва ли оправдывается условиями работы деревянной конструкции.
Но не рассчитывая опоры по такой схеме, нельзя забывать, что в действительности жесткость насадки помогает работе связей, разгружает их. Поэтому следует по возможности выбирать такие схемы рамных опор, которые обладают наибольшей горизонтальной жесткостью и при отсутствии связей. Такой схемой является схема с обратным наклоном внутренних стоек (М-образные рамы). Неприемлемой надо считать рамную опору, в которой оси стоек пересекаются в одной точке, так как ослабление связей приведет в такой опоре к весьма большой потере ее поперечной жесткости.
Опытное изучение работы рамных опор с наклонными стойками показало, что в высоких многоярусных опорах распределение усилий от горизонтальных нагрузок в стойках на уровне нижней насадки происходит примерно так, как показано на рис. II.6, а распределение усилий в стойках верхнего яруса качественно соответствует работе рамы в предположении отсутствия связей, но с меньшими значениями усилий, чем по этому расчету. Поэтому прикрепление насадки к стойкам рекомендуется делать так, чтобы через это соединение можно было передать хотя бы небольшие растягивающие усилия. В частности, полезно прикрепить наклонные схватки верхнего яруса к насадке.
Усилие в стойке от дополнительного сочетания нагрузок получим, суммируя усилие от вертикальной нагрузки с усилием от ветра. При этом надо
103
коэффициент перегрузки для временной вертикальной нагрузки от подвижного состава уменьшить, приняв его равным 0,8 п.
По наибольшему усилию (от основного или дополнительного сочетания нагрузок) стойки опоры проверяют на сжатие (с учетом коэффициента (р, см, гл, II, § 1), Кроме того, требуется проверить насадку на смятие по плоскости опирания ее на стойку, что также относится по существу и к расчету стойки, так как влияет на ее размер.
Насадку следует рассчитать на совместное действие изгиба и сжатия (от горизонтальных составляющих усилий в наклонных стойках).
При расчете опор подкосных мостов надо найти два усилия в стойках: в верхней их части для проверки сопряжения стойки с насадкой на смятие и в части, лежащей ниже опорного узла подкосов для расчета стойки на сжатие с учетом продольного изгиба. Вполне достаточно при этом рассматривать про-
Рис. 11,7. Линии влияния для определения усилий в стойках опор
гоны как разрезные балки. Примеры линий влияния, используемых для определения сжимающих усилий — в верхней части стоек и — в нижней их части, приведены на рнс, II.7.
За расчетную длину стоек можно принимать: в опорах балочных мостов— полную длину стойки до грунта, в опорах ба л очно-подкосных мостов с затяж-койр-- полную длину стоек от затяжки до грунта, в опорах башенного типа — расстояние между центрами узлов геометрической схемы опоры (при условии постановки связей в продольных и поперечных плоскостях опоры).
§ 3. РАСЧЕТ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
1. РАСЧЕТ НАСТИЛА И ПОПЕРЕЧИН
Верхний настил, как было указано, не рассчитывается; он служит для защиты нижнего настила от истирания.
Если принята конструкция проезжей части по типу, показанному на рис. 1.32 и 1,34, то доски или накатины нижнего настила обычно рассчитывают в запас прочности как разрезные балки с пролетом, равным расстоянию между осями прогонов. При этом давление от колеса автомобиля считается распределенным в продольном к оси моста направлении на две доски, В поперечном направлении нагрузка действует как равномерно распределенная на длине, равной ширине обода колеса (0,4 м для заднего ската утяжеленного автомобиля при нагрузке Н-10), Таким образом, расчетная схема для нижнего настила приобретает вид, показанный на рис, II. 8; воздействием собствен ноге веса можно пренебречь, как незначительным по сравнению с временной верти калькой нагрузкой. Определив по этой расчетной схеме расчетный изгибающий момент и поперечную силу, с учетом коэффициента перегрузки под_ 104
бираем сечение нижнего настила, включив в состав сечения две доски или две накатины.
Давление от гусеничной нагрузки также будет равномерно распределено на длину (вдоль пролета нижнего настила) Ь\ для НГ-60 имеем b = 0,7 м.
Так как интенсивность гусеничной нагрузки 6 т/м, то, рассматривая по-прежнему сечение нижнего настила из двух досок (или накатин), должны
в расчетной схеме (см. рис. II.8) принять q = —т/м, где d— ширина доски (обычно 20 см) или диаметр накатины (обычно 18 см).
Рис. II.8. Расчетная схема для нижнего поперечного настила
Рис, II.9. Расчетные схемы для нЕГжнего продоль-
ного настила и поперечин
При сосредоточенных прогонах (см. рис. 1.30) за расчетный пролет нижнего настала принимается расстояние с между осями поперечин (рис. II.9), а при дощатом настиле — расстояние в свету между краями опирания досок на поперечины, увеличенное на толщину доски (Z = с^ + 6), но не более-
расстояния между осями поперечин.
Нагрузка от автомобиля в виде сосредоточенной силы распределяется иа три доски нижнего настила, которые и вводятся в расчетное сечение. Гусе-
ничная нагрузка (НГ-60) представится как равномерно распределенная по всему пролету настила интенсивностью 6 т/м\ в рабочее сечение следует ввести полосу нижнего настила шириной 70 см.
Поперечины можно рассчитывать как разрезные балки. Колесный скат ставится над* поперечиной и его давление Р передается на поперечину в виде равномерно распределенной нагрузки на протяжении ширины трех досок Ь’ (см, рис, II.9).
Допускается учитывать при расчете поперечин распределение давления Р между несколькими поперечинами за счет упругих свойств нижнего настила (так называемое «упругое распределение») при
Рис. 11.10. Распределение нагрузки на деревоплиту
условии, если стыки досок нижнего насти-
ла расположены вразбежку (не более 30% всех стыков в одном сечении). Способ учета этого явления изложен ниже применительно к расчету прогонов.
В некоторых конструкциях деревянных автодорожных мостов, в частности, в унифицированных клееных, применяется деревоплита (см. рис. 1.44).
Деревоплиту можно рассматривать как разрезную балочную конструкцию с расчетным пролетом, равным расстоянию между осями главных балок (если деревоплита лежит непосредственно на главных балках). Нагрузка от колесного ската вдоль пролета плиты распределяется на участок b' = b -~ + 2/1о (рис. 11,10), определяемый с учетом передачи давления под углом 45е
105
через асфальтобетон или цементобетон. Поперек пролета плиты нагрузка счи-
/ 2
тается распределенной на ширину В = а + 2Ло 4- -q, но не менее чем /*.
J о
Здесь а = 0,2 м — длина площадки соприкасания ската с покрытием проезжей части, ho — толщина покрытия (обычно /г0 — 10 см); / — расчетный пролет плиты. В опорных сечениях ширина распределения нагрузки принима-
ется равной ВГ)П — а + 2Л0, но не менее ~ /.
О
Имея эти данные, взятые по аналогии с распределением нагрузки при расчете железобетонных плит, определяют изгибающий момент и поперечную силу, а также расчетные сечения плиты, причем ширину распределения в промежуточных точках пролета при расчете на поперечную силу следует принять согласно показанному на рис. П.10. Также распределяется нагрузка и от гусеницы, причем для НГ-60 а — 5 м, b = 0,7 м. Понятно, что где Ам — длина проезжей части моста.
Приведенные указания относятся к клееной дереволлнте. Если доски деревоплиты соединены гвоздями, то вследствие податливости такого соединения распределение давления от колеса как вдоль, так и поперек пролета плиты принимают под углом 45° до оси плиты.
2. РАСЧЕТ ПРОГОНОВ
Приступая к расчету прогонов, прежде всего необходимо установить, как распределяется расчетная нагрузка между прогонами, иначе говоря, определить коэффициент поперечной установки.
Как показывает практика проектирования, при сосредоточенных прогонах и расстоянии между ними не менее 2,2 м коэффициент поперечной установки можно определять «по закону рычага», т. с. считая поперечины разрезанными над прогонами.
Например, при размещении колесных скатов согласно рис. 11.11 коэффициент поперечной установки, отнесенный к давлению на колесо, равен
ап= 1 (II-I7)
В тех же предположениях определяют коэффициент поперечной установки от гусеничной нагрузки, устанавливая одну из гусениц над рассчитываемым прогоном.
Если прогоны расставлены на небольших взаимных расстояниях, то коэффициент поперечной установки следует вычислять, учитывая распределение нагрузки через поперечины (или нижний настил) как через балки на упругих опорах.
В расчетах с достаточной степенью точности можно применять способ, предложенный проф. Проскуряковым.
Предположим, что давление Р передается на три прогона так, что на средний из них приходится давление а на крайние — Р3 (рис. 11.12). Имеем
Р = Pi + 2/V
Прогиб поперечины в точке над крайним прогоном по отношению к среднему прогону можно определить как для консольной балки с силой Р2 на конце
е е,
По данным проф- Е. Е. Гибшмапа [81 В = а + 2й0 + 4-о
106
Прогибы прогонов:
PJ3 р2/з
48£/пр ’ ' 48£/пр ’
где / — пролет прогона.
Из этих зависимостей находим
где
Pi = P
1 +2/г
3 + 2й’
8а3/Пр. ^3-Апоп
(11.18)
(11.19)
/пр—момент инерции сечения прогона;
/поп — момент инерции сечения поперечины (при сосредоточенных прогонах) пли двух элементов нижнего настила (при конструкции проезжей части по рис. 1.32 и 1.34).
Рис. 11.11. Расстановка автомобилей для определения коэффициента поперечной установки «по закону рычага»
Рис. 11.12. Схема распределения давления колеса между прогонами через поперечину как балку на упругих опорах
Коэффициенты равны:
распределения давления на прогоны, следовательно,
1 +2й
3 -sr2k
3 + 2fe
(11.20)
Аналогично при передаче сосредоточенного груза на пять прогонов:
_ 1 + 18А + 7А2 .
“ 5 + 34Й + 7А12 ’
1 + Ш а ~ 5 34й 7й2 ; ‘
l-3fe
‘ “ 5 + 34Й + 7Й2 ’
}
Приравнивая а" нулю, получим k = О
(II.21)
Если таким же путем решить задачу в предположении передачи давления Р на семь прогонов и положить а"? = 0, получим k — 0,055.
Сравнивая эти значения k и величину k согласно (II.19), определяют ко-
личество прогонов, которое следует ввести в расчет. Если /г Дд
1
3’
давление
а =
107
от колеса считается передающимся на три прогона, если
i > k > 0,055 — О
иа пять прогонов; при k <0,055 (случай очень редкий) — на семь прогонов.
В поперечном направлении расчетную нагрузку следует расставить так, чтобы один скат автомобиля стоял над рассчитываемым прогоном 1 (рис. 11.13), Другие скаты окажутся, вообще говоря, между прогонами. Условно принимают, что давления от этих скатов будут переданы на ближайшие про-
гоны обратно пропорционально расстояниям от груза до прогонов, а затем на рассчитываемый прогон в соответствии с коэффициентами а.
Графически это распределение, полагая Р ~ 1, можно представить несколькими треугольниками с высотами а', а", а'" (при распределении иа пять
прогонов). Суммируя ординаты треугольников, получим общую линию влияния, изображенную на рис. 11,13 внизу. По ней находим расчетное значение
Рис. 11,13, Линия влияния для определения коэффициента поперечной установки по методу «упругой передачи»
коэффициента поперечной установки ссп, как сумму ординат линий влияния под грузами.
Рис, 11.14. Схема установки расчетной нагрузки гдля5 получения наибольшего изгибающего’ момента
Так как в действительности имеются не сосредоточенные грузы, а распределенные на ширину ската b равномерные нагрузки, то более точное определение ап будет состоять в определении суммы У, у, где Q/ — площади участков линии влияния под соответствующими скатами.
Наибольший изгибающий момент в прогоне небольшого пролета при нагрузке Н-10 получится или от одного груза Р2 (давление заднего ската утяжеленного автомобиля)
= (П.22)
или от двух грузов Pi и Р2> стоящих так, как показано на рис. 11.14 (Р — равнодействующая РА п Ра), при е2 —0,5е
ЛЬ = (Pi + ДО —а-(г<-)г. (П.23)
Соответственно момент от постоянной нагрузки:
Лапост “g ИЛИ Лапост "g (11,24)
При второй установке наибольший момент — в сечении под грузом Р2. Чтобы получить расчетный момент, надо ввести коэффициенты перегрузки п и поперечной установки ап:
108
ZWpacg — ^пост А/Пост “Ь ^вр AfBp, (11.25)
где Л4вр—наибольший из моментов Afj и Л42.
Если на пролете помещается тричи более осей расчетных автомобилей, надо пользоваться эквивалентными нагрузками. Тогда
Л, pl2 , ^0,5 Р ,тт
А/расч— ^погт “g h ап ^вр % (11.26)
Эквивалентная нагрузка для треугольной линии влияния с вершиной в середине А0ф5 вводится с коэффициентом 0,5, так как эквивалентные нагрузки даны для колонны автомобилей, а коэффициент ап по изложенному выше от
несен к давлению не оси, а ската.
Необходимо заметить, что приведенные выше значения коэффициентов упругой передачи выведены для изгибающего момента от одного груза, стоящего посередине пролета. С допустимым приближением эти значения мож-
но принять и для момента от Двух грузов, поставленных по рис. 11.14.
Если наибольший изгибающий момент получается при нахождении иа’пролете трех и более осей расчетной нагрузки (что встречается в балках, пролет которых превышает 8 м, например, в клееных балках), то меняются принятые при выводе формулы (11.20) выражения для /, f, а следовательно, и значения а, а'.
Рис, 11,15. Схема к расчету коэффициента поперечной установки с учетом упругого распределения при нескольких грузах
В этих случаях можно использовать следующий приближенный прием.
Пусть на балке пролетом I в положении, соответствующем наибольшему изгибающему моменту, находятся грузы Рь Р2, Р3,... (рис. 11.15).
Предположим, что каждый груз распределяется на три балки так, что на среднюю балку (над которой стоят грузы) приходится Рь а3 Р2,
<х3Р3,..., а,- Pi и на крайние по oti Pi, а2Р2, сс3Р3,щР[.
Аналогично изложенному выше запишем
Р/П Й3
ЗЕ/
fm fm*
(11.27)
ПОП
где fm, f!П прогибы средней и крайних балок в месте приложения груза
Рт от всех грузов а;Р/ и соответственно cqP;.
Прогиб на расстоянии х от одной опоры балки, вызванный силой, находящейся на расстоянии b от другой опоры, равен
РЫ* / х3 b*\x Р1*
6Е/б I/ Р Р/ I ~ вЕ1б$
где
Следовательно,
_ х b . / х \2 / b \2’
“ 7 ‘ z
г __ V1
“ 6Е/б
р v ,
= 6Е/б
(11.28)
(11.29)
109
Так как то
И- 2(Z«i Рт РП1,
, • 1 '— Об
4- 2а,п = 1; ' - -—g “ •
Из (1Г27), подставляя значения /т, fm, ат, найдем
(11.30)
т
где сохранено прежнее обозначение (11.19)
8а3 /б А = '
Нетрудно убедиться, что для одного груза посередине пролета 7^-—1; а 1
— = 1; Ь ~ -q > и формула (11.30) обращается в формулу (11,20),
Для системы грузов задача решается последовательным приближением. Сначала в формуле (11.30) полагаем —-1м находим в первом приближении все «(. Затем подставляем в формулу (11.30) уточненное значение второго члена знаменателя и находим второе приближение для а, и т, д. При достаточно больших k нужная точность достигается весьма быстро.
Суммирование в формуле (11.30) надлежит производить так же, как для определения прогибов под каждым грузом от всех грузов. Это достигается подстановкой в формулу (11.28) необходимых сочетаний значений х и Ь.
Подобного рода формулы можно вывести и для случая распределения на пять балок.
Следует, однако, заметить, что изложенный прием используется для расчета балок пролетом свыше 8 м, имеющих заметно большую жесткость, чем у конструкции, распределяющей нагрузку (поперечины, деревоплита); вследствие этого в большинстве случаев можно принимать распределение иа три балки 1 й у> -х).
При загружении равномерно распределенной нагрузкой НГ-60 расчет следует вести по таблицам (приложение 4 н [9]), в которых приведены коэффициенты а2 и а2 при условии работы трех прогонов, а также ах, а2 и а3 при условии работы пяти прогонов, позволяющие определить расчетные изгибающие моменты в прогонах.
Определяя коэффициенты упругой передачи для гусеничной нагрузки, следует в /Пои включить момент инерции всех элементов нижнего настила или поперечин в пределах длины опирания гусеницы (5 я для НГ-60), но, разумеется, не более длины пролетного строения.
Критерием, устанавливающим количество вводимых в расчет прогонов, k
можно считать величину 0,01, так как при этой величине коэффициента упругой передачи а3 близко к нулю, а значения at при учете трех или пяти прогонов мало отличаются; таким образом, при k ^>0,08 достаточно учитывать три работающих прогона.
ПО
Наибольшей поперечной силе соответствует положение одной из осей в опорном сечении прогона. Коэффициент поперечной установки при этом определяется по первому из изложенных выше способов («по закону рычага»). Если, кроме этой оси, на пролете помещаются еще и другие оси, то давление от них распределяется на несколько прогонов, но иначе, чем при определении наибольшего изгибающего момента.
Для этого случая также имеются таблицы. В запас прочности для мостов небольших пролетов и в этом случае можно принять для всех грузов один коэффициент поперечной установки, полученный для осей, стоящих в плоскости опорного сечения.
По расчетному моменту и поперечной силе подбирается сечение прогона согласно изложенному в § 2, п. 1,
Значения коэффициентов упругой передачи пригодны и для расчета поперечин, если принять за /поп— момент инерции нижнего продольного пастила (трех досок); за /пр—момент инерции поперечины; вместо ан I подставить пролет нижнего настила (расстояние между осями поперечин) и пролет поперечины (расстояние между осями прогонов).
Изложенный способ определения коэффициента поперечной установки с учетом «упругой передачи» является приближенным; пользуясь им, не представляется возможным определить давление на крайние прогоны и на прогон посередине ширины моста при наличии по оси моста стыков нижнего настила или поперечин по рис. 1.33. Долю нагрузки, приходящейся на эти прогоны, приходится определять без учета «упругой передачи».
Более точный способ расчета заключается в рассмотрении системы продольных и поперечных балок как статически неопределимой, связанной условиями равенства прогибов балок в местах их пересечения.
Расчет прогонов заканчивается определением прогиба от временной вертикальной нагрузки (с учетом коэффициента поперечной установки и без учета коэффициента перегрузки), который не должен превосходить пролета.
Расчет сечения составных прогонов под автомобильную нагрузку выполняется так же, как и под нагрузку железнодорожную (см. § 2, п. 1).
Кроме гибких металлических шпонок, элементы составных прогонов можно соединять призматическими продольными щпонкамн (колодками). При таких соединениях вводят no СН 200-62 коэффициенты условий работы (при расчете прогона на изгиб), приведенные в табл. II.2.
Таблица II.2
_ - тт Л 2 J /ЛЛ-’ Г1 *м
Тип балок I Пролет до бл, и более
!!“
Двухъярусные ......................... 0,85 0,90
Т рехъярусные ........................ 0,80 0,85
Расчетные прогибы соединенных шпонками балок, полученные как для цельного их сечения, должны быть увеличены на 30% за счет податливости соединений.
Просветы между элементами составного прогона могут доходить до 5—6 елг, что следует учесть, определяя момент инерции и момент сопротивления прогона. Например, для прогона, показанного иа рис. 11.16,
Л = 6/j. + 4А у2; №v = -7-^. x У»™
Здесь Zj и Fr — момент инерции относительно собственной центральной горизонтальной осн н площадь сечения каждого из шести бревен.
1Н
На каждую колодку действует усилие Т = - у— а,
QS
где — касательное усилие на единицу длины плоскости сплачивания
Рис. IIл6. Поперечное сечение составного прогона с колодками
элементов прогона;
а — расстояние между осями колодок.
Необходимо выполнить три условия прочности (рис. 11.17):
а) на смятие по площадке упора колодки в элемент прогона
А’.: (11,31)
* см
б) на скалывание колодки
У' ^2 к (11.32)
(та = 0,8— коэффициент условий работы);
в) на скалывание по площадке между колодками
-^-<т2/?ск (11.33}
(т2 = 0,7 — коэффициент условий работы).
Глубину врезки колодки йвр (см. рис. 11.16) можно задать равной 4—6 см. но не более толщины бруса и т/4 диаметра бревна, затем определить по условию (11.31) предельное усилие на колодку Т, а по нему из условия (11.32) длину
колодки.
При этом необходимо согласно СН 200-62, чтобы ^-^>5 и /к > 20 см: Нвр
По предельному усилию Т и эпюре касательных напряжений, действую щих в плоскости сплачивания, найдем расстояние между осями колодок q
Рис. 11.17. Схемы к расчету колодок
Это расстояние должно удовлетворять условию (II.33). Если этого и< надо попытаться удовлетворить условию прочности на скалывание участ между колодками, поставив их наклонно (см. рис. 11.17,6), или перейти гибкие металлические шпонки.
Учитывая, что усилия, сдвигающие колодки, могут распределяться меж колодками вследствие их податливости, СН 200-62 допускают вести рас-колодок по среднему условному значению сдвигающего усилия, равному
Т =
где М—расчетный изгибающий момент в середине пролета балкн; 112
5бР—статический момент части сечения брутто, отсекаемой рассматриваемым швом, относительно нейтральной оси;
/бр — момент инерции брутто поперечного сечения;
пс — число колодок на полупролете балки.
От усилий 7, эксцентрично приложенных к колодке (см. рис. 11.17), получается момент
M = T(hK-hBp).
Под действием этого момента между колодкой и соединяемыми ею элементами возникают реактивные напряжения, которые можно принять распределенными согласно рис. 11.17, в.
Соединяемые элементы необходимо стянуть болтами, пропущенными через колодку. Зиачеиня усилий в болтах при постановке двух болтов на взаимном расстоянии с
N = T^~h^. (11.34)
По СН 200-62 усилие в болтах принято несколько меньшей величины, а именно:
V — ^вр)
ZK
3, РАСЧЕТ ПОДКОСНЫХ И РИГЕЛЬНО-ПОДКОСНЫХ мостов
Прогоны подкосных мостов можно рассчитывать как разрезные балки, принимая за расчетный пролет расстояние между точками теоретического опирания прогона па подкосы (рис. 11.18). В остальном ход расчета аналогичен изложенному выше.
Усилие в подкосе определим из равновесия сил в узле В. Наибольшее давление, приходящееся иа узел В (см. рис. 11.18), уравновешивается гори-
зонтальным растягивающим усилием в подбалке и наклонным сжимающим усилием в подкосе. Следовательно, усилие в подкосе
S= , cos а
а усилие в подбалке Т = PBtgtz.
Рис. 11.18. Расчетная схема подкосного моста
По этим усилиям, умноженным иа коэффициенты
перегрузки, подбирают се-
чение подкоса, проверяют иа совместное действие растяжения н изгиба подбалку и рассчитывают врубки, в частности, врубку подкоса в подбалку.
Наибольшее давление на узел В определяется как опорная реакция трех-пролетиой иеразрезиой балки или, с небольшим приближением, в предположе-
нии разрезности прогонов над всеми узлами, по линии влияния для реакции двух разрезных балок с пролетами 1г н /2.
Особыми свойствами обладает ригельио-подкосная (шпренгельная) система. Ригель вместе с подкосами образует четырехзвеииый механизм; геометрическая < неизменяемость системы создается благодаря жесткости прогона. Это свойство системы не позволяет устраивать стыки прогона над вершинами подкосов, чтобы ие получилось «сквозных» шарниров в этих
местах.
5 Зак. 19
из
Так называемый «точный» расчет шпренгельной системы сводится к обычным операциям расчета статически неопределимых систем. Учет всех факторов, влияющих на работу системы, в частности: смещения опор, влияния соседних пролетов ит. п., весьма усложняет расчет, к тому же многие данные не могут быть установлены с достаточной достоверностью, например, влияние обмятия во врубках, неточностей пригонки частей и т. д. Поэтому достаточно ограничиться приближенным расчетом, основанным на предположении равенства усилий в обоих подкосах при любом положении нагрузки. Это предположение становится очевидным, если допустить, что концы прогона могут свободно
Рис. 11.19. Расчетная схема ригельно-подкосного моста
Рис. IL20. Линии влияния для ригельно-подкосного моста
смещаться в горизонтальном направлении. Действительно, при таком предположении горизонтальные усилия, действующие на ригель в точках примыкания подкосов, должны быть равны и взаимно противоположны, что возможно лишь прн равных усилиях в подкосах.
Отделяя далее прогон от шпренгеля, будем рассматривать прогон как трехпролетную неразрезную балку, опорные реакции которой на средних опорах равны полусумме опорных реакций в обычной трехпролетной балке на жестких опорах. Это дает возможность построить линии влияния для реакций в точках С и D (рис. 11.19), а следовательно, и определить все интересующие нас величины: моменты в сечениях прогона, усилия в подкосах и т. д.
Обозначим ординату линии влияния реакции в точке С или в точке D через ц0. Согласно сказанному выше
Лв + Пс % = —2—.
где т]п и т|с — ординаты линий влияния реакций трехпролетной неразрезной балки (с учетом знака).
114
Ординаты линии влияния изгибающего момента на участке АС, т. е. в сечении на расстоянии х от левой опоры, будут
— По*,
где т] —ордината линии влияния для изгибающего момента в простой балке пролетом, равным расстоянию АВ между опорами.
Для среднего участка
—11Л1-
Ординаты линии влияния для усилия в подкосе
110
5 cos а
Ординаты линии влияния для усилия в верхней части стойки
Пщ ~ Hvj б Ио,
где т]к б — ординаты линии влияния для опорной реакции балки АВ.
Линия влияния для усилия V2 в нижней части стойки такая же, как и линия влияния опорной реакции балки ЛВ, щ-б, так как к усилию в верхней части прибавляется вертикальная составляющая усилия в подкосе, равная (от единичного груза)
Вид перечисленных линий влияния показан на рис. 11.20.
Заметим, что если в порядке дальнейших упрощений расчета принять реакции в точках С и D равными полусумме опорных реакций обычной балки пролетом CD, то, как и ранее, окажется, что груз Р, стоящий над узлом С,
Р
вызывает обратную реакцию величиной На прогон действует только
Р сила g.
Р
Такая же, но направленная вверх сила действует в точке £>. Следовательно, прогон оказывается в условиях балки, имеющей посередине пролета точку перегиба (см. рнс. 11.19) и нагруженной половинной нагрузкой.
Если нагрузка расположена симметрично по отношению к середине пролета, то опорные реакции в точках С и D равны опорным реакциям неразрезной трехпролетной балки, и прогон можно рассматривать как обычную трех пролетную нсразрезную балку.
Поэтому для быстрого определения изгибающих моментов в прогоне при длине ригеля 10, равной половине расстояния между опорами, можно считать для сечения С от временной нагрузки
м = 1.Д.Д = ^:
4 2 2 16
(И,35)
от постоянной нагрузки (как опорный момент неразрезной балки с отношением X].; Хо; = 1: 2 : 1)
^ = — 0,07^. (11.36)
Для сечения посередине пролета
м = + (1137)
5*
115
Под Р подразумевается величина груза, действующего на один прогон (т. е. уже с учетом коэффициента поперечной установки и коэффициентов перегрузки) ,
Расчет опор подкосных и ригельн о-подкосных мостов состоит в проверке на смятие насадки по усилию, действующему в верхней части стоики, и в проверке стойки на совместное действие сжатия и изгиба. Сжимающее усилие в стойке приравнивается усилию в нижней ее части, Если примыкающие к опоре пролеты симметричны, то изгибающий момент вычисляется от горизонтальной составляющей усилия в подкосе, вызванного только временной нагрузкой. Стойка рассматривается прн этом как свободно опертая балка пролетом, равным расстоянию от подбалки до нижнего наращивания свай. При сближенной расстановке рядов стоек (на взаимном расстоянии не более одного диаметра в свету по направлению вдоль моста) допускается распор (горизонтальную составляющую усилия в подкосе) определять для всей ширины моста и распределять поровну между всеми коренными стойками опоры.
При опорах башенного типа распор от каждой из подкосных ферм считается переданным соответствующей вертикальной ферме, образованной двумя стойками и продольными связями между ними.
При этом усилия в элементах опоры определяются как в элементах фермы; проверка напряжений производится так же, как для сжатых или растянутых элементов.
4, ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА КЛЕЕНЫХ И КЛЕЕФАНЕРНЫХ БАЛОК
Расчетный изгибающий момент н поперечную силу определяют как для обычных балок с учетом коэффициента поперечной установки и коэффициентов перегрузки.
Деревоплита обладает довольно большой распределяющей способностью, поэтому, несмотря на относительно большое расстояние между осями прогонов, характерное для рассматриваемой конструкции, коэффициент поперечной установки следует определять по способу «упругой передачи».
Давление от каждого колеса автомобиля распределяется в продольном направлении на участок деревоплиты, ширина которого находится согласно изложенному в § 3, п. 1. Момент инерции поперечного сечения этого участка и следует ввести в формулу, определяющую значение коэффициента «упругой передачи» k 3, п. 2).
Дальнейший расчет по установлению величины коэффициента поперечной установки, а также наибольших значений изгибающего момента и поперечной силы можно выполнить как для нескольких сосредоточенных грузов, занимающих невыгоднейшее положение на пролете в соответствии с изложенным ранее, а в случае гусеничной нагрузки — по таблицам, приведенным в приложении,
Расчетные сопротивления для сосны на изгиб можно принять как для конструкций заводского изготовления увеличенными иа 10%, т. е, 7?к=160 • 1,1 ж ж 180 кг/см*.
Сопротивление скалыванию вдоль волокон по клеевым швам 7?ск — = 18 ка/см2, скалыванию поперек волокон по клеевым швам ка/щиа.
Расчетные сопротивления на изгиб по СНиП П-В4-62 следует умножать на коэффициенты условий работы, зависящие от размеров и формы сечения балок. Для балок прямоугольного поперечного сечения шириной >-14 см коэффициенты условий работы т2 равны:
При высоте балки 14—50 см . , . 1,15
» В 60 » - . . .1,05
» » 70 » , . . 0,95
% » 80 у . . . 0,90
» » » 90 » . . . 0,85
» 100 см и более . . . . . . 0,80
П6
Для двутавровых балок, кроме коэффициентов /иг, вводятся еще коэффициенты условий работы m2, которые зависят от величины отношения толщины стенки к ширине полки:
При отношении х/2...........................0,9
» » х/3...........................0,8
> » х/4...........................0,75
В остальном расчет клееных дощатых балок производится по общим правилам как цельных балок.
Для бакелизированиой фанеры марки БФС по ГОСТ 1853—51 можно принять: на растяжение Дг, = 360 кг/см2-, на скалывание прн изгибе = 135 кг/см2 с умножением /?ск иа коэффициент (рф, отображающий поверку стенки на устойчивость и равный
<РФ =
(11.38)
где бф — толщина фанерной стенки;
a — расстояние в свету между ребрами жесткости.
Расчетные сопротивления древесного, пластика марки ДСП-Б толщиной 15—60 мм можно принимать согласно [101 равными: на изгиб Rn — 1300 кг/см2, на скалывание вдоль слоев /?ск = 70 кг/см2.
Кроме того, при проектировании конструкций железнодорожных мостов следует учитывать снижение прочности древесных пластиков при многократно-повторном воздействии нагрузки (сопротивлении на выносливость).
Для ДСП-Б коэффициент уменьшения расчетного сопротивления при проверке на выносливость у ориентировочно можно принять равным следующим величинам в зависимости от величины отношения р = — —:
Омаке
Прн р, равном 0,7............................0,62
х- р » 0..............................0,42
» р » —1..............................0,25
Здесь омнн, сгМакс—наименьшее н наибольшее напряжения от расчетной нагрузки (без коэффициентов перегрузки).
Необходимо иметь в виду, что приведенные выше данные установлены вообще для строительных конструкций; для мостовых конструкций согласно СН 200-62 требуется введение в значения расчетных сопротивлений общего коэффициента условий работы — 0,9.
Модуль упругости древесины клееных элементов примерно равен 100 000 кг/см2-, бакелизированиой фанеры — 160 000 —180 000 кг/см2\ древесного пластика ДСП-Б — 300 000 кг /см2.
Объемные веса можно принимать: древесины клееных антнеептированных элементов — 700 кг/м3, бакелизированиой фанеры — 1100 кг/м3, ДСП-Б — 1300 кг/м3.
Расчет конструкций, в состав которых входят материалы с разными модулями упругости (обычная древесина и бакелизированная фанера, древесный пластик и железобетон и т. п.), следует вести по приведенным к одному из материалов сечениям.
Коэффициентом приведения является отношение модулей упругости материалов. Например, момент инерции клеефанерной балки относительно нейтральной оси
Дрив = 7Д + 1ф , где /д и /ф — моменты инерции соответственно деревянных и фанерных элементов балки относительно нейтральной оси всего сечения;
Ед и £ф —их модули упругости.
117
Положение нейтральной оси также надо найти для приведенного сечения. Аналогично определяют и другие геометрические характеристики, а затем и напряжения.
Прогиб двутавровых клееных балок с учетом влияния сдвигающих напряжений следует определять по формуле (СН 11-57)
, (П.39)
где — прогиб, вычисленный обычным способом;
h/l — отношение полной высоты балкн к пролету;
сс — коэффициент, зависящий от отношения толщины стенки к ширине полки Ь, определяемый по табл. II.3.
5. РАСЧЕТ ОПОР
Опоры автодорожных мостов рассчитывают на вертикальную нагрузку и на давление ветра или на поперечное горизонтальное воздействие временной нагрузки аналогично изложенному в § 2, и. 3 применительно к железнодорожным мостам.
Наибольшее давление на стойки найдем как опорную реакцию с учетом коэффициента поперечной установки и в зависимости от системы пролет-
Рис. 11,21. Схема к расчету опоры автодорожного моста па давление ветра
ных строений.
В распорных системах надлежит провести расчет на совместное воздействие вертикальных сил и распора согласно указаниям в § 3, и. 3.
Расчет на дамские ветра заключается в проверке устойчивости опоры против опрокидывания и в определении усилий от ветровой нагрузки в элементах моста.
Устойчивость против опрокидывания обеспечивается выполнением условия
<0,85.
й^пред
Опрокидывающий момент определяют относительно крайней точки опирания (точка О на рис. 11.21).
При определении Мопр учитывают давление ветра: на перила, на проезжую часть и прогоны, на нижнюю часть пролетного строения (ниже прогонов), а в подкосных мостах и па опору.
Давление ветра на подвижной состав в мостах под автомобильную дорогу не учитывается.
Интенсивность давления ветра принимается в соответствии с техническими условиями проектирования (см. введение, §3).
Расчетные площади, подверженные давлению ветра, принимают с коэффициентами сплошности, значения которых были приведены в гл. II, § 2, п. 3. Для перил можно принять коэффициент сплошности равным —0,3, 118
Предельный момент Л4прСд вычисляют от собственного веса конструкции, включая вес опоры; при этом коэффициент перегрузки равен 0,9.
Определение усилий в стойках опоры от давления ветра можно выполнять аналогично изложенному для опор железнодорожных мостов, рассматривая при этом основное и дополнительное сочетания сил.
Однако, принимая во внимание, что обычно в опорах автодорожных мостов имеются укосины (при достаточной высоте опор) и что расчетное воздействие ветра меньше, чем в железнодорожных мостах, можно условно предположить, что горизонтальное ветровое усилие Н (см. рис. 11.21) воспринимается укосиной, усилие в которой найдем из равенства нулю суммы моментов сил И и S относительно точки С\
е ... о —----«
а
Затем укосину рассчитывают на сжатие усилием S и проверяют врубки ее в стойку (на смятие и скалывание).
§ 4. РАСЧЕТ ДЕРЕВЯННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ С ФЕРМАМИ
1. РАСЧЕТ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ С КРЕСТОВЫМИ ФЕРМАМИ
Расчет проезжей части пролетных строений с фермами сводится к расчету пастила, поперечин (в автодорожных мостах), продольных балок (прогонов), а при езде понизу и в некоторых случаях при езде поверху—и поперечных балок.
Расчет настила, поперечин и прогонов выполняется так же, как и в деревянных мостах малых пролетов.
Для поперечных балок расчетным пролетом является расстояние между осями ферм. Нагрузка состоит из давлений от продольных балок и собственного веса поперечной балки. Сначала, следовательно, надо найти наибольшие опорные давления от продольных балок, загружая линию влияния опорных давлений временной и постоянной нагрузками. Затем надо определить наибольший изгибающий момент и поперечную силу в поперечной балке. После этого производится подбор сечения балки с соответствующими проверками.
Усилия в фермах следует определять по линиям влияния, используя эквивалентную нагрузку.
В мостах под автомобильную дорогу необходимо предварительно найти величину коэффициента поперечной установки. Принимая во внимание большую жесткость ферм, достаточно коэффициент поперечной установки определять без учета упругого распределения нагрузки.
Деревянные крестовые фермы при условии, что раскосы могут воспринимать только сжимающие усилия, являются статически определимыми, и усилия в их элементах определяются по обычным правилам расчета сквозных ферм с шарнирными узлами.
Существует еще и другой способ расчета крестовых ферм с учетом предварительного натяжения тяжей, заключающийся в том, что к узлам фермы прикладываются такие силы (усилия в тяжах), при которых пи в основных, ни в обратных раскосах не возникают растягивающие усилия, где бы временная нагрузка ни находилась. Из условий равенства нулю усилий в раскосах от искомого начального усилия в тяжах и наибольшего возможного растягивающего усилия в данном раскосе (от внешней нагрузки) определяют величины предварительного натяжения тяжей. При этом ферма рассматривается как имеющая двойную решетку. Приближенно принимают, что нагрузка делится между двумя системами поровну.
Определив путем загружения линий влияния постоянной и временной эквивалентной нагрузкой (с соответствующими коэффициентами) наибольшие усилия в элементах ферм, устанавливают размеры и форму их поперечных сечений.
П9
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ МОСТЫ
Глава III
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ О ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ МОСТАХ
\/§ 1. ВИДЫ И ОБЛАСТЬ ПРИМЕНЕНИЯ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ МОСТОВ
Железобетонные конструкции в современных условиях строительства мостов в СССР имеют большое значение. Широкое распространение получили железобетонные мосты и в зарубежной практике строительства.
Очень важным преимуществом железобетонных мостов является значительно меньший расход металла по сравнению со стальными мостами, в особенности, если учесть, что металл может быть эффективнее использован в других отраслях народного хозяйства, где ого ничем нельзя заменить.
Железобетонные мосты — капитальные сооружения, обладающие при правильном проектировании и качественном выполнении большой стойкостью против атмосферных воздействий, не требующие периодической окраски, как стальные мосты. Расходы по содержанию железобетонных мостов меньше, чем стальных.
Системы и конструкции железобетонных мостов весьма разнообразны. Основными системами железобетонных мостов являются балочные, рамные, арочные, комбинированные, имеющие в свою очередь много разновидностей. Так, например, к балочным мостам относятся мосты с разрезными, неразрез-пыми и консольными балками; рамные мосты могут быть рамно-иеразрезной, рамно-консольной, рамно-подвесной систем и т. п. Железобетон применяют и в конструкциях сквозных ферм, а также в висячих и вантовых мостах.
По напряженному состоянию, создаваемому при сооружении моста в его элементах, железобетонные мосты можно разделить на предварительно напряженные и без предварительного напряжения. Возможны и во многих случаях весьма целесообразны конструкции железобетонных пролетных строений с частичным предварительным напряжением (с неполным обжатием бетона).
По способу сооружения следует различать монолитные железобетонные конструкции мостов, бетонируемые на месте, и сборные, собираемые из элементов, изготовляемых на специальных заводах или полигонах; применяют также сочетание сборного и монолитного железобетона.
В соответствии с задачами индустриализации строительства в СССР в настоящее время применяют почти исключительно сборные конструкции железобетонных пролетных строений; разрабатываются и в значительной части сооружений уже осуществляются сборные конструкции опор.
Развитие конструкций и способов постройки железобетонных и в особенности предварительно напряженных мостов привело к возможности перекрывать весьма большие пролеты (см. введение, § 2); в этом отношении автодорожные и городские железобетонные мосты имеют равные возможности ео стальными, за исключением лишь особо больших пролетов, перекрываемых висячими системами.
122
Для железнодорожных мостов больших пролетов в некоторых случаях с успехом применяют распорные арочные железобетонные пролетные строения. Однако местные условия, благоприятствующие применению таких систем, встречаются сравнительно редко, и в области мостов больших пролетов преимущественное использование имеют все же стальные конструкции.
Для мостов под железную дорогу пролетами до 33 м и под автомобильную дорогу пролетами до 42 м в СССР созданы унифицированные конструкции железобетонных балочных пролетных строений, обеспечивающие индустриальное их изготовление и установку на опоры целиком или отдельными секциями. По строительной стоимости и срокам строительства такие пролетные строения не уступают стальным, но требуют меньшего расхода металла и меньших эксплуатационных расходов. Поэтому в упомянутом выше диапазоне пролетов стальные пролетные строения применять нецелесообразно.
I При больших пролетах, в особенности в мостах железнодорожных и в мо-’ стах с ездой понизу, стальные мосты оказываются иногда экономичнее железобетонных и требуют меньше времени для их сооружения. В этих случаях выбор конструкции моста производят на основе всесторонней оценки основных i показателей по каждому варианту: строительной стоимости, эксплуатационных . расходов, сроков постройки, трудоемкости работ по сооружению моста. Учнты- i вают также расход материалов, причем особое значение в современных условиях устроительства мостов в СССР имеет экономия металла.
' Необходимо иметь в виду, что по мерс развития индустриальной базы для изготовления железобетонных мостовых конструкций, более полной их унификации, совершенствования и освоения способов монтажа и заводского производства стоимость и сроки сооружения железобетонных мостов будут снижаться, что обеспечит еще большее их распространение в мостостроении.
, § 2. МАТЕРИАЛЫ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ В ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ МОСТАХ
Для бетонов, применяемых в мостах, имеют наибольшее значение следующие их свойства: прочность, стойкость против внешних воздействий, сроки твердения, усадка и ползучесть, подвижность бетонной смеси при укладке бетона.
Прочность бетона характеризуется его маркой — нормативным сопротивлением сжатию образца размером 20x20x20 см в возрасте 28 дней. Для железобетонных мостовых конструкций применяются бетоны марок 200, 250 , 300, 400, 500, 600, Допускается применение легких бетонов более низких марок — 100 и 150. Сопротивления бетона другим воздействиям (скалыванию, растяжению и т. п.) являются производными от марки. Сопротивление бетона растяжению значительно меньше, чем сопротивление сжатию (от 0,09 до 0,05 марки бетона).
В несущих конструкциях мостов, в особенности в преднапряженных конструкциях, целесообразно применять высокие марки бетона. Для получения высокой марки бетона могут быть использованы следующие пути:
а) применение цементов высоких марок; промышленностью выпускаются цементы марок до 600—700;
б) увеличение количества цемента, расходуемого на кубометр бетона,— неэкономичный и опасный путь, приводящий к увеличению деформаций усадки и ползучести бетона и к появлению усадочных трещин;
в) уменьшение во до-цементного отношения и получение жестких смесей; этот способ дает хорошие результаты; при его употреблении необходимо принимать особые меры по обеспечению удобоукладываемости бетона — вводить в бетон при его приготовлении пластифицирующие добавки, применять специальные методы укладки бетона (вибропрессование и т, п.) или удалять излишек воды уже после укладки бетона (внбровакуумирование);
5В* 123
г) повышение качества заполнителей по их прочности и подбор их по гранулометрическому составу: эти мероприятия могут весьма существенно повысить марку бетона или снизить расход цемента при той же марке.
Для современных сборных и предпап ряжен пых несущих конструкций мостов применяются марки бетона не ниже 300. Наиболее распространены марки 400 и 500. Марка 200 находит применение в монолитных балочных я арочных мостах сравнительно небольших пролетов и в монолитных опорах из железобетона. В массивных бетонных опорах можно применять марку 150 (при наличии облицовки).
Стойкость против внешних воздействий для бетона должна быть обеспечена прежде всего созданием достаточно плотного бетона. Для этого содержание цемента в бетоне должно быть не ниже величин, устанавливаемых техническими условиями (например, для конструкций, нс соприкасающихся с водой, —• 220 кгЛи3). Кроме того, при укладке бетона должно быть обеспечено его уплотнение путем вибрирования или более совершенными методами. Образцы бетона проходят соответствующие испытания на морозостойкость.
Для элементов конструкций, подверженных действию агрессивной среды, применяют специальные бетоны на сульфатостойких портландцементах, глиноземистых цементах или принимают конструктивные илн другие специальные меры по защите бетона.
Увеличение скорости твердения бетона для монолитных конструкций мостов желательно для быстрейшего освобождения инвентарных поддерживающих конструкций (подмостей, кружал) и для общего сокращения сроков строительства. В особенности необходимо ускорение набора прочности бетона на заводах и полигонах, выпускающих элементы сборных железобетонных конструкций, так как от этого в сильной степени зависят производительность технологических линий.
Обычные портландцементы марок 400—600 (ГОСТ 970—41) дают в возрасте 3 суток прочность около 50% от марки. Все шире распространяется быстро-твердеющий портландцемент, дающий при нормальном твердении прочность 40—50% от марки уже через сутки. Дальнейшего повышения быстроты твердения бетона можно достичь, пропаривая или прогревая бетон после его укладки. При производстве блоков сборных железобетонных пролетных строений прочность бетона, составляющая 80% от марки, получается после пропаривания в течение 2 суток.
Глиноземистый цемент твердеет очень быстро без пропаривания. Он набирает 75—80% расчетной прочности уже через сутки после затворения, а через трое суток достигает расчетной прочности. Глиноземистый цемент в несколько раз дороже портландцемента; его рационально использовать для омоноличива-ння стыков сборных конструкций и в других случаях, когда требуется обеспечить быстрое твердение небольших объемов бетона без пропаривания.
Усадка — свойство бетона уменьшать свои размеры в процессе твердения и высыхания. Неравномерная или стесненная усадка в большой степени спо собсгвует появлению в бетоне трещин от внешних сил, а если не принимать специальных мер, то иногда приводит к появлению трещин даже в ненапряженных частях сооружения. Кроме образования трещин, усадка вызывает появление дополнительных усилий в статически неопределимых железобетонных конструкциях и падение создаваемых при изготовлении усилий в преднапря-жеиных элементах. Усадка бетона — длительный процесс, практически затухающий лишь через 1—2 года после укладки бетона.
Необходимо стремиться к уменьшению деформаций усадки. Этого можно добиться путем сокращения содержания цемента и воды в бетоне, обеспечивая требуемую марку бетона другими способами, разобранными выше. Кроме того, необходимо создание влажных условий хранения бетона в первый период его твердения. Деформации усадки зависят и от свойств цемента. Существуют безусадочные и даже расширяющиеся цементы.
Ползучесть бетона — способность его медленно деформироваться под нагрузкой — приводит к перераспределению внутренних усилий в конструкции 124
и, в частности, к падению усилий преднапряження, а также к появлению деформаций конструкции. Уменьшение деформаций ползучести достигается теми же мерами, что и для деформаций усадки.
Подвижность бетонной смеси или удобоукладываемость бетона имеет большое значение для получения качественных железобетонных конструкций без раковин, пористых участков н т. п. Подвижность бетонной смеси измеряется осадкой конуса из свежеприготовленного бетона. Для мостовых конструкций употребляются бетоны с осадкой конуса 1—10 см.
Подвижность бетонной смеси увеличивается при увеличении содержания воды в бетоне, но одновременно увеличивается расход цемента и усадка бетона. Улучшить подвижность бетонной смеси можно также, вводя в состав бетона в небольшом количестве так называемые пластификаторы (сульфитно-спиртовая барда и т. п.).
ЧАрматура, употребляемая в железобетонных мостах, может быть разделена на две группы: ненапрягаемая в процессе изготовления конструкций и получающая при изготовлении конструкций предварительное напряжение.
В качестве пенапрягаемой арматуры применяются гладкие круглые стержни диаметром до 40 мм из стали класса A-I (марки В Ст. 3), стержни периодического профиля диаметром до 40 мм из стали класса А-II (марки Ст. 5), стержни периодического профиля из низколегированной стали класса А-Ш. (марок 25Г2С и 35ГС), а также фасонный прокат из сталей, применяемых для металлических конструкций мостов.
В качестве напрягаемой арматуры находят применение пучки из стальной круглой проволоки диаметром 3—5 мм, обладающей высокой прочностью. Применяется гладкая проволока и проволока периодического профиля. Пучки содержат от трех до 60 проволок. В качестве напрягаемой арматуры используются также витые семипроволочные пряди заводского изготовления, которые могут быть объединены в пучки; могут быть употреблены стальные канаты и тросы, а также стержни периодического профиля из низколегированной стали класса A-IV (типа 30ХГ2С), Для арматуры, применяемой в конструкциях мостов, имеют наибольшее значение следующие свойства; прочность, способность к пластическим деформациям, выносливость.
Важной характеристикой арматуры в виде стальных стержней гладких и периодического профиля, а также в виде фасонного проката, влияющей на прочность железобетонных конструкций, является предел текучести стали. Нормативный предел текучести для стали класса A-I равен 2400 кг!см?, для стали класса А-II — 3000 кг/см2, для стали класса A-III — 4000 кг/см2 и для стали класса A-IV — 6000 кг/см2. Прочность высокопрочной стальной проволоки, семипроволочных прядей, а также канатов и тросов характеризуется пределом прочности стали, так как для этих видов арматуры площадка текучести на диаграмме растяжения образцов отсутствует. Ниже приведены пределы прочности для наиболее употребительных видов проволочной арматуры в кг/см2'.
При диаметре проволок и
3 мм 5 мм
Проволока круглая............. 19 000 17 000
Проволока периодического профиля 17 000 15 000
Семипроволочные витые пряди имеют прочностные характеристики, пониженные на 10—12% по сравнению с круглой стальной проволокой, употребляемой без свивки.
Способность арматуры к пластическим деформациям характеризуется величиной относительного удлинения при разрыве. Минимальное относительное удлинение, требуемое нормами для арматуры периодического профиля из стали класса А-П, например, составляет 18%; для высокопрочной проволоки диаметром 5 мм— 4,4%. Способность арматуры пластически деформироваться имеет большое значение, так как от этого зависит сопротивление арматуры ударным воздействиям, а также возможность выравнивания усилий в неравномерно нагруженных стержнях, проволоках и пучках, работающих совместно,
125
перед разрушением. Кроме того, от этой характеристики зависит возможность образования перегибов в арматуре прн устройстве отгибов, крюков и анкерных закреплений. Последнее свойство проверяется дополнительно испытаниями арматуры на перегиб в холодном состоянии: так, проволока из высокопрочной углеродистой стали должна выдерживать не менее четырех перегибов на 180° вокруг оправки диаметром 20 мм.
Выносливость арматуры характеризуется пределом выносливости на базе 2-10е циклов. Эта величина показывает способность арматуры сопротивляться многократно повторным за гружениям, которым подвержены элементы железнодорожных мостов. Для горячекатаной иенапрягаемой арматуры предел выносливости при характеристике цикла 0,1 должен быть, как правило, не менее 0,4 нормативного сопротивления, а для напрягаемой проволочной арматуры при характеристике цикла 0,85 — не менее 0,6 нормативного сопротивления. Некоторые стали (например, 35ГС) не отвечают требованиям в отношении выносливости и поэтому их не применяют в конструкциях железнодорожных мостов.
Арматурные стали подобно бетону имеют свойство медленно деформироваться под действием постоянных снл. Это свойство сталей имеет большое зна* чепие для предварительно напряженных конструкций, так как вызывает падение (релаксацию) напряжений в арматуре.
Глава IV
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С РАЗРЕЗНЫМИ БАЛКАМИ
§ 1. ФОРМА И РАЗМЕРЫ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ МОСТОВ, ИЗГОТОВЛЯЕМЫХ НА МЕСТЕ
1. ПЛИТНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
Рис. 1V.1. Плитное пролетное строение моста под автомобильную дорогу
Пролетные строения, изготовляемые на месте, бетонируют в опалубке, поддерживаемой сплошными подмостями, расположенными в отверстии моста. До Великой Отечественной войны такие пролетные строения применялись почти во всех случаях. Процесс индустриализации строительства за последние 15 лет привел к тому, что в настоящее время строятся почти исключительно мосты с пролетными строениями индустриального изготовления.
Наиболее простой формой пролетного строения балочной системы является прямоугольная плита. На рис. IV.1 показано поперечное сечение плитного пролетного строения под автомобильную дорогу.
Верхняя часть поперечного сечеиня плиты работает на сжатие, нижняя, растянутая часть выключается из работы, и растягивающее усилие передается иа арматуру. Поэтому целесообразно уменьшить площадь неработающей нижней зоны сечения путем сокращения ее ширины. При этом в сечении образуются консоли, как это показано па рис, IV.2, а для железнодорожного плитного пролетного строения. Сокращение ширины плиты понизу приводит не только к уменьшению расхода бетона на пролетное строение, но н к экономии объема кладки опоры, которая может быть сделана более узкой, 126
В тех случаях, когда не требуется устройства тротуаров, ширина пролетного строения под железную дорогу получается из требуемой техническими условиями минимальной ширины балластного корыта, равной 3,60 м; при наличии тротуаров следует учитывать требования габарита приближения строений, устанавливающего минимальное расстояние между перилами моста в свету, равное 4,90 м. Ширина плиты понизу должна быть достаточной для удобного размещения рабочей арматуры в 1—2 ряда. Кроме того, пролетное строение должно быть устойчивым против опрокидывания, а консоли не должны требовать большого расхода арматуры, что может потребоваться прн чрезмерном их вылете. Пролетное строение по рис. IV.2 имеет ширину понизу 250 см.
Рис. IV.2. Плитное пролетное строение моста под железную дорогу
Длина консолей при наличии тротуаров равна 120 см (длинные), при отсутствии тротуаров — 75 см (короткие). Консоли заканчиваются бортиками, поддерживающими край балластного корыта. Фасад и продольный разрез того же пролетного строения показаны на рис. IV.2, б. К бортику в случае наличия тротуаров прикрепляются перила. Поверхности плиты придан уклон для отвода воды, попадающей в балластное корыто, за устои. Для того чтобы вода не просачивалась в бетон, поверхность плиты покрыта водонепроницаемой гидроизоляцией, защищенной от повреждения специальным защитным слоем.
При увеличении пролета и, следовательно, при возрастании высоты сечения расход бетона на нижнюю растянутую зону становится больше: при пролетах более 5 jk, даже для пролетных строений, изготовляемых на месте, выгодно резко сократить площадь растянутой зоны, несмотря на усложнение формы поперечного сечения. Целесообразно применить ребристые пролетные строения.
2. РЕБРИСТЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
Контурный чертеж ребристого пролетного строения под железную дорогу пролетом 10,8 м показан па рис. IV.3. Пролетное строение состоит из плиты балластного корыта и двух ребер. Плнта воспринимает нагрузку от балласта
127
Верхний пояс подбирают из условия работы на сжатие с учетом продольного изгиба. За свободную расчетную длину пояса принимают длину панели. Нижний пояс подбирают по наиболее ослабленному сечению, которое следует искать в узлах или в месте стыка.
Если пояса вследствие внеузлового приложения нагрузки работают, кроме того, н на изгиб, то изгибающий момент в них (в любом сечении) принимают равным 0,6 от момента, вызванного той же нагрузкой в свободно лежащей балке посередине пролета; пролет этой балки приравнивается длине панели.
Кроме определения усилий в поясах ферм от вертикальной нагрузки, делают расчет на горизонтальные поперечные силы (ветер, удары подвижного состава) в соответствии с указаниями ТУ.
Раскосы проверяются на сжатие с учетом продольного изгиба и по смятию в подушках. При выпучивании из плоскости фермы какого-либо раскоса обратный ему ненагруженный раскос также изгибается, что увеличивает критическую силу для работающего раскоса. Решение задачи об устойчивости стержня, находящегося в указанных условиях, приводит к следующей формуле для определения свободной длины раскосов из плоскости фермы:
l„ = —U==-. (11.40)
V i+t
где I — геометрическая длина раскосов;
Z — момент инерции основного сжатого раскоса;
Л — момент инерции обратного раскоса.
Свободную длину в плоскости ферм принимают равной расстоянию между пересечением раскосов и узлом геометрической схемы фермы.
Тяжи подбирают по их сечению нетто (в месте нарезки).
Принимая во внимание возможную неравномерность натяжения стержней, тем большую, чем больше число стержней в тяже, при подборе сечений последних следует вводить коэффициенты условий работы (при одиночных тяжах — 0,9, прн числе стержней в тяже более одного — 0,8).
2. РАСЧЕТ МНОГОРЕШЕТЧАТЫХ ДОЩАТЫХ ФЕРМ
Усилия в поясах многорешетчатых ферм (по типу, показанному на рис. 1.61) определяют делением изгибающего момента в данном сечении на теоретическую высоту ферм. Теоретической высотой называется расстояние между центрами тяжести поясов.
По наибольшему усилию подбирают сечение поясов: верхнего — с учетом коэффициента уменьшения несущей способности и нижнего — с учетом наибольшего ослабления нагелями и болтами.
Свободную длину верхнего пояса принимают равной расстоянию между распорками верхних связен.
По мере уменьшения изгибающего момента от середины пролета к опорам число досок пояса может быть уменьшено.
Место обрыва досок определяют по эпюре наибольших изгибающих моментов, на которую наносят величины изгибающих моментов, допускаемых для сечений с различным числом досок. Каждая доска должна быть продолжена за место теоретического обрыва настолько, чтобы можно было поставить пс крайней мере половицу числа нагелей и болтов, нужных для прикрепления доски.
Назначая места обрыва досок, надо обращать внимание на размещение стыков остающихся досок и их перекрытие. Иногда бывает удобнее продолжит! уже ненужную по расчету доску для перекрытия ею стыка другой доски. Не нужной доска считается там, где она могла бы быть окончена с учетом ее за крепления половинным числом нагелей и болтов.
120
Сечение поясов проверяют, кроме того, на ветровую нагрузку (или горизонтальные удары состава). Коэффициент сплошности при определении давления ветра на ферму следует принимать равным единице.
Усилия в раскосах определяются в предположении, что нагрузка делится между всеми раскосами как прямого, так и обратного направления, попадающими в одно вертикальное сеченне. Если число таких раскосов п, то усилие в раскосе равно
S-- —?— /zcos а
где Q — наибольшая поперечная сила от постоянной и временной нагрузок для сечения, проведенного через середину раскоса;
сс — угол наклона раскоса к вертикали.
Например, для фермы, изображенной на рис. I.6I, п = 10.
Сечения раскосов подбирают с проверкой на растяжение по площади нетто и на сжатие. Точную величину расчетной длины сжатого раскоса установить затруднительно. Ее обычно принимают равной удвоенному расстоянию между центрами пересечений раскосов. При этом надо следить за тем, чтобы наибольшая длина раскоса между вертикальными сжимами не превосходила двойной расчетной длины раскоса.
При подборе сечений раскосов надо проверить и нх прикрепление, так как может потребоваться увеличение ширины раскоса. Если расставить нагели и болты на участке раскоса, находящемся в пределах ширины пояса фермы, невозможно, то надо увеличить число систем раскосов.
5В. Заи. 1S
и работает на изгиб в поперечном направлении, опираясь на ребра. Кроме того, плита в составе всего сечения совместно с ребрами работает на изгиб в продольном направлении; в ней возникает сжатие; плита имеет большую ширину и поэтому площадь сжатой зоны получается значительной. В нижней части ребер размещается рабочая арматура пролетного строения, работающая на
Рис. IV.3. Продольный и поперечный разрезы ребристого пролетного строения под железную дорогу
воспринятые растягивающих усилий. Бетон ребер служит для связи между сжатой н растянутой зонами сечения; в ребрах возникают большие скалывающие и главные растягивающие напряжения.
Плита в средней своей части работает иа изгиб в поперечном направлении как балка, упруго защемленная в ребрах. Изгибающие моменты в такой балке больше у опор. Поэтому толщина плиты у ребер увеличивается устройством вутов. Плита выходит наружу за ребра в виде консолей, как это было показано
Ряс. IV.4. Возможные искажения формы поперечного сечения ребристого пролетного строения
Рис. IV,5. Поперечный разрез ребристого пролетного строения моста под автомобиль-ную дорогу
ранее для плитных пролетных строений. Консоли окаймлены бортиками, которые в рассматриваемом примере сделаны наклонными. При наличии тротуаров может быть устроена тротуарная плнта, являющаяся продолжением бортика (длинная консоль, рис. IV.3). На конце плиты сделан выступ вниз для прикрепления перил. Бортики имеют углубления для заводки изоляции.
Ширина прямоугольного ребра определяется его работой на главные растягивающие напряжения, которые имеют наибольшее значение у опор, а также рациональным размещением рабочей арматуры.
Между ребрами помещаются поперечные диафрагмы, соединяющие ребра между собой. Диафрагмы предназначены для предотвращения изменения формы поперечного сечения пролетного строения под действием нагрузок (рис. IV.4). Так, в случае неравномерного загружения ребер одно из них могло бы прог-128
нуться больше, чем другое, что привело бы к дополнительному изгибу плиты и к перегрузке одного из ребер. Диафрагмы препятствуют этому и способствуют более равномерному распределению нагрузки между ребрами. Далее, при действии вертикальной нагрузки на среднюю часть плиты мог бы произойти изгиб плиты и кручение ребер в разные стороны. При действии горизонтальных поперечных нагрузок могло бы произойти кручение ребер в одну сторону. Этим видам деформаций сечения также препятствуют диафрагмы.
Внутренняя поверхность плиты балластного корыта покрыта гидроизоляцией. Вода отводится в водоотводные трубки, для чего поверхности гидроизоляции придаются уклоны к этим трубкам.
Поперечное сечение автодорожного ребристого пролетного строения, изготовляемого на месте, показано иа рис. IV.5. Основными частями таких пролетных строений являются ребра, плита и диафрагмы; назначение н работа этих частей аналогичны рассмотренным выше для железнодорожного пролетного строения. Ширина пролетного строения определяется габаритом проезжей части, назначаемым в зависимости от категории дороги. Пролетное строение имеет тротуары, ширину которых принимают в зависимости от ожидаемой интенсивности движения пешеходов. На плите располагается слой гидроизоляции и покрытие проезжей части.
§ 2, ПОПЕРЕЧНЫЕ СЕЧЕНИЯ И ЧЛЕНЕНИЕ НА БЛОКИ ИНДУСТРИАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
1, ОБЩИЕ ТРЕБОВАНИЯ К ИНДУСТРИАЛЬНЫМ КОНСТРУКЦИЯМ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ МОСТОВ
Как уже указывалось выше, конструкции индустриального изготовления в настоящее время являются в СССР основным типом железобетонных конструкций мостов- Такие конструкции изготовляют централизованно на специализированных заводах или полигонах, перевозят к месту строительства по железной дороге или автотранспортом и устанавливают на место кранами.
При этом для железнодорожных мостов могут применяться два способа транспортировки и монтажа элементов индустриального изготовления (блоков). При первом способе блоки подают на монтаж по готовому железнодорожному пути, причем для прохода путеукладчика и для подачи блоков сооружают временные мосты или устанавливают временные пролетные строения на постоянных опорах. Временные конструкции затем заменяют постоянными.[Этот же способ может применяться, если завод или полигон находится недалеко от строительной площадки моста, а также при строительстве мостов на вторых путях и без сооружения временных мостов. Имеющиеся специальные консольные краны на железнодорожном ходу позволяют устанавливать блоки пролетных строений весом до 130 m при длине блоков до 34 м. При втором способе мосты монтируют до подхода путеукладчика с боковым завозом монтажных блоков по безрельсовой дороге.
При сооружении автодорожных мостов блоки, как правило, подвозят по автомобильной дороге. Здесь максимальный вес блоков во многом зависит от наличия и состояния дорог в районе строительства. Есть примеры перевозки по грунтовым дорогам, расположенным в горной местности, блоков пролетных строений длиной до 30 ж и весом до 50 m на специальных трейлерах. Имеются и краны для установки таких блоков на опоры. Однако в некоторых случаях максимальный вес блока должен быть ограничен 10—15 m по условиям перевозки и монтажа.
При постройке крупных мостов применялись блоки балочных пролетных строений длиной до 70 м и весом до 800 т, изготовлявшиеся на полигоне, расположенном на строительной площадке. Транспортировка блоков на опоры осуществлялась с помощью плавучих средств. Применение таких крупных
329
блоков требует больших расходов на мощные распорные устройства для натяжения арматуры, а также на транспортные устройства большой грузоподъемности и может быть оправдано только при большом числе изготовляемых блоков.
Вне зависимости от способа транспортировки и установки блоков всегда следует стремиться к снижению веса перевозимых частей конструкции для уменьшения расходов по транспортировке и более широкого использования кранового оборудования различной грузоподъемности. В этом и заключается первое общее требование, предъявляемое к мостовым конструкциям индустриального изготовления. Так как изготовление монтажных блоков ведется на специализированных предприятиях, где имеется надлежащее оборудование, квалифицированные исполнители и организован тщательный контроль качества продукции, уменьшение веса может быть достигнуто при некотором усложнении формы конструкции и технологии ее изготовления. При этом геометрические размеры не должны быть чрезмерно малыми, чтобы была обеспечена возможность качественного изготовления конструкции.
Второе общее требование вытекает из необходимости перевозки блоков пролетных строений по жслезиой или автомобильной дороге без нарушения габарита. Ширина нормального габарита подвижного составе на железных дорогах составляет 325еле. Эту ширину и следует считать предела ной для блоков длиной до 14 м. При проектировании блоков большей длииь необходимо учитывать смещение оси блока относительно оси пути при проход» по кривым, вследствие чего предельная ширина блока должна быть умеиьше на. Так, для блока длиной 34 м эта предельная ширина составляет около 270 ем Перевозка блоков в качестве негабаритных грузов может быть допущена тольк-как исключение.
Предельная высота блоков при наибольшей возможной ширине составляе 220—240 см. При меньшей ширине высота блоков может быть увеличена, н даже при очень малой ширине не может быть больше 340—360 ем.
Для перевозки по автомобильной дороге предельную ширину блоке следует в обычных случаях считать равной 250 см, а высоту — 350 см.
Снижение веса монтажных блоков может быть достигнуто нескольким способами. Прежде всего для индустриальных конструкций следует применят бетоны более высоких марок, уменьшая тем самым необходимую площа; поперечного сечения элементов, а вместе с цен и объем бетона. Затем следу» стремиться к возможно более тонкостенным конструкциям, применяя, напр мер, переменную толщину стенки ребра балок. В этом случае в средней час-балки, где поперечная сила меньше, можно назначить минимальную толщие стенки, требуемую по условиям качественного бетонирования конструкци. а к опорам увеличивать толщину стенки в соответствии с возрастанием попере ной силы. При этом нижняя часть ребра может быть сделана уширенной д. удобного размещения рабочей арматуры (образуется ннжний пояс).
Для уменьшения веса блоков сборных пролетных строений пеобходи: стремиться к уменьшению размеров нижнего пояса балок н их высоты (в разу ных пределах).
Размеры нижнего пояса зависят от количества необходимой к размещен-в них арматуры. Уменьшить площадь поперечного сечения работающей иа ] стяжение арматуры можно, увеличивая высоту балки, что, с другой стороь приводит к возрастанию объема стенки.
Поэтому большое значение имеет повышение прочностных характерно: стали, употребляемой для арматуры. При этом, однако, надо считаться с г что при больших напряжениях в арматуре увеличивается ее деформация и е следствие возрастает раскрытие трещин в нижней растянутой зоне. Хорос результаты дает применение предварительно напряженного железобета позволяющего использовать высокопрочную арматуру и вместе с тем обес чнть трещиностойкость конструкции, а также, в сочетании с повышением ма| бетона, уменьшить высоту балок. Кроме того, искусственно снижая велич: главных растягивающих напряжений в ребре предварительно напряжен балки, можно добиться дополнительного уменьшения толщины стенкн.
130
Резкое снижение веса монтажных элементов достигается путем членения конструкции пролетного строения на отдельные блоки. Наиболее часто применяется членение продольными швами на балки, которые являются основными несущими элементами пролетного строения. При необходимости дальнейшего сокращения веса монтажного элемента может, кроме того, применяться поперечное членение балок монтажными швами с обжатием этих швов преднапря-женной арматурой. Можно также отделить плиту балок двутаврового сечения от ребер с соединением их на монтаже. Все эти приемы дают, кроме того, и возможность выполнить требования, касающиеся габаритности блоков при перевозке. Габаритность для пролетных строений под железную дорогу может быть обеспечена и без членения — с помощью гак называемых откидных консолей (см. рис. IV.7).
Третье общее требование к индустриальным конструкциям пролетных строений касается стыков между монтажными блоками, выполняемых на месте строительства. Исходя из общего принципа о желательности максимальной индустриализации строительства, следует стремиться к тому, чтобы объем работ по стыкованию монтажных блоков был возможно меньшим. В особенности нежелательными являются работы по укладке бетона в монтажные стыки («мокрые работы»), так как в зимнее время обеспечить высокое качество этих работ затруднительно. Поэтому количество монтажных стыков должно быть возможно меньше, они должны располагаться в наименее напряженных частях конструкции, а устройство их должно быть как можно более простым и надежным.
Четвертое общее требование к индустриальным конструкциям пролетных строений вытекает из условий заводского производства монтажных блоков. Форма этих блоков должна быть такой, чтобы можно было изготовлять их на поточных линиях в металлической опалубке с применением современных способов укладки бетона и возможно более полной механизацией работ на всех этапах изготовления. Это требование приобретает все большее значение. В настоящее время необходимо рассматривать конструкцию и технологию изготовления пролетных строений в их взаимосвязи. При конструировании пролетных строений должны обязательно учитываться требования, предъявляемые заводским технологическим процессом производства пролетных строений.
Требования, предъявляемые к пролетным строениям индустриального изготовления, находят свое отражение прежде всего в форме поперечных сечений этих пролетных строений, а также в расположении и конструкции стыков между монтажными элементами. Некоторые'из этих требований вступают между собой в противоречие. Так, стремление снизить вес монтажного элемента может привести к слишком большому числу стыков и осложнить операции, выполняемые на месте работ. Поэтому создание рациональных форм поперечных сечений индустриальных пролетных строений является трудной задачей, которая не может считаться разрешенной до конца. Ниже рассмотрены типы поперечных сечений пролетных строений, применявшихся для мостов под железную и автомобильную дороги.
2, ПОПЕРЕЧНЫЕ СЕЧЕНИЯ ПЛИТНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
При сравнительно небольших пролетах целесообразно применять плитные пролетные строения. Для мостов под железную дорогу поперечное сечение таких пролетных строений может иметь вид, аналогичный рассмотренному выше для мостов, бетонируемых на месте. Для того чтобы при перевозке ни одна часть перевозимого элемента нс выходила за пределы габарита подвижного состава, пролетное строение делится на два монтажных блока продольным швом (рис. IV.6, а).
Каждый из блоков имеет по две консоли, поддерживающие балластное корыто. Ширина растянутой зоны бетона уменьшена по сравнению с монолит-
131
ним пролетным строением. Блоки ничем не соединяются на монтаже; каждый из них в отдельности обладает достаточной устойчивостью и сопротивлением горизонтальным нагрузкам, а также кручению в случае действия эксцентричной нагрузки на блок. Форма блоков проста и не встречает возражений с точки зрения заводского изготовления. Недостатком этой формы сечения является сравнительно большая площадь растянутой зоны и, следовательно, перерасход бетона.
При небольших пролетах этот перерасход не имеет существенного значения; при увеличении пролета сверх 5—6 м плитные пролетные строения становятся экономически нецелесообразными и применяются, как правило, в особых условиях — при стесненном подмостовом габарите, когда необходимо уменьшить строительную высоту, в мостах на станциях, где оси путей не занимают
Рис. IV.6. Поперечные сечения плитных пролетных строений индустриального изготовления
строго определенного положения по отношению к оси пролетного строения, и т. д. В этих условиях имеются примеры применения плитиых пролетных строений с предварительным напряжением пролетами до 23 м.
На рис. IV.6, б показано поперечное сечение такого пролетного строения пролетом 15,6 м. Блоки этого пролетного строения предполагается соединять между собой после установки их на опоры, что выполняется путем заполнения бетоном продольного паза, образованного углублениями на внутренних боковых поверхностях блоков. В мостах под железную дорогу применяли ребристые пролетные строения с большей строительной высотой без соединения блоков между собой.
Соединение блоков следует считать необходимым лишь в мостах, расположенных на кривых, при действии центробежной силы, когда требуется повышенная устойчивость пролетного строения.
Блоки плитного пролетного строения (см. рис. IV.6, а) имеют наклонные боковые поверхности- Такая форма блоков целесообразна в случае, если изготовление блоков предполагается вести в жесткой иеразборной опалубке с извлечением из нее блоков после твердения бетона при помощи крана. Если при изготовлении применяется опалубка из отдельных щитов, разбираемая; перед снятием блока с поддона, то грани блока могут быть вертикальными, как показано на рис. IV.6, б.
Толщина консолей плиты к концу уменьшается в соответствии с эпюроь изгибающих моментов в консолях. На консолях имеются бортики балластногс корыта с углублениями для изоляции? Бортики устроены также с внутренне! стороны блоков, что позволяет укладывать гидроизоляцию на каждом блок отдельно на заводе. Изоляционные работы на монтаже сводятся прн это1 к укладке стального листа, покрытого битумом, на внутренние бортик блоков.
132
Бортики не учитывают при расчете сечений плит или балок. Поскольку они расположены дальше от нейтральной оси, чем наиболее сжатая фибра расчетного сечения, в них при эксплуатации возникают высокие сжимающие напряжения. Чтобы освободить бортики от этих напряжений, до самого последнего времени устраивали в бортиках поперечные разрезы. Однако, имея в виду, что бортики являются второстепенным элементом конструкции, в них можно допустить повышенные сжимающие напряжения. С другой стороны, разрезы в бортиках вызывают концентрацию напряжений, опасную особенно в тех случаях, когда в верхних волокнах сечения могут появиться растягивающие напряжения, например, в пред напряженных конструкциях. Поэтому лучше разрезов в бортиках не устраивать, а бортики армировать так, чтобы была обеспечена их трещи постой к ость.
В пролетных строениях мостов под автомобильную дорогу плитные пролетные строения в виде узких плит с тонкими консолями менее целесообразны, чем в железнодорожных пролетных строениях, так как давление колес автомобилей здесь, как правило, не распределяется па значительную площадь балластным слоем, а положение грузов не фиксировано по ширине пролетного строения. Поэтому здесь возможно появление сравнительно больших изгибающих моментов в консолях. Наиболее простой формой поперечного сечения монтажных элементов автодорожных пролетных строений является прямоугольник, имеющий обычно на боковых поверхностях углубления для заполнения цементным раствором после монтажа блоков.
Стремление к снижению расхода бетона иа пролетные строения привело к появлению пл нт с пустотами (рис. IV. 6, в). Пустоты образуются при изготовлении блоков с помощью специальных пустотообразователей, извлекаемых из бетона. В плитах небольшого пролета (до 9 м) пустоты могут иметь круглую форму; при больших пролетах могут быть сделаны пустоты овального очертания. Плиты с пустотами гораздо экономичнее, чем сплошные н даже чем плиты с консолями, аналогичные применяемым для железнодорожных пролетных строений; такие плиты приближаются по экономическим показателям к ребристым пролетным строениям, имея переД последними преимущество в том, что работы по соединению блоков в пролетное строение на монтаже проще. Плиты с пустотами могут применяться при довольно значительных пролетах — до 18 м. Недостатком пустотных плит является несколько большая сложность изготовления, связанная с применением пустотообразователей, а также недоступность для осмотра внутренних поверхностей пустот, что не позволяет обнаружить трещины, появившиеся на внутренних стенках между пустотами, которые могут уменьшить сопротивление блока поперечной силе. Последнее обстоятельство послужило основной причиной отказа от пустотных плит в пролетных строениях мостов под железную дорогу.
Пустотные плиты в особенности эффективны в преднапряженпых пролетных строениях, в частности, в пролетных строениях из струнобетона (см.§ 9).
\/ 3. ПОПЕРЕЧНЫЕ СЕЧЕНИЯ РЕБРИСТЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
Железнодорожные пролетные строения пролетами более 5—6 я, как правило, устраиваются ребристыми. Такие пролетные строения индустриального изготовления могут быть цель и опер ввозимыми или состоять из отдельных монтажных блоков.
Поперечное сечение цельноперевозимых пролетных строений показано иа рис. IV.7, а. Габаритность этих пролетных строений при перевозке по железной дороге обеспечивается с помощью откидных коисолей балластного корыта. В плите устроен шарнир, вокруг которого коисоли могут поворачиваться. Для транспортировки пролетного строения коисоли ставят в положение, показанное на рис. IV.7, б, и закрепляют стяжками. После установки пролетного строения иа опоры коисоли поворачивают в горизонтальное положение. Круп-
133
ным недостатком откидных консолей является сложность предохранения от
ржавления арматуры шарнира.
Ребра индустриальных пролетных строении делают небольшой толщины.
Для размещения рабочей
Рис, IV.7. Поперечное сечение цельноперевозимых про-летных строений под железную дорогу:
а—после установки; б~при пере-вомке
арматуры приходится развивать нижнюю часть ребра в нижний пояс. Толщину стенки увеличивают к опорам, и у опор ребро чаще всего имеет прямоугольное сечение. Может быть применен пояс, симметрично расположенный относительно стенки (рис, IV.8, а), или несимметричный пояс по рис, IV.8, б, несколько ухудшающий работу балки из-за эксцентриситета усилия в рабочей арматуре по отношению к оси стенки. С другой стороны, при этом опалубка внутренних поверхностей ребер может быть при изготовлении легче извлечена после твердения бетона.
Цельнопсревозимыми также являются без-балластныс пролетные строения (рис, 1V-9, а)-В них плита балластного корыта отсутствует, и путь на мостовых брусьях уложен прямо по верхним поясам главных балок. Сечение главных балок двутавровое, развитие ширины ребра в верхней его части вызывается необходимостью получения достаточной площади сжатой зоны сечения. Толщина стенки увеличивается к опорам. Главные балки соединяются между собой диафрагмами. Для воспринятия горизонтальных нагрузок в плоскости верхних поясов устраиваются продольные связи в виде безраскосной фермы, состоящей из поясов главных балок и
распорок, представляющих собой уширения верхней части диафрагм с вутами
в месте примыкания к главным балкам,
Безбалластные пролетные строения по сравнению с цельноперевозимыми с балластным корытом требуют меньше бетона и арматуры. Экономия получается за счет более простой формы поперечного сечения без бортиков, за счет от
Рнс, IV.8, Балка с переменной толщиной стенки
сутствия плиты балластного корыта, работающей на изгиб в поперечном на* правлении, а также за счет уменьшения изгибающего момента в ребрах вследствие меньшей величины постоянной нагрузки, значительную долю которой в пролетных строениях с балластным корытом составляет вес балласта. Недостатком безбалластных пролетных строений является различное устрой-134
ство железнодорожного пути на мосту и подходах к нему, что усложняет текущее содержание пути.
Кроме того, применявшиеся до настоящего времени конструкции прикрепления мостовых брусьев к железобетонным балкам в эксплуатации показали себя недостаточно долговечными. По этим причинам безбалластные пролетные строения с мостовым полотном па деревянных поперечинах применялись сравнительно редко.
В последнее время предложена конструкция безбалластных пролетных строений с непосредственным прикреплением рельсов, к железобетонной плите. В этом случае ширина плиты поверху может быть сделана равной 320 см при условии устройства иа устоях улавливающих приспособлений для направления сошедших перед мостом с рельсов колес подвижного состава. Таким образом, пролетное строение может быть целиком перевезено в качестве габаритного груза. Устройство мостового полотна этого типа приведено ниже на рис. V.3 и V.4.
Широкое распространение получили пролетные строения с членением на монтажные элементы продольными швами (рис. IV.9, б). При членении
Рис. IV.9. Поперечные сечения индустриальных пролетных строений: ci — базбглластного: б—при членении на два П-образних блока
на два П-образпых блока каждый из них устойчив при транспортировке и при работе в составе пролетного строения. Для мостов, расположенных на прямых участках пути, при пролетах до 20 м можно не соединять блоки после установки их на опоры и избежать укладки бетона на монтаже. По сравнению с цельнопе-ревозимыми пролетными строениями почти в два раза уменьшается вес монтажных элементов; кроме того, отсутствуют шарниры консолей, нежелательные с точки зрения эксплуатации пролетных строений. Расход бетона на двухблочные пролетные строения с П-образными блоками выше, чем для цельноперево-зимых пролетных строений, главным образом потому, что толщина стенки в средней части блоков, где поперечная сила невелика, определяется технологическими соображениями и должна быть достаточной для качественного бетонирования стенок. Практически эта толщина не может быть меньше 10—14 см. Расход бетона на четыре стенки, естественно, больше, чем иа две. Двухблочныс пролетные строения требуют больше операций по погрузке на железнодорожный подвижной состав и установке пролетных строений на опоры, а сами опоры должны быть более широкими.
Наиболее распространенные консольные краны, применяемые, для установки пролетных строений, не имеют поворота стрелы и могут ставить монтажные элементы только по оси пути, после чего необходимо передвигать блоки наместо по опоре. Необходимость в этих работах также можно считать недостатком двухблочных пролетных строений,
Крупным недостатком всех блоков П-образного поперечного сечения, а также безбалластных цельноперевозимых пролетных строений является их неприспособленность к заводскому производству на поточных линиях. Площадь опалубливаемых поверхностей ребер здесь велика. Работы по сборке внутренней опалубки и в особенности по разборке и извлечению этой опалубки после твердения бетона не поддаются механизации, являются трудоемкими и требуют много времени. Поэтому в настоящее время все более широкое прн-
135
мснение находят пролетные строения, члененные продольными швами на блоки Т-образиого сечения.
Наиболее часто пролетное строение делится на два монтажных блока (рис. IV. 10, а). Членение на три и даже на четыре блока, хотя и встречается в разработанных проектах, но широкого распространения не получило, так как приводит к перерасходу бетона и арматуры, а также к усложнению монтажа блоков и их соединения между собой.
Рис. IV. 10. Пролетное строение при членении на Т-образные блоки:
а—поперечное сечение; б—деформация блока при действии эксцентричной нагрузки
При членении на два Т-образных блока получается технологичная конструкция, так как опалубка может быть выполнена в виде двух боковых щитов, легко собираемых и удаляемых посредством поворота вокруг шарниров. Расход материалов получается практически такой же, как для цельноперевозимых пролетных строений. К недостаткам такого решения относится недостаточная устойчивость блоков при перевозке и при эксплуатации, что приводит к необходимости иметь специальные устройства во время перевозки и обязательно соединять блоки после их установки на опоры, по крайней мере, в опорных сечениях.
Блоки соединяют при помощи диафрагм, в которых устраивают монтаж иые стыки. Соединения плиты балластного корыта, как правило, не делают чтобы ие усложнять конструкцию стыков н ие увеличивать объема работ, вы пол ня ем ых и а монтаже. Плита в этом случае работает на изгиб в поперечно! направлении как консольная балка, заделанная в ребре. При действии на плит вертикальной нагрузки, эксцентричной по отношению к оси стенки, происходи кручение балки (угол а), а также изгиб стенки н, вследствие этого дополнител> ное кручение плиты (угол рис. IV. 10, б).
На величину эксцентриситета влияет, в частности, неравномерная пл о-кость подбивки балласта под шпалы. Стенка в средней части пролета имев небольшую толщину и поэтому плохо сопротивляется изгибу. В бетоне стень могут появляться трещины, которые тем более опасны, что они отделяй плиту балластного корыта, в которой располагается сжатая зона сечей ня, * стенки н нижнего пояса балки и, таким образом, могут существенно понизи-сопротивление балки изгибу.
Для повышения сопротивления блоков действию эксцентрично распол женной вертикальной нагрузки применяется устройство ребер жесткости и сс дииительпых диафрагм. Ребра жесткости и диафрагмы поддерживают пли и препятствуют ее повороту. Кручение балки может происходить только участках между [диафрагмами н поэтому изгибающие моменты в стен снижаются.
С другой стороны, ребра жесткости и диафрагмы при заводском про-водстве пролетных строений нежелательны, так как они усложняют коистр’ цию опалубки и затрудняют механизацию работ по сборке и снятию опалуб: В последнее время предложена конструкция блоков без ребер жесткое. 136
с диафрагмами, присоединяемыми к блокам после их изготовления с помощью закладных частей, не выходящих за контур поперечного сечения блоков. Такие диафрагмы при достаточно частом их расположении могут предохранить стейку от появления трещин при эксцентричном действии нагрузки н не ухудшают технологичности блоков.
В пролетных строениях индустриального изготовления диафрагмы, кроме того, выполняют ту же роль, что и в монолитных пролетных строениях, соединяя блоки между собой и препятствуя искажению формы поперечного сечения пролетного строения при действии вертикальных и горизонтальных нагрузок. Вследствие того что в таких пролетных строениях толщина стенки делается минимально возможной, приобретают значение вопросы устойчивости стенки, в особенности при больших пролетах. Поэтому диафрагмы и ребра жесткости могут потребоваться для повышения устойчивости стенки.
4. ПОПЕРЕЧНЫЕ СЕЧЕНИЯ РЕБРИСТЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
На конструкцию балочных пролетных строений под автомобильную дорогу влияют особенности самой автомобильной нагрузки и ее расположения на мосту. Прежде всего, ширина проезжей части здесь значительно больше, чем в железнодорожных мостах, а положение колес подвижного состава ие фиксировано по ширине пролетного строения. Затем, нагрузка от веса автомобилей значительно меньше, чем от веса железнодорожного подвижного состава. Поэтому меньше и доля временной нагрузки в суммарном воздействии иа пролетное строение, и для пролетов свыше 30 м постоянная нагрузка может составлять 40—50% и более от полной нагрузки. Пример поперечного сечения пролетного строения моста под автомобильную дорогу показан иа рис. IV, 11 Ширина проезжей части определяется требуемым габаритом проезда и измеряется между бордюрами, Поверхности полотна проезжен части придается поперечный уклон для стока воды к тротуарам. Далее вода отводится при помощи продольных уклонов за устои или в водоотводные трубки,
Бетон пролетного строения должен быть предохранен от разрушения просачивающейся в него водой, для чего устраивается оклеечная гидроизоляция, подобная применяемой в железнодорожных мостах, или принимаются другие меры, описанные в гл, V, § 1.
Тротуары, как правило, делают в повышенном уровне на специальных сборных блоках.
Рис. IV.11. Поперечное сечение моста под автомобильную дорогу
Пролетные строения под автомобильную дорогу индустриального изготовления должны делиться на отдельные монтажные блоки для возможности их перевозки и установки в пролет. Применяется членение только продольными швами или, кроме того, и поперечными швами. Получаемые прн этом монтажные блоки могут, как и в железнодорожных мостах, иметь П-образиое или Т-образное сечение.
Типы поперечных сечений при членении на П-образные блоки показаны па рис. 1V.12. При конструкции по типу рис. IV.12, а блоки соединяют по-
137
средством стыкования диафрагм- Плита может быть оставлена без стыкования. Если соединение блоков осуществить путем заполнения бетоном пазух между блоками, то получится конструкция, изображенная на рис. IV. 12, б. Это соединение блоков проще, но требует большего расхода бетона, укладываемого на монтаже. В стыке здесь можно отказаться от сварки выпусков арматуры, если применить натяжение пучков арматуры, поставленных в отверстия, образованные при изготовлении блоков и имеющие направление, перпендикулярное к оси моста. Может быть применено соединение П-образных блоков путем стыкования диафрагм, с оставлением между блоками промежутков, перекрываемых специальными переходными плитами (рис. IV. 12, в). Такая конструкция дает преимущество в случае расположения моста на кривой н необходимости устройства уширения полотна проезжей части. Уширение можно здесь выполнить за счет изменения ширины переходных плит при стандартной конструкции основных блоков.
Рис. IV. 12
Pirc. IV. 13
Рис. IV.12. Типы поперечных сечений при членении пролетных строений под автодорогу на блоки П-образпого сечения
Рис. IV.13. Типы поперечных сечений блоков пролетных строений под автомобильную дорогу:
а — со стыкованием диафрагм; б—со стыкованием плиты (бездиафрагмннныс пролетные строения); в—с накладной плитой
Достоинства и недостатки П-образных монтажных блоков разобраны ранее при рассмотрении поперечных сечений железнодорожных пролетных строений.
При заводской технологии изготовления пролетных строений предпочтительнее членение на блоки таврового сечення. Соединение блоков между собой может быть выполнено путем стыкования диафрагм без соединения плиты, подобно тому, как это делается для железнодорожных пролетных строений (рис. IV. 13, а).
Принимая во внимание сосредоточенный характер приложения нагрузки от колеса автомобиля, которое может быть расположено на конце консоли плиты, длина консоли не должна быть слишком большой. Чтобы не пронсходилс интенсивного изгиба стенкн, диафрагмы должны ставиться достаточно час то, что проверяется расчетом.
Еще более благоприятным для заводского производства является тнп мои тажных блоков без диафрагм. Соединение блоков между собой при этом осу ществляется путем стыкования плиты (рис, IV. 13, б). Все функции по распре делению нагрузки между ребрами н сохранению формы поперечного сеченн 138
пролетного строения выполняются плитой, которая получает дополнительные изгибающие моменты. Толщину плиты приходится увеличивать, принимая ее постоянной, так как здесь изгибающие моменты в плите у ребра и в середине между блоками примерно одинаковы. В связи с этим расход бетона и арматуры на такие пролетные строения несколько выше, чем на пролетные строения с диафрагмами.
Членение пролетного строения может быть выполнено путем отделения плиты проезжей части от ребер (рис. IV. 13, в). Получающиеся при этом мон-
Рис. IV.14. Поперечные сечения пролетных строений:
а —с монолитной плитой; б —с заполнением промежутков между блоками
Рис. IV.15. Поперечное сечение пролетного строения с накладной плитой и корытообразными ребрами
тажные элементы просты по форме и наиболее отвечают требованиям массового заводского производства. При изготовлении таких элементов могут быть применены современные методы укладки бетона — вибрирование па вибростолах, вибропрессование, вибропрокат, так как ребра можно изготовлять плашмя. Недостатком таких пролетных строений является наличие ответственного стыка плиты и ребер, выполняемого после установки ребер на опоры. За рубежом применялся в ряде случаев аналогичный тип пролетного строения, но с бетонированием плиты на месте постройки моста (рис. IV. 14, а). Такое решение упрощает устройство стыка, ио приводит к большому объему бетона, укладываемого на монтаже. Этот недостаток в еще большей мере имеет конструкция с заполнением на монтаже промежутков между блоками (рис. IV. 14, б), также применявшаяся за рубежом, в том числе и под железиую дорогу.
Довольно значительное распространение получили пролетные строения с
накладной плитой и корытообразными ребрами (рис, IV. 15). Ребра в этом типе пролетных строений выполняют в виде предварительно напряженных элементов с открытым расположением арматуры на дне корыта. Арматуру натягивают на бетон, после чего закрывают ее слоем бетона для предохранения от коррозии.
Изготовление корытообразных ребер сложнее, чем плоских, ио они устойчивее, и стыки ребер с плитой работают менее интенсивно.
При необходимости сокращения веса монтажных блоков может быть применено членение предварительно напряженных балок пролетного строения поперечными швами, В этом случае вес блоков может быть доведен до 5—10 т. Блоки после их перевозки собирают в балки, после чего натягивают арматуру, объединяя блоки между собой.
Поперечное членение балок увеличивает объем монтажных работ, но в малообжитых районах при отсутствии дорог может оказаться единственно возможным решением.
139
5. НАЗНАЧЕНИЕ РАЗМЕРОВ РЕБРИСТЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПРИ ПРОЕКТИРОВАНИИ
Прн проектировании ребристых пролетных строений важное значение имеет выбор расстояния между ребрами и числа ребер в поперечном сечении. Для железнодорожных цельноперевознмых пролетных строений, имеющих два ребра, расстояние между ребрами следует назначать так, чтобы добиться минимальных изгибающих моментов в плите. Оно получается близким к 180 см. Для двухблочных пролетных строений из тавровых блоков особое значение имеет равномерное распределение нагрузки от подвижного состава на левую и правую консоли плиты каждого блока, чтобы изгибающий момент в стенке
был минимальным. Из этих соображений осями ребер получается равным около 160 <
Рис. IV. 16. Поперечное сечение блока пролетного строения со вспомогательной балкой
оптимальное расстояние между ;и; при двух блоках П-образного сечения по условию устойчивости каждого блока против опрокидывания расстояние между ребрами одного блока принимают в пределах от 100 до 140 см.
В особенности важно пра-
вильно назначить расстояние между ребрами и число ребер в пролетных строениях мостов под автомобильную дорогу. Умень
шение числа ребер приводит к экономик материалов, расходуемых на ребра, но увеличивает расход материалов на плиту проезжей части. В сумме, как правило, сокращение числа ребер даст более экономичную конструкцию. За рубежом в последнее время построено много мостов с двумя главными балками
н с уменьшением пролета плиты посредством вспомогательных поперечных и продольных балок (рис. IV. 16). Такая конструкция хороша для пролетных строений, изготовляемых на месте.
В индустриальных пролетных строениях нерационально устраивать вспомогательные балки, так как это увеличивает количество стыков н усложняет конструкцию монтажных элементов. Если же не делать, вспомогательных балок, то прн уменьшении числа ребер возрастает вес монтажных элементов.
Кроме того, если плита соседних блоков не соединяется монтажным стыком, то необходимо принимать во внимание работу плиты и стенки на изгиб при положении груза на конце консоли плиты. В имеющихся пролетных строениях расстояние между ребрами колеблется от 1,2 до 2,5 м. Меньшая из этих величин относится к пролетным строениям длиной 10—12 л без соединения плит, большая — длиной 30—40 м с соединением плит. Окончательно вопрос о расстоянии между ребрами решается на основании составления и сравнения вариантов.
Другой важной характеристикой пролетного строения, которая должна быть выбрана при проектировании, является расчетная высота балки. При увеличении высоты увеличивается плечо внутренней пары и уменьшаются величины равнодействующих сил в сжатой зоне бетона и арматуре. Поэтому увеличение высоты приводит к сокращению расхода арматуры и бетона на сжатую плиту и нижннн пояс балки. Расход бетона на стенку возрастает вследствие увеличения ее высоты. Толщину плиты нельзя назначать меньше 12 см ддя железнодорожных и 10 см для автодорожных пролетных строений. В слишком тонких плитах приобретают большое значение дефекты изготовления — раковины в бетоне, отклонения от проектного положения арматуры и т. д. Эти соображения должны учитываться прн определении наиболее экономически выгодной высоты сечения. Большую роль здесь играет марка бетона, при повышении которой можно уменьшить толщину плиты. На выбор высоты сечения оказывают влияние также требования жесткости —прогиб пролетного строения не должен превышать допустимых величин.
140
В некоторых случаях при больших пролетах приходится учитывать необходимость вписывания блоков в габарит при их перевозке. Для путепроводов, когда желательно всемерное уменьшение строительной высоты, высота сечения часто сознательно делается меньше экономически целесообразной. Наконец, на расчетную высоту балок могут оказать воздействие требования стандартизации опалубки и другого оборудования для изготовления блоков. Здесь может оказаться целесообразным при проектировании целой серии пролетных строений назначить для нескольких пролетов одинаковую высоту.
При проектировании необходимо выбирать высоту сечения на основе анализа составленных вариантов пролетного строения с разными высотами сечений. Для первоначального назначения высот можно руководствоваться составленными ранее проектами. В этих проектах высота сечения блоков железнодорожных пролетных строений без предварительного напряжения составляла 1/с—’/в от пролета при пролетах от 6 до 15 м. При больших пролетах это отношение уменьшается и для пролетов преднапряженных пролетных строений пролетами 18—33 м составляет 1/ц—1/i3- Блоки пролетных строений под автомобильную дорогу проектировались меньшей высоты. Для пролетов от 10 до 33 м отношение высоты сечения к пролету изменяется примерно от 1/10 до 1/22.
Толщина плиты блоков назначается по условиям ее работы на изгиб в поперечном направлении, для чего делается расчет плиты, а также по условиям ее работы как сжатой зоны в составе главной балки пролетного строения. Желательно назначать толщину плиты так, чтобы при расчете на прочность вся сжатая зона сечення размещалась в плите, не выходя в ребро. Кроме того, толщина плиты не должна быть меньше приведенной выше допустимой величины.
Толщина стенки у опор определяется расчетом стенки на главные растягивающие напряжения. В середине пролета, где поперечная сила невелика, толщину стенкн надо назначать по условиям удобства бетонирования, а также по условиям ее работы на изгиб при действии эксцентрично расположенной нагрузки. Если в стенке не проходят пучки предварительно напряженной арматуры, то минимальная толщина ее по условиям качественного бетонирования составляет для автодорожных мостов 8 см. Для железнодорожных мостов минимальная толщина стенки принимается равной 12 см. Рекомендуется назначать толщину стенки соответственно не менее 10 и 14см. Если в стенке проходят пучки преднапряженной арматуры, то толщина стенки должна быть увеличена до 16—20 см; в противном случае возможно зависание бетона при бетонировании и образование раковин под пучками.
Размеры нижнего пояса блока определяются для пролетных строений без предварительного напряжения только возможностью размещения в нем рабочей арматуры. Для предварительного назначения размеров нижнего пояса следует приближенно определить количество рабочей арматуры, выбрать диаметр стержней и разместить стержни в ннжпем поясе с учетом указаний, приведенных в § 3. Для преднапряженных пролетных строений размеры нижнего пояса могут определяться работой его на сжатие в момент создания предварительного напряжения. Здесь следует задавать размеры нижнего пояса с учетом имеющейся практики проектирования, а затем проверять достаточность этих размеров расчетом.
При назначении формы поперечного сечения блоков необходимо учитывать целый ряд особенностей изготовления их и работы в составе пролетного строения. Пренебрежение этими особенностями при проектировании может привести к появлению трещин в бетоне в период изготовления и монтажа пролетного строения, а также в период эксплуатации под нагрузками, значительно меньшими, чем расчетные.
Большую роль в трещинообразовании играет усадка бетона. Арматура препятствует свободной усадке бетона, за счет чего в бетоне появляются растягивающие напряжения даже при отсутствии внешних усилий. Кроме того, усадка происходит неравномерно: у поверхности, где отдача влаги при твердении бетона наиболее интенсивна, деформации усадки в несколько раз превы-
141
шают деформации усадки в середине сечения. Поэтому поверхностный слой как бы стягивает среднюю часть сечения, и в нем также возникают растягивающие напряжения. Далее, более массивные части конструкции высыхают медленнее, чем более топкие; поэтому деформации усадки в них протекают медленнее, в результате чего в более тонких частях конструкции появляются растягивающие напряжения. Аналогичное действие оказывает охлаждение конструкции после пропаривания или во время твердения бетона, так как поверхностные слои бетона охлаждаются интенсивнее, чем бетон в средней части
сечения.
Для того чтобы предотвратить или уменьшить влияние усадочных деформаций на трещинообразование, следует принимать меры, уменьшающие величину этих деформаций, указанные в гл. IV, § 2. Кроме того, прн проектировании нужно по возможности избегать сочетания массивных и тонких частей конструкции. Хорошие результаты дает борьба с неравномерностью усадочных деформаций путем нанесения на поверхности бетона влагонепроницаемых пленок, задерживающих высыханне поверхностного слоя бетона. Стедует избегать конст-
а —нерекомендуемое; б—рекомендуемое руКЦНЙ, В КОТОрыХ ВСЛвД-
ствие деформаций от усадки или охлаждения возможно защемление опалубки и появление растягивающих напряжений в бетоне, например, по рис, IV. 17, а. В этом случае надо стремиться к применению конструкции по типу рис. IV, 17, б, а если это невозможно, предусматривать обязательное устройство в опалубке упругих прокладок, обеспечивающих свободу деформации конструкции при усадке бетона.
Усадка и температурные деформации могут вызвать появление трещин и в других случаях, когда свобода деформаций конструкции затруднена. Например, если подвижные опорные части балок не обеспечивают свободы продольного перемещения, вследствие усадки бетона нли охлаждения балки в ней могут появиться добавочные растягивающие усилия и возникнуть трещины большой ширины.
Во всех случаях следует избегать концентрации напряжений в конструкции. Концентрация напряжений возникает там, где происходит резкое изменение сечений. При конструировании необходимо устранять концентраторы, предусматривая плавные переходы в тех местах, где сечение конструкции изменяется. В особенности внимательно следует конструировать входящие углы поверхности бетона, устраивая здесь скругления илн вуты.
6. ФОРМА И РАЗМЕРЫ УНИФИЦИРОВАННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Для повышения производительности труда и снижения производственных затрат необходимо широко применять на предприятиях, изготовляющих железобетонные сборные конструкции мостов, современные методы производства, в частности, поточный метод, при максимальной механизации и по возможности автоматизации всех операций.
Серьезным препятствием для внедрения передовых способов изготовления сборных железобетонных конструкций мостов на заводах и полигонах до последнего времени было большое количество типов пролетных строений для мостов различного назначения. Для организации массового заводского производства элементов сборных железобетонных пролетных строений необходимо было резко сократить число типоразмеров изготовляемых блоков и унифицировать их форму и размеры с тем, чтобы при их изготовлении могло быть при-И2
менено стандартное оборудование (упоры для натяжения арматуры, металлическая опалубка и т. п.).
Поэтому в 1963 г. были узаконены стандартные полные длины пролетных строений с разрезными балками. На основании подробного технико-экономического анализа установлены полные длины с модулем 3 Ji, а именно: 6, 9, 12, 15, 18, 24, 27, 33 и 42 .и. Выбор в качестве стандартной величины полной длины, а не расчетного пролета сделан потому, что при этом длина опалубки и упоров для и ат я жен и я арматуры также подчинена этому модулю, что облегчает стандартизацию оснастки для изготовления блоков. Стандартные полные длины установлены для мостов всех назначений — железнодорожных, автодорожных и городских.
На основании анализа составленных вариантов выбран наиболее рациональный тип поперечного сечения монтажных блоков: для плитных пролетных строений — тавровое и прямоугольное с пустотами, а для ребристых пролетных строений — тавровое с развитым нижним поясом, причем при изготовлении блоков диафрагмы и ребра жесткости отсутствуют. Принятые типы сечений обеспечивают технологичность блоков, снижают трудоемкость их изготовления, позволяют механизировать основные операции, выполняемые на заводе. При этом обеспечивается удобство монтажа блоков на месте строительства.
В разработанном проекте проведена унификация поперечных сечений блоков пролетных строений под железную и автомобильную дороги так, чтобы при изготовлении нескольких типоразмеров блоков могла быть применена одна и та же металлическая опалубка. Кроме того, стандартизированы различные детали — арматурные пучки и сетки, тротуары и перила, опорные части, водоотвод.
Плитные пролетные строения запроектированы для полных длин от 6 до 18 м под автомобильную дорогу и от 6 до 9 м под железную дорогу. Высота сечения монтажных блоков изменяется от 30 до 75 см с модулем 15 ел. Тип поперечного сечения принят разным для железнодорожных и автодорожных мостов; в первом случае выбрано тавровое (рис. IV.18, а), во втором — прямоугольное сечение с пустотами (рис. IV. 18, б). Пустоты для плит длиной 6 и 9 м — круглые, для плит длиной 12, 15 и 18 м — овальные. В табл. IV.1 приведены
Таблица IV.1
Основные данные по унифицированным плитным пролетным строениям
Полная длина L, м Размеры, см Число пучков или прядей на блок, шт. Расход на пролетное строение Вес одного блока (для ж. д. с изоляцией), т
II d НИЖНИХ верхних бегока, м3 сталил т
всего в том числе пучки (пряди)
Под железную дорогу
6 9 45 60 7 + 2^9 7 + 6= 13 2 2 8,78 15,24 2,58 3,97 0,59 1,14 11,8 20,3
12 75 — 7 4-7 4-4-5= 19 2 23,28 5,88 2,06 30,5
Под автомобильную дорогу
6 30 18 18 8 2 12,0] 1,93 0,75 3,1
9 45 32,5 32,5 8 2 22,65 2,76 1,05 5,6
12 60 47,5 32,5 10 2 35,76 4,16 1,62 8,5
15 60 47,5 32,5 124-2= 14 3 44,7! 6,18 2,80 10,7
18 75 62,5 32,5 12 4- 4 = 16 3 61,73 8,16 3,70 14,3
и р и м с ч а п я я. 1 . Размеры см. н а рис. IV. 8.
2. Пролетные строения под железную дорогу армированы пучками из 24 проволок диаметром 5 мм в каждом.
3, Данные по пролетным строениям под автодорогу приведены для габарита Г-7~[-2х [ ,0 м прн армировании витыми прядями из семи проволок диаметром 5 мм,
4, Расчетные пролеты меньше полных Длин на 0,4 м для плит под автодорогу длиной б и 9 jh на 0,6 м для остальных плит.
143
данные о размерах поперечных сечений блоков плитных пролетных строений и расход материалов на их изготовление.
Соединение блоков между собой для пролетных строений под автодорогу осуществляется путем заполнения бетоном пазух между блоками, в которых
Рис. IV.18. Типы поперечных сечений блоков унифицированных плитных пролетных строений
Рис. IV.19. Поперечное сечение блока унифицированных ребристых пролетных строений
имеются углубления для образования шпонок; в пролетных строениях под железную дорогу блоки соединяют монтажными стыками торцовых диафрагм.
Ребристые пролетные строения делятся на блоки таврового сечения. Форма сечения назначена с учетом требований заводской технологии изготовления (рис. IV, 19).
Толщина плиты принята постоянной на всей ширине, потому что пролетные строения под автомобильную дорогу, для которых принята та же стандартная
Рис. IV.20. Горизонтальный разрез по стенке ребристых унифицированных пролетных строений: а —автодорожных; б—железнодорожных
форма сечения, запроектированы без диафрагм, с распределением нагрузки в поперечном направлении посредством плнты, работающей на изгиб, В этом случае изгибающие моменты в середине пролета плиты н на опоре приблизительно одинаковы. Плита сопряжена со стенкой закруглениями радиусом 30 см, чтобы улучшить условия работы стенки на изгиб и облегчить распалубку блоков. Верхняя грань нижнего пояса сделана наклонной под углом 45° к горизонту, чтобы исключить зажатие опалубкн вследствие усадки бетона при его твердении (см. рис. IV. 17). Сопряжение иижнего пояса со стенкой осуществ-144
лено также по кривой для облегчения распалубки; здесь радиус кривой принят равным 20 см. Боковым граням нижнего пояса придан уклон 1 : 10 к вертикали, чтобы облегчить извлечение блока из неразъемного распорного устройства.
Данные о размерах монтажных блоков и о расходе основных материалов на их изготовление приведены на рис. IV.19 и IV.20, а также в табл. IV.2. Расстояние между осями соседних блоков принято для пролетных строений под железную дорогу равным 180 см; для мостов под автомобильную дорогу па основании анализа вариантов компоновки пролетных строений для различных габаритов это расстояние назначено в 210 см.
Таблица IV.2
Основные данные по унифицированным ребристым пролетным строениям
Тип сечения | Высота Н, сж Дорога Полная длина I.. .4 Размеры, сж* Число пучков** 24 S 5 мм на блок Расход на пролетное строение*** Вес одного блока, I /и** *** 1
Л йп нижней [ съемной । верхней । бетона, Л’ 1 стали, J7E
всего 1 , в том чи-| | еле пучки)
I 90 Анта мобильная 12 60 10 15 3 + 1 -- 4 — 28,00 5,79 0,78 16,8
То же 15 60 10 15 4+1=5 4 + 1 + 1 = б — 34,89 7,37 1,32 20,9
II 120 Железная 12 59 15 15 5+ 3 + 1 - 9 5 2 21,49 5,49 1,08 28,5
автомобильная 18 59 15 15 47,07 8,78 1,42 28,4
То же 24 59 15 15 4 + 3 + 1 - 8 5 + 3 + 1 - 9 62,48 12,26 3,17 37,7
III 150 Железная 15 58 20 15 5+5 = 10 2 29,48 7,23 1,45 39,0
То же 18 80 10 15 7 + 5 + 2-14 2 38,03 9,02 2,28 50,1
автол о- 33 58 20 15 4 + 5+ 1x2 = -— 95,06 19,07 6,07 57,5
билызая -- 11
5 + 5 + 1 х 3 =
- 13
IV 210 Железная 2 W 78 20 15 7 + 7 + 3 = 17 2 62,06 13,90 3,55 81,0
То же 27 78 20 15 7+7 + 3+ 1+ 2 67,07 16,25 4,81 87,7
+ 1 = 19
V 240 То же 33 78 20 20 8+6 + 64" 4+ 2 90,94 21,76 7,11 110,5
+ 2= 26
* Размеры указаны для сеченяя в середине пролета (см. рис. IV. 1S).
** Числа пучков указано по рядам, начиная снизу. Для блоков под автомобильную дорогу Число пучков дано сначала для средней, затем для крайней балки.
*** Расход материалов для пролетных строений под автомобильную дорогу дан для габарита Г-7-|-2 х 1,0 ж при прямолинейной арматуре. Покрытие проезжей части, тротуары и iiepa.naj не учтены.
**** Разработай также вариант пролетного строения для L = 24 М при Н = 180 сж.
***** Для пролетных строений под железную дорогу при L = 12 -г 27 же изоляцией.
Высота сечения блоков установлена пяти типов с модулем 30 см: 90, 120, 150, 210 и 240 см. Для каждой высоты сечения предусмотрена возможность изготовления блоков этой высоты в одной н той же боковой опалубке, для чего боковое очертание блоков имеет стандартные элементы. Для всех блоков нижняя поверхность плиты горизонтальна и сопрягается с поверхностью стенки по радиусу 30 см, верхняя грань нижнего пояса наклонена под углом 45° и сопрягается с поверхностью стенки по радиусу 20 см. Боковые грани нижнего пояса имеют наклон 1 : 10. Ширина нижнего пояса принята двух типов; изменение этой ширины может быть осуществлено при одной и той же боковой опалубке с помощью прокладок. Так, например, высоту 150 см имеют блоки длиной 15 н 18 м под железную дорогу и длиной 33 м под автомобильную дорогу. На рис. IV.21 показано, как при помощи прокладок можно получить блоки -всех этих типоразмеров. В верхней части рисунка сплошными линиями обо-6 Зая. 19 145
Рис, IV.21. Схема изготовленияребри-стых унифицированных пролетных строений нескольких типов в одной опалубке
из двух блоков. Блоки соединяются
значено очертание блоков для пролетных строений под автомобильную дорогут а пунктиром — под железную дорогу. В нижней части рисунка показано очертание иижнего пояса: сплошной линиеи для пролегши о строения длиной 18 м под железную дорогу, пунктиром для всех остальных пролетных строений с высотой сечения 150 см. Заштрихованы съемные прокладки.
Толщина стенкн для всех блоков ребристых пролетных строений в средней части пролета принята равной 16 см. К опорам толщина стенки увеличивается. Для пролетных строений под автодорогу оказалось возможным сде-тать уширение стенки па сравнительно небольшом участке у опоры (длиной 150 см); стенка здесь ушнрена с 16 до 26 см (см. рис. IV.20, а). Для железнодорожных пролетных строений пришлось в большинстве случаев начать ^шя рспие ближе к середине пролета, а для пролетного строения длиной 24 м сделать и вторую ступень — до 36 см. Кроме того, у самой опоры стенка ушнрена еще более, так что се толщина становится равной ширине нижнего пояса (см. рис. IV.20, б).
Для пролетных строений под автодорогу длиной 15—42 м разработан вариант конструкции составных балок с поперечным членением и натяжением арматуры па бетон. При этом размеры балок, включал все элементы поперек^ кого сечения, остаются такими же, как и для цельных балок. Составные балки собираются из отдельных блоков: средних длиной по 6 м и крайних длиной 3 пли 4,5 м.
В поперечном сечен ии пролстпое строение под железную дорогу состоит между собой при помощи сборных диаф
рагм, аналогичных описанным в гл. V. Для упрощения опалубки блоки не имеют никаких выступов и выпусков арматуры, выходящих за очертание блока. Пролетное строение под автомобильную дорогу в поперечном сечении может иметь различное число блоков в зависимости от габарита проезда - При габарите Г-7 -Г2X1,0 м в сечении четыре блока; прн габарите Г-7+ 2X1,5 м, Г-8 н Г-9 + 2 X1,0 м — пять блоков; при габарите Г-9 + 2 X 1,5 м — шесть блоков. Диафрагмы и ребра жесткости отсутствуют; распределение нагрузки в поперечном направлении, а также сопротивление силам, вызывающим искажение формы поперечного сечения пролетного строения, достигается за счет работы плиты на изгиб в плоскости, перпендикулярной к оси пролетного строения. Плиты соседних блоков стыкуют между собой.
Армирование унифицированных пролетных строений разработано в нескольких вариантах, отраженных в приведенных ниже примерах конструкций пролетных строений.
§ 3. АРМИРОВАНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ БАЛОК НЕНАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРОЙ
1. ВЫБОР ДИАМЕТРА И РАСПОЛОЖЕНИЯ РАБОЧЕЙ АРМАТУРЫ
Рабочая арматура, укладываемая, как правило, у наиболее растянутого волокна сечения, состоит из круглых стержней, чаще периодического про фнля. Диаметр рабочей арматуры принимается не менее 12 мм; для плит бал ластного корыта и проезжей части допускается применение стержней диамег ром 10 мм, для тротуарных плит — 8 льи. Рабочая арматура располагаете: 146
в бетоне одиночными стержнями (рис. IV.22, а), пучками по два или по три стержня (рис. IV.22, б и в) или (в арматурных сварных каркасах) вер тика ль-ними рядами стержней, сваренных между собой связующими швами (рис. IV.22, а и д).
При выборе расположения рабочей арматуры принимают во внимание прежде всего необходимость обеспечить свободный проход бетона между стержнями или пучками стержней во время изготовления элемента, для чего требуется соблюдение минимальных расстояний в свету между стержнями и между стержнями и опалубкой. Как указывалось выше, для получения бетона высокой прочности с небольшими деформациями усадки применяются жесткие бетонные смеси, укладываемые при помощи вибраторов. Современные вибраторы с гибким валом имеют диаметр рабочего органа 51—76 мм. Поэтому между вертикальными рядами арматуры желательно оставлять 1—2 промежутка шириной 6 — 8 см\
остальные промежутки не менее 5 см. Расстояние в свету между стержнями рабочей арматуры и опалубкой (защитный слой) должно быть не менее 3 см, для того чтобы в это пространство мог пройти бетон и для надежной защиты рабочей арматуры от коррозии во время эксплуатации со-оружения. С другой стороны, защитный слой нс
Рис. IV.22. Расположение ненапряженной рабочей арматуры в бетоне
должен быть больше 5
см, так как при большой
толщине неармированного защитного слоя в нем могут развиваться усадочные или силовые трещины.
Армирование железобетонных пролетных строений должно обеспечивать воспринятие растягивающих напряжений в сечениях их элементов в предположении, что бетон в растянутой зоне не работает. При этом раскрытие трещин в бетоне, если они появятся, не должно превосходить величины, при которой снижается долговечность сооружения.
Причины, вызывающие появление трещин в бетоне, в основном следующие: растягивающие напряжения в бетоне, усадка бетона, протекающая в условиях, когда свободная деформация бетона затруднена (стесненная усадка), или неравномерная усадка бетона, температурные деформации в тех же условиях. Рассмотрим случай возникновения только растягивающих напряжений в бетоне. О влиянии на образование трещин усадки и температурных изменений было сказано выше.
В растянутых и изгибаемых элементах железобетонных мостов, как правило, невозможно избежать появления трещин в бетоне без специальных мер. Прочность бетона при работе на растяжение составляет лишь от 6 до9% от прочности на сжатие при изгибе; при этом при увеличении марки бетона прочность на растяжение растет медленнее, чем прочность на сжатие. В железобетонных конструкциях работа бетона на растяжение, как правило, не учитывается; растягивающие усилия передаются на арматуру, связанную с бетоном посредством сцепления.
Решающее значение для появления трещин в бетоне имеет малая растяжимость бетона. Предельное удлинение бетона до разрыва прн отсутствии арматуры равно 0,1—0,15 мм на 1 пог. м. При наличии арматуры видимые трещины появляются при более значительных деформациях бетона, порядка 0,15— 0,30 мм/м.
Арматура связана с бетоном посредством сцепления н деформируется совместно с ним; при вышеуказанных деформациях бетона в арматуре
6*
147
действуют напряжения порядка 300—600 кг/см2. Ограничивать напряжения в арматуре этими пределами невыгодно, поэтому в железобетонных мостовых конструкциях в зонах, где возникают растягивающие напряжения, происходит нарушение структуры бетона, появляются микротрещины, иногда развивающиеся в видимые трещины с различной величиной раскрытия. Так, например, в изгибаемых балках у середины пролета могут возникать трещины в нижней части сечения за счет действия нормальных растягивающих напряжений при изгибе. Эти трещины имеют вертикальное направление. Ближе к опорам могут возникать трещины от действия главных растягивающих напряжений. Эти трещины имеют наклон к вертикали, причем угол наклона увеличивается от середины пролета к опорам, достигая у опор 45э.
Трещины в растянутой зоне бетона сами по себе не опасны. При расчете наличие трещин учитывается; прочность, выносливость и жесткость железобетонных конструкций обеспечиваются, несмотря на наличие трещин. Опасным является увеличение раскрытии трещин, так как при значительной ширине трещины в нее может попадать вода, вызывающая ржавление арматуры или выщелачивание бетона. За предельную ширину трещин, при которой они не представляют опасности с точки зрения долговечности моста, принимают 0,2 мм.
После появления трещин в результате многократно повторного приложения временной нагрузки ширина их постепенно растет за счет освобождения арматуры от сцепления с бетоном на участке между трещинами.
Раскрытие трещин при одном и том же напряжении в арматуре будет больше, если трещины будут появляться на большем взаимном расстоянии. Для уменьшения расстояния между трещинами необходимо увеличивать сцепление между арматурой и бетоном и уменьшать площадь растянутой зоны бетона (увеличивать насыщение растянутой зоны арматурой).
Для повышения сцепления арматуры с бетоном можно рекомендовать применение арматуры меньших диаметров, так как при этом увеличивается суммарный периметр стержней арматуры. Так, например, один стержень арматуры диаметром 42 мм имеет такую же площадь поперечного сечения, что и три стержня диаметром 24 мм, но периметр в последнем случае больше в 1,7 раза. Даже при расположении трех стержней плотным пучком периметр пучка значительно больше периметра одного стержня той же площади. Резкое повышение сцепления достигается путем применения арматуры периодического профиля взамен гладкой.
Для увеличения насыщении растянутой зоны бетона арматурой следует стремиться к уменьшению площади растянутой зоны бетона, так как увеличение количества арматуры сверх требуемого по условиям воспринятия растягивающих усилий приведет к перерасходу металла. Для этого при проектировании нужно назначать размеры растянутой зоны минимально необходимыми по условиям размещения арматуры с учетом обеспечения качественного бетонирования этой зоны.
Вышеприведенные соображения приводят к выводу о желательности расположения арматуры по рис. IV.22, б или даже по рис. IV.22, в, хотя при этом несколько возрастает трудоемкость арматурных работ. Расположение арматуры по рис, IV.22, г еще более экономично, но требует объединения арматуры в сварные каркасы, что увеличивает объем сварочных работ. Кроме того, здесь возможно появление продольных трещин на нижией поверхности ребра, так как бетон разбит рядами арматуры на вертикальные слои, плохо связанные друг с другом. Для улучшения связи между слоями бетона, расположенными между вертикальными рядами арматуры, следует через три-четыре стержня оставлять в вертикальном ряду просвет шириной, равной одному диаметру стержней (рис. IV.22, 5). Достаточность этих мероприятий проверяется расчетом конструкции на трещииостойкость (см. гл. IX).
Для того чтобы арматура, предназначенная для воспринятия растягивающих усилий, была бы надежно включена в работу, применяется ряд мер по закреплению ее концов в бетоне. Лучше всего заканчивать стержни рабочей 148
арматуры в сжатой зоне сечения, где они уже не работают иа растяжение. Сжатая или заанкериваемая в сжатой зоне арматура периодического профиля может не иметь крюков на концах; для гладкой арматуры требуется дополнительное устройство крюков с внутренним диаметром не менее 2,5 диаметра стержня и с прямолинейным участком длиной не менее трех диаметров. При этом концы арматуры должны быть заведены в сжатую зону на достаточную длину (10—20
Рис. IV.23. Смятие бетона на пе-р еги бе ар на туры
диаметров в зависимости от типа арматуры, наличия крюков и т, п,). Как исключение допускается за-
делка стержней арматуры в растянутой зоне, В этом случае стержни должны быть заведены за то сечение, в котором они требуются по расчету на длину 15—30 диаметров, в зависимости от типа арматуры (гладкая или периодического профиля) н наличия крюков на концах стержней.
Изгибающие моменты, имеющие наибольшую величину в середине пролета, к опорам уменьшаются. В соответствии с огибающей эпюрой моментов часть стержней рабочей арматуры становится ненужной в растянутой зоне. Такие стержни целесообразно отогнуть вверх и закрепить в сжатой зоне; наклонные участки стержней (отгибы) будут при этом работать на воспринятие поперечной силы в сечениях с наклонными трещинами, которые у нейтральной оси направлены под углом 45° к горизонтали. Поэтому и отгибы в большинстве случаев имеют тот же наклон,
В месте перегиба стержень, стремясь выпрямиться, оказывает давление на бетон (рис. IV.23). Во избежание смятия бетона необходимо снижать это давление путем устройства перегиба по окружности достаточно большого радиуса — 10 диаметров для гладкой и 12 диаметров для периодической арматуры, В местах, где рабочая арматура не слишком напряжена, например, на концевых участках балок, можно ограничиться перегибом с радиусом 3 диа
метра.
При размещении отгибов надо следить, чтобы на участке, где они ставятся по расчету, в любом сечении, нормальном к осн балки, был по крайней мере один отгиб. Если поставить хомуты, достаточные по расчету для прочности и трещиностойкости балки, то отгибов можно вовсе не делать.
Стыки растянутой арматуры осуществляют при помощи сварки. При стыковании стержней до постановки их в арматурные каркасы лучшие результаты дает контактная сварка встык методом оплавления, причем для конструкций
железнодорожных мостов, рассчитываемых на выносливость, следует применять механическую зачистку шва для уменьшения концентрации напряжений. Для стыков арматуры, устраиваемых после постановки стержней в каркасы или при монтаже сборных конструкций, если арматура растянута и подвержена значительному воздействию временной нагрузки, рекомендуется стыкование ванным способом на удлиненных подкладках (рис. IV.24,a). Допускаются также стыки с наклад-
Рис, IV.24, Стыкование арматуры
ками и односторонними
149
швами, причем для уменьшения концентрации напряжений в этом случае накладки следует делать смещенными (рис. IV.24, б). Сварные швы в обоих типах стыков следует выводить на стержень.
2. АРМИРОВАНИЕ ПРОЧИМИ ВИДАМИ АРМАТУРЫ
При значительных размерах растянутой зоны недостаточно поставить расчетное количество арматуры у растянутого волокна. Для предупреждения значительного раскрытия трещин следует армировать растянутую зону бетона по всей ее высоте. Для этого стенку снабжают продольной арматурой; на высоты эту арматуру диаметром 8—14 мм располагают через 10—12 диаметров.
При проектировании нужно иметь в виду, что растянутая зона бетона может возникнуть там, где появляются местные напряжения от сосредоточенного приложения усилий, а также неучтенные расчетом растягивающие напря-
Рис. IV.25. Косвенное армирование:
а — с пир л ли в центральное жато и стержне; б—сетки в месте опирания
жения (например, при действии отрицательных моментов в плите балластного корыта над диафрагмами). Такие места следует армировать для предотвращения появления трещин или для уменьшения раскрытия трещин, причем направление арматуры необходимо выбирать так, чтобы опа пересекала возможные трещины под углом, по возможности близким к 90°.
Хомуты в балках ставятся во всех случаях. Основное их назначение — обеспечение прочности по наклонным сечениям. Количество хомутов на участках, где действуют значительные поперечные силы (у опор), определяется расчетом,
На участках, где поперечные силы невелики и хомуты по расчету не требуются, они ставятся конструктивно. При этом каждый хомут должен охватывать в одном ряду не более пяти растянутых и не более трех сжатых стержней, а расстояние между хомутами по длине блока не должно превышать 50 см и 3/4 высоты сечения. В тонкостенных предварительно напряженных балках расстояние между ненапряженными хомутами в стенке не должно превышать 20 см. Такое ограничение устанавливается в связи с тем, что при предварительном напряжении стенка в нижней части сжата значительными силами и нуждается в косвенном армировании.
Вообще там, где в бетоне действуют значительные сжимающие напряжения, необходимо предупреждать появление трещин в бетоне вследствие развития поперечных деформаций растяжения путем постановки так называемой косвенной арматуры. Эта арматура располагается так, чтобы при поперечных удлинениях бетона в ней возникали растягивающие усилия. Косвенная арматура может применяться в виде сеток, хомутов или спиралей. Она ставится в центрально- и виеценгренно сжатых элементах, иногда — в сжатой зоне изгибаемых элементов, в нижних поясах преднапряженных балок, а также там, 150
где на бетон передаются значительные внешние силы, например, в местах опирания конструкции на опоры (рис. IV.25).
Защитный слой бетона, считая в свету от хомутов и нерасчетной арматуры, должен иметь толщину не менее 1,5 см.
Если в конструкции растянутая грань имеет вогнутое очертание или входящие углы, то усилия растяжения в арматуре вызывают появление сил, направленных в сторону вогнутости. Эти силы могут вызвать отрыв защитного слоя бетона. Поэтому такие места необходимо армировать особым образом. Криволинейная растянутая арматура, расположенная у вогнутой грани
конструкции, поддерживается хомутами, сечение которых определяется по расчету на полное усилие отрыва; расстояние между ними должно быть не более 10 диаметров стержней рабочей арматуры и не более 40 см. При наличии
путем перегиба стержней ра-
входящих углов не допускается армировать их бочей арматуры по очертанию угла. В этом случае следует продолжать прямолинейные стержни рабочей арматуры и делать их перекрещивающимися, располагая в разных вертикальных плоскостях (рис. IV.26).
Отрыв защитного слоя может быть вызван потерей устойчивости сжатых арматурных стержней. Средством предупреждения этого явления служат хомуты, расстояние между которыми в изгибаемых элементах не должно быть более
Рис. IV-26. Армирование входящего угла
15 диаметров стержней рабочей арматуры, а в центральносжатых элементах — не более 40 см и наименьшего размера сечения. Каждый такой хомут должен охватывать в одном ряду не более трех сжатых стержней. Если сжатая грань элемента имеет выпуклое очертание, то сечение хомутов должно быть проверено на полную величину радиального
усилия отрыва.
Усадка бетона и неравномерное охлаждение конструкции, как указано выше, часто приводят к образованию трещин в бетоне даже без действия на
грузки.
Для борьбы с трещинами усадочного происхождения, кроме правильного подбора состава бетона, ухода за ним во время твердения и правильного выбора формы поперечного сечения, следует применять армирование наружных поверхностен конструкции противоусадочными сетками.
При проектировании нужно следить, чтобы арматура всего блока была связана в достаточно жесткий каркас, с обеспечением проектного положения стержней при бетонировании. Связь между отдельными частями каркаса осуществляется посредством тех же хомутов, о которых сказано выше. Хомуты должны быть прикреплены к верхней и нижней арматуре. Во многих случаях для образования жесткого каркаса требуется, кроме того, постановка специальной монтажной арматуры.
В плитах, имеющих значительную ширину, для которых возможно неравномерное распределение нагрузки по ширине, требуется ставить распределительную арматуру в поперечном по отношению к пролету плиты направлении. Такая арматура является рабочей при изгибе в поперечном направлении. Кроме того, она служит для дополнительной связи между стержнями основной арматуры.
Современное заводское производство элементов железобетонных .мостов требует такой конструкции арматуры, чтобы работы по изготовлению н комплектованию ее в арматурные каркасы могли быть выполнены механизированным способом. Для этой цели прежде всего следует объединять продольную и поперечную арматуру в плоские сварные сетки, которые можно изготовлять при помощи точечной контактной сварки на специальных машинах. Можно также использовать и пространственные каркасы, которые могут быть изготовлены из плоских сварных сеток путем их перегибания и объединения между собой. Плоские сварные сетки, изготовляемые на машинах, нашли шн-
151
рокое применение для второстепенных частей арматуры мостовых конструкций: так, в сетки объединяется поперечная и продольная арматура стенок изгибаемых балок, арматура плит проезжей части и балластного корыта и т. п. Рабочая арматура вместе с отгибами также часто изготовляется в виде арматурных каркасов, но из-за сложности этих каркасов их изготовление затруднительно механизировать н сварка их производится вручную.
В последующем изложении на примерах показано конструктивное оформление сварных сеток и каркасов.
§ 4. ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
Рассмотрим конструкцию плитного пролетного строения расчетным пролетом 5,5 м под железную дорогу, разработанную для свайно-эстакадных мостов проектным институтом «Ленгипротрацсмост» в 1963 г. (рис. IV.27).
В целях обеспечения габаритности пролетного строения при перевозке по железной дороге оно разделено продольным швом на два монтажных блока. Высота сечения пролетного строения — 50 см. Заметим, что для монолитного пролетного строения аналогичной конструкции (см. рис. IV. 1) высота сечения при меньшем пролете (4,90 и) равна 72 см. В этом находит свое выражение стремление к уменьшению веса индустриальных пролетных строений; понижение высоты становится возможным благодаря увеличению марки бетона, применению арматуры периодического профиля с более высоким расчетным сопротивлением и некоторому повышению расхода металла.
Ширина блока понизу, равная 100 см, определилась условиями размещения рабочей арматуры в два горизонтальных ряда.
Рис. IV.27, Плитное пролетное строение под железную дорогу индустриального изготовления
На горизонтальной верхней поверхности плиты созданы уклоны с помощью слоя подготовки из цементного раствора, иа который наклеена гидроизоляция, защищающая бетон от проникновения в него воды. Гидроизоляция предохранена от повреждения балластом путем устройства защитного слоя из цементного раствора по металлической сетке. Гидроизоляция заведена в пазы, имеющиеся в бортиках. Со стороны блока, ближайшей к оси пролетногс строения, также имеется невысокий бортик, под который заводится изоляция Такое устройство позволяет укладывать изоляцию полностью на заводе 152
перекрывая на монтаже шов между блоками только стальным листом, покрытым слоем горячего битума.
Консоли плиты имеют переменное сечеиие в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Толщина консолей изменяется от 12 до 20 см. Тротуарные плиты толщиной 8 см усилены по краю продольным ребром, к которому прикреплены перила, а на торцах пролетного строения — поперечными ребрами. Армирование блоков пролетного строения показано на рис, IV.28.
Основная рабочая арматура блока состоит из 25 стержней периодического профиля диаметром 25 мм из стали Ст. 5. К опорам стержни рабочей арматуры в виде отгибов отводятся в сжатую зону плиты и закрепляются в ней прямыми горизонтальными участками без крюков. 9 стержней из 25 ие имеют отгибов, заведены за опорное сечеиие блока и закреплены у торцов с помощью прямых
л/
2см
—65
8’1
2*1
#75
123----
8’12
8’11
— 40Й/7 ---------
--------2SSI?—
5,7 So ecu рвооч врм
Л4
♦лГ/®?5
58 jji
1*1800
SOOi?— 375 23s
328’Ю1вг 1-1278 c
j75
236
Ш *#W5| 2630 М’ЗФ?5
*55
210
W20Q2Z 1’530
308'8/16
1*1589
*1— 12*7,6 100 -
ЗД1г]фНМ?|?|з|з
5j5j*HwlWP
55
ЗШ * 8’^25
W
. 59ty
«**5ЙЮ
H850 1750 \
fO7[Z
167
t28‘1t<Z)1(i
Рис. IV.28, Армирование
плитного пролетного строения
крюков. Для сокращения числа номеров стержней большинство их сделано несимметричными. Вследствие этого стержни одного номера, по-разному расположенные относительно середины пролетного строения, образуют отгибы в четырех местах по фасаду, что позволяет вдвое уменьшить количество номеров стержней с отгибами.
Размещение стержней различных номеров в сечении показано в табличке под сечением плиты на рис. IV.28. В этих табличках каждая клетка содержит номер соответствующего стержня рабочей арматуры. Табличка дает расположение стержней в поперечном сечении и совместно с продольным разрезом по оси плиты полностью определяет форму стержней рабочей арматуры и их размещение.
На этом же рисунке дана выноска стержней арматуры, т. е. они изображены отдельно с указанием длин всех прямолинейных и криволинейных участков. Выноска служит для руководства при изготовлении стержней арматуры и выполняется в форме, наиболее удобной для этой цели.
Хомуты охватывают в горизонтальном ряду по три стержня каждый и закрепляются наверху за стержни монтажной арматуры диаметром 10 мм. Рабочая арматура консолей в виде стержней периодического профиля диаметром 12 мм проходит без перерыва из одной консоли в другую. Возможное разделение рабочей арматуры консолей иа два стержня, армирующих раздельно правую и левую консоли, дало бы весьма небольшую экономию арматуры, по усложнило бы конструкцию, так как потребовалась бы постановка специальной 6В. Зак. 19 153
монтажной арматуры того же направления для объединения арматуры блока в
ОДНИкЖ™ки^Ктоотуаоная плита армированы рабочей арматурой из гладкой Борти Чтя апматупа располагается у верхней грани бортика
резке после установки блоков иа опоры.
j Лысыми разрез оса пролетного строения
Vacua г защитный слои /5
Рис. IV.29. Пролетное строение продетом 9,25 м с откидными консолями
Индустриальные пролетные строения под железную дорогу могут быть еде ланы цельноперевознмыми, если применить откидные консоли плиты балла стного корыта (см. рис. IV.7). Конструкция такого пролетного строения рас четным пролетом 9,25 м показана на рис. IV.29.
Пролетное строение ребристое, в поперечном сечении имеет два ребра
Ребра пролетного строения имеют прямоугольное сечение с толщиной стенки 38 см. Эта толщина определилась по соображениям удобного размеще иия рабочей арматуры в нижней части ребра, а также по расчету пролетной строения на главные растягивающие напряжения.
Между ребрами и а опорах и в середине пролета поставлены поперечны диафрагмы толщиной 20 см.
Арматура пролетного строения представлена на рис. IV.30, а и б. Осное ная рабочая арматура ребер состоит из стержней периодического профиля, ие готовленных из стали В Ст. 5 диаметром 25 мм. В середине пролета таки стержней в нижнем поясе поставлено 24 шт. К опорам стержни отводятся сжатую зону, образуя отгибы.
Стержни рабочей арматуры № 1 отгибаются наверх первыми, считая с середины пролетного строения. Следующими отгибаются стержни, располс женные рядом с ними и имеющие тот же номер, так как форма и размеры и такие же. Первая и вторая пары стержней № 1 сдвинуты относительно сер> дины пролета, так что левый отгиб одного стержня № 1 стоит первым от сер" 154
дины пролета, а правый отгиб того же стержня является вторым. Такой прием конструирования арматуры позволяет сократить количество номеров стержней. Далее отгибаются стержни № 2, а затем № 3. Здесь по расчету требуется три отгиба, но в верхнем ряду арматуры после отгиба трех стержней № 2 осталось только два стержня № 3. В дополнение к ним отгибаются стержни № 4 из второго ряда сверху. Стержни № 3 и 4 имеют разные номера, так как они отогнуты из разных рядов и длины прямолинейных участков их немного отличаются один от другого. Далее отгибаются остальные стержни, за исключением № 7 и 8, заведенных за ось опирания.
Рис. IV.30. Армирование пролетного строения по рис. IV,29:
« — продольный разрез; б—поперечный разрез; в —деталь расположения арматуры в нижнем поясг
В связи с применением арматуры периодического профиля стержни, заканчивающиеся в сжатой зоне, не имеют на концах крюков.
Стержни размещены попарно для сокращения объема растянутой зоны бе^ тона, что, кроме экономии бетона, улучшает трещиностойкость ребер, уменьшая ширину раскрытия трещин.
Хомуты изготовлены из стали Ст. 3 гладкого профиля диаметром 8 мм.. Кроме хомутов, идущих вертикально в стенке, в средней части длины пролетного строения поставлены дополнительные хомуты, армирующие нижний пояс ребра. Эти хомуты охватывают есю рабочую арматуру, объединяя крайние вертикальные ряды ее с остальным арматурным каркасом. Наружные поверхности ребер армированы продольными стержнями диаметром 12 мм для ограничения раскрытия трещин в бетоне стеики.
Деталь расположения арматуры в нижнем поясе показана на рис. IV,30, в; Ширива просветов и защитных слоев наряду с диаметром рабочей арматуры определяет собой ширину ребер.
Плита, как видно из рис. IV.30, б, армирована у ребер стержнями рабочей арматуры № 9 и 10. К средней части промежутка между ребрами стержни № 10 отгибаются в нижнюю зону и совместно со стержнями № 11 образуют рабочую арматуру этого участка. Оставляемые наверху стержни № 9 служат для объединения в арматурный каркас нижней арматуры и хомутов.. В плите имеются также стержни распределительной арматуры.
6В*’
155
Детали армирования консоли и шарниров показаны на рис. IV.31. Осью шарнира служит центральный стержень диаметром 25 леи, который входит в петли, образованные арматурными стержнями. Петли расположены вразбежку по длине пролетного строения; шарниры стоят через 31—40 см. Для сохранения просветов между петлями предусмотрены кольцевые про-
Рис. IV.31. Деталь шарнира консоли
кладки, не показанные на чертеже. Шарнир располагается у верхней поверхности бортика; в нижней части сечения с шарниром сжимающее усилие передается непосредственно через соприкасающиеся бетонные поверхности. Поэтому необходимо, чтобы эти поверхности точно совпадали, что достигается одновременным бетонированием пролетного строения вместе с консолями или
бетонированием пролетного строения с уложенными в опалубку заранее заготовленными консолями. При этом во всех случаях необходимо обеспечивать отсутствие сцепления по соприкасающимся торцам. Для того чтобы можно было повернуть консоли в транспортное положение, защитный слой бетона над шарниром укладывается после перевозки пролетного строения.
Арматура главных балок подается для установки в опалубку пространственными каркасами, в состав которых входят вся рабочая арматура главной балки, монтажная верхняя арматура, хомуты, продольная арматура в стенке балки и, кроме того, нижние прокладки диаметром 30 мм между стержнями рабочей арматуры, верхние накладки диаметром 12 мм, соединяющие монтажную арматуру, и наклонные хомуты, создающие пространственную неизменяемость каркаса (рис, IV.32). Верхние горизонтальные участки рабочих стержней привариваются к монтажной арматуре. Прокладки и накладки ста-156
вятся в местах отгибов рабочих стержней, а также там, где расположены наклонные хомуты. Накладки и прокладки обеспечивают неизменяемость арматурного каркаса при его установке в опалубку и во время бетонирования пролетного строения.
Консоли выше шарниров и тротуарные плиты разрезаны поперечными швами. Эти швы позволяют поворачивать консоли вокруг шарниров ис целиком, а отдельными участками, что облегчает эту работу. Швы имеются в середине и четвертях пролета. Гидроизоляция балластного корыта укладывается на заводе, за исключением участков над шарнирами.
для п?-
Разрез по оси 5л о ко
Рис. IV.33. Пролетное строение с членением на два П-образных блока
Для мостов малых пролетов могут быть применены плитные пролетные строения без членения их на монтажные блоки с обеспечением габаритиости при перевозке путем устройства откидных консолей, аналогично показанному для ребристого пролетного строения.
Примером пролетного строения с обеспечением габаритиости посредством членения иа два блока может служить конструкция, изображенная на рис. IV.33. Это пролетное строение имеет еще одну особенность: высота его сечения сильно уменьшена по сравнению с требуемой по соображениям наименьшего расхода материалов. При большем пролете, чем у описанного выше пролетного строения с откидными консолями, рассматриваемое пролетное строение имеет высоту сечения, равную ПО см или на 30 см меньше. Такие пролетные строения с пониженной высотой применяют в тех случаях, когда ограничен подмостовой габарит, в частности, в путепроводах. Уменьшение высоты приводит к увеличению расхода бетона и арматуры, так как сокращается плечо внутренней пары и увеличивается растягивающее усилие в арматуре н сжимающее усилие в сжатой зоне бетона. Поэтому пролетные строения с пониженной высотой в обычных случаях, когда не предъявляется особых требований к подмостовому габариту, применять не следует.
Пролетное строение расчетным пролетом 10,8 м в поперечном сеченин состоит из двух блоков П-образного сечения. Нижние пояса ребер уширены в 157
одну сторону для облегчения извлечения внутренней опалубки после изготовления блока. Толщина стенки в середине пролета принята равной 12 см, ла участках у опор сечение ребра превращается в прямоугольное с шириной 25 см. Блоки после установки на опоры между собой не соединяются. Расстояние между ребрами в свету принято 70 см.
Пролетное строение может быть выполнено с тротуарными плитами или ;без них. Ребра каждого блока связаны посредством диафрагм, поставленных на опорах, в середине пролета и в местах изменения толщины стенки. Частое
Рис. IV.34. Армирование П-образного блока:
а—продольный разрез; б—поперечный разрез; в—деталь расположения рабочей арматуры
расположение диафрагм при ребрах с несимметричным уширением нижнего пояса следует считать обязательным, так как усилие в рабочей арматуре, действующее не по оси симметрии ребра, вызывает появление в нем крутящих моментов.
Рабочая арматура ребра образована стержнями периодического профиля диаметром 32 мм (рис. IV.34). Стержни симметричны относительно середины длины ребра. Как и в ребрах пролетных строений, рассмотренных ранее, -они отгибаются в сжатую зону.
В середине пролета стержни в количестве 13 шт. на ребро расположены в пять горизонтальных рядов, причем ряды сближены попарно. В средней части ребра, где толщина степкн уменьшена, отгибаться могут только стержни из внутреннего вертикального ряда. Ближе к опорам отгибаются стержни и из остальных вертикальных рядов. Три стержня нижнего горизонтального ряда доводятся до опор без отгиба.
Хомуты в тонкой части стенки поставлены двухсрезные, а в пределах нижнего пояса имеются дополнительные хомуты, объединяющие стержни 158
рабочей арматуры (рис. IV.34, е). Там, где сечение ребра становится прямоугольным, поставлены четырехсрезные хомуты. Характер армирования плиты балластного корыта аналогичен рассмотреииому ранее.
Диафрагмы армированы сетками из горизонтальных стержней и хомутов.
х/ § 5. ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
Рассмотрим конструкцию пролетного строения с блоками П-образного сечения расчетным пролетом 15,7 лг, разработанную Гипротрапсмостом для путепроводов в 1960 г.
Рис. IV.35. Поперечное сечение пролетного строения под автодорогу с П-образнымн блоками
В поперечном сечении пролетное строение при габарите проезда Г-8 состоит из трех блоков. Расстояние между осями ребер 150 ext (рнс. IV.35). Между ребрами блоков поставлено пять диафрагм по длине. Соединение блоков между собой осуществляется после установки нх на опоры путем бетонирования соединительных диафрагм, являющихся продолжением диафрагм между ребрами блоков.
На рис. IV.36 показана конструкция крайнего блока пролетного строения. Толщина плнты проезжей части между ребрами принята равной 10 см\ в местах примыкания плиты к ребрам и диафрагмам имеются вуты. В консоли плиты, обращенной к соседнему блоку, сделаны вырезы для удобства бетонирования соединительных диафрагм. В эти вырезы выпущена арматура плиты. Средний блок пролетного строения отличается от крайнего тем, что вырезы в плите имеются с обеих сторон блока.
Армирование ребра блока показано на рис. IV.37. Основная арматура состоит из стержней периодического профиля диаметром 28 мм. В середине пролета стоит 14 таких стержней, расположенных в два вертикальных ряда. В каждом ряду имеется две группы стержней, расположенных вплотную друг к другу- Между группами оставлен зазор 3 см в свету. Зазор между вертикальными рядами арматурных стержней составляет 4,6 см в свету. Это противоречит действующим техническим условиям СН 200-62, требующим, чтобы этот зазор был не менее двух диаметров стержней н не менее 5 см. Очевидно, что следовало бы увеличить толщину стенки для более свободного прохода бетона. Стержни рабочей арматуры отгибаются в сжатую зону по мере уменьшения изгибающих моментов. В дополнение к отогнутым стержням основной арматуры поставлены дополнительные отгибы. Эти отгибы не нужны по расчету и размещены так, чтобы было выполнено конструктивное указание технических условий, гласящее, что иа участках, где отгибы требуются, любое поперечное сечение должно пересекать хотя бы один отгиб. По этой причине дополнительные отгибы имеют диаметр 16 мм.
Хомуты диаметром 8 мм поставлены через 20 см, за исключением участков у опор, где расстояние между хомутами уменьшено до 5 ext. Хомуты закрепляются на стержнях монтажной арматуры диаметром 16 мм.
159
ifpodoj>bnb/u разрез
2-1
Рис. IV.36. Конструкция крайнего блока'
75 70
№12 «й i-ISQSO
fi°6 Ь® М 1^6530 j
_____________________j
C~)5StO 1
?970
7450
Рис. IV,37. Армирование ребра П-образного блока
160
Арматура плиты образована рабочими стержнями диаметром 12 мм-. (рис. IV.38). Стержни № 1, поставленные через 20 см по длине блока, являются рабочей арматурой консолей и участков над ребрами. К иим добавляются стержни № 3 и 4, проходящие иа этих участках у верхней кромки плиты так?
\гз50
\wo К*' мцТЛ
ZJWt l=ZS4Q 850 ------------1Й
Рчс. IV.38. Арматура плиты П-образного блока (количество стержней дано на 1 пог. пролетного строения)
что получается 10 стержней на 1 пог. м. В средней части плиты между ребрами рабочей арматурой являются стержни № 2, к которым добавляются нижние отрезки стержней № 3 и 4. Распределительная и монтажная арматура, расположенная параллельно оси блока, имеет диаметр 10 мм. Из крайней консоли выпущен стержень № 5, к которому привариваются закладные части тротуарных блоков.
Арматура диафрагм между ребрами состоит из четырех основных стержней / диаметром 28 мм, расположенных попарно в верхней и нижней частях диафрагм (рис. IV.39). Эти стержни приварены в торец к стальным листам 2 толщиной 12 мм. После установки блока иа опоры к листам с другой стороны привариваются рабочие стержни соединительных диафрагм 3 также диаметром 28 мм. Чтобы улучшить качество стыка и сделать возможной компенсацию неточностей в расстоянии между закладными листами, приварка осуществляв 161
ся с помощью ванночек. Диафрагмы, кроме того, армируются хомутами и родольной арматурой диаметром 8 мм. Когда арматура соединительных щафрагм смонтирована, диафрагмы бетонируются вместе с вырезами в консолях плиты. На остальном протяжении блоков плиты не соединяются.
Как уже указывалось ранее, для заводского изготовления предпочтительнее пролетные строения из блоков таврового сечения типа, показанного на рис. IV.40. Этн пролетные строения разработаны Союздорпроектом в 1962 г. Для проезжей части шириной 8 м (габарит Г-8) при тротуарах шириной 1,00 м пролетное строение состоит из шести блоков. Расстояние
Рис. IV.40. Поперечное сечение пролетного строения под автодорогу с Т-образными блоками
между осями ребер принято равным 166 см. Диафрагмы отсутствуют; блоки объединяются стыкованием плит.
Рассмотрим конструкцию блока такого пролетного строения расчетным пролетом 13,7 м (рис. IV.41—IV.43). В поперечном сечении блок состоит из плиты постоянной толщины 15 см н ребра, толщина которого увеличивается кверху от 18,4 до 27,5 см. Постоянная толщина плиты назначена потому, что в плнте, работающей на изгиб при поперечном распределении нагрузки между блоками, возникают значительные изгибающие моменты в средней части ее между ребрами. Переменная толщина ребра делает возможным извлечение блока из опалубки без ее разборки, Сечсиие блока постоянно по длине; никаких выступов или выемов нет.
Рис. IV.41. Армирование плиты Т-образного блока
Работа плиты как конструкции, распределяющей нагрузку в поперечном ’направлении, вызывает появление в плите моментов разных знаков. Поэтому рабочая арматура плиты состоит из двух сеток, поставленных у верхней и нижней граней плиты (см. рис. IV.41). Верхняя сетка ставится на арматурный каркас ребра сверху; нижняя сетка разделена на две половины, которые заводятся сбоку и стыкуются между собой простым перепуском стержней внахлестку- Рабочие поперечные стержни верхней и нижних сеток выпускаются в стык между блоками и также стыкуются внахлестку без сварки. Шов между плитами соседних блоков шириной 36 см бетонируется после окончания монтажа пролетного строения, 462
Основная рабочая арматура ребер (см. рис. IV.42, 43) изготовлена из стержней периодического профиля диаметром 32 мм, расположенных в два вертикальных ряда. Основная рабочая арматура, которая отводится наверх там, где она не нужна для работы на изгибающий момент, образует отгибы.
Рис. IV.42. Армирование ребра
/SO О -
L -Z/50
Дополнительные отгибы нз арматуры диаметром 16 льи привариваются к основной арматуре. Арматура ребер сваривается в два плоских каркаса. Для окаймления каркаса имеется верхний стержень, к которому привариваются отгибы. Этот верхний стержень служит рабочей арматурой при работе блока на отрицательный изгибающий момент, что может иметь место при перевозке или установке блока. В состав арматуры ребра входят, кроме того, хомуты и продольная арматура диаметром 8 мм.
Стержни объединяются в плоские каркасы посредством односторонних сварных швов. Такие швы длиной 20 см располагаются перед всеми отгибами. В этих местах
свариваются между собой все рис. IV.43. Поперечное сечение к рис. IV.42 стержни рабочей арматуры. К верх-
нему стержню отгибы диаметром 16 мм привариваются также односторонними швамн длиной 20 см, а стержни диаметром 32 мм — длиной 36 см. При
менение односторонних швов избавляет от необходимости переворачивать
каркас при его изготовлении н делает возможным его сварку в горизонтальном положении на столе-шаблоне.
163
§ 6. ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОН В КОНСТРУКЦИЯХ МОСТОВ
1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ
В железобетоне без предварительного напряжения при правильном проектировании и изготовлении конструкций можно предотвратить раскрытие трещин выше пределов, опасных с точки зрения коррозии арматуры и бетона, если в качестве арматуры применять стали с расчетными сопротивлениями порядка до 3000 ка/cat2. Целесообразное использование высокопрочной арматуры в железобетоне без предварительного напряжения невозможно из-за возникновения уже при эксплуатационной нагрузке трещин недопустимого раскрытия, несмотря на повышение сцепления арматуры с бетоном путем применения стержней периодического профиля.
Рис. IV.44. Схемы создания предварительного напряжения: а — с иатяжениеу арматуры н<| бнтон; б — с натяжением арматуры на упоры
Для получения экономичной конструкции без трещин или с трещинами ограниченного раскрытия при использовании высокопрочной арматуры служит предварительно напряженный железобетон.
Принцип предварительно напряженного железобетона заключается в том, что при изготовлении конструкции в ней создается наиболее рациональное напряженное состояние. Возможны два основных способа создания предварительных напряжений в конструкции: натяжение арматуры на бетой и натяжение арматуры на упоры. Рассмотрим оба эти способа иа примере растянутого железобетонного бруса.
На рис. IV.44, а схематически показаны стадии изготовления предиа-пряженного растянутого бруса с натяжением арматуры на бетой. Элемент вначале изготовляется без предварительно напрягаемой арматуры или с арматурой, вложенной в конструкцию, ио не имеющей сцепления с бетоном. После твердения бетона арматура натягивается домкратами, упирающимися в торец бетона. При этом одновременно в арматуре создаются растягивающие напряжения оак, а в бетоне.сжимающие напряжения ОбК. Для сохранения предварительных напряжений в бетоне и арматуре после снятия домкратов достигнутая вытяжка арматуры должна быть зафиксирована путем подкладки под анкерные устройства арматуры прокладок, шайб или другим способом. Для защиты арматуры от коррозии, а также для получения сцепления арматуры с бетоном каналы, в которых находится арматура, заполняются цементным раствором под давлением (инъецируются), а при открытом расположении арматуры она покрывается бетоном.
На рнс. IV-44, б даны схемы последовательности изготовления предна-пряжениого растянутого бруса с натяжением арматуры на упоры. Сначала арматура натягивается тем или иным способом до напряжения пак, причем 164
усилие, действующее в арматуре, передается на жесткие упоры. Затем элемент бетонируется. По окончании твердения бетона арматура освобождается от упоров, Упругое сокращение арматуры по длине вследствие наличия сцепления между арматурой и бетоном вызывает укорочение бетона и появление в нем сжимающих напряжений. Первоначально созданное предварительное напряжение в арматуре при этом падает на величину, соответствующую упругим деформациям бетона.
Натяжение арматуры на упоры производится различными способами: при помощи домкратов, намоткой арматуры на упоры под заданным натяжением, укладкой нагретой арматуры в упоры с созданием предварительных напряжений за счет укорочения арматуры при ее охлаждении или комбинацией этих способов.
Для изгибаемых элементов наиболее целесообразно создавать в сечении неравномерно распределенные предварительные напряжения так, чтобы наибольшие сжимающие напряжения были в наиболее растянутых от внешних сил частях конструкции. Для этого преднапряженная арматура располагается
Рис, IV.45. Эпюры напряжений в бетоне на различных стадиях работы преднапряженного изгибаемого элемента
эксцентрично. От действия усилия пр одна пряжения в сечении возникает вне-цеитренное сжатие; кроме сжимающего усилия, в сеченни действует еще и изгибающий момент, обратный по знаку моменту от внешней нагрузки. Изгибаемый элемент получает при изготовлении выгиб, обратный прогибу от внешней нагрузки. Предварительно напрягаемую арматуру для этого необходимо располагать в сечении у наиболее растянутого волокна. Таким образом, предна-пряжеиная арматура выполняет две функции: при эксплуатации сооружения оиа создает сжимающие напряжения в бетоне, препятствуя появлению трещин, а при нагрузках, близких к разрушающим, когда растянутая зона бетона пересечена трещинами, воспринимает растягивающие усилия, как и арматура в ненапрягаемых элементах.
Рассмотрим стадии работы изгибаемого преднапряженного элемента (рис, IV.45), Эпюра напряжений в бетоне а соответствует окончанию изготовления элемента; в бетоне созданы предварительные напряжения, наибольшие сжимающие напряжения действуют в нижнем волокне, а в верхнем волокне появились небольшие растягивающие напряжения. Эпюра б соответствует тому моменту, когда произошло падение предварительных напряжений в результате деформаций усадки и ползучести бетона. Сжатый бетон укорачивается вследствие усадки и ползучести, одновременно с пнм укорачивается и арматура, и напряжение в ней падает. Падение усилия в предварительно напряженной арматуре вызывает и уменьшение предварительных напряжений в бетоне, которые должны находиться в равновесии с усилием в арматуре.
Падение предварительных напряжений из-за усадки и ползучести весьма значительно. Порядок потерь напряжений в арматуре от усадки и ползучести — 1000—3000 кг/блг, Эти потери учитываются при назначении величины предварительного напряжения в арматуре, которое устанавливается с запасом на эти потерн. На рис. IV,45, в изображена эпюра напряжений в бетоне при действии на элемент эксплуатационных нагрузок. Они вызывают появление сжимающих
165
напряжений в верхнем волокне, где действовали лишь небольшие растягивающие предварительные напряжения. В ннжнем волокне эксплуатационная нагрузка вызывает растягивающие напряжения, которые, складываясь с предварительными сжимающими напряжениями, дают суммарные напряжения, близкие к пулю (обычно — сжимающие).
Если увеличивать нагрузку, действующую на элемент, то сжимающие напряжения в нижнем волокне будут падать до нуля. Это состояние сечения показано па рис. IV.45, г. Если же нагрузка возрастет еще более, то в ннжнем волокне возникнут растягивающие напряжения. Эти напряжения затем приведут к образованию трещин. На рис. IV.45, д показана эпюра напряжений в бетоне перед появлением трещин, К этому моменту в бетоне растянутой зоны развиваются пластические деформации, что приводит к искривлению эпюры напряжений на этом участке.
На рис. IV.45, е изображена эпюра напряжений в бетоне после образования трещин. /Можно считать, что в этой стадии работы балки растянутая зона бетона в сечении с трещиной не работает. Сжимающие напряжения в бетоне еще не высоки, н пластические деформации в бетоне проявляются не очень сильно. Поэтому эпюра может считаться прямолинейной. При дальнейшем повышении нагрузки эпюра напряжений искривляется, так как в бетоне развиваются пластические деформации. Трещина развивается вверх, уменьшая высоту сжатой зоны. При появлении текучести или значительных пластических деформаций в арматуре высота сжатой зоны резко уменьшается и наступает разрушение бетона сжатой зоны. Эпюра напряжений в бетоне перед разрушением сечения показана на рис. IV.45, ж.
К моменту разрушения балки эффект предварительного напряжения практически утерян. Сечение пересечено трещиной и изгибающий момент воспринимается только усилием в арматуре н сопротивлением сжатой зоны, причем разрушение сжатой зоны и арматуры происходит одновременно. Поэтому можно считать, что само по себе предварительное напряжение не увеличивает несущей способности элемента.
Предварительное напряжение создается не только для уничтожения или уменьшения основных растягивающих напряжений в сечениях, перпендикулярных к оси элемента. Предварительным напряжением можно погасить или уменьшить и главные растягивающие напряжения, в особенности, если применить, наряду с продольной арматурой еще и поперечную или наклонную преднапря-женную арматуру. При помощи предварительного напряжения можно бороться и с появлением местных растягивающих напряжений. В бетоне может быть создано одноосное, двухосное или трехосное напряженное состояние. Для сжатых элементов размеры поперечного сечения можно существенно уменьшить, если применить поперечное обжатие в двух направлениях, например, путем навивки на бетонный сердечник спирали из высокопрочной проволоки под напряжением (косвенное напряженное армирование).
Напряженное состояние элемента можно регулировать в широких пределах, изменяя величину усилий предиапряжения, направление этих усилий, а также плечи их относительно центра тяжести сечения.
В ряде случаев оказывается достаточным, не устраняя полностью трещин в бетоне, ограничить их раскрытие, В этих случаях можно применить частичное предварительное напряжение.
В большинстве случаев предварительное напряжение получают не все части конструкции. Так, например, в балочных пролетных строениях в ребрах ставится предварительно напряженная арматура, а плита балластного корыта, как элемент, работающий иа изгиб в поперечном направлении, не получает предварительного напряжения. Иногда целесообразно применить комбинированные сечения, состоящие из предварительно напряженного армоэлемента и присоединяемой к нему неиапрягаемой части. В этом случае армоэлемент может быть использован как опалубка или подмости при бетонировании или монтаже добавляемой части, не получающей предварительного напряжения.
366
Из сказанного выше ясно, что предварительно напряженный железобетон целесообразно применять в растянутых, изгибаемых и внецентренно растянутых элементах, а также во внецентренно сжатых элементах с большим эксцентриситетом сжимающей силы. В сжатых элементах предварительное напряжение-можно придать косвенной арматуре.
В настоящее время предложено много систем предварительного напряжения, видов преднапряженной арматуры, деталей анкерных закреплений и устройств для натяжения арматуры. Сведения о иих помещены в последующем изложении.
Предварительно напряженные конструкции мостов имеют много преимуществ по сравнению с конструкциями из железобетона без предварительного напряжения. К иим относится прежде всего экономия металла; его требуется в 1,5—2,5 раза меньше. Экономия металла достигается в основном за счет применения высокопрочной арматуры. Наряду с экономией металла уменьшается и расход бетона до 15—20%. Экономия бетона получается в основном за счет снижения главных растягивающих напряжений в изгибаемых элементах (появляется возможность уменьшить толщину стенки у опор). В результате достигается снижение веса частей сооружения, что приводит к облегчению перевозки и монтажа сборных конструкций. Предварительно напряженная арматура дает-возможность образования обжатых стыков сборных железобетонных конструкций, что приводит к экономии металла, идущего на закладные части, и повышает качество стыков. Только с помощью преднапряженной арматуры становится возможным применять такие прогрессивные способы сооружения железобетонных мостов, как навесная сборка и навесное бетонирование, обеспечивающее' резкое снижение трудоемкости и сокращение сроков строительства. Кроме того, преднапряжениые железобетонные мосты обладают при прочих равных условиях большей жесткостью.
Следует помнить, что высокие предварительные напряжения в бетоне могут вызвать появление в нем трещин, направленных вдоль усилия обжатня. Поэтому предварительным напряжением надо пользоваться осторожно, без надобности не перенапрягая бетон.
Технология изготовления преднапряженных мостовых конструкций сложнее, чем конструкций без предварительного напряжения. Требуются специальные обустройства для натяжения арматуры н квалифицированный персонал. Преодоление этого недостатка достигается путем развития производственной базы для изготовления элементов мостовых конструкций с предварительным напряжением, создания высокопроизводительного оборудования и приобретения опыта в изготовлении и монтаже преднапряженных железобетонных мостов.
2. ВИДЫ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЫ
В качестве предварительно напрягаемой арматуры всегда применяют сталь-высокой прочности, так как вследствие потерь предварительного напряжения нз-за ползучести и усадки бетона арматуру нужно натягивать с большими напряжениями. Кроме того, применение высокопрочной арматуры резко снижает расход металла.
В СССР наибольшее распространение получила арматура в виде пучков из параллельных проволок диаметром 5 лш. Число проволок в таких пучках доходило до 60 шт. при усилии преднапряжения до 120 т. Пучки из параллельных проволок применяются как для конструкций с натяжением арматуры на упоры, так и для конструкций с натяжением арматуры на бетон. Расположение отдельных проволок в пучке может быть различным: концентрическое плотное с обмоткой каждого ряда спиралью из тонкой проволоки (рис. IV.46, а), то же, с оставлением полости в средней части пучка для прохода раствора при инъецировании или бетонировании пучка (рис. IV.46, б и <?) или состоящее из отдельно заготовленных семипроволочных пучков, каждый из которых имеет плотное расположение проволок (рнс. IV.46, а). Для улучшения сцепления
167
арматуры с бетоном пучок можно разделить па отдельные пряди с обеспечением их взаимного положения фиксаторами, например, в виде крестов из обрезков арматуры (рис. IV.46, д).
На концах пучков из параллельных проволок устраивают концевые анкеры, служащие для натяжения пучков и для закрепления их концов после натяжения.
Прн натяжении арматуры на упоры ее концы закрепляют на этих упорах, а при натяжении на бетон — па бетоне конструкции.
Для конструкций с натяжением арматуры на упоры требуется дополнительное закрепление мощных пучков в бетоне, так как одного сцепления арматуры с бетоном недостаточно. Для этого служат промежуточные анкеры (в настоящее время чаще всего — каркасно-стержневые анкеры МНИТ).
Конструкция анкеров различного типа подробно рассмотрена в гл. V.
Стальные канаты заводского изготовления могут быть успешно применены в качестве предварительно напрягаемой арматуры. Достоинством их является высокая прочность канатов, позволяющая при небольшом их числе получать
55 <Р5
Рис. IV.46. Расположение проволок в мощных пучках
значительные усилия обжатия бетона. Кроме того, удобно получать на строительство готовые арматурные элементы большой длины. Недостатки канатов — сравнительно высокая стоимость, необходимость предварительной вытяжкн во избежание релаксации напряжений и трудность устройства промежуточных анкеров. Поэтому на практике арматуру из стальных канатов применяют для мостов больших пролетов прн натяжении на бетон.
При натяжении арматуры на бетон пучки, как правило, размещаются в каналах на всей длине или у концов, где они закрепляются. Диаметр канала должен быть достаточным для свободного натяжения пучков без больших потерь па трение пучка о стенки канала, а также для прохода цементного раствора при инъецировании капала после натяжения. Для однорядного пустотелого пучка при инъецировании через отверстие в анкере так, что раствор подается в полость пучка, допускается превышение внутреннего диаметра канала над наружным диаметром пучка на 5 мм, в других случаях диаметр канала должен быть больше диаметра пучка не менее чем на 15 мм.
В пролетных строениях с напряжением арматуры па бетон, построенных до 1956 г., образование каналов достигалось путем заключения пучков при их изготовлении в оболочки из кровельного железа. Пучки укладывались в опалубку вместе с оболочками, и, таким образом, каналы, в которых находились пучки, имели металлические тонкие стенки. Такая конструкция имела крупные недостатки: во-первых, топкие оболочки сминались во время бетонирования, от чего возникали значительные силы трения при натяжении, а при инъецировании было затруднено проникновение раствора в каналы; во-вторых, вода, поступавшая в каналы при инъецировании в составе жидкого раствора, нс отсасывалась в бетон вследствие наличия стальных оболочек, что приводило к недостаточно высокому качеству раствора после его твердения. Поэтому в настоящее время, как правило, применяют каналы с бетонными стенками, образованные при изготовлении конструкции с помощью специальных каналообразова-телей в виде стальных труб, резиновых шлангов и т. п., извлекаемых яз конструкции после приобретения бетоном достаточной прочности.
168
Однако применение указанных выше новых технологических приемов не устраняет все недостатки конструкций с натяжением арматуры на бетон.
В качестве к а на л ообр а зова тел ей применяют стальные трубы в чехлах из проволочной плетенки, типа употребляемой для защиты электрических кабелей. Такая плетенка обладает свойством в несколько раз уменьшать свой диаметр при растяжении. Через 2—3 ч после бетонирования из каналов извлекаются при помощи лебедки стальные трубы, а через 3—6 ч — стальная плетенка. Плетенка извлекается пручную; благодаря вышеуказанному ее свойству она легко отделяется от бетона.
Вместо стальной плетенки может быть использована спираль, изготовленная из высокопрочной проволоки, витки которой расположены вплотную друг к другу. Внутри спирали помещается сердечник из стальной трубы,
Рис. IV.47. Принцип действия спирального каналообразователя: а — положение после бетонирования; б —положение во время отделения спирали
причем между спиралью н сердечником должен быть зазор (рис. IV.47). После твердения бетона сердечнику с закрепленным на нем концом спирали придают вращение с закручиванием спирали (рис. IV.47, б). При этом диаметр витков уменьшается, и они, виток за витком, отрываются от бетона и плотно прижимаются к сердечнику. После отделения спирали она вывинчивается из бетона; это возможно, так как па стенках канала имеется как бы резьба, образованная спиралью.
Применение не извлекаемых металлических оболочек каналов требуется при значительной длине каналов, на участках крутых перегибов арматуры, при сооружении моста методом навесного бетонирования (см. гл. VI) или другими специальными методами. В этих случаях необходимо обращать особое внимание при проектировании на достаточную жесткость оболочкн, а также на обеспечение надежного заполнения канала цементным раствором при инъецировании. В качестве оболочек применяются стальные гофрированные рукава или стальные трубы.
Из-за трения арматуры в каналах усилия в пучках могут оказаться неодинаковыми по длине. Натяжение арматуры и в особенности инъецирование каналов представляют собой операции, трудно поддающиеся механизации и контролю.
Во избежание больших потерь на трение каналы для криволинейной или полигональной арматуры должны иметь по возможности большие радиусы кривизны, а натяжение предусматриваться с обоих концов пучка. Если необходимо отогнуть пучки в конструкции по сравнительно небольшим радиусам, то можно применить прокладки с малым коэффициентом трепня, укладываемые под пучки в местах перегиба.
У каждого конца пучка арматуры должно быть предусмотрено отверстие для инъецирования в канал цементного раствора. Отверстие в анкере долж-
169-
но иметь диаметр не менее 14 мм; возможно также устройство боковых отверстий с трубками, тогда диаметр отверстия должен быть не менее 25 мм.
Чтобы взбежать инъецирования цементного раствора в закрытые каналы, может быть применено открытое расположение арматуры на дне корытообразного сечения (см. рис. IV. 15) пли расположение ее в открытых каналах (рис. IV.48). Инъецирование заменяется в таких конструкциях заполнением каналов после натяжения арматуры или просто укладкой защитного слоя бетона.
Рис. IV.48. Расположение арматуры в открытых каналах
Рис. IV.49, Самозаанкеривание проволоки в бетоне
Эта операция проще, чем инъецирование, и легче поддается к онтролю. Не достатком размещения арматуры в открытых каналах является отсутствие предварительного напряжения в защитном слое бетона, укладываемом после натяжения арматуры. При действия на пролетное строение нагрузок в защитном слое возникают растягивающие напряжения. Опыты показали, что наличие арматуры и хорошее сцепление бетона защитного слоя и основного бетона конструкции повышают растяжимость бетона защитного слоя, т. е. он получает способность подвергаться значительным деформациям растяжения без появления видимых трещин.
Однако для того, чтобы это свойство могло проявиться, необходимо, чтобы площадь сечения защитного слоя была возможно меньше по сравнению с площадью рабочего сечения, а поверхность соприкосновения старого и нового бетона была бы возможно больше. Из типов поперечных сечений, показанных на рис. IV.48, этим требованиям удовлетворяет в наибольшей степени сечение по рис.
IV.48, а, но при зтом требуется подавать бетон заполнения каналов снизу вверх, что очень неудобно. Хорошие результаты достигаются при применении сечения по рис. IV.48, б. Сечение по рис. IV.48, в имеет недостаточную поверхность сцепления, и здесь требуется увеличивать связь бетона конструкции и бетона защитного слоя посредством выпусков арматуры.
Некоторые виды преднапряженной арматуры не требуют специального закрепления в бетоне при помощи анкеров. Повышенное сцепление такой арматуры с бетоном оказывается достаточным для обеспечения ее от проскальзывания при создании предварительного напряжения и при эксплуатации. Сюда относится в первую очередь арматура из проволок небольшого диаметра, располагаемых в бетоне рассредоточение. В этом случае поверхность сцепления велика по сравнению с усилием, приходящимся на одну проволоку. Кроме того, при отпуске арматуры с упоров на концах проволок напряжение падает до нуля и проволоки немного увеличиваются в диаметре вследствие поперечного расширения, что создает дополнительное заклинивание проволок (рис. IV.49). Усадка бетона приводит к появлению радиальных сжимающих'усилий по периметру проволоки, в результате чего возникают силы трения, препятствующие продольному перемещению проволоки. Все эти обстоятельства и приводят 170
к возможности отказа от специальных анкеров в тех случаях, когда арматура состоит из отдельных проволок небольшого диаметра (струнобетон).
Без анкеровки могут быть оставлены также витые семипроволочные пряди, если они расположены в бетоне рассредоточен но, без объединения в пучки. Анкеровка здесь обеспечивается за счет сил трения между прядью и окружающим бетоном. Этого оказывается достаточным для прядей из проволок диаметром до 5 мм.
Натяжение арматуры из отдельных проволок или прядей обычно осуществляется на стационарных упорах-стендах большой длины. Проволоки или пряди натягиваются одновременно, образуя по длине арматуру нескатьких балок. После бетонирования и твердения бетона арматура отпускается с упоров, создавая предварительное напряжение в бетоне балок, и разрезается между балками. Преимуществом струнобетонных конструкций является отсутствие необходимости в анкерах в самой конструкции, недостатком — большое количество проволок, осложняющее работы по укладке арматуры в упоры и обеспечение равномерного распределения усилия между проволоками.
- Применение в качестве арматуры высокопрочной проволоки небольшого диаметра (до 5 льи) вызвано в основном трудностью получения стержней большего диаметра, обладающих высокой прочностью и невысокой стоимостью. Упрочнение углеродистой проволоки достигается при протяжке ее в холодном состоянии через отверстия небольшого диаметра с последующей термической обработкой. Высокопрочные стержни более крупного диаметра могут быть получены только с применением легированных сталей. Вообще же применение стержневой арматуры может уменьшить трудоемкость арматурных работ и поэтому весьма желательно.
В СССР в качестве предн ап ряженной арматуры применяются стержни из стали 20ХГ2Ц. Эта сталь имеет предел текучести 6000 кгклг и поэтому расход металла на рабочую арматуру при применении ее значительно выше, чем при испачьзовании высокопрочной проволоки малого диаметра. Стержневая арматура может примениться как в конструкциях с натяжением арматуры на упоры, так и в конструкциях с натяжением арматуры на бетон. В особенности целесообразно применять стержневую арматуру при натяжении ее на упоры, так как в этом случае не требуется устройства промежуточных анкеров. Стержни периодического профиля достаточно закреплены в бетоне выступами, имеющимися на их поверхности, так что для их продергивания должен срезаться бетон между ними.
Концевые анкеры стержней для их закрепления в упорах могут быть выполнены в виде парных коротышей или шайб из стали Ст. 3, приваренных к стержням. Иногда применяется закрепление концов стержней на упорах и захват их домкратами при помощи гаек, навинчиваемых на резьбу, нарезаемую на самих стержнях. Такое закрепление очень удобно, по нарезка ослабляет сечение стержня, а высадка концов стержней на больший диаметр, с помощью которой можно избежать ослабления, требует кузнечных работ, которые при большой длине стержней выполнять неудобно.
Натяжение стержневой арматуры выполняется специальными домкратами, Можно использовать также электронагрев стержней с последующим закреплением концов стержней в упорах и созданием натяжения стержней за счет сокращении их длины при остывании.
Стержневая арматура может быть с успехом использована для предварительно напряженных хомутов, В этом случае вертикальные или наклонные стержни перед установкой в опалубку покрываются слоем битума с обмоткой бумажной лентой для предохранения их от сцепления с бетоном, на одном конце стержня делается анкер в виде приваренной шайбы или двух коротышей, на другом конце устраивается нарезка (см. ниже, рис. IV. 59, в). Натяжение производят на бетон при помощи небольшого домкрата. Домкрат упирается при натяжении в шайбу, подложенную под гайкой. Достигнутое натяжение хомута фиксируется навинчиванием гайки,
В последние годы в СССР начинают применять так называемое непрерывное
171
армирование. Принцип непрерывного армирования заключается в намотке арматуры под проектным натяжением на упоры прн помощи специальной машины (см. ниже, гл. V, § 2, п. 3). После твердения бетона арматура освобождается от упоров. Непрерывное армирование позволяет объединить операции по изготовлению, укладке и натяжению рабочей преднапряжепной арматуры в одну операцию, выполняемую полуавтоматической установкой. Поэтому может быть резко снижена трудоемкость арматурных работ,
3. ЧАСТИЧНОЕ (УМЕНЬШЕННОЕ) ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАПРЯЖЕНИЕ
В пролетных строениях с полным предварительным напряжением не допускают появления трещин в нижнем поясе —- размеры поперечного сечения балки и величину усилий предварительного напряжения подбирают так, чтобы в нижнем поясе не возникало растягивающих напряжений даже при действии наиболее тяжелых нагрузок. При этом в ряде случаев приходится развивать нижиий пояс балки специально для того, чтобы могли быть восприняты усилия от предварительного напряжения без появления в нижнем поясе продольных трещин из-за больших сжимающих напряжений.
Сущность частичного предварительного напряжения заключается в допущении растягивающих напряжений в бетоне нижнего пояса и даже в допущении трещин. Эти трещины могут возникнуть и в дальнейшем будут кратковременно раскрываться только при действии редко повторяющихся максимальных расчетных нагрузок. Ширина трещин ограничена величиной 0,1 мм, что в два раза меньше ширины трещин, допускаемой для конструкций без предварительного напряжения. Частичное обжатие позволяет в ряде случаев уменьшить расход преднапряжепной арматуры, так как часто в балках с полным обжатием для обеспечения трещиностойкости приходится ставить больше преднапря-женной арматуры, чем требуется по условиям прочности.
Резкое снижение усилий предварительного напряжения дает возможность уменьшить размеры иижнего пояса и тем самым понизить расход бетона на пролетное строение. Кроме того, при этом уменьшаются местные напряжения, возникающие в бетоне у мест передачи усилий предварительного напряжения, что позволяет сэкономить часть арматуры, армирующей эту зону, и сделать менее вероятным появление в ней трещин. Снижение усилий преднапряжения также желательно, так как при этом облегчаются упорные устройства, уменьшается мощность натяжных приспособлений, а также уменьшается опасность работ по натяжению арматуры.
В особенности целесообразно применение частичного предварительного напряжения при напрягаемой арматуре из стержней периодического профиля крупных диаметров, так как такая арматура более коррозиеустойчива, чем арматура из высокопрочной проволоки малого диаметра,
§ 7. РАСПОЛОЖЕНИЕ АРМАТУРЫ В ПРЁДНАПРЯЖЕННЫХ БАЛКАХ
Наиболее просто вопрос о расположении арматуры решается в балках с одиночной прямолинейной арматурой, размещенной в нижнем поясе балки (рис. IV.50, а). Такая преднапряжепная арматура выполняет основную задачу: воспринимает растягивающее усилие, возникающее при действии изгибающего-момента, и обеспечивает прочность балки. Кроме того, воздействуя на сечения балки эксцентричным сжимающим усилием, арматура создает в сечениях сжимающие предварительные напряжения у нижнего волокла, достаточные для требуемой трещи иостойкости балки.
С другой стороны, одиночная преднапряженная арматура не вполне отвечает требованиям, предъявляемым к мостовым конструкциям, и в большинстве случаев ее недостаточно. Прежде всего, при одиночной прямолинейной арматур» появляются растягивающие предварительные напряжения в верхнем волоки» сечения, которые могут привести к образованию трещин в верхнем пояс-балки. Несмотря на то, что эти трещины при дальнейшем загружении балкг 172
постоянной и временной нагрузками будут закрываться, их все же следует спита ть нежела тел ьными.
Кроме того, при перевозке и установке блоков на опоры, как правило, приходится опирать или подвешивать балки не за концы, а в точках, расположенных ближе к середине балки. В этом случае в сечениях у точек опирания или подвешивания возникают изгибающие моменты противоположного знака, вызывающие появление в верхнем поясе дополнительных растягивающих напряжений. Армирование верхнего пояса на воспринятое этих изгибающих моментов неиапрягаемой арматурой приводит к существенному перерасходу металла и не исключает возможности появления трещин в верхнем поясе.
Рис. IV.50, Схемы армирования преднапряженных балок
По этим причинам наряду с основной преднапряженной арматурой, расположенной в нижнем поясе, часто бывает целесообразно поставить и верхнюю предварительно напряженную арматуру (рис. IV.50, б). Эта арматура ставится в небольшом количестве. Она немного уменьшает сопротивление сечений балки основным изгибающим моментам, так как создает сжимающие напряжения в верхнем поясе балки, которые складываются с напряжениями от полезной нагрузки.
При размещении напрягаемой арматуры из мощных пучков в сечеиин балки необходимо иметь в виду, что для обеспечения качественного бетонирования необходимо оставлять между пучками в свету расстояния не менее 6 см в горизонтальном и не менее 5 см в вертикальном направлении. Защитный слой бетона со стороны растянутой и боковых поверхностей должен быть нс менее 4 см, а со стороны сжатой поверхности при наличии гидроизоляции — 3 см; увеличение требуемого защитного слоя по сравнению с ненапрягаемой арматурой объясняется большей опасностью коррозии длн пучков, состоящих из тонких проволок. При расположении арматуры в закрытых каналах (натяжение на бетой) расстояние в свету между каналами должно быть нс менее 7 см.
При экономном проектировании размеры поперечного сечеиия балки назначаются минимально возможными по условиям работы ее па всех этапах изготовления и эксплуатации в составе пролетного строения. Так, при назначений размеров нижнего пояса должна приниматься во внимание его работа на сжатие при создании предварительного напряжения. Обычно при изготовлении балки обеспечивается возможность выгиба балки вверх в результате действии
173
сил предна пряжения, Концы балки при этом опираются на достаточно жесткие опоры, благодаря чему нагрузка от собственного веса начинает действовать, на балку одновременно с усилиями предварительного напряжения. Тогда усилие, обжимающее нижний пояс, будет уменьшено действием собственного веса, и размеры нижнего пояса могут быть несколько меньше. Действие собственного веса уменьшает и растягивающие напряжения в верхнем поясе, возникающие при создании предварительного напряжения. Однако, если в средней части пролета балки изгибающие моменты от собственного веса довольно велики, то ближе к опорам они падают, в то время как усилия предпа пряжения одинаковы на всей длине балки. Поэтому, если не принять специальных мер, сжимающие предварительные напряжения в нижнем поясе и растягивающие напряжения в верхнем поясе у опор будут возрастать. Чтобы избежать этого, применяется выключение части основной преднапряженной арматуры из работы в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Для этого может быть использовано освобождение концевых участков пучков рабочей арматуры от сцепления с бетоном путем обмазки битумом и обмотки бумагой. Анкеры,, служащие для закрепления концов арматуры в бетоие на выключаемых пучках, должны ставиться не у торцов балки, а в тех местах, где становятся ненужными по расчету выключаемые пучки.
Балки, армированные верхней и нижней прямолинейными арматурами, могут быть запроектированы вполне удовлетворяющими всем требованиям прочности и трещиностойкости, в том числе и по главным растягивающим напряжениям. Для работы па поперечную силу в стопке ставятся ненапряженные хомуты, количество которых подбирается по расчету па прочность по косым сечениям, так же как и в балках без предварительного напряжения. Следует иметь в виду, что в стенках предварительно напряженных балок с прямолинейной арматурой главные растягивающие напряжения меньше, чем в стенках балок без предпапряження, так как в частях сечений, расположенных у нейтральной оси, действуют сжимающие предварительные напряжения.
Дальнейшее улучшение работы балки на поперечную силу может быть достигнуто путем придания основной рабочей арматуре криволинейного или полигонального очертания (рис. IV.50, в). В этом случае на опорных участках усилие предварительного напряжения наклонено к оси балки. Вертикальная составляющая этого усилия вызывает появление в сечениях балки поперечной силы, направленной противоположно поперечной силе от внешней нагрузки. Суммарная поперечная сила становится меньше, что позволяет немного уменьшить толщину стенки балок у опор при тех же значениях главных растягивающих напряжений и сократить расход металла на хомуты.
По данным сравнительного проектирования балок с прямолинейной и полигональной арматурой, экономия бетона составляет 2,5—3%, а арматуры — 2—3,5% (по отношению к количеству всей арматуры в пролетном строении). Кроме того, наклонная арматура позволяет рассредоточение разместить анкеры па торце балки, что особенно важно для конструкций, изготовляемых с натяжением арматуры на бетон. Отвод арматуры в верхнюю зону у опор уменьшает плечо силы предварительного напряжения и, следовательно, величину предварительных напряжений на опорных участках, что позволяет обойтись без выключения из работы концевых отрезков рабочей арматуры.
Для балок с натяжением арматуры на бетон применение полигональной или криволинейной арматуры нс вызывает больших затруднений. Требуется лишь создавать криволинейные каналы в бетоне, т. е, располагать каналообра-зователи по проектным кривым. Для балок, изготовляемых с натяжением арматуры на упоры, осуществить натяжение полигональной арматуры значительно сложнее, чем прямолинейной. Б местах перелома оси полигональной арматуры требуется ставить оттяжки, работающие на воспринятое равнодействующей усилий в арматуре до и после перелома. Кроме того, упоры, на которые натягивается арматура, становятся тяжелее и сложнее, так как они должны воспринимать усилие предна и ряжения, передающееся на них с значительным эксцентриситетом на концах.
174
Малая эффективность снижения суммарной поперечной силы в балках: с наклонной арматурой объясняется тем, что создать значительные углы наклона усилий преднапряжения по отношению к оси балки здесь невозможно. Обычно отдельные пучки арматуры имеют угол наклона не более 15—20°, а для равнодействующей усилий во всех пучках этот наклон еще меньше. Между тем угол наклона наибольших главных растягивающих напряжений в стенке для предка пряженных балок больше, чем для балок без предварительного напряжения, и составляет 60—70". Об этом свидетельствует и наклон косых трещин, возникающих в преднапряженных балках при их испытаниях до разрушения. Эти трещины, направление которых перпендикулярно к направлению наибольших главных растягивающих напряжений, наклонены к горизонту под углом 25— 35”. Наиболее целесообразно создавать предварительное напряжение для погашения главных растягивающих напряжений силами, направление которых близко к направлению главных растягивающих напряжений. Этому требованию удовлетворяют конструкции с предварительно напряженными хомутами. Такие хомуты могут ставиться под углом 60—70° к осн балки (рис. IV.50,a) или вертикально, что немного уменьшает эффективность предварительно напряженных хомутов, но проще с точки зрения изготовления балок.
Преднапряженные хомуты, обжимая стенку балки в вертикальном направлении, гарантируют ее от появления трещин в бетоне от действия эксцентричной нагрузки на плиту Т-образного блока и позволяют в ряде случаев назначить толщину стенки более экономно. Для повышения прочности стенки против, действия эксцентричной нагрузки, приложенной к плите, применяется смещенное положение хомутов по отношению к середине стенки, благодаря чему увеличивается плечо внутренней пары в сечении стенки.
У торцов балок, там, где в результате сосредоточенной передачи усилий предварительного напряжения с основной рабочей арматуры па бетон возникают значительные местные растягивающие напряжения, они могут быть погашены с помощью поперечного обжатия стенки преднапряженными хомутами. Для этого обычно приходится ставить эти хомуты у опор более концентрированно.
Постановка преднапряженных хомутов вызывает необходимость в дополнительной технологической операции по их натяжению. Эта операция сравнительно проста и не требует больших затрат труда; нужно только иметь я виду, что деформации вытяжки хомутов при их натяжении малы, так как хомуты имеют сравнительно небольшую длину. Поэтому необходимо весьма тщательно фиксировать эту вытяжку во избежание больших потерь предварительного напряжения. при^отпуске домкрата.
§ 8. ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
Первые пролетные строения с предварительным напряжением, изготовленные в СССР, имели арматуру, натягиваемую на бетон. Недостатки, присущие таким пролетным строениям, послужили причиной отказа от них, и в настоящее время для мостов под железную дорогу применяют почти исключительно пролетные строения с патяжсиием арматуры на упоры.
Рассмотрим конструкцию такого пролетного строения полной длиной 24 см, из серии унифицированных пролетных строений, разработанной Ленги протрансмостом в 1965 г.
Пролетное строение состоит из двух блоков двутаврового сечения, соединяемых между собой посредством стыкования диафрагм после установки на опоры (рис. IV.51). Форма поперечного сечения блоков назначена с учетом требований, предъявляемых технологией изготовления их, как это подробно разобрано в п. 6 § 2. Толщина стенки блоков переменна; она изменяется с 16 см в середине пролета на 26 см и далее на 36 см, а над опорами — до 82 см.
Армирование блоков разработано в нескольких вариантах. На рис. IV.52 и IV.53 показано армирование блока рабочей преднапряженной арматурой,
175
расположенной прямолинейно без отгибо.Пупки изз"Р°"°пХ КИ диаметром 5 мм, по 24 проволоки ipvTXhhx рядаТпо17 шт., в верхнем блока в три горизонтальных ® ов в бетоне применены каркасно-
ряду — 5 шт. Для закрепл н , анкеры размещены в конст-
стержневые, анкеры, noKa^?“eo„a^Cii 'необходимый просвет между ними пхкпии вразбежку так, чтобы оставался г ,авленнь1е не
для прохода бетона. Часть. пучко' ₽та’новятсЯ ненужны-
у торца блока, а ближе к середине пратета, там, 1де пучки ем
Рис. IV,51. Контурный чертеж блока унифицированного пролетного строения с натяжением прямолинейной арматуры иа упоры
ми по расчету на изгибающий момент. Участки этих пучков от анкера до тор ца выключены из работы посредством обмотки плотной бумагой по битум но обмазке. Это сделано для улучшения работы блока в момент создания предва рнтельного напряжения (см. § 7), Верхняя зона армирована двумя съемным: пучками предварительно напряженной арматуры для воспринятия отрицател! ных моментов, возникающих прн перевозке и установке блоков, подвешива» мых иди опираемых со свесами.
Плита балластного корыта, стенка и нижний пояс армированы ненапр: женной арматурой, заготовляемой в виде плоских сварных сеток и простра* ственных каркасов. Сетки и каркасы имеют длину около 3 концы продол ных стержней сеток заходят одни за другой на 20 см. На рис. IV.52 и IVJ принят современный способ изображения арматуры предварительно напряже пых балок: показана только напрягаемая арматура и отдельно дано располож ине сварных арматурных сеток с их маркировкой. Конструкция сеток дается : специальных чертежах. Увязку всей арматуры следует делать на сборочнЕ чертежах, выполняемых в крупном масштабе, которые иногда не включа! в состав проекта. Армирование мест, где применены иетиповые сетки или доба 176
----I T MlWMW* •_
NV
№Z
1-W*t
№3
40
' I
*S l=3^0S ©Sawaw?
йхй
-------о 4 *w*
234 _________
2 1400 ,__
I
_____________________________ 23*0 , 2
rJt/ ^Каркасно-стержневои. анкер
3 шв
. 0§мо^а плотной Зумагай 2 7 по битумной обмазке г*
Рнс. IV.52. Арматурный чертеж блока с натяжением прямолинейной арма' туры на упоры
Сетки пошты (часто плана.)
Сетки нижнего пояса (часто плана)
Рис. IV.53, Положение сеток и каркасов в поперечном сечении блока
1 Зак. 19
177
лены стержни, не входящие в состав сеток, должно быть показано на детальных чертежах.
Положение сеток и каркасов показано на рис. IV.53.
Верхняя плита блоков армирована двумя горизонтальными сетками. В состав верхней сетки (СПВ-1) входят поперечные стержни рабочей арматуры плиты, свесы которой работают на изгиб, как консоли под действием нагрузок, передающихся на плиту от балласта. Эти стержни диаметром 12 мм из стали
Рис, IV-54. Сетки плиты в ребра
марки Ст. 5 периодического профиля поставлены через 10 см (рис. IV.54, а). В сетку входят также продольные стержни распределительной арматуры из круглой стали марки Ст. 3 диаметром 8 мм. Нижние сетки плиты (СПН-1), содержащие противоусадочную арматуру, имеют продольные и поперечные стержни, размещенные через 20 см (кратно 10 см) для того, чтобы их можно было сваривать на машинах точечной сварки без переналадки (после сеток СПВ-1). Поперечная арматура нижних сеток — нерабочая и поэтому состоит из стержней гладкой арматуры диаметром 8 и 10 мм.
Сетки, армирующие ребро (СР), включают в себя вертикальные ветви хомутов и продольную арматуру стенки. Здесь также сохранено стандартное расстояние между стержнями (клетка 10x20 см). Вертикальные расчетные стержни изготовлены из стали периодического профиля и имеют диаметр 22 льи для сеток, расположенных у опор, и 14 лглг для остальных сеток. Продольная арматура — гладкая диаметром 8 мм. Пример такой сетки показан на рис. IV.54, б.
Нижний пояс армирован нижним каркасом (НК-I) с отогнутыми вверх концами поперечных стержней и верхним каркасом (ВК-1). Хомуты .нижнего 178
пояса как бы разделены на две части для удобства изготовления блоков пролетного строения. Нижние каркасы укладывают на поддон до установки и натяжения пр ед на пряженной арматуры; верхние каркасы монтируют после этого. Поперечные стержни каркасов нижнего пояса диаметром 10 и 8 мм ставятся также с шагом 10 мм. Кроме того, в нижнем поясе имеется горизонтальная сетка СП-1.
В состав иенапрягаемой арматуры входят также каркасы армирования бортиков балластного корыта (КБ и СБ) и сетки вутов (СВ).
Вариант пролетного строения с полигональной предварительно напряженной арматурой отличается от описанного выше тем, что толщина стенки у опор увеличивается только с 16 до 26 см; участок с толщиной 36 см отсутству-
Рис. IV.55, Варианты армирования блока
ет. Это возможно потому, что вертикальная составляющая усилия в предварительно напряженной арматуре уменьшает поперечную силу, действующую в сечениях балки. Пучки арматуры в нижнем поясе размещены так же, как и в блоке с прямолинейной арматурой, с той разницей, что два пучка 3-го верхнего горизонтального ряда перенесены и размещены один над другим на вертикальной оси симметрии блока. Это позволило отогнуть наверх пять средних пучков (рис. IV.55, а). Пучки в местах отгиба поддержаны оттяжками, изготовленными из круглой стали.
Наклонные пучки выходят из бетона блока в верхней части торцового сечения. Для удобства размещения конусных анкеров (см. рис. V.24), которыми концы пучков закрепляются на упорах, а также внутренних каркасио-стержне-вых анкеров концы наклонных пучков разведены под небольшим углом. Остальные пучки доведены параллельно до торцов блока и закреплены в бетоне каркасно-стержневыми анкерами, расположенными вразбежку.
То же пролетное строение может быть выполнено с армированием стенки предварительно напряженными хомутами (см. рис. IV.55, б). При этом главные растягивающие напряжения в стейке погашаются предварительным обжатием ее в вертикальном направлении. Поэтому стенку можно сделать одинаковой толщины на всей длине блока, за исключением местных утолщений над опорными частями. Предварительно напряженные хомуты имеют вид одиночных стержней диаметром 20 мм из стали 55С2. Стержни поставлены не по оси стенки, а смещены поочередно вправо и влево для повышения прочности стенки при ее изгибе под действием эксцентричной вертикальной нагрузки па плиту блока. По мере увеличения поперечной силы к опоре хомуты поставлены все более часто. Шаг их изменяется от 60 см в середине пролета до 20 см у опоры. Аналогичная конструкция хомутов дана далее (см. рис. IV.59).
179
Армирование блоков непапрягаемой арматурой в случае применения полигональной преднапряженной арматуры и преднапряженных хомутов почти ие отличается от уже рассмотренного для блоков с прямолинейной преднапряженной арматурой.
Если строительная высота пролетного строения ограничена, как это часто бывает при проектировании путепроводов, то могут быть использованы пролст-
Ш-Ш
Рис. IV.56. Общий вид пролетного строения с ездой понизу
ные строения пониженной высоты, как это показано выше для пролетных строений без предиапряжения (см. рис. IV.33). Дальнейшее уменьшение строительной высоты может быть достигнуто применением пролетных строений с ездой понизу, пример которого дан па рис. IV.56 для пролета 18 м, Пролетное строение запроектировано Гипротрансмостом в 1962 г.
Строительная высота пролетного строения от подошвы рельса до низа конструкции составляет всего 83 см при мостовом полотне с балластным слоем. Если бы применить здесь мостовое полотно с непосредственным прикреплением рельсов к плите, то строительную высоту можно было бы уменьшить до 40—45 см. Для сравнения укажем, что нормальное пролетное строение с предварительным напряжением того же пролета имеет строительную высоту, равную 198 см.
J80
Пролетное строение состоит из двух основных блоков — главных балок и шести блоков плиты балластного корыта. Главные балки изготавливаются из преднапряженного железобетона, блоки плиты не имеют предварительного напряжения. Расстояние между главными балками в свету принято в соответствии с габаритом приближения строений, равным 490 см. Блоки плиты соединяются с главными балками посредством сварки выпусков арматуры и омоно-личивания монтажных швов. Кроме того, стыки обжимаются пучками поперечной арматуры, натягиваемыми после твердения бетона ом ополячивания.
Главные балки имеют двутавровое поперечное сечение высотой 205 см. Ширина верхнего пояса принята равной 60 см, нижнего — 65 см. Стенка у середины пролета имеет толщину 16 см, к опорам толщина стенки увеличивается
Рис. IV.57. /Арматурные чертежи:
а—поперечное сечение главной балки; б—армирование блока плиты; в — стык блоков главной балки и пли гы балластного корыта
до 40 см, а у торца балки сечение становится прямоугольным. Через 3 м по длине главная балка имеет ребра жесткости, которые увеличивают устойчивость верхнего сжатого пояса балки в горизонтальной плоскости. Ребра жесткости при этом могут рассматриваться, как упругие опоры верхнего пояса.
Блоки плиты балластного корыта в плане имеют размер 3x4 м. Высота сечения плиты в середине ее пролета принята 38 см, а у монтажного стыка с главными балками — 30 см, чем обеспечивается поперечный уклон гидроизоляции. Плиты имеют продольные бортики, бетонируемые одновременно с изготовлением блоков плиты, и поперечные бортики, которые бетонируются после окончания монтажа пролетного строения, одновременно с омоноличиванисм поперечных пучков.
Каждый блок плиты имеет самостоятельную изоляцию. Поперечные швы между блоками плиты перекрываются стальными листами, покрытыми битумом. В этих швах соединение плит балластного корыта между собой отсутствует; благодаря этому при деформации нижнего пояса главных балок в плитах балластного корыта не возникает растягивающих напряжений.
Армирование главной балки показано на рис. IV.57, а. В качестве основной рабочей арматуры поставлено 12 пучков по 24 проволоки диаметром 5 м,и в каждом. Арматура натягивается на упоры. Пучки прямолинейны и закреплены в бетоне каркасно-стержневыми анкерами. Как обычно при прямолинейной
181
предиапряженной арматуре часть пучков имеет анкеры, расположенные на некотором расстоянии от опоры, и концевые участки, изолированные от сцепления с бетоном (см, выше).
Стенка армирована вертикальными сварными сетками. В нижнем и верхнем поясах поставлены хомуты. Через 23 см по длине блока поставлены стержни арматуры периодического профиля диаметром 28 мм, выпущенные из бетона для стыкования с арматурой плит. Через 3 м по длине главной балки, в местах,
Рис, IV.58. Конструкция блока пролетного строения с непрерывным армированием
где расположены швы плиты балластного корыта н ребра жесткости главных балок, в нижнем поясе образованы каналы для постановки поперечных пучков предиапряженной арматуры.
Блоки плиты балластного корыта, работающие на изгиб в поперечном направлении, армированы стержнями периодического профиля диаметром 32 и 28 мм (рис. 1V.57, б). Концы стержней основной рабочей арматуры выпущены в монтажный стык.
В стыке верхний выпуск арматуры главной балки сваривается ванным спо собом с выпуском из плиты балластного корыта (рис. IV.57, в). Нижние выпуски не стыкуются, так как нижняя зона стыка работает на сжатие под действиег отрицательных опорных моментов, возникающих в плите от вертикальной на грузки. Однако эти стержни в стыке заведены друг за друга и закреплены в бе тоне омоиоличнвания крюками, потому что не исключено появление в стык и моментов другого знака, например, прн действии горизонтальных нагрузок 182
Пучки поперечной арматуры натягиваются домкратами двойного действия (см. рис, V.25) после твердения бетона монтажного стыка.
Пролетные строения с ездой понизу требуют большего расхода материалов, чем с ездой поверху. Работы по соединению блоков между собой значительно сложнее, так же как и сам монтаж пролетного строения. Поэтому их следует применять только в тех случаях, когда это необходимо по условиям ограничения строительной высоты и когда технико-экономический анализ показывает нецелесообразность применения пролетных строений с ездой поверху с пониженной ' высотой.
В качестве примера непрерывно армированного пролетного строения рассмотрим конструкцию, разработанную ЦП КБ Мостотреста в 1960 г. для пролета 22,9 м. Пролетное строение состоит из двух блоков двутаврового сечения. Арматурный чертеж блока приведен на рис. IV.58.
При изготовлении блоков пролетного строения арматура в виде одной проволоки диаметром 5 мм наматывается на трубчатые анкеры типа, показанного на рис. V.34, под заданным натяжением. Усилия от арматуры передаются через траверсы, пропущенные сквозь анкеры, на распорные устройства — кассету, по конструкции аналогичную показанной на рис, V.37.
Арматура наматывается на три пары трубчатых анкеров, что позволяет существенно снизить расход высокопрочной проволоки. В средней части пролета рабочая арматура состоит из 12 пучков по 24 проволоки и 12 пучков по 13 проволок: на первой паре анкеров закрепляется 12 пучков по 12 проволок, а на второй — еще столько же. Расположение анкеров и количество арматуры, которое может быть закреплено на каждой паре анкеров, определяются расчетом по эпюре изгибающих моментов.
Усилие от анкеров передается па бетон концентрированно, в основном через торец анкера. Поэтому в бетоне в зоне расположения анкеров возникают значительные местные напряжения. Наибольшие местные растягивающие напряжения появляются немного выше и впереди анкера. Поэтому эта зона армирована наклонными стержнями, пересекающими возможное направление трещин от местных .напряжений. Кроме того, перед анкерами поставлены сетки косвенного армирования, так как здесь появляются значительные сжимающие напряжения.
Верхняя зона блока армирована четырьмя пучками преднапряженной арматуры по 10 проволок в каждом. Эта арматура также наматывается на анкеры, которые расположены вертикально и надеты на консольные траверсы, закрепленные на легких верхних кассетах.
Верхняя плита и стенка имеют армирование обычного типа.
Рассмотрим еще одно опытное пролетное строение под железную дорогу, проект которогофазработан Лснгипротрансмостом на основе предложения и исследований лаборатории железобетонных мостовых конструкций МИИТа. Пролетное строение полной длиной 24 м имеет ряд интересных особенностей. Применено частичное предварительное напряжение, в стенке поставлены пред-напряженные хомуты, ребер жесткости нет.
На рис. IV.59, а приведена конструкция блока, причем ненапрягаемая арматура не показана. Основная рабочая арматура состоит из стержней периодического профиля диаметром 18 мм, изготовленных из стали 30ХГ2С. В нижнем поясе стержни объединены в пучки по три, причем в пучках стержни расположены один над другим. Пучки стержней размещены в трех горизонтальных рядах: в верхнем ряду пучки неполные — по два и по одному стержню. Всего у середины пролета поставлено 56 стержней (рис, IV.59, б). Часть арматуры обрывается в пролете в соответствии с эпюрой моментов. Промежуточные анкеры не требуются благодаря применению стержней периодического профиля. Натяжение арматуры предусмотрено электротермическим способом. Стержни на концах имеют приваренные коротыши, которыми они опираются на упоры. Для натяжения стержней они нагреваются до температуры 350° электрическим током, а затем укладываются на стенд так, что коротыши упираются в специальные упоры, имеющиеся на стенде. Охлаждаясь, стержни стремятся укоротить-183
Г-1
Рис. IV.59. Конструкции блока пролетного строения с частичным предварительны?.! напряжением
ся, чему препятствуют упоры. Благодаря этому в стержнях создается предварительное напряжение. Упоры для закрепления стержней, не обрывающихся в пролете, помещены за торцом пролетного строения. Упоры для обрывающихся в пролете стержней нижнего ряда выполнены в виде консольных выступов. После твердения бетона эти выступы поворачивают, освобождая стержни, а когда пролетное строение снимается со стенда, углубления, оставшиеся от упоров в нижней поверхности балки, заполняют цементным раствором. Устройство обрывов стержней в пролете позволяет уменьшить расход арматуры на пролетное строение.
В балках пролетного строения поставлены предварительно напряженные хомуты из стали 55С2 диаметром 20 мм или из стали 30ХГ2С диаметром 18 мм при условии высадки их концов для компенсации ослабления резьбой. Конструкция этих хомутов показана на рис. IV.59, в.
Верхняя арматура требуется здесь только на период перевозки и установки блока и а опоры. Поэтому она сделана съемной (рис. IV. 59, а). У торцов блока в бетон заделаны стальные закладные части в виде полос сечением 20x80 и 35x80 мм, выступающие в виде консолей вверх из плиты блока. Верхняя арматура, состоящая из четырех стержней диаметром 18 мм, опирается приваренными к ней коротышами на закладные части. Натяжение верхней арматуры производится таким же способом, что н нижней, за счет укорочения ее прн охлаждении, для чего опа закладывается в прорези между закладными частями в нагретом состоянии. После установки блока на опоры съемная верхняя арматура может быть снята и использована повторно.
Армирование стенки (помимо преднапряженных хомутов), а также армирование плиты блока выполнено аналогично разобранному в предыдущих примерах,
V § 9. ИНДУСТРИАЛЬНЫЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
Для пролетных строений длиной до 15—18 м получили распространение плитные пролетные строения с пустотами, армированные отдельными проволоками (струнобетон) или витыми прядями без дополнительного закрепления их в бетоне. Особенности конструкции таких пролетных строений можно видеть
Рис, IV.60. Поперечное сечение плитного пролетного строения под автомобильную Дорогу
на примере пролетного строения для отверстия 12,5 м, разработанного Киевским филиалом Союздорпроекта в 1960 г.
В поперечном сечении пролетное строение состоит из блоков плит шириной 105 см. Все блоки одинаковые; их число меняется в зависимости от габарита проезжей части. На рис. IV.60 дано поперечное сечение для габарита Г-7. Блоки соединяются между собой путем заполнения шва цементным раствором. Для улучшения работы шва на срез в боковых гранях блоков устроены пазы, образующие шпонку. Эта шпонка после установки блоков на опоры армируется спиралью из проволоки диаметром 3 мм.
На крайние блоки плит устанавливаются тротуарные блоки. Поскольку опрокидывания тротуарных блоков произойти не может, они не прикрепляются 7В, Зак. 19
Рис. IV.61. Поперечное сечение струнобетонного блока плитного пролетного строения
яблокам плит, а только ставятся на цементный раствор и предохраняются против сдвига посредством бетонного выступа— упора, бетонируемого после установки тротуарных блоков.
Блоки-плиты имеют постоянное сечен не по всей длине, равной 1406 см. Высота сечения — 65 см. В блоке образованы две полости овальной формы размерами 40x51 см, благодаря чему удален бетон растянутой зоны сечения (рис. IV.61). Полости смещены вверх на 1 см относительно середины высоты блока, так как потребовалось больше площади внизу для размещения арматуры, чем наверху для образования сжатой зоны бетона. В иижней зоне поставлена основная рабочая арматура в виде 38 витых семппроволочных прядей из высокопрочной проволоки диаметром 3 мм. Верхняя зона армирована шестью такими же прядями. Ненапряженная арматура состоит из нижней плоской
сварной сетки, укладываемой до монтажа преднапряженной арматуры, и пространственного каркаса, устанавливаемого после натяжения арматуры. Ненапряженная арматура изготовляется из стержней диаметром 6 мм. На опорных участках длиной по 0,5 м поставлена усиленная ненапрягаемая арматура для воспринятия местных напряжений; за пределами этих участков поперечные стержни пространственного каркаса поставлены через 30 см.
Рис. IV.62. Поперечное сечение пролетного строения1 под автомобильную дорогу для моста отверстием 30 м
Разработан вариант армирования этого пролетного строения напряженной арматурой из одиночных высокопрочных проволок периодического профиля диаметром 5 мм.
Пролетное строение имеет хорошие показатели по расходу бетона и арматуры, монтаж блоков и их соединение между собой осуществляются просто. Недостатком его является затруднительность механизации работ по изготовлению и трудности, возникающие при переводе изготовления па поточно-агрегатные линии. В настоящее время такие пролетные строения изготовляются на стационарных стендах большой длины (100—120 м). Арматура натягивается одновременно для нескольких блоков по длине. Для образования пустот служат стальные пустотообразователи в виде овальных или круглых коробов из топкой стали. После твердения бетона арматура отпускается со стенда, и в бетоне-186
создаетсая предвритсльное напряжение. Арматура между отдельными блоками обрезается, и блоки снимаются со стенда, после чего при помощи специальных стяжек можно уменьшить сечение пустотообразователей, деформируя короба, и затем извлечь их из готовых блоков.
Ребристые предка пряженные пролетные строения целесообразно применять при длинах до 42 м. Рассмотрим конструкцию такого пролетного строения, разработанную в составе проекта унифицированных пролетных строений Союз дор проектом в 1965 г. для отверстия 30 м (полная длина пролетного строения 33 м).
Рис. IV.63» Армирование блока полигональной арматурой
В поперечном сечении пролетное строение состоит из нескольких основных двутавровых блоков. На рис. IV.62 показано сечение пролетного строения из пяти блоков для габарита Г-8. Блоки соединяются между собой путем стыкования плит; диафрагмы отсутствуют. Расстояние между осями блоков составляет 210 см. Основные блоки приняты двух типов — средние и крайние, отличающиеся от средних тем, что с одной стороны консоль плиты имеет длину 104 см вместо 90 см. Кроме того, армирование крайних блоков усилено, так как оин воспринимают большую часть нагрузки при несимметричном расположении автомобилей по отношению к осн моста.
Плита блоков имеет постоянную толщину, равную 15 см. Толщина стенки принята постоянной иа всей длине блока и равной 16 см; лишь на участках небольшой длины у опор толщина стенки становится равной 26 см, Выше было показано, что для пролетных строений под железную дорогу обычно требуется увеличивать толщину стенки на участках значительной длины у опор; автомобильная нагрузка значительно легче и вызываемые ею поперечные силы меньше. Поэтому в пролетных строениях под автомобильную дорогу удается обойтись без увеличения толщины стенки к опорам даже при довольно значительных пролетах.
Армирование балок разработано в двух вариантах — с полигональной и прямолинейной арматурой. На рис. IV.63 показано армирование блока предварительно напряженной полигональной арматурой.. Крайний блок армирован
7В* 187
13 (средний — 12) пучками по 24 проволоки диаметром 5 мм, Пучки расположены в пять вертикальных рядов, средний из которых отгибается наверх и выходит в верхней части торцового сечения, В месте перегиба пучков имеется оттяжка из двух стальных полос, соединяемых болтами, которые служат опорой для пучков.
На концах пучки заделаны в бетон с помощью каркасно-стержневых анкеров- Перед анкерами на пучки надеты спирали из проволоки диаметром 6 мм служащие в качестве косвенного армирования зоны перед анкером.
Ц---------ZOQO ---------j
Рис. IV.64. Армирование балки ненапряженной арматурой: а—часть продольного разреза; б —часть плана арматуры плиты; в-поперечный разрез в середин пролета
Армирование балки ненапрягаемой арматурой ясно из рис. IV.64. Та: как в плите возникают моменты обоих знаков, плита армирована двумя сетка ми, расположенными у верхнего и нижнего волокон. Рабочая арматура плит: при изгибе ее в направлении поперек оси пролетного строения состоит из стерж ней периодического профиля диаметром 12 мм, поставленных на расстояни 10 см один от другого.
Стенка армирована двумя сварными сетками, в состав которых вход? ветви хомутов диаметром 8 мм, поставленные через 10 см, и продольна арматура диаметром 8 мм. У опор диаметр вертикальных ветвей хомутов у в личиваегся до 10 мм. Этн хомуты делаются из стали периодического профил Нижний пояс армирован сварным пространственным каркасом, включающе в себя хомуты, армирующие нижний пояс; для удобства монтажа арматур каркас разделен на две части.
Стыкование плит соседних балок производится путем бетонирования мс тажных швов, в которые входят выпуски поперечной арматуры плит.
Вариант с армированием прямолинейной арматурой имеет то же количе< во пучков, которые здесь не отгибаются вверх к опорам (рис. IV.65). Час пучков имеет каркасно-стержневые анкеры, поставленные не у торцов прол-188
Продольный разрез
Рис. IV.65. Армирование балки прямолинейной арматурой
Рис, IV.66. Пролетное строение с поперечным членением главных балок; а—фасад; б — часть горизонтального разреза; <у—поперечный разрез
389
Ното строения (концевые участки пучков не имеют сцепления с бетоном). Отсутствие наклона рабочей арматуры к горизонту увеличило долю поперечной силы, воспринимаемую ненапряженными хомутами, по сравнению с балками с полигональной арматурой; поэтому в крайних четвертях пролета диаметр хомутов увеличен. В остальном армирование ненапрягасмой арматурой не отличается от показанного на рис. IV.64.
При необходимости снижения веса монтажного блока можно применить пролетные строения с поперечным членением главных балок (составные по длине пролета). Конструкция такого пролетного строения для отверстия 30 м (полная;длина 32,96 м), разработанная Киевским филиалом Союздорпроекта в 1959 г., показана на рис. IV.66.
Рис. IV.67. Армирование балки предварительно напрягаемой арматурой
При значительной длине главных балок вес монтажного элемента ие превышает 10 т. Это достигнуто членением главных балок пролетного строения поперечными швами, расположенными через 4,3-:-5,7 м по длине. Главные балки таврового поперечного сечения высотой 170 см поставлены иа взаимном расстоянии 166 см, причем число балок зависит от габарита. На рис. IV.66,о показано поперечное сечение для габарита Г-7. Балки имеются двух типов — средние с полуднафрагмами по обе стороны стенки и крайние, у которых с одной стороны полудиафрагма заменена ребром жесткости. В остальном конструкция средних и крайних балок одинакова.
Монтажные блоки, из которых состоят главные балки, запроектированы трех типов. Это — опорные блоки, в пределах которых высота иижнего пояса увеличивается к опоре для того, чтобы можно было развести концы пучков по высоте и удобно разместить анкеры на торце балки, средние блоки, в пределах которых пучки арматуры проходят прямолинейно, и промежуточные блоки, отличающиеся от соседних только тем, что для отгиба пучков среднего вертикального ряда имеются криволинейные каналы. Балки объединены в пролетное строение посредством стыкования диафрагм с натяжением поперечной арматуры, пропущенной в каналы диафрагм.
Балки пролетного строения армированы пучками из высокопрочной проволоки, расположенными в закрытых бетонных каналах (рис. IV.67). Пучки 190
размещены в три вертикальных ряда. Средний ряд пучков отгибается вверх к опорам по плавным кривым в пределах опорного и примыкающего к нему промежуточного блока. Крайние вертикальные ряды отгибаются только в пределах опорного блока.
Швы между блоками, имеющие толщину 1 см, заполняются цементным раствором после монтажа блоков.
При изготовлении монтажных блоков необходимо обращать особое внимание на торцовые поверхности блоков, которые должны быть плоскими и верти
Затитный слой в свету 20мм
Рис. IV.68.
Армирование блока ненапрягаемой арматурой
кальными. Кроме того, должна соблюдаться точность в расположении каналов для пропуска пучков, чтобы при монтаже отверстия для прохода пучков в соседних блоках совпадали.
Армирование опорного блока ненапрягаемой арматурой, показанное на рис. IV.68, выполнено аналогично показанному ранее для балок без поперечного членения с помощью сварных плоских сеток и пространственного каркаса (для нижнего пояса). Особенностью здесь является сгущение поперечных стержней всех сеток н каркаса нижнего пояса около шва. Это необходимо, так как, по данным опытов, при больших сжимающих напряжениях, передаваемых через шов, сопротивление бетона около шва может быть понижено за счет неоднородности раствора в шве н возникающего вследствие этого неравномерного распределения напряжений по сечению.
Прн изготовлении блоков в ннх образуются каналы, для чего применяются каиалообразователи одного из описанных выше типов. В опорных блоках кана-лообразоватсли поддерживаются сетками-фиксаторами.
Отдельные блоки укрупняются в балки обычно па месте строительства
191
моста. После выверки положения блоков шов заполняется цементным тестом. Чтобы оно не попало в каналы, в швах на время заполнения их ставят заглушки из резиновых рукавов на стальном стержне или трубе. Через 2—3 ч после заполнения шва заглушки извлекают и в каналы заводят пучки арматуры. Натяжение пучков можно начинать после достижения заполнителем шва прочности, равной 30% от марки бетона блоков. При столь тонких швах (1 см) в шве могут возникать напряжения, превышающие марку раствора без появления трещнп, так как поперечные деформации раствора не могут происходить свободно; они ограничены потому, что раствор, заполняющий шов, связан сцеплением с бетоном блоков, прочность которого к моменту натяжения арматуры должна быть стопроцентной.
Пучки натягиваются домкратами двойного действия. Концы пучков закрепляются на торце балки конусными стальными анкерами. Торцы балки закрываются слоем бетона для предохранения анкеров от коррозии.
Глава V
ДЕТАЛИ КОНСТРУКЦИИ БАЛОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
§ 1. ПОЛОТНО, ТРОТУАРЫ, ГИДРОИЗОЛЯЦИЯ
1. МОСТОВОЕ ПОЛОТНО ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
Наиболее распространенным типом мостового полотна для железобетонных мостов является мостовое полотно с балластным слоем. В отдельных случаях находили применение безбалластные пролетные строения с путем на деревянных поперечинах. В последнее время разработано мостовое полотно с непосредственным прикреплением пути к железобетонным плитам. Этот тип мостового полотна уже применяется в эксплуатируемых мостах в опытном порядке.
Рис. V.I. Мостовое полотно с балластным слоем: слепа—для монолитных; справа—для сборных пролетных строений
Мостовое полотно с путем на балласте включает в себя обычные рельсы, их скрепления, шпалы. Шпалы, так же как и на насыпи, укладываются на балластный слой (рис. V.1). Прн этом ширина балластного корыта поверху должна быть не меньше 3,6 м, если не предусматривается специальных мер по обеспечению боковой устойчивости пути и против осыпания балласта. Толщина балластного слоя определяется требованием, чтобы расстояние от низа шпалы до поверхности дна балластного корыта было во всяком случае не менее 20 см и, как правило, не менее 25 см. Поскольку дну балластного корыта придаются уклоны для стока воды к водоотводным трубкам, это расстояние следует из-192
мерять в тех местах, где находятся водоразделы стоков. В большинстве случаев достаточно назначить общую толщину балластного слоя, измеряемую от поверхности железобетонной конструкции до подошвы рельса, равной 50 см. Требование о минимальной толщине балластного слоя должно быть выдержано, чтобы нагрузка от подвижного состава распределялась балластом равномерно по поверхности плиты и чтобы удобно было подбивать шпалы и рихтовать путь при
эксплуатации.
При длине моста более 25 ж или при расположении его на кривой радиусом менее 1000 м на шпалы должны устанавливаться контррельсы или контруголки для предупреждения резкого смещения подвижного состава с оси моста при сходе колес с путевых рельсов.
Мостовое полотно с деревянными поперечинами устраивается так же, как и на металлических мостах (см. гл. XII, § 3). Наибольшие трудности здесь возникают при создании прикрепления поперечин к железобетонным балкам. Одна из возможных конструкций показана на рис. V.2.
Мостовое полотно с путем на деревянных поперечинах для железобетонных мостов применять
Рис. V,2. Мостовое полотно с деревянными поперечинами
не рекомендуется, так как по сравнению с путем
на балласте его эксплуатация сложнее и на его устройство требуются^ бол ее дорогие и дефицитные, чем обычные шпалы, мостовые брусья.
На рнс. V.3 приведен пример мостового полотна с непосредственным прикреплением рельсов к конструкции пролетного строения. Путь расположен на железобетонной плите шириной 320 см*. При такой ширине пролетное строение можно перевозить по железной дороге без нарушения габарита подвижного состава. Поверхности плиты придается уклон к водоотводным трубкам или к щели между блоками, одновременно используемый для создания подуклонки рельсов, Так как свободный сток воды не затруднен балластом, то достаточно, покрыть поверхность плиты слоем эпоксидной смолы, не устраивая оклеенной изоляции обычного типа. Бортики плиты служат (наряду с контруголками) охранными приспособлениями на случай схода с рельсов колес подвижного со
Рис, V.3. Мостовое полотно с непосредственным прикреплением рельсов к железобетонной плите
става. Прикрепление рельсов, разработанное ЦНИИС, осуществляется с помощью металлических закладных частей, располагаемых через 62,5 см по длине моста (рис. V.4).
Закладные части представляют собой стальные листы 1 размерами 710 X X160 X10 мм, закрепленные в бетоне с помощью приваренных к ним анкерных стержней. Листы имеют продольную прорезь, которая уширена в средней
* При расстоянии в свету между бортиками менее 320 см на устоях моста, где это расстояние равно 320 см, необходимо устраивать плавное уменьшение этого размера для улавливания колес подвижного состава в случае схода перед мостом.
193
части. Прорезь окружена коробкой 2 из стали толщиной 3 лш для создания полости в бетоне 3. В полость вставляются гайки 5 болтов 4. Гайки могут быть вставлены в уширенную часть прорези и затем передвинуты к концам; они имеют срезы в верхней части, которая входит в прорезь, чтобы гайки не проворачивались при затягивании болтов 4. Поперечная сдвижка рельсов при укладке пути производится за счет перемещения гаек в прорези, В это время может перемещаться и прокладка 6.
После окончания укладки пути эта прокладка приваривается к закладной части и закрывает концы прорези от попадания воды. Кроме того, полость 3 заполняется гавотом или солидолом. Для смягчения ударов колес подвижного состава под рельсовые подкладки укладывается упругая прокладка из прессованной древесины 7. Применяются типовые рельсовые подкладки типа К-2. К подкладкам рельс прикрепляется типовыми клеммами и болтами с пружинны-
Рис. V.4. Прикрепление рельсов к железобетонной плите
ми шайбами. Под рельс укладывается резиновая упругая прокладка 8. Контр-уголки 9 привариваются к основному листу закладной части через прокладки 10, служащие для свободного прохода воды под контруголком.
Аналогичная конструкция мостового полотна с непосредственным прикреплением пути к железобетонной плите разработана НИИмостов для плит, укладываемых на стальных пролетных строениях. В этой конструкции закладные части отсутствуют и прикрепление осуществляется при помощи лапчатых болтов, проходящих сквозь отверстие в железобетонной плите и зацепляющихся лапками за кромки поясов металлических балок,
"Щ 2. ЕЗДОВОЕ ПОЛОТНО ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
Ездовое полотно мостов под автомобильную дорогу является непосредственным продолжением полотна подходов к мосту. Для того чтобы условия эксплуатации полотна дороги па подходах и на самом мосту были одинаковыми, целесообразно применять на мостах тот же тип покрытия, что и на всей дороге.
Для отвода воды поверхности покрытия придаются поперечный и продольный уклоны. В большинстве случаев поперечным уклоном вода отводится к краям проезжей части, окаймляемым бордюрами. Профиль ездового полотна в поперечном к оси моста направлении очерчивается по двум наклонным прямым, по ломаной линии или по параболе. Величина поперечного уклона принимается в пределах 1,5-у3,0%.
Уклон в поперечном направлении создастся в большинстве случаев за счет слоя бетона, укладываемого поверх горизонтальной поверхности плиты проезжей части (так называемый сточный треугольник, см, рис. IV. 11). Однако этот способ требует укладки значительного объема бетона после монтажа пролетного строения и приводит к увеличению постоянной нагрузки. Поэтому иногда применяют другой способ, заключающийся в установке отдельных балок на раз-194
ной высоте и создании необходимого уклона самими плитами балок. Здесь требуется только укладка выравнивающего слоя небольшой толщины (рис. V.5), но затрудняется стыкование плит.
Продольный уклон может быть двусторонним или односторонним. Прн устройстве двустороннего уклона продольный профиль полотна очерчивается по двум прямым, сопрягаемым вертикальной кривой. Уклоны при этом применяются от 1,0 до 3,0%; радиус вертикальной кривой зависит от категории дороги,
Рис. V.5. Проезжая часть автодорожного моста без сточного треугольника
устанавливаемой в зависимости от ожидаемых скоростей движения транспорта. На дорогах I и II категорий радиус вертикальной кривой должен быть равен 6000—10 000 м. Поэтому для малых и средних мостов двусторонние уклоны оказываются нецелесообразными, так как вследствие малой пологости сопрягающей кривой поверхность ездового полотна близка к горизонтальной и отвод воды не обеспечивается. При большом радиусе вертикальной кривой не может быть использовано преимущество двустороннего уклона, заключающееся в понижении отметок ездового полотна па подходах к мосту. Отсюда заключаем,
Рис. V.6. Устройство трамвайных путей на городских мостах
*
что двусторонние уклоны следует применять для мостов большой длины (больше 100 ж) или для мостов на дорогах III категории, где радиус вертикальной кривой может быть уменьшен до 400—1000 лт. В остальных случаях может быть применен односторонний уклон, т. е. мост расположен на участке дороги с уклоном от 0,5 до 3,0%.
Покрытие ездового полотна укладывают, как правило, на изоляцию, препятствующую прониканию воды в бетон пролетного строения. Чаще всего покрытие состоит из слоя асфальтобетона толщиной 5—7 см. Применяется также покрытие из обычного бетона (цементобетона) той же толщины. Желательным с точки зрения долговечности цементобетонного покрытия является защита его тонким слоем асфальтобетона (толщиной 1 — 1,5 см). На малых мостах в сельской местности, на дорогах с щебеночным покрытием применяется покрытие из слоя щебня толщиной 15—20 см.
На городских мостах часто требуется устройство трамвайных путей. По варианту, показанному на рис. V.6, а, рельсы укладывают на шпалах в балласт-195
ном корыте, причем для уменьшения толщины балластного слоя можно уложить шпалы непосредственно на железобетонную плиту, покрытую слоем цементной смазки толщиной 5 см. Для того чтобы верх трамвайных рельсов находился в уровне верха проезжей части, необходимо уложить под всей проезжей частью слой тощего бетона большой толщины или, как показано на рисунке, сделать главные балки под проезжей частью и трамвайными путями различной высоты, что приводит к усложнению конструкции. К тому же деревянные шпалы, даже антнеептированные, требуют частой их замены, а путь — рихтовки.
Другой вариант (рис. V.6, б) заключается в применении желобчатых рельсов, прикрепляемых к защитному слою бетона через упругую прокладку. Между собой рельсы соединяют металлической стяжкой. Пространство между защитным слоем и асфальтобетоном заполняют обычным бетоном. Целесообразно использовать специальные рельсы пониженной высоты (рис. V.6, в) без металлических стяжек между ними. В этом случае общая толщина покрытия существенно уменьшается.
Описанные способы устройства трамвайных путей относятся также к стальным мостам, если проезжая часть включает железобетонную плиту.
3. ГИДРОИЗОЛЯЦИЯ и водоотвод
Для обеспечения долговечности железобетонных мостов их части должны быть надежно предохранены от проникания воды в бетон. Вода, проникающая в бетон, вызывает растворение и вымывание извести из цементного камня, что понижает прочность бетона. Кроме того, при замерзании воды, находящейся в порах и трещинах, происходит механическое разрушение бетона— расширение существующих и появление новых трещин. С другой стороны, размеры пор и трещин обычно невелики, и вода проникает в бетон медленно. Таким образом, поверхности бетона, имеющие надлежащие уклоны н расположенные открыто, можно не защищать гидроизоляцией, так как с таких поверхностей вода будет стекать и испаряться без глубокого проникания в толщу бетона. Все поверхности, для которых не исключено длительное соприкосновение с водой, должны быть покрыты гидроизоляцией. В пролетных строениях мостов
под железную дорогу к таким поверхностям относится, прежде всего, поверхность балластного корыта. Вода здесь не может стекать быстро, так как этому препятствует балласт, а уклоны поверхности не могут быть назначены боль-
шими.
Гидроизоляция должна быть водонепроницаемой по всей изолируемой поверхности и в местах сопряжения с водоотводными трубками и деформационными швами. Она должна быть достаточно прочной и эластичной, чтобы не повреждаться при длительном воздействии сил, передающихся на нее от балласта, а также воздействии воды и деформаций бетона. Изменения температуры в пределах, возможных при эксплуатации сооружения, не должны вызывать
повреждения изоляции.
Гидроизоляция укладывается на поверхность плиты балластного корыта'. В состав изоляции входит бетонная подготовка, служащая для выравнивания поверхности и для создания уклонов к водоотводным трубкам. К подготовке приклеивается изолирующий слой, а поверх него укладывается защитный слой толщиной 3 см из цементного раство-
Затитньш спой Изолирующий слой бетамная пвйгатобкп
Рис. V.7. Гидроизоляция
ра по сетке из стальной проволоки диаметром 2 мм с ячейками 50 x 50 см для предохранения изоляции от повреждения балластом (рис. V.7).
Изоляцией должна быть покрыта вся поверхность плиты и бортиков, соприкасающаяся с балластом. Концы изоляции следует закрепить, заведя ее в специальные углубления в бортиках. Вода отводнт-
196
Рис. V.8. Сопряжение гидроизоляции с водоотводными трубками
ея к водоотводным трубкам при помощи уклонов, придаваемых изолирующему и защитному слоям. Уклон должен быть ие менее 3%.
В качестве изолирующего слоя можно рекомендовать синтетические материалы, например полихлорвиниловый пластикат толщиной 1—3 мм, приклеиваемый к бетонной подготовке специальным клеем, представляющим собой раствор перхлор виниловой смолы в ацетоне или дихлорэтане. Полихлорвиниловый пластикат укладывается в один слой. Листы пластиката заходят при этом один иа другой внахлестку на 5 см и приклеиваются друг к другу. Допускается также соединять листы между собой проваркой кромок горячим воздухом.
В качестве изолирующего слоя можно также использовать бризол — рулонный материал, изготовляемый на основе старой дробленой резины и нефтяного битума, или полиизобутиленовые пластины.
Впредь до широкого внедрения синтетических материалов можно применять изолирующий слой из стеклосетки или гидроизола — асбестового картона, пропитанного битумом. Стеклосетка или гидроизол приклеивается к поверхности бетонной подготовки битумной мастикой в горячем состоянии. На той же мастике слои стеклосетки или гидроизола
склеиваются между собой, В железнодорожных мостах изолирующий слой состоит из трех слоев гидроизола или из двух слоев стеклосетки.
Водоотводные трубки, к которым вода отводится с поверхности балластного корыта, должны ставиться из расчета 5 см2 площади поперечного сечения трубки на 1 м2 площади водосбора во избежание скопления воды перед трубками. Диаметр трубки делается не менее 15 см. Трубки должны быть изготовлены нз прочного материала, как правило, из чугуна. В опытном порядке применяются трубки пластмассовые, керамические и асбоцементные. Поверхность трубок покрывается битумным лаком.
Чтобы вода, вытекающая из трубок, не попадала на поверхность бетона, концы их выпускаются из конструкции на 15 см.
Особенно тщательно выполняется сопряжение изоляции с водоотводными трубками (рис, V.8). При устройстве бетонной подготовки под изоляцию места сопряжения ее с водоотводными трубками скругляются. Гидроизоляционный материал нарезается в виде секторных лепестков и наклеивается в несколько слоев на трубку в ее раструбе и на поверхность бетонной подготовки около трубки. После этого наклеивается гидроизоляционный материал около трубки, который должен иметь вырез над трубкой. Края этого материала должны заходить послойно на концы секторных лепестков не менее чем на 20 см. В раструб водоотводной трубки вставляется металлическое прижимное кольцо, предупреждающее отслоение лепестков гидроизоляции от раструба трубки.
Сверху трубка закрывается чугунным или железобетонным колпаком для предохранения ее от засорения балластом. В колпаке имеются прорези для прохода воды. Вокруг колпака укладывается крупный камень (размером пе менее 80 мм) с постепенным переходом к нормальному балласту.
Водоотводные трубки предпочтительнее располагать у краев балластного корыта, так как прн этом для осмотра и прочистки трубок не требуется сдвигать шпалы.
При изготовлении блоков пролетных строений под железную дорогу с балластным корытом следует стремиться к укладке всей изоляции на заводе. Как было показано ранее, надежность изоляции обеспечивается окаймлением плиты
197
каждого блока бортиками с углублениями для заводки изоляции. При этом между блоками одного и того же пролетного строения, между соседними пролетными строениями и между пролетными строениями и устоями образуются швы шириной от 2 до 5 см. Эти швы должны быть расположены па водоразделах так, чтобы вода от них отводилась уклонами изоляции. Перекрытие этих швов против попадания в них балласта осуществляется с помощью стальных листов толщиной не менее 4 мм, покрытых битумом в горячем состоянии, к которым
привариваются стержни, препятствующие смещению листов относительно шва. Конструкция такого шва показана на рис. V.9.
В мостах под автомобильную дорогу, несмотря на наличие асфальтобетонного покрытия ездового полотна, также устраивается гидроизоляция. Конструкция гидроизоляционного слоя отличается от применяемой в железнодорожных мостах только тем, что разрешается укладывать два слоя гидроизола вместо трех. На небольших мостах вода отводится продольными
Рис. V.9. Швы на водоразделах в мостах под железную дорогу
уклонами за устои.
При значительной длине моста (более 50 л«) вода с поверхности проезжей части может быть отведена водоотводными трубками. На рис. V.10 показана конструкция водоотводных трубок городского моста. Изоляция должна быть заведена в трубку так же, как и в железнодорожных мостах. Сверху трубка закрыта решеткой с поперечными прорезями, верх решетки совпадает с верхом полотна проезжей части. Изоляционный слой серьезно увеличивает собственный вес пролетного строения и осложняет работы на монтаже, так как для авто
Рис. V.10. Водоотводная трубка городского моста
дорожных пролетных строений укладка изоляции на заводе встречает целый ряд трудностей. Поэтому институт «СоюздорНИИ» проводит большие работы по разработке мероприятий, которые позволили бы отказаться от оклеечной изоляции в мостах под автомобильную дорогу. Это оказывается возможным при условии соблюдения требований к конструкции и технологии изготовления и монтажа пролетных строений, приведенных ниже.
Должен быть обеспечен быстрый и свободный сток воды с поверхности проезжей части. Для этого поверхности полотна следует придавать продольный уклон I—2% и поперечный уклон не менее 2%,
В случае расположения моста на площадке профиля дороги вода может быть отведена под бордюрами (см. рис. V.18).
198
Для плит проезжей части должен применяться плотный морозостойкий бетой. Желательно для повышения коррозиеустойчивости бетона плиты и выравнивающего слоя применять воздухововлекающие добавки.
Должны быть проведены мероприятия по ограничению возникновения и развития трещин в выравнивающем слое и бетоне плиты проезжей части. Усадочные трещины должны предотвращаться надлежащим подбором состава бетона и уходом за ним во время твердения. Силовые трещины ие должны возникать; поэтому применение проезжей части без оклеенной изоляции в неразрезных балках без предварительного напряжения нежелательно. Наилучшим типом конструкции для этого нужно считать балки с предварительным напряжением плиты проезжей части в двух направлениях.
Наибольший эффект от применения проезжей части без гидроизоляции может быть получен при обеспечении ровной поверхности плиты после монтажа блоков без устройства выравнивающего слоя. Одна ко в настоящее время это трудно достижимо. Поэтому в тех случаях, когда плиты блоков ие соединяются
Рис. V.11. Деформационный шов:
а —с металлическим компенсатором; б— с резиновым компенсатором
между собой, выравнивающий слой можно выполнить из бетона с армированием над швом. Толщина этого слоя должна быть ие меиее 10 см. Если плиты блоков соединяются между собой (как, например, в безднафрагменных пролетных строениях), то целесообразно при создании поперечного уклона за счет расположения блоков на разной высоте выполнить выравнивающий слой из асфальтобетона толщиной 5 см.
Тротуары пролетных строений под автомобильную и железную дороги следует устраивать с уклоном в наружную сторону и покрывать их поверхность слоем асфальта.
При значительных перемещениях в подвижных опорных частях пролетных строений вад ними должны устраиваться специальные деформационные швы, перекрываемые гидроизоляцией. В пролетных строениях под железную дорогу, как правило, такие деформационные швы располагаются в местах водоразделов между уклонами водоотвода. В этом случае может быть рекомендована конструкция перекрытия деформационного шва по рис. V. 11, а. Здесь изоляция у шва приподнята на подготовке, окаймленной стальными уголками, и заведена иа уголки и на компенсатор — изогнутый лист из меди или латуни. Можно применить и алюминиевый лист толщиной 2 мм, Компенсатор и изоляция прижаты второй парой уголков, прикрепленной к первой болтами через 50—75 см. Защитный слой заведен на верхние уголки, К одному из верхних уголков прикреплен стальной лист, перекрывающий дополнительно шов над компенсатором во избежание повреждения его балластом. При изменении толщины шва компенсатор деформируется без нарушения водонепроницаемости шва.
Если мост расположен в зонах с мягким климатом, где нс бывает сильных морозов, то перекрытие деформационного шва можно выполнить по рис. V. 11, б с укладкой резинового компенсатора. Резиновый компенсатор приклеивается специальным клеем к изолирующему слою и закрывается сверху защитным слоем.
В мостах под автомобильную дорогу деформационные швы должны быть перекрыты так, чтобы обеспечить плавное движение автомобилей по возможно-199
сти без ударов колес в месте шва. Поэтому прн небольших перемещениях в шве (1—2 см) покрытие ездового полотна не прерывают. Следует также стремиться к тому, чтобы и слой изоляции был непрерывным. Шов может быть выполнен по рис, V.12, а.
Здесь в выравнивающем слое уложен оцинкованный лист / толщиной 1,5 мм, изогнутый для обеспечения деформаций при перемещениях в шве и закрепленный загнутыми краями. На него уложен также изогнутый алюминиевый лист 2 толщиной 4 мм. Изолирующий слой, будучи уложен на этот лист, образует складку, заполненную битумной мастикой. В защитном слое сделан разрыв. Подзащитным слоем имеется дополнительный слой изоляции, предохраняющий шов от проникания воды в случае образования трещин в покрытии.
При более значительных перемещениях устраивают разрыв в ездовом полотне и изоляции. Пример конструкции такого шва показан на рис. V.12, 6.
Рис. V.12. Деформационный шов моста под автодорогу: и — без разрыва изоляции; б—с разрывом изоляции
Шов окаймляется стальными уголками, закрепленными в конструкции приваренными к ним анкерными стержнями арматуры. В месте шва смежные пролетные строения или пролетное строение и устой снабжаются бортиками, под которые заводится изоляция. К уголкам привариваются стальные листы со срезанными кромками. Один из них заходит на соседний уголок и прн перемещениях в шве скользит по нему. Вода, попадающая в шов, отводится специальным желобом.
Если ожидаемые перемещения еще более велики (больше 5—6 си), то применяются конструкции перекрытия швов в виде гребенок, обеспечивающие и при таких перемещениях плавный проход колес автомобилей по шву.
4. ТРОТУАРЫ И ПЕРИЛА
В мостах под железную дорогу тротуары, как правило, служат для прохода персонала, осуществляющего текущее содержание пути и моста. Поэтому ширина тротуаров железнодорожных пролетных строений принимается небольшой — 50—70 см. Тротуары и перила должны устраиваться на всех мостах полной длиной более 25 м, а также на путепроводах и мостах, расположенных в пределах станций, независимо от длины.
Из применяющихся типов конструкции тротуаров наиболее целесообразным с точки зрения экономии металла и эксплуатационных качеств является тротуар, образованный как продолжение консоли плиты балластного корыта (рис. V. 13). Тротуарная плита окаймлена бортиком, к которому прикреплены перильные стойки посредством анкерной скобы, заделанной в бетон.
С целью облегчения перевозки блоков может быть применен тротуар на съемных металлических консолях (рис. V.14). Коисоли состоят из изогнутого стального уголка, образующего нижний стержень кронштейна и перильную стойку, двух горизонтальных уголков, служащих верхним стержнем кронштейна, и вертикального уголка. Уголки соединяются между собой фасонкой и дву-200
мя болтами. На горизонтальные уголки опираются железобетонные плитки тротуара толщиной 7 см, покрытые слоем асфальта. Между горизонтальными уголками вставлен лист, выступающий вверх за утолки, чтобы воспрепятство-
Рпс. V.I3. Тротуар в виде продолжения плиты балластного корыта
вать сдвигу плиток в продольном направлении. Консоли располагаются на расстоянии 180 см друг от друга и прикрепляются к пролетному строению с помощью двух болтов, один из которых пропущен сквозь бортик балластного корыта, а другой заделан в бетоне плнты.
Рпс. V.I4. Тротуар па съемных металлических консолях
Возможно также съемные тротуарные консоли сделать железобетонными с прикреплением их к пролетному строению болтами (рис, V.15) или с помощью Сварки арматуры и омоноличиваиия шва.
К перильным стоикам прикрепляется поручень перил из уголка, а также заполнение перил, которое может быть выполнено нз двух круглых стержней диаметром 20 мм, пропущенных в отверстия в перильных стойках и приваренных к ним.
201
На мостах под автомобильную дорогу, а также и на железнодорожных мостах, если по ним предусматривается движение пешеходов, тротуары в зависимости от интенсивности пешеходного движения могут иметь одну или несколько полос по ширине. При одной полосе добавляется еще защитная полоса 0,25 м. Ширина каждой полосы — 0,75 м.
Фасад
Рис. V-15. Тротуар на съемных железобетонных консолях
В мостах под автомобильную дорогу тротуары располагают на консольных свесах плиты проезжей части или на специальных консолях. В сборных про
летных строениях для устройства тротуаров часто используют специальные тротуарные блоки. В городских мостах под тротуарами обычно укладывают те-
маегТ)Ссг<и‘
Рис. V.16. Тротуар па специальных тротуарных блоках
лефонпые или электрические кабели.
Наиболее широкое распространение получила конструкция тротуаров по рис. V.16, На свес плиты крайней балки ставятся специальные блоки в виде железобетонных брусьев, на которые укладываются тротуарные блоки, состоящие из плиты тротуара и колесоотбойного бруса. Они прикрепляются к основным блокам с помощью сварки за
кладных частей. Тротуарные блоки ставят на цементный раствор; во избежание сдвига блоков после их установки должен быть забетонирован бетонный выступ с обеспечением его связи с бетоном основных блоков. Перильные стойки устанавливают на консоли тротуарных блоков.
Тротуарные блоки могут быть установлены не на свесы плиты основных блоков, а на специальные сборные консоли, прикрепляемые к основным бло-
кам путем сварки выпусков арматуры и омоноличивапия стыков бетоном, как показано на рис. V.17. При такой конструкции удобно выполнить водоотвод, если мост расположен на горизонтальном участке профиля дороги, с помощью наклонных водоотводных трубок, ось которых показана на рисунке. Недостаткам ее служат более сложные работы по устройству тротуаров вследствие наличия рабочего стыка между консолью и основным блоком.
В последнее время предложена очень простая конструкция тротуара с пониженным его расположением прямо на плите основного блока. На рис
202
V.18, а показана такая конструкция для случая устройства проезжей части без оклеенной изоляции. Применен бордюрный брус, прикрепленный к плите основного блока с помощью сварки выпусков арматуры. Вода с проезжей части отводится через вырезы в бордюрном брусе на тротуар и далее стекает вниз по всей длине тротуара. Для того чтобы вода не текла по нижней поверхности плиты, снизу у края сделана бороздка — так называемый слезник.
Рис. V.17. Тротуар иа сборных консолях
Рис. V.18. Тротуар с отводом воды по всему краю пролетного строения
Другой тип тротуаров, также с отводом воды по всему краю пролетного строения, показан на рис. V.18, б. Здесь тротуар расположен в повышенном уровне.
Тротуарные блоки представляют собой рамки, образованные бордюрным брусом, крайней балкой тротуара и поперечными диафрагмами. Низ балки и бордюрного бруса приподнят над плитой проезжей части, так что вода может
Рис. V.19. Тротуар городского моста
беспрепятственно стекать к краю плиты по выравнивающему слою. Рамка тротуарного блока перекрывается железобетонными плитками, под которыми могут быть уложены кабели. Слезник сделан в выравнивающем слое.
Тротуары городских мостов имеют обычно большую ширину. Натрис. V.19 показано устройство тротуаров на сборном унифицированном пролетном строении.
Тротуары образованы плитами, опирающимися на карнизные блоки, служащие основанием для перил, а также на опорные блоки. Проезжая часть окаймлена бордюрными блоками. Все эти блоки устанавливаются на балки пролетного строения на цементном растворе.
Перила мостов под автомобильную дорогу должны служить частью архитектурного оформления дороги. К их внешнему виду предъявляются повышенные требования. В настоящее время наиболее часто применяются сборные же-203
лезобетонные перила (рис. V.20), состоящие из стоек, поручня и нижней обвязки, прикрепляемых к стойкам, и заполнения, помещаемого в пазы, имеющиеся в поручне и нижней обвязке. С целью снижения веса перил можно использовать сварные металлические перила из тонких прокатных профилей. Такие перила
по сравнению с железобетонными требуют значительно большего расхода металла. Перила мостов, расположенных в крупных городах, часто изготовляют из художественного чугунного литья.
§ 2. АНКЕРЫ И УСТРОЙСТВА ДЛЯ НАТЯЖЕНИЯ АРМАТУРЫ
1. АНКЕРЫ И ДОМКРАТЫ
Для закрепления концов арматуры, состоящей из пучков высокопрочных проволок, применяют в основном три типа анкеров: стаканные, конусные и (в опытном порядке) гильзовые.
Стаканный анкер (рис. V.21) представляет собой стальной стакан 1 из обрезка трубы диаметром 168 мм с приваренным к нему днищем 2. В днище имеется отверстие, в которое заводится пучок из 40—60 проволок. В стакане проволоки отогнуты в виде крюков н закреплены путем заполнения стакана
Рис. V.21, Стаканный анкер ЦНИИС
бетоном на мелком щебне, Марка бетона должна быть не менее 500. К днищу приваривается шайба 3, имеющая меньший диаметр и служащая для того, чтобы под анкер можно было свободно завести разрезную планшайбу 4, на которую навинчивается муфта натяжного устройства. Правильное положение проволок во время бетонирования анкера обеспеч/гвастся при помощи конического сердечника 5 и обжимного кольца 6.
204
Вытяжка пучка фиксируется путем подкладки под анкеры металлических или железобетонных шайб с прорезями 7.
Натяжение пучков в случае применения стаканных анкеров производится специальным натяжным домкратом ЦНИИС, схема которого показана
Рис. V.22. Натяжной домкрат ЦНИИС
на рис. V.22. Стаканный анкер соединяется с домкратом посредством муфты 1, которая надевается на молоткообразный шток 2 домкрата, для чего в днишс муфты имеется овальное отверстие. Шток соединен с поршнем 5, помещенным в цилиндр домкрата 4, цилиндр опирается на столик 5. При натяжении пучка масло подается в полость между поршнем и цилиндром через патрубок 6. Поршень двигается влево и вытягивает пучок. При этом столик упирается в бетон или в упоры. Возврат поршня обеспечивается винтом 7.
В настоящее время имеются домкраты описанного типа с усилием до 120 _т.
^При проектировании надо иметь ввиду, что для размещения столика домкрата при натяжении необходимо оставлять между осями пучков на торце кон-
струкции расстояния не менее 24 см в одном и 21 см в другом направлении.
Стаканные анкеры надежны в работе и обеспечивают натяжение сравнительно мощных пучков. Недостатком их является большой расход металла на сами анкеры и на подкладные шайбы. Кроме того, эти анкеры должны изготовляться, как правило, при заготовке пучков. После установки пучков на место бетонирование анкеров затруднительно, а установка пучков в заранее образованные каналы в бетоне невозможна.
Чтобы сделать возможным пропуск пучка сквозь каналы и быстрое образование анкера па
одном из концов пучка, можно Рис. V,23. Сборный анкер
применить так называемый сбор-
ный анкер. При устройстве сборного анкера проволоки заканчиваются петлей па одном конце пучка. Петли располагаются в два слоя (рис. V.23). Под петли подкладывают поперечные балочки 1 и 2, имеющие цилиндрические поверхности для опирания петель. Балочки опираются на металлическую круглую шайбу 3. На другом конце пучка устраивается стаканный анкер обычного типа.
Конусные анкеры (рис. V.24) состоят из колодки /, в которой имеется ко-
205
ническое отверстие, и конусной пробки 2, входящей в это отверстие. Проволоки пучка проходят в щели между колодкой и пробкой. После натяжения пучка пробка запрессовывается в колодку при помощи домкрата, зажимая проволоки и обеспечивая их закрепление после отпуска натяжного домкрата. Конусные анкеры могут применяться в конструкциях с натяжением арматуры на бетон в качестве постоянных концевых закреплений пучков, а в конструкциях с натяжением арматуры на упоры в качестве инвентарных закреплений пучков на упорах. Основные размеры конусных анкеров даны в табл. V.I.
Рис. V.24. Конусный анкер
Уклон образующих конического отверстия колодки принимается’равным i/10. Поверхность конической пробки покрывается нарезкой для того, чтобы при отпуске пучка проволоки, перемещаясь в коническом отверстии, затягивали пробку глубже в отверстие колодки; при этом улучшается заклинивание
Рис, V.25, Схема домкрата двойного действия
проволок в колодке. Чтобы не происходило смятия поверхностей колодки п пробки, эти детали должны иметь достаточную твердость. Для этого колодки изготовляют из стали Ст. 5 или нз стали 45 с последующей закалкой до твердости 35—40 единиц по Роквеллу, а пробки — из стали марки 45 или 40Х с закалкой до твердости 55—60 единиц по Роквеллу.
Натяжение пучков и запрессовку пробок производят при помощи домкратов двойного действия. Схема такого домкрата показана иа рис. V.25. Домкрат состоит из трех основных частей: корпуса 1, имеющего упорное кольцо 2 с прорезями, в которые входят проволоки натягиваемого пучка; цилиндра 3, по периметру которого размещены клиновые зажимы для закрепления проволок 206
Таблица Y.l
Основные размеры конусных анкеров (в мм)
Состав пучка
Колодка Пробка
a, d, а । Ь
12 0 5
12 ® 4
16 0 G
20 0 5
42 ) 51 । 31 | 43
24 0 5
50
59 | 40 I 52
I 1
1 0,5
I 1,5 ’ 0.75
1,5 0,75
4, и поршня 5. Перед натяжением домкрат устанавливается так, что упорное кольцо корпуса упирается в колодку конусного анкера 6. Проволоки пучка
проходят через прорези в упорном кольце и закрепляются на цилиндре в клиновых зажимах. Масло подается в полость между корпусом и цилиндром через штуцер 7, в результате чего цилиндр движется влево, натягивая арматуру. После создания проектного напряжения в арматуре на-
чинается подача масла в полость
между корпусом и поршнем через штуцер S. Поршень движется вправо и запрессовывает конусную пробку 9 в колодку анкера. Затем масло спускается из обеих полостей.
Конусные анкеры и домкраты двойного действия удобны для на-
тяжения. Пучки при этой системе PiiC v 26 Ги,1ЬЗОВЬГЙ а]1г;ор
анкеровки могут быть заведены
в каналы конструкции после ее изготовления. Расстояние между осями пучков на торце конструкции может быть небольшим (10—12 см при пучке из 24 проволок). В СССР распространены домкраты для натяжения пучков с количеством проволок до 24 и с максимальным усилием натяжения 60 tn. Имеются в небольшом количестве домкраты двойного действия для натяжения пучка из 48 проволок с максимальным усилием 120 т.
При централизованной заготовке арматурных пучков может оказаться целесообразным применение гильзовых анкеров (рнс. V.26). Гильзовый анкер состоит из стержня периодического профиля 1, имеющего на конце резьбу, гильзы 2 и гайки 3. Под гайку подкладывается упорная шаровая прокладка 4 и шайба 5. Проволоки пучка заводятся в просвет между стержнем и гильзой, после чего гильза опрессовывается на специальной машине, Гнльза, изготов-
ленная из мягкой стали, деформируется и уменьшается в диаметре. Проволоки при этом немного изгибаются, так как стержень имеет периодический профиль. В опытном порядке такие анкеры применялись при числе проволок до 37 шт, диаметром 5 мм.
Натяжение пучков с гильзовыми анкерами может производиться домкратами для натяжения стержневой арматуры, а закрепление после натяжения —
при помощи гаек, навинчиваемых на стержень.
Для закрепления мощных пучков в тех случаях, когда они состоят из отдельных семнпроволочных пучков, витых прядей или канатов, при количестве до 9 шт. диаметром до 15 мм может быть применен универсальный анкер-захват ЦНИИС. Этот анкер-захват рассчитан на закрепление пучков в упорных блоках при групповом натяжении арматуры, когда не нужно присоединять домкрат к каждому пучку (см. рнс. V.33, е).
207
Анкер-захват изображен на рис. V.27. Он состоит из корпуса 1, имеющего вид цилиндра с коническим отверстием и сегментными выточками по периметру этого отверстия, большого клина 2, имеющего сегментные выточки, совпадающие по расположению с выточками корпуса, и центральное отверстие с коническим раструбом, а также малого клина 3, снабженного центральным цилиндрическим отверстием и прорезью. Восемь семипроволочных пучков или прядей располагаются в выточках корпуса и большого клина и зажимаются при
Рис. V.27. Анкср-захпат для крупных пучков ЦНИИС
перемещении большого клина по направлению усилия натяжения. Девятый пучок .или прядь может проходить в центральное отверстие и зажиматься малым клином.
Корпус анкера и большой клин изготовляются из стали 45, а малый клин — из стали 40Х. Малый клин снабжается по поверхности поперечной нарезкой и закаливается до твердости 52—55 единиц по Роквеллу с низкотемпературным отпуском.
Чтобы не происходило проскальзывания отдельных проволок семипроволочных пучков, они па участке расположения захвата и па 60 см в сторону изготовляемой конструкции превращаются в витые пряди путем свивки с шагом, равным удвоенной длине большого клипа.
Рис. V.28. Анкеры для стальных канатов: а —с заделкой сплавом; б —гильзо-клиновой
Для закрепления концов стальных канатов чаще всего употребляется анкер с заделкой проволок сплавом цветных металлов (рис. V.28, а). Анкер в виде стальной муфты с коническим отверстием после того как в него заведен -конец каната, проволоки расплетены и загнуты вразбежку крюками с радиу- 1 сом, равным удвоенному диаметру проволок, заполняется сплавом. Для заполнения рекомендуется цинковый сплав АЦ-13-2, содержащий около 90% цинка с добавкой алюминия, меди и магния с температурой плавления около 420°.
Для закрепления концов канатов может быть также применен стаканный анкер ЦНИИС. Стакан анкера заполняется высокопрочным бетоном. В этом случае проволоки каната должны загибаться двойным крюком. Хорошие результаты дали испытания гильзо-клиновых анкеров НИИ-200 (рис. V.28, б) 208
при диаметре каната до 45 мм, Такой анкер после установки на конец каната подвергается протяжке на специальной установке. Гильза 1, изготовленная из мягкой стали, обминается, а проволоки получают искривление в соответствии с волнистой поверхностью клина 2. Диаметр гильзы приблизительно в два раза больше, чем диаметр каната, длина гильзы для канатов диаметром 38 и 45 мм составляет 270 мм.
Рис. V.30, Цанговый зажим
Рис, V.29. Групповой клиновой зажим
Если арматура состоит нз отдельных проволок или прядей, то их закрепление в упорах может быть выполнено при помощи клиньев. Здесь удобно применить групповые клиновые закрепления (рис, V.29), в которых проволоки по три штуки проходят в конических отверстиях стальных опорных плит 1 и закрепляются треугольными клиньями 2, имеющими на плоских гранях насечку. Находят также применение одиночные цанговые зажимы (рис. V.30). Цанговый зажим состоит
из корпуса У, имеющего по оси отверстие. С одного конца этого отверстия диаметр его уменьшается и здесь в отверстии располагаются зажимные губки 2, имеющие коническую наружную поверхность. Между губками помещается проволока или прядь 5. При перемещении губок влево по коническому отверстию корпуса они зажимают проволоку. Для первоначального сжатия
губок служит пружина 3, силу нажатия которой можно регулировать гайкой 4. За рубежом нашли применение цанговые захваты по рис. V.31.
Закрепление мощных пучков в бетоне может быть выполнено при помощи каркасно-стержневых анкеров МИИТа.
Каркасио-стержиевой анкер создает закрепление пучка в бетоне посредством расчленения пучка на отдельные прядн с небольшим числом проволок так, что обеспечивается доступ бетона ко всем проволокам, а проволоки трижды перегибаются в бетоне и их жесткость на перегибах, а также силы трения препятствуют продергиванию. На рис, V.32 изображен каркасно-стержневой анкер для пучка из 28 проволок диаметром 5 мм. Проволоки пучка разделены на четыре прядн по 7 шт. в каждой. Пряди поддерживаются в разведенном положении диафрагмой /, имеющей пазы 2.-Пряди перегибаются на диафрагме в середине анкера, а также на скрутках из мягкой проволоки 3 в начале и конце анкера. Неизменность положения диафрагмы обеспечивается центральным
8 Зак. 19
209
стержнем 4, приваренным к диафрагме и входящим в проволочные скрутки. В стержне имеются отверстия 5 для заводки концов проволоки скруток. Для того чтобы скрутки не смещались при натяжении пучка, к центральному стержню иа концах приварены крестообразные упоры из планок или круглых стержней 6, которые служат также для сохранения рассредоточенного положения прядей и препятствуют скручиванию прядей на всей длине анкера.
Рис. V-32. Каркасно-стержневой анкер
Каркасно-стержневые анкеры можно ставить на пучках с [количеством проволок до 56 шт. Пучки можно составлять из отдельных проволок, из семипроволочных заранее заготовленных пучков или из семипроволочпых витых пряден. Основные размеры каркасно-стержневых анкеров приведены в табл. V.2.
Таблица V .2
Основные размеры каркасно-стержневых анкеров
Наименование размера Размеры (в лыЩпрн количестве проволок в пучке
до 24 До 32 { до 4 8 до 36
Диаметр диафрагмы £> 78 100 1 i 120 160
Толщина диафрагмы 5 8 8 i 10 12
Длина анкера между перегибами прядей L . 200 250 300 350
Диаметр нейтрального стержня d 14 16 20 25
Диаметр проволок скруток 4 4 ' 4 6
Число витков скруток 8 11 I 13 10
2. РАСПОРНЫЕ УСТРОЙСТВА
При натяжении арматуры на упоры используют распорные устройства, воспринимающие усилия предварительного напряжения до того момента, когда бетон блока затвердеет настолько, чтобы эти усилия могли быть переданы на бетон. На рис. V.33 показано несколько характерных схем распорных устройств. Первые три из них относятся к стационарным стендам. Такие стенды во время изготовления блоков неподвижны. На них последовательно проводят все операции по изготовлению блоков — монтаж арматуры и се натяжение, монтаж опалубки, бетонирование, пропаривание, распалубку и создание предварительного напряжения. Последние две схемы относятся к передвижным распорным устройствам, применяемым в заводских условиях при поточноагрегатной технологии изготовления. Передвижные распорные устройства 210
двигаются вдоль технологической линии от одного технологического поста к другому. На каждом из постов проводится одна или несколько из перечисленных выше операций. Такая организация производства позволяет повысить производительность труда.
Стационарный стенд по схеме а предназначен для натяжения прямолинейной арматуры. Он представляет собой горизонтальную раму с продольными
Рис. V.33. Схемы распорных устройств:
/ — контур блока; 2 — пучки натягиваемой арматуры; 3 — промежуточные анкеры; 4 — оттяжки; J—железобетонные ветви стенда; 6 — стальные поперечные балки; 7—упорные щиты; 8 — инвентарные тяги; О —неподвижный поперечный блок; 10—подвижной поперечный блок; // — домкраты; 12 — поперечные балки для закрепления оттяжек; 13 — стальная распорная балка; // — затяжка
железобетонными ветвями 5 и поперечными стальными балками 6. Пучки арматуры проходят в щели поперечных балок и натягиваются по одному домкратами двойного действия с закреплением концов конусными анкерами. Центр тяжести арматуры, натягиваемой на стенде, находится на одном уровне с центром тяжести железобетонных ветвей стенда; поэтому ветви работают иа осевое сжатие. На пучках имеются аг[керы каркасно-стержневого типа.
На стационарном стенде по схеме б натягивается арматура полигонального очертания. Основной несущей конструкцией в этом стенде служит железобетонная балка с консолями. Центр тяжести арматуры находится гораздо
8* 211
выше центра тяжести балки и, кроме того, часть пучков отгибается вверх и плечо усилия натяжения еще более возрастает. Поэтому балка работает на сжатие с изгибом, причем моменты весьма значительны. Требуется большой расход бетона и арматуры на распорную балку этого стенда.
Концы пучков закрепляются в стальных упорных щитах 7, которые можно переставлять по длине стенда, меняя длину инвентарных тяг в, прикрепляющих щиты к железобетонным консолям стенда. Это дает возможность изготовлять на этом стенде пролетные строения различных длин. Пучки, имеющие полигональное очертание, поддерживаются в местах перелома их оси специальными оттяжками, прикрепленными к балке стенда.
Стенд по схеме в имеет две несущие стенки 5, расположенные по бокам изготовляемого блока. Такая конструкция экономичнее, чем показанная на схеме б, так как изгибающие моменты в несущей конструкции стенда гораздо меньше. Кроме того, стенд можно использовать как пропарочную камеру, закрыв его после бетонирования пролетного строения специальными крышками. На этом стенде пучки натягиваются не по одному, как на стендах по схемам а и б, а все сразу, для чего концы их закрепляются в поперечных блоках — подвижном 10 и неподвижном 9. Подвижной блок при натяжении арматуры перемещается влево домкратами И. Полигональные пучки поддерживаются оттяжками.
Передвижное распорное устройство по схеме г имеет распорную стальную балку 13, на которую усилие натяжения арматуры передается через шарниры, имеющиеся на торцах. На шарниры опираются вертикальные поперечные балки 6, к которым крепятся натягиваемые пучки. Внизу, под распорной балкой поставлены тяжи 14, удерживающие поперечную балку от поворота вокруг шарнира при натяжении пучков. Такая конструкция позволяет регулировать изгибающие моменты в распорной балке, изменяя положение шарнира по высоте. Пучки натягиваются по одному домкратами двойного действия.
Передвижное распорное устройство по схеме д имеет две стальные продольные ветви и две стальные поперечные балки. Пучки натягиваются по одному. Ветви служат одновременно и опалубкой боковых поверхностей инж-него пояса блока. Изгибающие моменты в ветвях невелики. Ветви собираются из отдельных монтажных элементов. Отбрасывая отдельные монтажные элементы, можно собирать распорное устройство для различных длин пролетных строений. Кроме показанных на рис. V.33 типов распорных устройств, имеются и другие их разновидности.
3. УСТРОЙСТВА ДЛЯ НЕПРЕРЫВНОГО АРМИРОВАНИЯ
При непрерывном армировании арматуру наматывают иа металлические анкеры, расположенные в теле бетона конструкции. Металлические анкеры делаютси полыми для того, чтобы внутрь анкера могли войти стальные балки — траверсы, закреплиемые на упорах. Трубчатый стальной анкер для непрерывно армированных балок показан на рис. V-34. Он изготовлен из стального листа 1, изогнутого по дуге круга с прямолинейными участками, и торцового плоского листа 2, сваренных между собой. К изогнутому листу приварены арматурные стержни 3, служащие для увеличения жесткости этого листа, а также для образования отдельных пучков проволоки 4 при намотке. Такой анкер располагается поперек нижнего пояса балки; внутрь него вставляется поперечная балка — траверса, концы которой закрепляются на упорах. Анкеры могут располагаться не только иа концах конструкции, но и по длине ее, благодаря чему создается возможность уменьшения количества рабочей арматуры к опорам и экономится арматура.
Арматуру можно наматывать на анкеры по одной или по две проволоки диаметром 3—5 мм.
Анкеры подобного типа могут быть расположены в бетоне не только горизонтально, но и вертикально. В этом случае применяются консольные тра-212
верен. Работы по намотке арматуры упрощаются, так как отпадает необходимость в кантовании упоров. С другой стороны, вертикальные анкеры несколько усложняют конструкцию упоров, так как консольные траверсы труднее закрепить в упорах, чем балочные с опиранием в двух точках.
Недостатком непрерывно армированных балок является значительный расход металла на анкеры. Этот недостаток может быть устранен путем приме-
Рис. V.34. Трубчатый анкер для непрерывно армированных балок
нения так называемых «мягких анкеров», в которых гнутый лист заменен мягкой оболочкой из тонкой стали. Если в жестких анкерах усилие предварительного напряжения передавалось на бетон в основном через торец анкера, то при «мягких анкерах» прн освобождении арматуры от связи с упорами оболочка деформируется и усилие передается с арматуры иа бетон благодаря сцеплению ее с бетоном. Как показали опыты, при небольшом количестве проволок в
Рис. V.35. Машина ЦНИИС для непрерывного армирования
отдельных пучках (до 20 шт.) сцепление оказывается достаточным для того, чтобы проскальзывания проволок в бетоне на значительной длине ие происходило. В дальнейшем траверса извлекается из анкера, мягкая оболочка удаляется и полость заполняется бетоном. Это заполнение создает анкеровку петли арматуры, достаточную для обеспечения требуемого закрепления концов арматуры в бетоне во время эксплуатации конструкции.
Машина для непрерывного армирования последнего образца позволяет наматывать арматуру при габаритных размерах упоров 2X1,4 м и при высоте
213
наматываемого слоя арматуры до 0,8 м. Максимальное усилие натяжения при намотке составляет 2,5 т, что соответствует намотке одной проволоки диаметром 5 мм. Машина для непрерывного армирования разработана ЦПИИС (рис. V.35). Опа представляет собой самоходный портал, перемещающийся по рельсам. Распорное устройство (кассета), на которое наматывается арматура, помещается между рельсами. С портала свешивается вниз трубчатая консоль (так называемая пиноль) с вертикальным роликом, самоустанавливающимся по направлению усилия натяжения проволоки (ролик рояльного типа). Коп-соль может перемещаться в поперечном к осп пути направлении. Бухта с проволокой располагается на портале. Проволока проходит через устройство, автоматически поддерживающее в ней заданное усилие натяжения, затем — сквозь пиноль, по рояльному ролику и закрепляется на кассете.
Рис. V.36. Схема намотки арматуры
Намотка происходите горизонтальной плоскости. Портал двигается вдоль кассеты, выдавая проволоку, натянутую проектным усилием (рис. V.36, а). Дойдя до конца кассеты, портал автоматически останавливается так, что центр поворотного круга 2 располагается над центром анкера, на который наматывается арматура.
Поворотный круг автоматически поворачивается (рис, V.36, б) так, что пиноль 1 занимает положение с другой стороны кассеты. Во время поворота круга проволока огибает анкер. Затем портал движется в обратном направлении (рис. V.36, #). При помощи системы конечных выключателей, расположенных на рельсовом пути и на поворотном круге, движение портала и поворот крута происходят автоматически и намотка арматуры в одной горизонтальной плоскости осуществляется без участия оператора.
В качестве примера приведем кассету, применявшуюся для изготовления балок подходных эстакад одного из крупных мостов. Здесь было изготовлено 120 непрерывно армированных балок пролетом 14,6 м.
Положение кассет при бетонировании балок показано на рис. V.37, а. Каждая кассета имела две ветви коробчатого сечения 30x32 см, сваренные из двух швеллеров и двух листов (рис. V.37, а и б). Ветви /и2 кассеты соединены поперечными балками-траверсами <?, па которые надеваются анкеры.
Кроме того, па время намотки проволоки и транспортных операций в середине длины кассеты ветви соединяют временной стальной распоркой 4, которая снимается перед бетонированием блока. Одна нз ветвей кассеты 7 выполнена без стыков по длине; вторая — по концам имеет съемные участки 5, 214
Эти участки вместе с крайними анкерами и траверсами ставят и прикрепляют болтами после окончания намотки арматуры на среднюю пару анкеров.
В местах расположения анкеров в ветвях устроены прорези, окаймленные металлическими листами. Разрез по такой прорези показан на рис. V.37, в. Траверса 3 изготовлена из листа толщиной 50 мм. Одна из кромок обработана па полукруг; на нее опирается анкер при намотке, С другой стороны траверса имеет скосы, которыми она опирается иа ветвь кассеты. К траверсе приварены болты, фиксирующие положение траверсы при сборке кассеты. На траверсу надевают анкер н два уплотнительных кольца 6 в виде прокладок между анкером и ветвями кассеты.
Рис. V.37, Кассета для намотки арматуры непрерывно армированных пролетных строений
Траверса опирается на ветвь кассеты через клинья 7, предназначенные для освобождения траверсы после твердения бетона блока, далее через прокладку 8, позволяющую менять положение траверсы и анкера по длине кассеты, па упор 9, приваренный к ветви кассеты. Клип также снабжен болтами с гайками, закрепляющими его па кассете.
Перед навивкой кассету собирают без съемных крайних участков 5, а также без крайних анкеров. При намотке кассету ставят так, что траверсы занимают вертикальное положение, а ветвь 1 находится под ветвью 2, Затем на среднюю пару анкеров наматывают шесть пучков арматуры. После этого ставят крайние участки верхней ветви кассеты н крайние анкеры, после чего продолжают иамотку остальных шести пучков. По окончании намотки конец проволоки закрепляют в специальном зажиме и обрезают.
Кассету снимают с пути намоточной машины и укладывают горизонтально, так что ветви кассеты служат боковой опалубкой нижнего пояса ребра блока. Временную распорку снимают, ставят пенапрягаемую арматуру и опалубку и бетонируют блок.
После твердения бетона блока опалубку снимают и в бетоне создают предварительные напряжения, Для этого освобождают гайки болтов, крепящих траверсу, а затем вращением гаек на болтах, приваренных к опорным клиньям, последние вытягивают нз кассеты наружу. При этом траверсы, скользя своими
215
скосами по клиньям, перемещаются по направлению к середине пролета. Усилия натяжения арматуры, которые до этого пер еда вал нсь с закругленной части анкера непосредственно на траверсу, теперь передаются на бетон через сцепление арматуры и через торцовую плоскость анкера.
После этого траверсы и клинья извлекают и ветви кассеты отделяют от бетона. Уплотнительные кольца вынимают и полости анкеров заполняют бетоном.
При непрерывном армировании можно применять нагрев проволоки во время намотки электрическим током. При этом усилие намотки может быть уменьшено в 1,5—2 раза. Проволока, намотанная на упоры в нагретом состоянии, при остывании сокращается по длине и усилия в ней достигают проектной величины.
4. СИСТЕМЫ АРМИРОВАНИЯ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОЙ АРМАТУРОЙ, ПРИМЕНЯЕМЫЕ ЗА РУБЕЖОМ
В зарубежной практике нашли широкое применение различные системы армирования предварительно напрягаемой арматурой. Наиболее часто арматуру натягивают на бетон, но есть примеры мостов с натяжением арматуры на упоры. В качестве арматуры используется высокопрочная проволока, причем в ряде случаев диаметром 6—10 мм, а также стержни диаметром до 30 мм. Ниже рассмотрены более подробно детали армирования по способам, наиболее часто применяемым при строительстве мостов.
Одной из первых систем преднапряженных конструкций была система, предложенная инж. Фрейсснне. Арматура по этой системе имеет вид пучков из высокопрочной проволоки диаметром 5—8 мм в количестве от 8 до 18 шт. Проволоки располагаются в один ряд вокруг спирали из стальной проволоки. Спираль обеспечивает проектное положение проволок, в том числе в местах, где ось пучка криволинейна и где проволоки при натяжении стремятся сместиться внутрь кривой. Кроме того, наличие спирали создает свободный проход для цементного раствора прн нагнетании его внутрь канала и способствует доступу раствора ко всем проволокам пучка, благодаря чему достигается улучшение сцепления проволок с бетоном.
Пучок заключается в трубку из тонкой стали (толщиной 0,25 льи). На рис. V.38 показано поперечное сечение пучка из 12 проволок диаметром 8 мм, внутренняя спираль из проволоки диаметром 2 мм имеет диаметр 22,5 мм. Диаметр оболочки из тонкой стали равен 44.им. Для закрепления концов пучка слу-
Рис. V.38. Пучок и анкер системы Фрейсснне
жат конусные анкеры, изготовляемые из бетона. Коническая шайба имеет внутреннее отверстие, по поверхности которого размещена спираль из проволоки диаметром 4 мм с прочностью 20 500 кг/см2, витки спирали уложены вплотную друг к другу. Далее в бетоне шайбы имеется двойная спираль из проволоки диаметром 8 мм. Шайба имеет рифленую боковую поверхность и может быть втоплена в бетон конструкции. Закрепление концов пучка после натяжения осуществляется с помощью бетонного клина. По боковой поверхности клина идут бороздки, соответствующие положению проволок пучка. В центре клина заложена металлическая трубка.
216
Натяжение пучка, а также закрепление проволок путем запрессовки клипа выполняется с помощью домкрата двойного действия, который был впервые предложен Ф рейсе и не. Этот домкрат имеет конструкцию, аналогичную показанной на рис. V.25. После натяжения арматуры в отверстие клина нагнетается цементный раствор.
Вместо железобетонного конусного анкера может : применяться и стальной.
Другая система предварительного напряжения железобетонных конструкций, в которой также используется высокопрочная проволока малого диаметра, известна под названием системы Леоба (предложена в Германии Финстервальдером).
Рис. V.39. Пучок системы Леоба
В этой системе арматурный пучок образуется из проволок диаметром 5— 5,4 льи с пределом прочности 150—170 каЛшг, расположенных в два ряда и заключенных в трубку прямоугольного поперечного сечения (рис. V.39). Трубки изготовляются из волнистого металла толщиной 0,25 льи. Стыки их защищаются от проникания внутрь цементного раствора резиновыми трубками. На нужном взаимном расстоянии проволоки удерживаются ребристыми прокладками. На одном конце пучок проволок имеет глухой анкер, иа другом — анкер, приспособленный для предварительного натяжения проволок.
Глухой анкер (рис. V.40, а, справа) представляет собой спираль из круглой арматурной стали диаметром 10—12 мм, к которой привязаны согнутые крюками концы проволок пучка. Из расположения в два ряда внутри трубки проволоки в месте их анкеровки переходят благодаря направляющему кольцу в расположение по цилиндрической поверхности (см. разрез по III—III на рис. V.40, б).
На торец металлической трубки надевают резиновую и выводят ее на поверхность бетона. Эта трубка обеспечивает выход воздуха из прямоугольной трубки, окружающей проволоки пучка, при инъецировании цементного раствора.
С той стороны, с которой будет производиться натяжение, проволоки пучка надевают на анкерную колодку 1, удерживаемую ввинченным в нее стержнем 2, пропущенным через опалубку 7. Прямоугольная трубка 8, заключающая в себе проволоки пучка, соединяется на этом конце с анкерной гильзой 3. Последняя с торца закрыта резиновым вкладышем 4. Анкерная гильза окружена двумя спиралями из обычной арматурной стали.
В таком состоянии находится анкерио-натяжное устройство при бетонировании конструкции (см. рис. V.40, а).
После твердения бетона и снятия опалубки резиновый вкладыш 4 и стержень 2 удаляют и ввинчивают в анкерную колодку 1 натяжной стержень 5 8В Зак. 19 217
из стали с пределом прочности 90 кг/мм\ пропуская его через упорную плиту 6 (см. рис. V.40, б). Натяжной стержень соединяется с поршнем домкрата, которым и производится натяжение пучка.
В напряженном состоянии пучок закрепляется сначала наружной гайкой, упирающейся в апкерную плиту. Затем через отверстие в этой плите произво-
Рис. V.40. Детали анкеровки пучка в системе Леоба
дят нагнетание цементного раствора в анкерную гильзу и в трубку, окружающую проволоки, до выхода его через резиновую трубку на другом конце, после чего домкрат, натяжной стержень и упорную плиту снимают. Конечное положение проволок и анкерной колодки показано на рис. V.40, в.
Система Леоба сложнее применяющихся в СССР систем предварительно напряженных конструкций. Положительным свойством системы Леоба
можно считать размещение проволок только в два ряда в прямоугольном коробе, имеющем небольшую высоту, что уменьшает сопротивление от трения арматуры о короб при натяжении и облегчает изгиб пучков при укладке ихпо кривой небольшого радиуса. Для пролетных строений больших пролетов, натяжение
План
Рис. V.41, Натяжение пучков по способу Бауэра-Леонгардта
арматуры которых выполняется на месте постройки моста, применяется способ Бауэра-Леонгардта. В этом способе арматура в виде пучков из тонкой высокопрочной проволоки закрепляется на одном конце с помощью петель в бетоне 7. На другом конце пучки проволоки охватывают концевые анкерные железобетонные блоки 2, отделенные от конструкции пролетного строения. Между этими блоками и торцом конструкции ставятся гидравлические домкраты 3, действием которых арматура натягивается (рис. V.41). На протяжении длины конструкции арматура проходит в каналах 4, образованных кожухами из волнистой стали
218
После натяжения зазор между анкерными блоками и торцом конструкции за* полняется прокладками, а затем бетонируется. Каналы инъецируются цементным раствором. Устройство петель показано на рис. V.42. Пучок из 144 проволок при выходе из кожуха разводится в плане и по высоте с помощью стоек с гребенками, поддерживающими проволоки в проектном положении.
бетонный элемент
Рис. V.42. Закрепление проволок в бетоне по способу Бауэра-Леонгардта
В Швейцарии предложен способ анкеровки проволок с помощью устройства высадки иа концах. Для этого конец каждой’проволоки обрезается под прямым углом и с помощью специальной машины обжимается, в ре-
Рис. V.43. Закрепление проволок с помощью высадки на концах
зультате чего на' конце проволоки образуется бочкообразное утолщение. Проволоки перед высадкой пропускаются сквозь стальные плиты из мягкой стали, в которых имеются отверстия соответствующей формы. Плиты могут иметь различную конструкцию в зависимости от вида пучков и последовательности натяжения. Пример конструкции натяжного устройства для про*
8В* 219
волок с высаженными концами при пучке из 36 проволок диаметром 6 мм показан на рис. V.43. Пучок заключен в кожух из кровельной стали прямоугольного сечения. У места анкеровки кожух расширяется, проволоки пучка разводятся и закрепляются высаженными головками в муфте круглого сечения, имеющей наружную и внутреннюю резьбу. Внутренняя резьба служит для
Рис. V.44. Вариант закрепления с конической высадкой
ввертывания болта, соединяющего муфту с натяжным домкратом. После натяжения пучка положение муфты фиксируется гайкой, опирающейся на анкер-ную^плиту. В кожух нагнетается цементный раствор через трубку.
Рис. V.45. Детали арматуры по системе Дивидаг
Может быть применена также высадка другой формы (рис. V.44). В этом случае утолщение делается не только на конце проволок, но и на некотором расстоянии от пего; концевая высадка используется для прикрепления муфты, соединяющей пучок с натяжным домкратом, а вторая — для закрепления муфты с резьбой, на которую навинчивается гайка, фиксирующая вытяжку пучка.
В ФРГ изготовляется арматура диаметром до 32 мм с временным сопротивлением разрыву 105 кг/мм2 и пределом упругости около 80 кг/мм2. Приме-220
некие высокопрочной арматуры большого диаметра оказалось весьма удобным для предварительно напряженных конструкций. Этот тип конструкций получил название системы Дивидаг.
В конструкциях системы Дивидаг (рис. V.45, а) стержни 1 помещают в металлические трубки 7, чтобы изолировать их от сцепления с бетоном и иметь возможность натянуть арматуру на бетон после его твердения.
Натяжение осуществляется домкратом, поршень которого соединяется с концом стержня /, имеющим винтовую нарезку. Станина домкрата^упира-стся при этом в анкерную плиту 2. В натянутом состоянии стержень закрепляется гайками. После натяжения арматуры производится инъецирование цементного раствора в трубки для создания сцепления с бетоном. Для этого на один из концов стержня надевают наконечник б, во внутреннюю полость которого через патрубок 6 нагнетают под давлением цементный раствор (рис. V.45, б). Чтобы раствор мог проникать в трубку, между анкерной плитой и закрепляющими гайками помещают прокладку с прорезями. Трубки 7 соседних стержней соединяют между собой трубками 4 (рис. V.45, в).
Стык стержней осуществляется посредством муфты, навинчиваемой на концы стержней с обратными нарезками. На стык надвигается защитная трубка 3. Между этой трубкой и примыкающими к ней соседними трубками вставляются резиновые втулки 8.
С применением системы Дивидаг в ФРГ построены большие мосты под автомобильную дорогу через Мозель в Кобленце с пролетами 101,5; 113,9 и 122,9 м, через Рейн у Бендорфа с главным пролетом 208 м и др.
§ 3. СТЫКИ МОНТАЖНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Монтажные элементы балочных сборных пролетных строений соединяются между собой следующими основными типами стыков:
а) стыками в диафрагмах или между диафрагмами и основными' блоками;
б) стыками между плитами основных блоков;
в) стыками в поперечных швах между основными блоками (в поперечно члененных пролетных строениях).
Рис. V.47. Стык диафрагм’со сваркой закладных частей из уголков
Рис. V.46. Стык диафрагм со сваркой стержней арматуры
Стыки в диафрагмах могут быть выполнены с помощью выпусков арматуры из полудиафрагм. Выпуски свариваются между собой после установки блоков на опоры. Затем шов омоноличивается. Диафрагмы в составе пролетного строения работают на нзгнб, причем моменты в них могут быть разных знаков. Для воспринятия этих изгибающих моментов служат выпуски арматуры в верхней и нижней частях диафрагм (рис. V.46). Через диафрагмы передаются также значительные поперечные силы. Поэтому по всей высоте стыка поставлены продольные стержни и хомуты.
221
Такой тип стыка несложен и требует небольшого расхода металла, но неспособен воспринимать нагрузку до того, как бетон омоноличивапия приобретает достаточную прочность.
Стыки в диафрагмах можно устроить путем сварки закладных частей нз уголков, как показано на рис. V.47. Здесь половины диафрагмы, каждая нз которых входит в состав одного из соседних блоков, окаймляются металлическими уголками 1, закрепленными в бетоне диафрагм с помощью приваренных к ним анкерных стержней 2. После установки блоков на опоры уголки соседних блоков соединяются вертикальными стальными накладками 3. После приварки накладок блоки уже достаточно соединены между собой, и по пролетному строению может пропускаться нагрузка. Омоноличнвание шва,
преследующее здесь цель предохранения закладных частей от коррозии, может быть выполнено позже, например в теплое время года. Для лучшей связи бетона омоноличивапия с конструкцией в накладках устроены отверстия. Кроме того, к ним приварены арматурные сетки 4.
Изготовление блоков пролетных строений совместно с полудиафрагмами усложняет конструкцию опалубки и затрудняет опалубочные работы. Для заводского производства, как было указано в гл. IV, весьма желательно изготовлять блоки с гладкими стенками без диафрагм и ребер жесткости. Если в пролетном строении диафрагмы и ребра жесткости необходимы, они могут быть присоединены к основным блокам пролетного строения с помощью клеевого состава и болтов (рис. V.48). Для этого в конструкции блока предусматривают отверстия для болтов. В диафрагму закладываются бол
ты, приваренные к уголку, окаймляющему диафрагму. Болты проходят сквозь стенку балки н ребро жесткости. Полудиафрагма и ребро жесткости присоединяются к балке клеевым швом и стягиваются болтами. Соединение полу диафрагм осуществляется приваркой к их уголкам вертикальных накладок.
Хорошие результаты дает применение предварительно напряженного стыка диафрагм по рис. V.49. Здесь шов между полудиафрагмами омоноличи-вается цементным раствором, а затем натягиваются поперечные пучки арматуры, обжимающие шов. Пучки проходят в каналах, которые должны быть образованы при изготовлении блоков. Поперечная сила передается через трение и сцепление раствора с бетоном блоков. Эта конструкция стыка наиболее целесообразна в тех случаях, когда арматура преднапряжениых основных блоков натягивается на бетон на строительной площадке, например, в случае применения поперечно члененных пролетных строений.
В пролетных строениях под автомобильную дорогу часто применяется стыкование плит блоков. В особенности ответственную роль этот стык выполняет в случае, когда диафрагмы отсутствуют и плита проезжей части работает па изгиб, распределяя нагрузку между блоками в поперечном направлении.
Простая конструкция стыка, не требующая сварочных работ на монтаже, показана на рис. V.50, а. Из плит соседних блоков выпущены стержни арматуры в виде петель. Петли заходят одна за другую; после омоноличивания 222
стыка внутри петель образуется как бы стержень, работающий на поперечное сжатие и срез при приложении к стыку растягивающих усилий. Для повышения сопротивления этого стержня срезу внутрь петель заводятся стержни арматуры. Такой стык может работать и на изгиб, но при наличии значительных изгибающих моментов лучше применить стык, в котором выпуски арматуры
из верхней и ннжней зон плиты сварены между собой. Такой стык хорошо сопротивляется изгибающим моментам обоих знаков.
Применяется также преднапряжеиный стык плиты (рис. V.50, б), образуемый путем заполнения шва между плитами раствором и натяжения поперечных пучков арматуры. Эти пучки заводятся в каналы, оставляемые в плитах блоков, после окончания монтажа всего пролетного строения.
Все рассмотренные выше конструкции стыков плиты могут выполнять свои функции только после твердения бетона нли раствора омоноличивания. В случае если монтаж пролетного строения ведется в зимних условиях, может
потребоваться пропустить нагрузку по плите до омоноличивания стыков. Тогда можно использовать стыкование плит
Рис. V.50. Стык плиты:
а — с петлевыми выпусками; б — с поперечной пр ед напряженной арматурой
путем сварки специальных закладных частей.
В пролетных строениях с поперечным членением, стыки имеются и в самих главных балках пролетного строения. Такие стыки работают на вос-принятие больших изгибающих моментов и поперечных сил и поэтому конструкция их долж
на быть продумана особенно тщательно. Применяются стыки, обжатые усилием предварительного напряжения арматуры, для чего арматура проходит в каналах, оставленных в теле монтажных блоков, и натягивается на бетон после монтажа пролетного строения. Натяжением арматуры в шве создаются предварительные напряжения, достаточные для обеспечения трещи постой кости шва. Возможны три принципиально отличных варианта образования стыков: с широкими швами, с узкими швами и сухие.
Стык с широким швом имеет выпуски арматуры из стыкуемых блоков, свариваемые после монтажа. Ширина шва должна быть не менее 10—15 см. Шов омонолнчивается бетоном, после чего натягивается арматура, Выпуски арматуры обеспечивают надежную передачу через стык поперечной силы. Не-
223
достатком такого стыка является необходимость в сварочных работах па монтаже и сравнительно большой объем бетона омоноличивапия.
Стык с узким швом делается без выпусков арматуры в шов. Ширина шва составляет 1—3 см. Заполнение шва производится цементным раствором, для чего может быть применено инъецирование под давлением, После твердения раствора натягивается арматура. Как показали опыты, за счет трения и сцепления раствора с бетоном, а на участках у опор и за счет наклонного усилия в предварительно напряженной арматуре передача поперечной силы через шов в таких стыках для разрезных балок обычно применяемых пролетов обеспечивается,
Стыки с узким и широким швом требуют укладки бетона или раствора па монтаже; натяжение арматуры возможно только после твердения заполнения шва. Это усложняет работы на монтаже и удлиняет его сроки, что в особенности нежелательно при навесной сборке, Во избежание этого применяются так на
зываемые сухие стыки,
Под сухими стыками понимаются такие, которые нс требуют заполнения бетоном или цементным раствором и обжатие которых может быть выполнено немедленно после установки блоков на место. Сам шов между блоками может быть ничем нс заполнен или заполнен цементным клеем или клеем иа эпоксидной основе.
Устройство сухих стыков возможно только при условии точного совпадения соприкасающихся поверхностей блоков, В противном случае передача через шов усилий предварительного обжатия и усилий, возникающих от внешних нагрузок, будет происходить в отдельных точках сечения. Вследствие жесткости бетона напряжения не смогут распределиться на большую площадь и бетон в местах соприкасания блоков будет разрушаться.
Для образования сухих стыков можно применить способ совместного бетонирования блоков, При этом торцовая поверхность одного блока служит опалубкой для другого. Можно, например, изготовить балку в общей боковой опалубке, разделив ее на ряд блоков по длине, причем сначала забетонировать блоки через один, для чего в соответствующих местах поставить торцовые щиты опалубки. После приобретения бетоном прочности в 50—100 кг/см2 торцовые щиты можно снять, а поверхности торцов забетонированных блоков по
крыть известковым молоком для предотвращения сцепления между ними и бетоном блоков, бетонируемых во вторую очередь. Затем следует забетонировать оставшиеся блоки. После твердения бетона балка разбирается на отдельные блоки, которые отправляются иа монтаж. При сборке соприкасающиеся поверхности блоков достаточно хорошо совпадают.
Можно также, заготовив блоки на заводе, провести заполнение стыков бетоном, точно установив рядом стыкуемые блоки поочередно. Из одного
Рис. V.51, Монтажный стык блоков на чи-стых болтах
к соединяемым блокам прикрепляют
блока следует в этом случае выпустить встык арматуру (обычно в виде петель); торец другого стыкуемого блока надо предохранить от сцепления с бетоном стыка. После твердения бетона стыка блоки разъединяют п по одному подают иа монтаж.
При сухих стыках необходимо обеспечить точное совпадение на монтаже положения блоков по горизонтали и вертикали с тем, которое было при их совместном бетонировании или при заполнении стыка. Для этого металлические закладные части, па-
пример, в виде уголков с анкерами. Эти закладные части соединяют чистыми болтами до бетонирования блоков или заполнения шва бетоном. На монтаже ставят блоки на чистые болты, чем полностью обеспечивается точное
взаимное положение блоков (рис. V.51),
224
Весьма перспективным надо считать изготовление блоков в жесткой стальной опалубке с торцовыми плоскостями, обработанными на строгальных или карусельных станках, и с обеспечением строгой перпендикулярности этих плоскостей по отношению к оси балки.
Поверхность торцовых плоскостей рекомендуется делать рифленой, с зубцами высотой 0,5—0,7 мм и с шагом 1,5—2 мм. Направления зубцов на соприкасающихся торцовых поверхностях должны быть перпендикулярными друг другу. В этом случае при создании преднапряжения в стыке зубцы будут немного сминаться, что позволит уменьшить неравномерность распределения
Рис. V.52, Варианты сухих стыков блоков напряжений в сечении стыка, которая может возникнуть, например, от искривления торцовых плоскостей вследствие неравномерной усадки блоков.
Высокая стоимость жесткой опалубки делает ее применение целесообразным только в случае необходимости изготовления большого количества однотипных блоков.
Через стыки в пролетных строениях больших пролетов передаются значительные поперечные силы. Поэтому в случае применения сухих стыков возникает вопрос о достаточности сил трения в стыке для передачи поперечной силы. По данным опытов, коэффициент трения в сухих стыках без клея близок к 0,5; если трения не хватает, то можно применить устройство ступеньки или сделать плоскость шва наклонной под небольшим углом к вертикали (рис. V.52).
Сухие стыки следует изолировать от попадания воды. Для этого можно разделать кромки швов и закрыть их изолирующей массой. Если сухой стык делается на цементном или эпоксидном клее, то сам клей служит изоляцией. Клей, кроме того, делает шов способным воспринимать растягивающие напряжения. Хорошие результаты дает нагнетание эпоксидного клея в стык под давлением.
V § 4. ОПОРНЫЕ ЧАСТИ
Конструкция опорных частей должна обеспечивать по возможности фиксированную передачу опорного давления на опору, а также свободный поворот опорного сечения пролетного строения относительно опоры. Чем больше опорное давление, тем совершенней должна быть конструкция опорных частей.
В плитных и балочно-разрезных пролетных строениях под автомобильную дорогу, опирающихся на жесткие опоры при пролетах до 12 м, техническими условиями допускается не устраивать специальных опорных частей, применяя взамен их прокладки из двух слоев рубероида или гидроизола, что, однако, нельзя рекомендовать, так как такая конструкция опорных частей весьма несовершенна.
Для пролетных строений небольших пролетов допускается применение опорных частей из плоских стальных листов. На рис. V.53 показана конструкция таких опорных частей, разработанная для плитного пролетного строения под железную дорогу расчетным пролетом 5,5 лк
Опорная часть состоит из двух стальных листов толщиной 20 мм. Верхний лист прикреплен к пролетному строению анкерными стержнями, входящими
225-
в бетон пролетного строения. Нижний лист устанавливается точно по нивелиру, причем его анкерные стержни входят в углубления, оставленные в бетоне опоры. Под нижний лист подливается цементный раствор; им же заполняются углублении. Между верхним и нижним листами помещается прокладка из ас-•беста; за счет деформаций этой прокладки возможен небольшой поворот опорного сечения. Прокладка также уменьшает трение при продольных перемеще-
Рис. V.53. Плоские опорные части
ниях. Нижний лист опорных частей имеет приваренные выступы, препятствующие смещению верхнего листа относительно нижнего в поперечном направлении. В неподвижной опорной части, кроме того, такие же выступы закрепляют верхний лист от продольных перемещений.
Более совершенный тип опорных частей применяется при пролете ба-.лочных железобетонных пролетных строений от 9 до 18 л! (рис. V.54). Это тан-
Рис. V.54. Тангенциальные опорные части
генциальные опорные части. В состав их входят две плиты, изготовленные из стальных листов толщиной по 40 мм. Верхняя плита 1 — плоская; нижняя 2 имеет цилиндрическую поверхность радиусом 1000 мм, на которую опирается верхняя плита. При повороте опорного сечения верхняя плита перекатывается по нижней, и точка передачи усилия немного перемещается. Во избежание смещений пролетного строения в поперечном, а для неподвижной опорной части и в продольном направлении поставлены штыри 3 диаметром 30 мм, которые входят в отверстия в верхней и нижней плитах. Чтобы обеспечить свободу поворота верхней плиты, штыри обточены на конус по плавной кривой. В подвижной опорной части отверстие для штырей делается овальным, чтобы сделать возможным продольное перемещение верхней плиты. Верхняя плита приваривается к стальному листу, окаймляющему нижнюю поверхность и часть торцовой поверхности пролетного строения. Этот лист ставится перед бетонированием пролетного строения и надежно закрепляется в бетоне при-226
варенными к нему анкерными стержнями. Для пролетных строений под железную дорогу постановка окаймляющего листа толщиной не менее 8 мм является обязательной. Нижняя плита приваривается к анкерным стержням 4 диаметром 30 мм, заделанным в бетон опоры. Приварка может быть выполнена после точной установки нижней плиты по нивелиру.
При пролетах более 18 м требуется ставить еще более совершенные опорные части. С увеличением пролета приобретает особое значение свобода продольных перемещений в подвижной опорной части. Прн действии усадкн бетона илн понижении температуры пролетное строение сокращается по длине и, если свобода перемещений не обеспечена, в пролетном строении появляются растягивающие усилия, в результате действия которых в пролетном строении или в опоре могут появиться трещины.
Рис, V.55. Секторные подвижные опорные части
Нашли применение секторные подвижные опорные части, показанные на рис. V.55. Они состоят нз верхнего балансира 1, сектора 2 и плиты 3. Сектор имеет цилиндрическую головку, па которую и опирается верхний балансир, что обеспечивает возможность свободного поворота сектора. Верхний балансир и сектор во избежание относительного поперечного сдвига соединяются шпонкой 4. К плите прикреплены два зуба 5, входящие в выточки, имеющиеся в нижней части сектора. Эта деталь служит для предупреждения сдвига сектора в продольном направлении. Для защиты от пыли и воды имеется кожух 6, боковые полотнища которого подвешены па петлях, чтобы было удобно осматривать и очищать опорную часть.
Неподвижная опорная часть, применяемая в комплекте с секторной подвижной опорной частью, представляет собой ребристую отливку с цилиндрической головкой — нижний балансир, на который опирается верхний балансир, такой же, как и у подвижной опорной части. Высота ннжиего балансира назначена такой же, как у сектора и плиты подвижной опорной части, что упрощает конструкцию опоры, но приводит к излишнему расходу металла. Той же цели можно достичь путем установки неподвижных тангенциальных опорных частей ио рис. V.54 на железобетонный постамент. Секторные опорные части сложны н требуют стального литья.
В 1962 г. Гипротрансмостом разработана конструкция унифицированных опорных частей для пролетных строений мостов под железную и автомобильную дороги, которые могут применяться в зависимости от воспринимаемой опорной реакции и ширины пояса для железобетонных и стальных пролетных
227
строений самых различных пролетов и назначений. Подвижные опорные части здесь предусматриваются каткового типа, более совершенные, чем секторные, в отношении свободы перемещений, причем катковые опорные части здесь рекомендуются даже для небольших пролетов (5,4 м й более для мостов под железную дорогу). Унификация опорных частей позволяет организовать их массовый выпуск на специализированном предприятии,
Конструкция однокатковой опорной части, которая может быть применена при опорном давлении до 200 т, показана на рис. V.56. Здесь верхний балансир 1 опирается через каток 2 на нижнюю плиту 3. Во избежание угона катка к нему по торцам приварены две планки с зубьями 4, входящими в пазы в верхнем балансире и нижней плите. Поперечному смещению катка и верхнего балансира относительно нижией плиты препятствуют шпонки 5, прикрепленные
Рис. V.56. Одпокатковые опорные части
к балансиру и плите винтами. Верхний балансир прикрепляется к пролетному строению, а плита — к опоре анкерными болтами 6. От пыли и воды опорная часть защищена кожухом 7.
При больших опорных давлениях могут быть применены подвижные опорные части с двумя или четырьмя катками. В этом случае требуется специально обеспечивать возможность поворота опорного сечения, как это показано на рис. V.57. В одпокатковой опорной части каток сам обеспечивает поворот и продольное перемещение верхнего балансира. Конструкция опорных частей с четырьмя катками описапа в гл. XIV.
В комплекте с однокатковыми подвижными опорными частями в проекте унифицированных опорных частей предусмотрены тангенциальные неподвижные опорные части по рис. V.54, устанавливаемые для уравнивания высоты на железобетонные постаменты.
Для пролетных строений индустриального изготовления имеет большое значение точность установки опорных частей по высоте. При неточной их установке в пролстном строении появляются дополнительные напряжения, которые могут привести к появлению трещин в бетоне. Например, если блок П-образного поперечного сечения будет установлен на опоры так, что плотное опирание будет обеспечено только на три опорные части из четырех, то блок будет работать на кручение,
Поэтому, как правило, опорные части прикрепляют к пролетному строению при его изготовлении, причем нижние балансиры и опорные плиты приваривают к верхним временными накладками. После установки пролетного строения на опоры и выверки положения опорных частей под нижние плиты подливают цементный раствор, Возможность регулировки зазора между нижней плитой и бетоном опоры обеспечивают постановкой плиты на клинья. После твердения подлитого раствора клинья удаляют, так же как и временные накладки.
228
В последние годы в СССР и за рубежом начали применять опорные части в виде резино-металлических прокладок. Такие опорные части просты в изготовлении и эксплуатации и позволяют существенно сократить расход металла. Резино-металлические опорные части были применены в мостах под автомобильную дорогу с пролетами до 33 м. Конструкция такой опорной части приведена на рис. V.58. Она состоит из листа резины толщиной 28 мм, в который заложены стальные листы толщиной 2 мм в количестве 4 шт.
Рис. V.57. Двухкатковые опорные части
Поворот опорного сечения пролетного строения происходит за счет неравномерного обжатия резины, которая работает прн этом в условиях вне-центренного сжатия. Продольные перемещения возможны за счет работы резины на сдвиг. Прн этом обеспечивается возможность воспринятия продольных
Рис. V.58. Резино-металлические опорные части
сил; это позволяет во многих случаях не делать специальных неподвижных опорных частей, устраивая обе опорные части одинаковыми. Стальные листы, заложенные в резину, будучи связанными с пей силами сцепления, препятствуют боковому расширению резиновых слоев.
В случае необходимости фиксировать передачу продольных усилий на одном из концов пролетного строения можно здесь применить неподвижную опорную часть из резины, помещенной между двумя стальными листами, причем к одному из листов приварить упоры, препятствующие продольному перемещению. В этом случае на другом конце пролетного строения следует разместить опорную часть с обеспечением большей величины продольного перемещения, для чего может быть увеличена толщина слоя резины.
К числу преимуществ резиновых опорных частей следует отнести их упругость, благодаря чему опорные давления до некоторой степени выравнива
229
ются, если опорные части неточно установлены по высоте, а также-возможность нх поворота и смещения нс только вдоль, но и поперек моста.
Недостатками резино-металлических опорных частей являются смещение линнн передачи опорного давления при повороте и возникновение продольных усилий при продольных перемещениях. Несмотря на это, опыт показал, что резино-металлические опорные части могут быть с успехом применены в мостах под автомобильную дорогу и в опытном порядке в железнодорожных мостах небольших пролетов.
Глава VI
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ СПЛОШНЫЕ НЕРАЗРЕЗНЫЕ И КОНСОЛЬНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ;
РАМНЫЕ МОСТЫ
/ § 1. СХЕМЫ НЕРАЗРЕЗНЫХ, КОНСОЛЬНЫХ И РАМНЫХ СПЛОШНЫХ СИСТЕМ
Балочные пролетные строения, рассмотренные в предыдущей главе, наиболее просты по своей статической схеме. В сечениях балок возникают изгибающие моменты одного знака. Если определить максимальные изгибающие моменты от постоянной и временной нагрузок в каждом сечении балки и построить график таких моментов (огибающую эпюру моментов), то получим кривую, изображенную на рис. VI.1, а.
Если для двухпролетного моста вместо двух разрезных балок применить двухпролетное неразрезное пролетное строение (рис. VI.I, б), то в огибающей эпюре моментов над средней опорой появится момент противоположного знака. За счет разгружающего действия опорного момента будут уменьшены моменты в пролете, что особенно важно при значительном собственном весе, конструкции. Это позволяет уменьшить строительную высоту пролетного строения в пролете, сократить размеры поперечного сечения и получить в результате экономию расхода бетона и стали. Дополнительная экономия может быть получена за счет сокращения размеров опоры поверху, так как вместо двух опорных частей (см. рис. VI. 1, а) на опоре (см. рис. VI.1, б) располагается только одна опорная часть.
Кроме того, вертикальное опорное давление от неразрезного пролетного строения передается на опору центрально и вызывает в сечениях опоры, а также в ее основании равномерно распределенные сжимающие напряжения. В случае опирания двух разрезных балок и загружепия временной нагрузкой только одной из них линия действия опорного давления не совпадает с осью опоры и в сечениях опоры возникают изгибающие моменты от вертикальной нагрузки, вследствие чего может потребоваться увеличить размеры тела опоры или ее основания. С другой стороны, тормозная сила, передающаяся на опору от неразрезного пролетного строения, будет собираться с двух пролетов, и поэтому опора, на которой расположена неподвижная опорная часть (на рис. VI.1, б — левый устой), воспринимает большее горизонтальное усилие, чем в случае опирания на нее разрезного пролетного строения.
Показанная на рис. VI. 1, б двух пролетная иер азрез ная балка является простейшим примером конструкции, в которой моменты в пролете уменьшаются действием опорных моментов. Аналогичный эффект достигается также применением консольных н рамных систем.
230
Экономия, получаемая для таких систем, возрастает с увеличением пролетов и ддя пролетов 30—40 м становится достаточно ощутимой. Однако при длинах до 33 м для железнодорожных мостов и до 42 м для мостов под автомобильную дорогу следует считать целесообразным использование разрезных
Рис. VI.1. Сравнение разрезных и перазрезных пролетных строений
балок, потому что в этом диапазоне пролетов балки могут быть изготовлены целиком и установлены на опоры имеющимися кранами. При изготовлении пролетных строений на месте неразрезные и консольные пролетные строения применялись и прн меныпих пролетах.
Рассмотрим схемы неразрезных, консольных и рамных систем, нашедших применение в мостостроении.
В мостах применяют главным образом двухпролстные и трехпролетпыс неразрезныс балки (рис. VI. 1, б и VL2, а). Четырехпролетные неразрезные
Рис. VI.2. Схемы перазрезных пролетных строений
балки (рис. VI.2, б) и балки с большим числом пролетов применяются реже. С увеличением общей длины пролетного строения получаются большие перемещения подвижных концов пролетного строения от изменений температуры, что требует сложной конструкции деформационных швов. Кроме того, увеличиваются тормозные силы, передающиеся с пролетного строения на одну из опор через неподвижную опорную часть, что может неблагоприятно отразиться иа работе опоры, в особенности при значительной высоте опор.
231
В пролетных строениях с неразрезными балками при числе пролетов более двух целесообразно, чтобы величины изгибающих моментов в средней части крайних и средних пролетов были одинаковыми. В этом случае, назначив размеры поперечного сечения и армирование балки также одинаковыми всредпих и крайних пролетах, можно получить простую конструкцию с полным использованием прочности бетона и арматуры. Указанному условию удовлетворяет отношение длины крайнего пролета к среднему, равное примерно 0,8 при трех пролетной схеме и около 0,7 при большем числе пролетов. Это отношение целесообразно уменьшить при значительных пролетах; увеличение жесткости заделки опорных сечении средних пролетов позволяет умень-
Рис. VT.3. Способы сопряжения пролетных строений
с насыпью
шить размеры поперечного сечения и собственный вес пролетного строения в средней части пролетов, т, е. там, где этот собственный вес наиболее сильно влияет на изгибающие моменты.
Местные условия могут потребовать и другого соотношения между длиной крайних и средних пролетов. В этом случае, например при равных пролетах, потребуется запроектировать крайние пролеты более сильно армированными, чем средние. Если необходимо сделать крайние пролеты намного меньше средних, то следует учитывать вероятность появления отрицательных опорных реакций на крайних опорах, в особенности при загружен ни средних пролетов временной нагрузкой. Если такие опорные реакции возникают, то необходимо предусмотреть специальную конструкцию опорных частей, через которые они будут передаваться на опоры. Прн этом опорные части получаются довольно сложными и, кроме того, для самих опор действие сил, направленных вверх, нежелательно. Поэтому предпочтительнее применить устройство противовесов на концах балок (рис. VI.2, а) и, таким образом, исключить отрицательные опорные реакции.
Крайние пролеты неразрезного пролетного строения часто сопрягаются с насыпью подходов к мосту. Сопряжение может быть выполнено двумя основными способами — с опиранием на устой и без устоя с помощью консоли (рис. VI.3, а и б). В [первом случае обеспечивается хорошая устойчивость конуса и отсутствие просадок насыпи перед мостом, но требуется больший расход бетона на устой. Второй способ экономичнее, ио конус менее устойчив, что вынуждает назначать его откосы более пологими. Кроме того, консоль может иметь лишь ограниченную длину, чтобы прогибы на конце ее от временной нагрузки не превосходили допускаемых. Поэтому конус иасыпн входит в пролет, умень-232
шая отверстие моста. Сопряжение моста с насыпью по рис. VI.3, б применялось для мостов под автомобильную дорогу, для которых нагрузка легче, а допускаемые прогибы больше, но и для них длина консоли должна быть ограничена.
Неразрезиые балки — статически неопределимые системы. Степень их статической неопределимости равна числу опор минус два. Как и во всякой статически неопределимой системе, при неравномерных осадках опорных точек в неразрезиых балках возникают дополнительные изгибающие моменты. Поэтому неразрезные пролетные строения не рекомендуется применять, если возможны существенные осадки оснований опор. Опоры должны быть основаны на малосжимаемых грунтах или применены жесткие свайные фундаменты.
Многопролетная иеразрезная система может быть преобразована в стати-
чески определимую консольную систему, если включить шарниры в отдельных поперечных сечениях. Такая система нечувствительна к осадкам опор. Из приведенных на рис. VI,4, а и б примеров видно, что система состоит из консольных балок с анкерными пролетами длиной I и консолями длиной а, а также подвесных балок длиной /0. Положения шарниров определяют нулевые точки огибающей эпюры моментов и влияют, таким образом, на распределение изгибающих моментов по длине пролета. Рационально расположив шарниры, можно получить некоторую экономию материалов.
Рекомендуемое отношение длин консолей а к длине анкерного пролета I 0,3—0,4, а пролета подвесной балки lQ к длине анкерного пролета — 0,6—0,8. Во многих случаях приходится отступать от этих соотношений по местным условиям. Например, длину анкерного пролета может потребоваться сделать равной длине пролета, где расположены консоли и подвесная балка. Часто приходится уменьшать длину подвесной балки, чтобы ее можно было целиком установить в пролет имеющимися кранами.
Консольные мосты могут быть многопролетными. Каждая балка — консольная или подвесная — имеет здесь одну неподвижную и одну подвижную опорные части. Поэтому температурные деформации накапливаются с длины lt (так называемый температурный пролет) и не зависят от длины всего моста (рис. VI.4, в).
При назначении длин пролетов консольных и подвесных балок, а также прн расчете консольных систем необходимо иметь в виду обеспечение устойчивости консольных балок против опрокидывания. Так, для моста по рис. VI.4, а, если длина крайнего пролета I будет намного меньше длины среднего пролета /0 + 2а, может произойти опрокидывание консольных балок вокруг точек А и В при загружении среднего пролета временной нагрузкой. Во из
233
бежание этого можно применить противовесы, располагаемые у крайних опор С п D, или анкерные закрепления.
Довольно широкое распространение получили одиопролетные консольные мосты по рис. VI.5. Такая конструкция моста экономична, так как не требует сооружения устоев, и, кроме того, консоли разгружают основной пролет. При длине консоли а, равной 0,3—0,4 от I, можно добиться равенства нулю изгибающего момента в середине пролета от постоянной нагрузки.
Рис. VI.5. Однопролетпый консольный мост
При сопряжении моста с насыпью без устоя необходимо позаботиться о том, чтобы не происходило больших осадок насыпи при въезде на мости чтобы жесткость проезда при переходе с насыпи на мост возрастала постепенно. Для этой цели применяют железобетонные плиты, заложенные в насыпь и
Рис. VI,6, Схемы консольных мостов с противовесами шарпирно прикрепленные к концу пролетного строения. Однако даже в этом случае в период иачала эксплуатации моста наблюдаются заметные осадки насыпи, препятствующие движению транспорта с высокими скоро-стями.
Однопролетные консольные системы нередко применяют в тех случаях, когда вследствие стесненных условий подмостового габарита или из архитектурных соображений необходимо всемерно уменьшить строительную высоту пролетного строения в середине пролета. Такие требования часто предъявляются к городским мостам.
На рис. VI.6, а показан консольный мост с одним пролетом, перекрывающим реку. Речной пролет разгружен с помощью противовесов, расположенных на консолях. Консоли имеют сравнительно небольшой вылет и скрыты в насыпи подходов, но на них расположены тяжелые противовесы и поэтому моменты от постоянной нагрузки в середине пролета близки к пулю. Для мостов под автомобильную дорогу при значительных длинах пролета временная нагрузка составляет небольшую долю от полной. Поэтому суммарные моменты в середине пролета получаются небольшими и высота сечения в середине пролета может быть принята до 1/2S, а в мостах с предварительным напряжением даже до 1/50 от пролета.
234
На рис. VI. 6, б показан консольный мост, в котором сокращение строительной высоты пролетного строения в середине пролета достигнуто с помощью устройства шарнира, обеспечивающего равенство нулю изгибающего момента в этом сечении. Система — трехпролетная, статически неопределимая. Крайние пролеты значительно меньше, чем средние. Консольные балки предохраняются от опрокидывания противовесами, вынесенными на консоли за крайние опоры, которые оформлены в виде двухшарнирных стоек.
Если объединить опоры с пролетным строением так, чтобы изгибающие моменты, возникающие в сечениях опор, облегчали работу на изгиб пролетного строения, получим рамную систему.
Схемы рамных мостов, применявшихся до последнего времени, показаны иа рис. VI.7. Несущая конструкция состоит из горизонтального ригеля и железобетонных стоек, жестко связанных с ним. По сравнению с балочными пролет-
Рис. VI.7. Схемы монолитных рамных мостов
ними строениями на массивных опорах здесь получается экономия, во-первых, за счет значительно меньших размеров опор и, во-вторых, за счет небольшого уменьшения изгибающих моментов в ригеле даже по сравнению с неразрезной балкой того же пролета.
С другой стороны, поскольку стойки работают на изгиб, они должны быть армированы, и расход металла на мост увеличивается. Сооружение стоек рамного моста сложнее, чем массивных опор.
Основным недостатком рамных мостов, показанных на рис. VI.7, является трудность индустриализации их строительства. Для того чтобы можно было собрать рамный мост из элементов, изготовленных на заводе, необходимо расчленить его конструкцию на монтажные блоки стыками, расположенными в сечениях со значительными изгибающими моментами. Соединение и омонолн-чиванне этих стыков должны производиться на месте.
Тонкие железобетонные стойки могут быть повреждены льдом или плывущими по реке предметами. Поэтому рамиые системы применялись только па суходолах или на небольших реках со слабым ледоходом. Небольшая тол-шина опор улучшает видимость вдоль пути для водителей транспорта на дороге, проходящей под мостом, и нс стесняет габарита этой дороги. Поэтому наиболее часто рамные системы применялись для путепроводов и эстакад, для которых также важно, чтобы опоры занимали возможно меньше места.
Сопряжение рамного моста с насыпью может быть выполнено с устройством крайней стойки, входящей в конус насыпи (рис. VI.7, а), или консоли по типу, показанному для неразрезных балок на рис. VI.3, б. При этом конструкция без массивных устоев получается более экономичной, несмотря на то, что вследствие выхода конуса насыпи в пролет длина пролетов должна быть увеличена по сравнению с рамным мостом, имеющим устои. Для предупреждения осадок насыпи перед мостом в верхней части крайних стоек устраивается железобетонный вертикальный щит, соединяющий стойки, а конус насыпи делается более пологим.
235
При небольшой высоте крайних стоек может оказаться целесообразным замена их массивным устоем по рис. VI.7,б. В этом случае объем устоев получается небольшим. Кроме того, в коротких стойках рам возникают значительные изгибающие моменты от воздействия температуры, а расположив на устоях подвижные опорные части, можно обеспечить свободу температурных перемещений концов ригеля.
Рамы рассмотренных выше типов должны применяться только при мало-сжимаемых основаниях опор, так как при осадках или горизонтальных смещениях опор в сечениях ригеля и стоек возникают дополнительные изгибающие моменты. Кроме того, при большой длине рамы в ней могут возникать дополнительные изгибающие моменты и от воздействия изменений температуры. Понизить влияние смещений опор, а также температуры и усадки бетона мож-
Рис. VI,8, Схемы рамных мостов с деформационными швами и шарнирами но, включив в конструкцию рамы шарниры и деформационные швы. Швы могут быть устроены с помощью двойных стоек па опоре (рис. VI. 8, а) или продольно-подвижных опорных частей подвесных балок, включенных в состав ригеля (рис. VI.8, б).
Расстояние между деформационными швами вдоль оси моста обычно принималось не более 40 я для железнодорожных мостов и 50—70 м для мостов под автомобильную дорогу.
Применялись также однопролетные рамные мосты с устройством шарниров в стойках только у места их опирания на фундамент (рис. VI.8, в).
Введение в конструкцию рамы шарниров снижает изгибающие моменты в сечениях ригеля и стоек от действия температуры, усадки бетона и осадок опор. При этом увеличиваются моменты от вертикальной нагрузки, но это увеличение незначительно. Поэтому, как правило, рамные мосты небольших пролетов с шарнирами экономичнее бесшарпирных. Однако из-за устройства шарниров усложняется конструкция. Кроме того, в эксплуатации шарнирные рамы требуют большего внимания, потому что в шарнирах всегда имеются металлические части, подверженные коррозии. Нежелательно располагать шарниры в земле, в особенности ниже уровня высокой воды. Следует стремиться к тому, чтобы шарниры были доступны для осмотра.
Схемы рамных мостов, приведенные выше, характерны для сооружений нз монолитного железобетона без предварительного напряжения, бетонируемых на месте. Пролеты таких мостов были сравнительно небольшими — 15—40 м, т. е. находились в том диапазоне, где с успехом можно использовать балочные пролетные строения, устанавливаемые на опоры кранами целиком. В настоящее 236
время широко распространены балочные сборные мосты на свайных или стоечных опорах. Стойки таких мостов легче, чем у рамных; увеличение расхода материалов на пролетные строения компенсируется иидустриальиостью конструкции. Поэтому в настоящее время описанные выше рамиые мосты применяются редко.
Развитые конструкций и методов сооружения мостов из предварительно напряженного железобетона привело к возможности строительства балочных иеразрезных, консольных, а также рамных систем значительных пролетов. Одним из таких мостов является мост консольной системы пролетом 148 м, построенный в СССР в 1962 г. по схеме, изображенной иа рис. VI.6, б. Еще больший пролет (208 .и) имеет построенный в 1965 г. мост через Рейн у Бендорфа.
Наиболее прогрессивными методами сооружения не раз резных консольных балочных и рамных мостов больших пролетов из преднапряженного железобетона являются способ навесного бетонирования, разработанный в Германии и широко применяемый за рубежом, и способ навесной сборки, разработанный
Рис. VI.9. Сооружение неразрезных пролетных строений навесным способом
в СССР (так называемый «русский способ»). Оба эти способа не требуют подмостей в пролете; сооружение балок или ригелей рам ведут путем постепенного наращивания конструкции от опор в пролет в виде консолей (рис. VI.9, а и б). Для промежуточных опор ригели или балки наращивают в обе стороны уравновешенно, чтобы в опоре не возникло значительных изгибающих моментов (см. рис. VI.9, б). При навесном бетонировании наращивание ведут путем бетонирования очередного участка балки или ригеля на подмостях, подвешиваемых к готовой части балки нли ригеля. После твердения бетона и натяжения арматуры, закрепляемой на забетонированном участке, подмости перемещаются вперед. При навесной сборке блоки ригеля или балки, размеры которых определяются грузоподъемностью применяемых кранов, заготовляют иа заводе плн полигоне и поочередно подвешивают к ранее собранной части ригеля или балки, закрепляя их путем натяжения арматуры.
Как видно из рис. VI.10, а, сооружаемая виавес часть моста работает в период постройки на отрицательные изгибающие моменты, требующие расположения рабочей арматуры у верхнего волокна. Рационально использовать эту арматуру и для работы на постоянную и временную нагрузки при эксплуатации моста. В случае когда при эксплуатации будут возникать положительные изгибающие моменты, необходима дополнительная арматура в нижией зоне, ио следует стремиться к тому, чтобы количество такой арматуры было минимальным, так как размещение и закрепление ее встречают конструктивные трудности.
Упомянутые соображения привели к появлению так называемых рамноконсольных и р а мио- подвесных мостов. Основой таких мостов служат Т-образ-237
ные рамы, ригели которых сооружают навесным методом. В рамно-консольиой системе (рис. VI.10, б) Т-образные рамы соединяют в середине пролетов шарнирами, допускающими продольные перемещения концов ригелей соседних рам друг относительно друга. В рампо-подвссиой системе (рис. VI.10,в) на концы ригелей соседних рам опирают подвесные балки, имеющие одну неподвижную и одну продольно-подвижную опорные части. При этом подвесные балки устанавливают на ригели целиком, для чего требуются обычно краны большей грузоподъемности, чем для навесной сборки ригелей. С другой стороны, рамно-подвесные мосты лучше вписываются в очертание требуемого подмостового судоходного габарита. Кроме того, в рамио-копсольных мостах у шарниров возникают положительные изгибающие моменты от загружения времен-
ной нагрузкой соседнего пролета, что иногда может привести к необходимости постановки здесь нижней рабочей арматуры. В рамно-подвесных мостах ригели работают только на отрицательные, а подвесные балки — только на положительные моменты.
При назначении основных размеров схемы рамно-консольных и рамно-подвесных мостов необходимо иметь в виду, что опоры их работают па изгиб при несимметричном загружении временной нагрузкой и требуют довольно сильного армирования. Следует стремиться к тому, чтобы в опорах не возникало дополнительных моментов от постоянной нагрузки, для чего нагрузки, действующие на консоли ригеля от собственного веса и от веса подвесных балок, должны быть уравновешены. Пролет подвесных балок назначают чаще всего таким, чтобы балки могли быть установлены целиком имеющимися кранами, т. с. не более 42 я.
Навесным способом могут быть построены и мосты с неразрезными или консольными балками. В этом случае балки сооружают как консоли, используя в качестве анкерных береговые пролеты, построенные на подмостях (см. рис. VI.9, а); можно при многопролетной схеме вести сооружение и от промежуточных опор в обе стороны уравновешенно. Для этого следует объединить балку с опорой (см. рис. VI.9, б) так, чтобы на время постройки получилась бы Т-образпая рама, или поставить рядом с постоянной опорой временные. По окончании постройки пролетное строение надо объединить в неразрезную 238
или консольную балку и освободить его от связи с опорой, оставив лишь шарнирное опирание. В таких пролетных строениях необходима постановка дополнительной нижней арматуры в средней части пролета.
Вместо рамно-консольных мостов можно получить рамно-ие.разрезные, соединив концы ригелей Т-образных рам после их сооружения не шарнирами, а жестко.
В полученной системе требуется постановка нижней арматуры. Степень статической неопределимости, а следовательно, и чувствительность к перемещениям опор, воздействию температуры и усадки бетона при этом возрастают. С другой стороны, уменьшаются деформации от действия временной нагрузки, что особенно ценно для мостов под железную дорогу.
В шарнирах консольных, рамно-коисольных и рамно-подвесных мостов при проходе сравнительно тяжелой железнодорожной нагрузки получаются переломы профиля пути (рис. VI. 11). Это увеличивает динамическое воздействие нагрузки на мост и препятствует плавному проходу подвижного состава, что особенно важно при современных высоких скоростях движения. Поэтому систе-
Рис. VI.11. Деформация рамно-подвесного моста при загруженни одной консоли ригеля
мы, имеющие шарниры в балках или ригелях рам, для мостов под железнодорожную нагрузку применяют редко. Угол перелома упругой линии от нормативной временной вертикальной нагрузки должен быть проверен расчетом. Он не должен превосходить допускаемой величины 0,006 радиана.
Предварительно напряженный железобетон применяется в перазрезиых пролетных строениях и при сооружении их другими методами — на подмостях или способом продольной надвижки. Из предварительно напряженного железобетона построен также целый ряд рамных мостов без применения навесного бетонирования или навесного монтажа. Некоторые схемы таких мостов приведены иа рис. VI. 12.
Путепровод под железную дорогу, построенный в СССР, имеет консоли, заделанные в устои и соединенные в середине пролета шарниром с обеспечением возможности продольного перемещения. Пролет путепровода — 52 м (рис. VI. 12, а).
За рубежом, в частности во Франции и ФРГ, построен ряд мостов рамной системы со стойками рам, имеющими вид сквозных шпренгельных треугольников. Пролеты таких рам достигают величины 80 м. Стойки имеют небольшую высоту (V7 —1/17 от пролета) и соединяются с пролетным строением шарнирно (рис. VI. 12, б). Наклонный элемент треугольника работает иа растяжение, он выполняется предварительно напряженным.
Интересную разновидность рамно-подвесных мостов представляют собой мосты с опорами У-образного или X-образного типа. Здесь можно добиться экономически целесообразного деления ригеля на пролеты, почти совершенно избавить от работы на изгиб наклонные элементы опор и сделать сами опоры сборными. Такие системы применены в ряде мостов за рубежом при пролетах до 85 м (рис. VI. 12, в).
Стойки опор рамных мостов можно освободить от изгиба также, если опереть ригель на опору в двух точках над стоиками через опорные части (рис. VI. 12, г). Расстояние между опорными точками следует выбирать так,
239
чтобы в опорных частях не возникало отрицательных опорных реакций. Этот способ опирания позволяет, сохранив преимущества рамной системы, избавиться от дополнительных изгибающих моментов при изменениях температуры; ригель работает как неразрезиая балка.
Неразрсзиые и консольные балки или ригели рам могут быть при значительных пролетах усилены иа опорных участках, где действуют максимальные отрицательные изгибающие моменты, постановкой ваитов, подкосов или подпруг (рис. VI. 13). Этот конструктивный прием аналогичен резкому увеличению высоты поперечного сечения у опор. Длина неусилеииых участков балок в середине пролета получается небольшой, расстояния между точками, в которых балка поддерживается вантами, подкосами или стойками подпруг, также не-
Рис. VI.12. Разновидности рамных систем
велики. Поэтому можно назначить высоту главных балок постоянной по длине и весьма малой по отношению к пролету (V60 8о)- В главных балках таких
систем возникают, кроме изгибающих моментов, еще и продольные силы, равные горизонтальным составляющим усилий в вантах и подкосах или распору подпруг.
На рис. VI.13, а показаны схемы пролетных строений с усилением неразрезных балок вантами. Ванты работают на растяжение; их делают из стальных тросов .высокой прочности, защищая от коррозии слоем преднапряженного бетоиа или другими средствами. Угол наклона ваитов к горизонту принимается обычно в пределах 30—60°. Расположение ваитов может быть радиальным или параллельным (рис. VI. 13, б). В последнем случае прикрепление вантов к балке получается стандартным, а прикрепление их к пилону рассредоточивается, что несколько упрощает конструкцию этих узлов. С другой стороны, пилон в этом случае работает на изгиб при неодинаковых усилиях в средних вантах, расположенных по обе стороны от пилоиа.
Из схем, показанных на рис. VI. 13, наиболее экономичной является вантовая схема. Работа ваитов иа растяжение дает возможность изготовить их из тросов высокой прочности. Продольные усилия, передающиеся иа балку, получаются сжимающими, что благоприятно отражается на работе балок. Система допускает навесиой монтаж без подмостей с поддерживанием монтажных 240
элементов на отдельных этапах сборки вантами. К недостаткам вантовой системы можно отнести несколько меньшую жесткость, значительный расход тросов, трудность исключения коррозии тросов, если бетон их покрытия не получает предна пряжен и я и в нем могут появиться трещины от действия временной нагрузки.
Прн большой ширине моста вантовая система становится менее экономичной из-за утяжеления проезжей части.
Веерно-подкосная система (рис. VI.13, в) по статической работе аналогична вантовой, с той разницей, что подкосы, заменяющие здесь ванты, работают
Рис. VI.13. Усиление балок вантами, подкосами или подпругами
на'сжатие, а на балку передаются растягивающие усилия. Подкосы целесообразно выполнять из железобетонных труб, изготовляемых методом центрифугирования на заводах. В случае необходимости трубы могут быть заполнены бетоном. Подкосы расположены под проезжей частью; поэтому при стесненном подмостовом габарите угол наклона крайних подкосов к горизонту подучается малым (в имеющихся проектах — до 20°), что приводит к появлению больших усилий в подкосах. Веер но-подкосную систему следует считать особенно целесообразной в случаях, когда опоры имеют значительную высоту, и можно назначить угол наклона подкосов к горизонту в пределах 30—60° (например, для виадуков). Веер но-подкосная система может быть применена для балочно-разрезных, балочно-консольных пролетных строений или для рамных мостов.
Для веерно-подкосной системы по сравнению с вантовой характерно уменьшение расхода металла и исключение потребности в тросах. Расход железобетона на пролетное строение здесь выше. Дополнительная экономия может быть получена за счет сокращения высоты опор с заменой их подкосами. Система в принципе допускает навесную сборку с поддержанием монтажных элементов балки подкосами.
9 Зак. 19 241
Усиление неразрезной балки подпругами, показанное на рис. VI. 13, г, также может дать достаточно экономичную конструкцию. Большим достоинством такой системы является хороший внешний вид. С другой стороны, эта система не приспособлена к навесному монтажу, что является ее недостатком.
\] § 2. ПОПЕРЕЧНЫЕ СЕЧЕНИЯ НЕРАЗРЕЗНЫХ И КОНСОЛЬНЫХ БАЛОК И РАМ
Для перазрезиых и консольных балок и рам, применяемых в железобетонных мостах, могут быть применены в основном три типа поперечных сечений: тавровое, двутавровое и коробчатое (рис. VI.14). Тавровое поперечное сечение широко применялось ранее для мостов без предварительного напряжения, бетонирование которых производили па месте. Эта форма сечения наиболее проста, по нецелесообразна для создания экономичных конструкций, так как при этом получается излишняя толщина стенки в связи с размещением иижней рабочей арматуры. Более экономично двутавровое поперечное сечение с нижним поясом, развитым для размещения арматуры при действии положительного
Рис. VI.14. Типы поперечных сечений
Рис. VI.Ь. Положение сжатой зоны в сечениях нсразрезной балки
изгибающего момента или для восприпятия сжимающего усилия при действии отрицательного изгибающего момента. При больших пролетах и значительных изгибающих моментах нижний пояс целесообразно развить в нижнюю плиту, в результате чего получится коробчатое сечение. Часто в одном и том же пролетном строении применяют на различных участках различные типы сечений.
Как уже указывалось, в сечениях неразрезных, консольных и рамных мостов, расположенных у промежуточных опор, возникают отрицательные изгибающие моменты, как правило, большие ио величине, чем моменты в середине пролета ригелей или балок. Такие отрицательные моменты вызывают появление сжатой зоны в нижней части сечения. Если в сечениях с положительными изгибающими моментами в сжатой зоне расположена плита проезжей части и площадь ее достаточна для восприпятия сжимающего усилия, возникающего от этих моментов, то при действии отрицательного момента в сжатую зону (при тавровом типе поперечного сечения) попадает только нижняя часть ребра, имеющая недостаточную ширину (рис. VI. 15). Кроме того, к опорам увеличиваются действующие в сечениях поперечные силы. В большинстве случаев целесообразно принять специальные меры для повышения сопротивления опорных сечепий отрицательным изгибающим моментам и поперечным силам.
Повышение несущей способности опорных сечений может быть выполнено путем увеличения толщины ребер, что одновременно увеличивает площадь сжатой зоны при изгибе и уменьшает главные растягивающие напряжения в ребрах. Можно у опор расположить нижнюю плиту, причем такая плита может представлять собой уширение нижнего пояса двутаврового сечения или замыкать сечение, превращая его в коробчатое (рис. VI. 16). Оба эти приема могут быть использованы при постоянной высоте сечения балки на всей длине, что бывает необходимо в случае недостаточного просвета между низом конструкции 242
и горизонтом высоких вод, а иногда по архитектурным соображениям. Постоянная высота поперечного сечения необходима также в тех случаях, когда предполагается изготовлять пролетное строение иа насыпи подходов с продольной надвижкой его в пролет по постоянным и временным опорам.
Эффективным приемом следует считать увеличение высоты сечен ня у опор. При этом становится больше плечо внутренней пары и, следовательно, может быть уменьшено количество рабочей арматуры над опорой. По этой же причине уменьшается требуемая площадь сжатой зоны.
Рис. VI-16. Неразрезное пролетное строение с нижней плитой у опоры
нижпеи грани с устройством вутов у опор.
Рис. VI.17, Способы увеличения высоты сечения у опоры
Для больших пролетов часто приходится использовать несколько способов повышения несущей способности опорных сечений. Наряду с увеличением высоты поперечного сечения применяют развитие нижнего пояса в сплошную плиту, увеличение толщины нижней плиты, если сечеиие в пролете коробчатое, увеличение толщины ребер или стенок.
Высоту поперечного сечения увеличивают, придавая нижней грани балок или ригелей полигональное или криволинейное очертание. Для неразрезиых и консольных пролетных строений сравнительно небольших пролетов характерно полигональное очертание При этом высота увеличивается на 20—40%. Уклон вутов делается не круче 1:3 (рнс. VI.17, а). Для более крупных пролетов (60 м и более) консольных балок и ригелей рам высота сечения на опоре часто увеличивается в несколько раз (в построенных мостах от 1,7 до 3,8 раза) по сравнению с сечением в пролете (рис. VI.17, б).
Криволинейное очертание нижней грани ригелей и балок (рис. VI. 17, и) дает наиболее рациональное изменение сече
ний, соответствующее изменению огибающей эпюры моментов, и более желательно по архитектурным соображениям. Несмотря и а некоторое усложнение опалубки и нестандартную форму блоков при сборной конструкции балки или ригеля, криволинейное очертание нижней грани в последнее время применяется часто.
В неразрезных и рамных системах увеличение моментов инерции сечений у опор приводит к существенному изменению эпюры изгибающих моментов. Изгибающие моменты в средней части пролета уменьшаются, а у опор — увеличиваются. Это позволяет облегчить сечеиие в средней части пролета и уменьшить на этом участке постоянную нагрузку. Поскольку наибольшие ординаты линии влияния моментов как для сечений в середине пролета, так и для опорных сечений расположены в средней части пролета, уменьшая постоянную нагрузку и а этом участке, можно добиться снижения моментов не только и а среднем участке, ио и у опор. Поэтому резкое увеличение сечений у опор может привести к экономичному решению, в особенности для значительных пролетов. По тем же соображениям оказываются экономичными рами о-кон сольные и рам-
9* 243
но-подвесиые мосты, для которых постоянная нагрузка в средней части пролета уменьшена благодаря устройству шарниров и исключению изгибающих момен-. тов в сечениях, где расположены шарниры.
При выборе высоты сечения неразрезных и консольных балок и ригелей рам следует составить несколько вариантов на основании эскизных расчетов и, сравнивая их между собой, найти наиболее экономичное решение. Для первоначального назначения размеров поперечных сечений можно воспользоваться ориентировочными указаниями, помещенными ниже.
Для мостов под железную дорогу, сооружающихся на месте из железобетона без предварительного напряжения, высота поперечного сечения в середине пролета назначалась в пределах Vi0—Vu 07 длины пролета. Автодорожные мосты той же конструкции имели высоту сечен ня балок порядка 1/35 от пролета.
Для современных конструкций мостов под автомобильную дорогу нз пред-напряженного железобетона пролетами более 60 м с резким увеличением высоты сечения балок или ригелей рам к опорам высоты сечения на опоре лежат, как правило, в пределах J/l5—1/35 от пролета. Высота сечения в середине пролета зависит от системы пролетного строения.
Для неразрезных балок применялись высоты от Ч27 до и даже до от пролета. В консольных балочных и рамных мостах с подвесными балками высота зависит от пролета этих подвесных балок; здесь можно воспользоваться рекомендациями, приведенными для разрезных балок в гл. IV. В консольных и рамных мостах с устройством шарнира в середине пролета высоты сечений могут быть назначены очень небольшими (в осуществленных мостах от V37 до 1/64 пролета).
Распределение нагрузки в поперечном к оси моста направлении и сопротивление силам, стремящимся исказить форму поперечного сечения пролетного строения в случае тавровой или двутавровой формы сечения главных балок, достигается посредством поперечных диафрагм или при их отсутствии за счет работы па изгиб плиты, как н для простых разрезных балок. Коробчатое сечение, как замкнутый контур, обладает большой жесткостью при работе на кручение и поэтому само по себе обеспечивает включение всей коробки в работу на изгиб даже при несимметричном расположении нагрузки. Поэтому при коробчатом сечении часто ие устраивают поперечных диафрагм по длине пролета, ограничиваясь только диафрагмами на опорах и у шарниров, где на ригель или балку передаются большие сосредоточенные силы.
При выборе типа сечения надо иметь в виду, что тавровая или двутавровая форма его в большинстве случаев оказывается неэкономичной по сравнению скоробчатой при пролетах более 70—80 м, по крайней мере, для участков с отрицательными моментами. Для подвесных балок целесообразно всегда применять двутавровую форму сечения.
Расстояние между ребрами или стенками коробчатого сечения в построенных мостах под автомобильную дорогу изменяется в довольно широких пределах.
Для мостов, построенных за рубежом, с бетонированием на месте (иа подмостях или навесным способом) применяли сечение с двумя стенками даже при большой ширине проезжей части. Для сборных пролетных строений при коробчатом сечении следует стремиться к уменьшению веса монтажных блоков. Эти блоки целесообразно запроектировать в виде отдельных коробок с расстоянием между стенками 2—5 м, причем большая величина соответствует большим пролетам. Кроме того, следует иметь в виду, что при большом расстоянии между стенками плита будет включаться в работу главных балок или ригелей неравномерно по ширине и в расчетное сечение главной балки придется включать лишь часть ширины плиты.
Для мостов под железную дорогу в поперечном сечении, как правило, располагают две стенки под путь с расстоянием между ними 1,8—2,4 м. Прн двух железнодорожных путях на одном из мостов, построенных в СССР, применено поперечное сечение с двумя ребрами под два пути (рис. VI. 18). При таком решс-244
рал)
Л -?.3(серсда-прадеда)
Рис. VI.18. Сечение нерззрезиой балки садним ребром под каждый путь
нии можно добиться экономии материалов, но ввиду утяжеления отдельных балок для современных сборных конструкций оно нецелесообразно.
Толщина плиты проезжей части должна определяться из условий ее работы на изгиб в поперечном направлении или на участках с положительным изгибающим моментом также и работой на сжатие в составе всего сечения ригеля. При этом желательно, чтобы толщина плнты по обоим этим требованиям получалась приблизительно одинаковой, что возможно, если расстояние между рсбрами не слишком велико.
Толщина стенок определяется расчетом балок или ригелей на главные напряжения, величина которых зависит от поперечных сил. На тех участках, где поперечные силы невелики, толщина стенок назначается по условиям качественного бетонирования, как это указано для разрезных балок в гл. IV.
Толщина нижних плит на участках с отрицательными изгибающими моментами определяется работой плит на сжатие в составе всего сечения. При значительном пролете балок или ригелей нижняя плита у опор может иметь довольно большую толщину — 40—70 см, а для особо больших пролетов — до 120 см. На участках с положительными изгибающими моментами толщина нижней плиты может быть минимальной, допускаемой техническими условиями проектирования, — Юслг.
\/ § 3. АРМИРОВАНИЕ НЕРАЗРЕЗНЫХ И КОНСОЛЬНЫХ БАЛОК И РАМ
БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
В качестве основной рабочей арматуры в неразрезных и консольных балках, а также в ригелях рам применяют, как правило, стержни периодического профиля. Стержни могут располагаться рассредоточен но либо объединяться в пучки или сварные каркасы, как п для разрезных балок. Особенностью армирования нсразрезных, консольных балок ц ригелей рам является расположение рабочей арматуры на участках с отрицательными изгибающими моментами у верхнего растянутого волокна. На участках с положительными моментами арматура, как и в разрезных балках, размещается в нижней части сечения.
Если поперечное сечение балки или ригеля тавровое или двутавровое, то арматуру сосредоточивают в ннжнем поясе ребер и в плите над ребрами. При этом возможно осуществить перевод арматуры из нижней зоны в верхнюю в соответствии с огибающей эпюрой моментов. Отгибы в этом случае армируют стенку ребер для работы ее на поперечную силу, и закрепление концов арматуры производится в сжатой зоне сечения.
Армирование ребра неразрезной балки показано на рис. VI.19. По расисту требуется в середине пролета (крайнего) 15 нижних стержней диаметром 36 мм н на опоре 13 верхних стержней того же диаметра. Стержни нижней арматуры отгибаются вверх там, где они не нужны по расчету. Шесть из них (№ 10 и 11) обрываются у опоры, а два № 12 проходят без отгиба и обрыва в средний пролет. В верхней зоне, кроме отогнутых снизу № 3, 4, 5, 6 и 7, поставлены дополнительные прямолинейные стержни № 1 и 2. Изгибающие моменты в среднем пролете меньше, чем в крайнем; поэтому в нижнюю зону среднего пролета отводится лишь часть стержней, отогнутых из нижней зоны крайнего пролета (№ 3, 6 и 7). Стержни № 4 и 5 обрываются в среднем пролете без отгиба их вниз.
При двутавровом сечении балки стержни, не имеющие отгибов, могут быть размещены в плите по обе стороны от ребра или в свесах нижнего пояса. Отгибаемые стержни должны располагаться в пределах толщины стенки.
Основная рабочая арматура, переводимая из нижней зоны в верхнюю
245
и обратно, может иметь большую длину (стержни № 3, 6 и 7 на рис. VI. 19). Необходимо стыковать стержни с помощью сварки. Если желательно сократить объем сварочных работ, то можно разделить такие стержни на два (рис. VI.20, а) или применить способ армирования, показанный на рис. VI.20, б, при котором верхняя арматура складывается из стержней, отогнутых из среднего и крайнего пролетов. При этом обычно можно не ставить дополнительных стержней верхней арматуры, аналогичных Mb 1 и 2 на рнс. VI.19.
Рис. VI.19. Армирование ребра нсразрезной балки
Для снижения трудоемкости арматурных работ следует арматуру изготовлять отдельными жесткими каркасами и подавать их в готовом виде крапами. При этом стержни рабочей арматуры соединяют сваркой.
Кроме основной рабочей арматуры, следует армировать нижнюю грань вута специальными стержнями (№ 9 на рис, VI. 19). Эта арматура нс может быть образована из основных рабочих стержней, так как при появлении в этих стержнях растягивающих Д) -----------------усилий они стремились бы выпря-
миться и отколоть защитный слой чк бетона.
Как и в разрезных балках, 8)________ ____________ здесь необходимы продольная арма-
( 7/^ 'Х тура и хомуты.
/ В неразрезных и консольных
у/ балках в месте опирания их на
----опорные части ставят сетки во избежание появления трещин от по-
Рис. VI.20. Способы уменьшения длины перечных деформаций бетона под стержней без стыкования сварссой действием сосредоточенных опорных
реакций.
В балках и ригелях коробчатого сечения рабочую арматуру часто располагают равномерно по ширине верхней и нижней плиты, не концентрируя се у стенок. В пределах плит стержни размещают в два горизонтальных ряда (рис. VI.21, а). В этом случае для создания отгибов могут быть использованы только стержни, расположенные в пределах толщин стенок. Для упрощения арматурных работ можно не делать отгибов вовсе, заменив их хомутами, поставленными в количестве, достаточном для воспринятия всей поперечной силы. Тогда можно заготовлять отдельно арматурные каркасы для плит и стенок и монтировать эти каркасы с помощью кранов.
Наиболее эффективны наклонные хомуты. На ряде сооружений стенки коробчатого сечения армировали вертикальными сетками, состоявшими из вертикальных и наклонных стержней (рис. VI.21, б). На участках, где возмож-246
но появление поперечных сил различного знака, могут быть поставлены наклонные хомуты в двух направлениях. Стержни вертикальных стенок целесообразно соединять точечной сваркой в местах их пересечения.
Стержни основной рабочей арматуры по мере уменьшения изгибающих моментов желательно переводить через стенки в сжатую зону сечения. Стержни, идущие в плите между стенками, могут быть оборваны. При этом не следует в одном сечении обрывать слишком много стержней и обрывать стержни, расположенные близко друг от друга. Обрывы должны быть рассредоточены, в противном случае в местах обрывов будут концентрироваться растягивающие напряжения в бетоне и возможно появление трещин. Концентрации растягивающих напряжений можно избежать, если изменять количество стержней рабочей арматуры не путем нх обрыва, а путем уменьшения диаметра стержней. При этом следует к стержню большего диаметра приваривать более топкий стержень.
Рис. VI.21, Армирование коробчатого сечепия
Для сокращения арматурных работ на месте строительства можно, заготовив детали арматурного каркаса в виде плоских сварных сеток, собрать на берегу пространственный арматурный каркас, способный работать на нагрузку от собственного веса. Если поставлены наклонные хомуты, то такой каркас может иметь довольно большую длину — до 84 м в осуществленных мостах. Каркас может быть подан целиком на опоры на плаву, кранами илн путем передвижки.
Ригели рам армнруюттак же, как н неразрезные балки. Особенностью армирования является сопряжение арматуры ригеля с арматурой стоек. В рамных мостах сравнительно небольшого пролета, бетонируемых на месте, ригели делали таврового сечения. Стойки имеют прямоугольное сечение; изгибающие моменты в стойках возникают главным образом в плоскости рам, причем они могут иметь разные знаки. Поэтому сечения стоек армируют стержнями, расположенными у граней, наиболее удаленных от оси сечения, перпендикулярной оси моста. Стойки, как элементы, работающие на внецептренное сжатие, должны иметь достаточное количество хомутов, поддерживающих стержни рабочей арматуры для обеспечения их устойчивости (см. § 3, гл. IV). Б сопряжении стоек с ригелем рабочая арматура стоек должна быть заведена в ригель с обеспечением хорошей ее заделки. Обычно арматуру стоек заводили в ригель до плиты проезжей части, заканчивая стержни крюкамн. Рабочая арматура стоек должна быть размещена в сечении так, чтобы она проходила между стержнями ннжпей арматуры ригеля или нижняя арматура ригеля должна быть оборвана, чтобы не мешать проходу арматуры стойки в ригель (рис. VI.22, а).
247
При армировании крайних углов рамы нужно иметь в виду, что на случай действия изгибающего момента, вызывающего растяжение волокон по внешнему контуру (рис. VI.22, б), нужно поставить стержни арматуры, без перерыва переходящие из стойки в ригель. Эти стержни целесообразно отогнуть по кривой, чтобы избежать концентрации напряжений в бетоне под стержнем и в самой арматуре. Противоположная зона должна быть армирована по
Рис. VI.22. Армирование сопряжения ригеля со стойками
общим правилам для входящих углов перекрещивающимися стержнями с достаточной их заделкой. Хомуты ригеля здесь целесообразно поставить радиально, чтобы лучше закрепить ими основную рабочую арматуру угла.
В местах, где на балки нли ригели опираются подвесные балки, армирование имеет свои особенности. Наиболее распространена конструк-
ция опирания без изменения высоты
Рис. VI.23. Армирование .места опирания подвесных балок
сечения, что дает плавную линию нижней грани пролетного строения, желательную по архитектурным соображениям. Подвесная балка опирается на выступ в основной балке или ригеле, причем в месте опирания в подвесной балке также имеется вырез (рис. VI. 23, а).
В такой конструкции опирания сечение в начале выступа (I—I) работает на изгибающий момент, создаваемый опорным давлением подвесной балки, и па поперечную силу, равную этому давлению, причем высота сечения не может быть сделана достаточно большой. Для
восприпятия растягивающих усилий в верхней части выступа должна быть
поставлена горизонтальная арматура (рис. VI, 23, б). Ее можно образовать из стержней нижней арматуры основной балки, если дважды перегнуть их под углом 90®; такая конструкция арматуры обеспечивает хорошую заделку ее в бетоне выступа, длина которого невелика. Может потребоваться добавить и специальные стержни, которые
также должны быть надежно заделаны в бетон. Поперечная сила воспринимается наклонными стержнями, пересекающими наиболее напряженное сечение в начале выступа. Эти стержни также можно отогнуть нз числа рабочей арматуры основной балкн, но уже сверху. Кроме того, выступ следует армиро-
вать хомутами и продольными стержнями.
Армирование выступа, имеющегося в подвесной балке, делается таким же, но рабочая арматура выступа размещается у его пнжней грани.
248
Работу выступа в основной балке или ригеле можно облегчить, если объединить ребра ригеля или основной балки на конце сплошной диафрагмой и образовать выступ для опирания подвесной балки на этой диафрагме. Тогда ширина выступа будет большой, в результате чего будут снижены главные растягивающие напряжения, а арматура для работы выступа на изгибающий момент может быть размещена более свободно.
Рис. VI.2V Шарниры в местах опирания стоек на фундамент
Рис. VI.25- Стык сборной неразрезной балки над опорой
Шарниры в месте опирания стоек рам на фундамент при небольших пролетах могут иметь простейшую конструкцию, показанную на рис. VI.24 в двух вариантах. В первом из них (рис. VL24, а) шарнир образуется двумя рядами стержней, проходящих из стойки в фундамент и перекрещивающихся в месте шарнира. Бетон стойки отделяется от фундамента упругими прокладками, что обеспечивает возможность небольших поворотов стойки относительно фундамента. Во втором варианте (рис. VI.24, б), применяемом при больших нагрузках на шарнир, вместо перекрещивающихся стержней поставлены вертикальные, объединенные в пучок и обмотанные спиралью. В таких простейших шарнирах происходит изгиб стержней при повороте стойки.
Сборные консольные пролетные строения могут быть выполнены состоящими из монтажных элементов, представляющих собой консольные и подвесные балки, перевозимые и устанавливаемые целиком (при небольших пролетах). Деление пролетного строения на монтажные элементы в этом случае производится только продольными швами. Отдельные балки соединяют путем сты-
кования диафрагм или плиты проезжей части, как это показано в гл. IV для разрезных балок.
Сборные неразрезные балки и рамные мосты приходится делить на монтажные элементы, кроме того, и поперечными швами. Для того чтобы не устраивать временных onopi, целесообразно стыки монтажных элементов располагать на постоянных опорах. Тогда отдельные монтажные элементы будут представлять собой разрезные балки. В монтажном стыке прн эксплуатации моста будут возникать значительные отрицательные моменты. В связи с этим над опорой должны быть устроены стыки верхней рабочей арматуры балок (рис. VI.25). Для того чтобы удобно разместить стыки арматуры и выполнить сварку в менее стесненных условиях, целесообразно сделать вырез в верхней части стыкуемых элементов, причем верхние ряды арматуры можно стыковать 9В, Зах. 19 2'19
со вставками для более удобной сварки иижних рядов. В шов между стыкуемыми балками может быть пропущена арматура из стоек (при гибких или шарнирных стойках, как показано на рис. VI.25) или анкерные стержни опорных частей. Шов и вырез заполняют цементным раствором или бетоном по окончании сварки арматуры. Нижнюю арматуру можно ие сваривать, так как растяжения в ней не будет.
§ 4. ПРИМЕНЕНИЕ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА В НЕРАЗРЕЗНЫХ, КОНСОЛЬНЫХ И РАМНЫХ МОСТАХ
Конструкция консольных, неразрезных и рамных мостов во многом зависит от способа их сооружения. Современные мосты из предварительно напряженного железобетона могут быть сооружены несколькими способами.
За рубежом довольно часто применяют способ сооружения не разрезных и консольных балок на сплошных подмостях с последующим натяжением арматуры на бетон. Этот способ, требующий больших затрат материалов и труда на сооружение подмостей, в СССР нс применяется. Способ навесного бетонирования, имеющий большие преимущества перед способом, использующим сплошные подмости, широко применяется за рубежом. В отдельных случаях навесное бетонирование применялось в СССР.
Для советского мостостроения характерно стремление к индустриализации строительства, осуществляемое путем применения сборного железобетона. Сборные ба л кн неразрезных и консольных мостов, а также ригели рамных мостов могут быть получены при членении на монтажные элементы различных размеров и веса.
Можно применить членение на крупные монтажные элементы, вес которых не позволяет произвести их установку кранами. Такие элементы могут быть изготовлены на берегу, а затем перемещены в пролет и установлены иа опоры с помощью плавучих опор или продольной надвижкой по постоянным и временным опорам. Изготовление таких элементов можно осуществить с натяжением арматуры на упоры, если длина элементов не очень велика. При натяжении арматуры на бетон длина элементов может достигать 85 м. при весе до 1200 т. Метод постройки из элементов, изготовленных с натяжением на упоры, применяется в мостах рамно-подвесиой системы, причем ригель рамы и подвесная балка являются отдельными монтажными элементами.
При большом весе монтажных элементов применение этого способа приводит к значительным затратам на сооружение подмостей на берегу, на которых изготовляются элементы, а также на пирсы для перемещения элемента в реку и иа плавучие опоры. Поэтому большой вес монтажных элементов может оказаться рациональным только при многократном использовании устройств для изготовления и перемещения частей конструкции.
В большинстве случаев наилучшие результаты даст способ навесной сборки балок или ригелей рам, описанный выше, в $ 1 этой главы. Размеры и вес монтажных элементов при этом определяются грузоподъемностью монтажных кранов. Если имеется в виду применить кабель-краны, то вес элемента не должен превышать 10— 15 m. Применение распространенных монтажных стреловых кранов, позволяет увеличить вес монтажного элемшгга до 20—25 т. Имеются удобные специализированные краиы для монтажа блоков весом до 35 т, Более грузоподъемные краиы — плавучие или козловые — дают возможность применить монтажные элементы весом до 40—50 т. Элементы большего веса требуют использования специальных тяжелых кранов, грузоподъемность которых доходит до 200 т.
Членение балок или ригелей на монтажные элементы обычно производят вертикальными швами, расстояние между которыми определяется принятым максимальным весом монтажного элемента. Расстояния между швами могут быть приняты одинаковыми, чтобы добиться большей стандартизации блоков, а следовательно, и арматурных сеток и опалубки для их изготовления, или на-250
значены разными, увеличивающимися от опоры к середине пролета, чтобы сократить количество блоков, сделав их примерно одинакового веса, близкого к максимальному.
Поперечное сечение монтажного блока обычно представляет собой двутавр или одну коробку, иногда с консолями. Кроме вертикальных швов, пролетное строение членят и продольными швами, как это было показано выше для балочных разрезных пролетных строений.
Можно применить и членение пролетного строения по высоте сечения, как это показано на рис. VI.26 для рамно-неразрезной системы. Горизонтальным
Рис. VI.26. Членение ригеля рамного моста
швом пролетное строение делится на подбалку переменной высоты, которая может быть сооружена навесной уравновешенной сборкой, и главную балку постоянной высоты, удобную для сборки на берегу с последующей продольной надвижкой в пролет по подбалкам, После надвижки главную балку можно опустить па подбалку, заполнить шов цементным раствором (можно применить нагнетание раствора под давлением) и объе
динить главную балку н подбалку в одно сечение, получив ригель рамы переменной высоты, Для лучшей связи подбалки и главной балки их следует обжать предварительно напряженными хомутами.
Поперечные швы между монтажными блоками могут быть тех же типов, что и в разрезных поперечно члененных пролетных строениях (см. §3, гл. V), Применяют стыки с широким швом и со сваркой выпусков арматуры стенок, стыки с узким швом без выпусков арматуры, заполняемым цементным
Рис. VI.27. Коробчатое сечение, составленное из плоских плит
раствором, а также сухие стыки.
Для того чтобы сделать монтажные элементы, выпускаемые заводом более про
стыми, допускающими бетонирование на вибростолах и изготовление их на неспециализированных поточных линиях, предназначенных для изделий, имеющих форму плит, иногда применяют вторичное членение монтажного элемента. При этом, например, элемент коробчатого сечения разбивается на ряд плоских плит (рис. VI.27) — верхнюю плиту проезжей части, стенки и нижнюю плиту. На заводе изготовляют эти плиты отдельно, а на строительной площадке на берегу собирают их в монтажный элемент коробчатого сечения.
^Армирование балок и ригелей рам предварительно напряженной арматурой делают таким, чтобы в зонах, работающих прн действии внешних на-
грузок на растяжение, возникало сжатие от усилии предварительного напряжения арматуры. Одновременно должно быть обеспечено воспринятые арматурой растягивающего усилия от действия изгибающего момента при расчете на прочность. Поэтому предварительно напрягаемая арматура должна в основном располагаться у растянутого волокна балки или ригеля.
На рис. VI.28 показаны схемы расположения предиапряженной арматуры в неразрезной балке. На схеме а арматура объединена в крупные плети: ось арматуры криволинейна, над опорами она проходит у верхней грани сечения, а в середине пролетов — у нижней грани.
9В
251
Натяжение арматуры осуществляется с торцов, причем натягивается вся арматура сразу, Такая схема армирования может быть применена, только если бетонирование пролетного строения или его сборка ведутся на сплошных подмостях или на берегу с последующей передвижкой в пролет, потому что по натяжения арматуры балка не может воспринимать изгибающие моменты.
Рис. VI.28. Схемы армирования перазрезных балок предкапряжеп-пой арматурой
Зависимость схемы армирования пролетного строения от способа его сооружения ясна из рис. VI.28, б н в. Схема б относится к пролетному строению, крайние пролеты которого, а также небольшие консоли, выходящие в средний пролет, сооружались на сплошных подмостях. Эти части пролетного строения
Рис. VI.29. Схемы армирования ригелей преднапряженной арматурой
армированы пучками /, натяжение которых обеспечивает возможность разборки подмостей и опирания на консоли средней части пролетного строения. Средняя часть была изготовлена на берегу и подана в пролет на плавучих опорах вместе с арматурой 2. Концы арматуры 2 были заведены в консоли и арматура натянута после омоноличивания стыков. Затем была поставлена и натянута верхняя дополнительная арматура 3, необходимая для работы балки на отрицательные изгибающие моменты от временной нагрузки.
252
Схема на рис. VI.28, в дает армирование неразрезного пролетного строения, сооруженного методом навесного бетонирования или навесной сборки, за исключением крайних береговых участков, расположенных над набережными при небольшой высоте под мостом, собранных на подмостях. При навесной сборке или навесном бетонировании каждый навешиваемый блок нли бетонируемый участок пролетного строения должен быть закреплен своей предварительно напряженной арматурой. Поэтому арматура здесь состоит из отдельных пучков. После навешивания блока или после твердения бетона очередного забетонированного участка производят натяжение тех пучков арматуры, которые заканчиваются на данном блоке. Количество этих пучков определяется расчетом на собственный вес пролетного строения в период его сооружения, а также на вес кранов и других вспомогательных обустройств. После окончания сооружения пролетного строения могут быть поставлены и натянуты пучки нижней арматуры для работы на положительные изгибающие моменты, а в случае необходимости добавлена и верхняя преднапряженная арматура для воспринятия моментов от временной нагрузки.
Ригели рамно-консольных и рамно-подвесных мостов, изготовляемые с натяжением арматуры иа упоры (при сравнительно небольших пролетах), могут быть армированы прямолинейной преднапряженной арматурой (рис. VI.29, а). При значи
тельных пролетах, если ригели изготовляются па берегу с подачей в пролет целиком, арматура может быть натянута на бетон и расположена по схеме рис. VI.29, б с отгибом вниз в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Пунктиром показана нижняя монтажная преднапряженная арматура, которая может потребоваться для работы на положительные моменты, возникающие в ригеле при его перевозке и установке на опоры. Эта арматура может быть снята после окончания перевозки. Если ригель рамного моста сооружается методом навесного бетонирования или навесной сборки, то схема его армирования аналогична показанной выше для неразрезных балок, по нижней арматуры, как правило, не требуется (рнс. VI.29, в).
В качестве преднапряженной арматуры применяют высокопрочные стержни (за рубежом), пучки из высокопрочной проволоки небольшого диаметра нли из витых прядей, а также стальные канаты. Детали этих видов арматуры, а также способы ее анкеровки и натяжения подробно разобраны в гл. V, § 2.
При натяжении арматуры на упоры (см. рис. VI,29, а) конструкция арматуры н ее расположение в сечении аналогичны разобранным ранее при изучении балочных разрезных пролетных строений. При натяжении арматуры на бетон размещение ее в закрытых каналах на всем протяжении, характерное для балочных разрезных пролетных строений, применяется реже. Обычно арматуру располагают вне сечения бетона или в открытых каналах, заполняемых бетоном после натяжения арматуры.
Варианты размещения верхней преднапряженной арматуры в поперечных сечениях балок н ригелей показаны на рис. VI.30. На схеме а ар
253
матура расположена в углублении, оставленном в плите проезжей части, несколькими горизонтальными рядами. Стержни или пучки арматуры поочередно отгибаются вниз, проходя через каналы, устроенные в плите, и закрепляются на специальных выступах на нижней поверхности плиты. Натяжение арматуры производят домкратами двойного действия с закреплением коиус-
Рис. VI.31. Приставной анкер
ними анкерами. Ближе к опоре отгибается нижний ряд арматуры. После окончания натяжения всей арматуры каналы инъецируют цементным раствором, а углубление в плите заполняют бетоном.
Предварительно напряженная арматура может быть полностью или частично размещена в углублениях над стеикамн (рис. VI.30, б). Здесь пучки, проходящие над плитой, закрепляются так же, как это показано на рис. VI.30, а. Пучки, проходящие в углублении над стенкой, отведены криволинейными каналами вниз и выведены в монтажный шов между блоками. В торце навешиваемого блока сделаны вырезы для размещения анкеров закрепляемых на данном блоке пучков арматуры. После натяжения арматуры и навешивания последующего блока эти вырезы заполняют цементным раствором или бетоном одновременно с заполнением шва.
Способ размещения и закрепления арматуры, проходящей над плитой, показанный на рис. VI.30, а, наиболее часто применялся для пролетных строений, изготовляемых способом навесной сборки. Он позволяет удобно расположить арматуру и произвести натяжение. Конструкция блоков получается простой и технологичной.
Однако при значительных пролетах (более 100 лг) затруднительно разместить всю арматуру в углублении плиты, так как толщина слоя бетона омоноличивания не должна быть большой: в противном случае в бетоне омоноличивания, не получающем предварительного напряжения, могут появиться трещины. По способу, изображенному на рис. VI. 30,6, может 254
быть размещено большое количество пучков. Недостатком этого способа является сложность формы поперечного сечения блоков.
Упрощения опалубки, а заодно и устранения закрытых каналов можно добиться, применив так называемые «приставные» анкеры (рис. VI.31). Стальной приставной анкер состоит из шайбы с коническим отверстием 7, как в ранее разобранных конусных анкерах (§ 2, гл. V), поддерживающих шайбу ребер 2 и приваренного к ним листа 3, который немного изогнут и служит для поддержания пучка при отведении его к шайбе. Приставной анкер приваривают
к закладному листу, втопленному в бетон блока, после изготовления послед-
Закладной лист, через который передается па бетон усилие предвари-
него.
Рис. VI.32. Закрепление арматуры по краю плиты
тельного иапряження пучка, должен быть надежно закреплен в бетоне, для чего он приварен к арматурному каркасу блока. Пучки, проходящие в желобах или внутри коробок, отводятся к месту расположения приставных анкеров и натягиваются домкратами двойного действия.
Применение приставных анкеров упрощает форму блоков и позволяет изготовлять в одной опалубке блоки с различным положением анкеров. Кроме того, отпадает необходимость в образовании каналов и их последующем инъецировании. С другой стороны, на эти анкеры требуется довольно много металла.
Рис. VI.33. Расположение арматуры в виде плети в стенках коробчатого сечения
Арматуру, размещенную в углублении над верхней плитой, можно закрепить также, разведя пучки в плане и пропустив их в каналах сквозь утолщения плиты. Конусные анкеры при этом опираются на вырезы, сделанные по краю плиты (рис. VI,32). Вырезы бетонируют прн омоноличиванин продольного шва между блоками или удлиняя тротуарные коисоли плиты.
За рубежом на ряде мостов, пролетные строения которых сооружали на подмостях или на берегу целиком, применено размещение арматуры в виде плети в прямоугольном канале, образованном в стенках коробчатого сечения с помощью кожухов из тонкой стали (рис. VI.33). Арматура вместе с кожухами была заложена в тело конструкции до ее бетонирования. Ось арматуры криволинейна (см. рис. VI.28, а). Плеть может быть расположена и вне тела бетона с опиранием ее в местах перелома оси на поперечные диафрагмы или выступы стенок. Возможное расположение арматуры в плети и закрепление ее концов показано выше на рис, V.42,
Прикрепление навешиваемых блоков к готовой конструкции можно выполнить, накладывая^иа плиту канаты или пучки преднапряженной арматуры, оформленные в виде петель. Петли охватывают выступы полукруглого очертания в плите (рис. VI.34). На противоположном конце пучков или канатов могут быть сделаны конусные или стаканные анкеры. Натяжение арматуры можно в этом случае осуществить из специальной камеры, расположенной иа опоре или иа конце пролетного строения (рис. VI.34, а и б). Последний прием уместен, если крайний пролет значительно короче, чем средний, н сооружается иа подмостях. Тогда в крайнем пролете возникают в основном отрицательные изгибающие моменты и перерасход преднапряженной арматуры, неизбежный
255
потому, что пучки или канаты не обрываются в этом пролете по эпюре моментов, будет невелик.
При несимметричном загружении Т-образных рам временной нагрузкой н опорах возникают изгибающие моменты. Для обеспечения прочности итре-щиностойкости опоры должна быть поставлена иенапрягаемая или предварительно напрягаемая арматура. Арматура должна быть заведена в ригель и надежно в нем закреплена, чтобы опа вступала в работу в сечении опоры под
ригелем.
Внизу арматуру можно закрепить в фундаменте опоры или несколько вы-
ше фундамента. Нормальная сила в сечениях опоры увеличивается сверху вниз
от действия собственного веса опоры, растягивающие напряжения погашаются действием этой сжимающей силы и поэтому
Рис. V1.34. Закрепление арматуры на полу- Рис, VI.35. Соединение ригеля круглых выступах блоков с опорой с помощью пучков
преднапряженной арматуры
количество арматуры в сечениях опоры может уменьшаться, а в нижней части опоры она может стать ненужной по расчету.
Сечение опор рамно-консольных и рамно-подвесных мостов чаще всего назначают коробчатым. В этом случае опору можно собрать из сборных блоков, разделенных поперечными швами, В полости коробки удобно разместить пучкн преднапряженной арматуры и после натяжения закрыть их бетоном, как показано на рис. VI.35, Полости опоры при отсутствии поверхностных вод можно заполнить песком или гравием для увеличения собственного веса опоры. Швы между блоками целесообразно заполнить эпоксидным клеем для гидроизоляции.
Пучки на концах могут иметь конусные или стаканные анкеры. Закрепление концов пучков в ригеле можно осуществить, пропустив их сквозь каналы в поперечных диафрагмах ригеля.
При проектировании преднапряженных неразрезных, консольных и рамных мостов необходимо назначать последовательность натяжения арматуры в зависимости от порядка приложения к конструкции постоянных нагрузок. Натягивать арматуру надо так, чтобы на всех этапах сооружения моста была обеспечена прочность и трещиностойкость под действием постоянных и монтажных нагрузок. С другой стороны, натяжение слишком большого числа пучков до включения соответствующих постоянных нагрузок может привести к появлению слишком больших сжимающих предварительных напряжений и появлению трещин в растягиваемых силами преднапряження зонах бетона. Иногда приходится в связи с этим увеличивать размеры сечений или ставить дополнительную арматуру по сравнению с необходимой по расчету сооружения 256
на постоянную и временную нагрузки, которые будут действовать во время эксплуатации моста, что нежелательно.
Кроме основной рабочей преднапряженной арматуры, воспринимающей изгибающие моменты в сечениях, балки или ригели армируют и другими видами арматуры.
Плита проезжей части должна иметь арматуру, достаточную для работы ее на изгиб в поперечном направлении между стенками. Эта арматура ничем не отличается от применяемой в разрезных пролетных строениях. В стенках должна быть поставлена поперечная арматура, работающая на поперечную силу. Она может быть ненапрягаемой, и тогда се лучше всего изготовить в виде сварных сеток с включением в состав их вертикальных или наклонных (см. рис. VI.21) хомутов в соответствии с расчетом. Хомуты могут быть выполнены и предварительно напряженными с натяжением па бетой, как это показано для разрезных балок на рис. IV.59, а если монтажные, элементы собираются нз плоских плит, то н с натяжением на упоры. В этом случае стснкн могут представлять собой струнобетонные плиты. Нижнне плиты обычно армируют только конструктивной арматурой в виде сварных сеток. Для повышения сопротивления плиты сжатию и, следовательно, уменьшения ее толщины н веса монтажных блоков у опор, где блоки получаются самыми тяжелыми, полезно использовать косвенное армирование, например, спирали,
§ 5. КОНСТРУКЦИЯ НЕРАЗРЕЗНЫХ, КОНСОЛЬНЫХ И РАМНЫХ МОСТОВ
ИЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
1. МОСТЫ, СООРУЖАЕМЫЕ МЕТОДОМ НАВЕСНОЙ СБОРКИ
Рассмотрим конструкцию мн о го пролети ого рамно-подвесного моста с отверстиями в свету между опорами 60 м (расстояния между осями опор 64 ти), разработанную Союз дор проектом в 1960 г.
Из общего вида моста, показанного на рис. VI.36, а, видно, что мост состоит нз Т-образных рам с ригелями длиной по 40 м и подвесных балок длиной по 24 м, Крайние подвесные балки опираются на сопрягающие опоры, за которыми начинается береговая часть моста с меньшими пролетами, нли на устои. Проект разработан как типовой, без привязки к местным условиям, поэтому на рнс, VI.36 фундаменты опор не показаны. Высота опор может доходить до 20 м.
Ригель рамы имеет высоту сечения, уменьшающуюся от 4,24 м у опоры до 1,50 м на конце; здесь высота сечения ригеля такая же, как и подвесной балки. В поперечном сечении ригель состоит из двух коробок, которые соединены между собой диафрагмами только на опоре и на конце консолей. Пространство между коробками перекрыто сборными плитами проезжей части (рис. V1.36, б). Расстояние между стенками коробок в осях составляет 2,50 м; на таком же расстоянии друг от друга поставлены балки подвесного пролетного строения, которое запроектировано с поперечным членением ребер на три блока и с отделенной от балок плитой проезжей части. Плнта проезжей части подвесного пролетного строения соединяется с балками путем омоноли-чивання стыков после установки балок и плнт на ригели (рнс. VI.36, в).
Каждая консоль ригеля состоит нз восьми блоков длиной по 2,20 м, весом до 14,3 т. Швы между блоками шириной 22 см омонолнчиваются бетоном после сварки выпусков арматуры блоков (рнс. VI.37).
Основная преднапряженпая арматура ригеля в виде пучков из высокопрочной проволоки (24 проволоки диаметром 5 мм в пучке) размещена прямо на верхней плите коробок ригеля. У опоры поставлено 30 пучков. Пучки в соответствии с эпюрой изгибающих моментов отгибаются вниз и закрепляются в специальных утолщениях верхней плиты блоков, проходя здесь сквозь короткие закрытые каналы, очерченные по окружностям радиусом 2,22 м. На
257
Рис. VI. 36. Конструкция типового рамно-подвесного моста
'rh гиММЕПрщ
Рис. VI.37. Членение на блоки и армирование ригеля
258
каждом блоке закрепляется от двух до четырех пучков, за исключением концевого блока, на котором заканчивается шесть пучков.
Сооружение ригелей предусмотрено производить способом навесной сборки. После навешивания двух симметричных относительно опоры блоков заводят и натягивают пучки арматуры, заканчивающиеся на этих блоках. Натяжение осуществляют домкратами двойного действия, а закрепление — конусными анкерами.
Конструкция одного из блоков ригеля показана па рис. VI.38. Толщина стенок принята 16 см на всей длине ригеля. Такую же толщину имеет и верхняя
И
Рис. VI.38. Конструкция блока
плита коробки. Толщина нижней плиты увеличивается постепенно от конца ригеля к опоре с 12 до 20 см. Блоки армированы сварными сетками из арматуры периодического профиля диаметром от 10 до 14 дш.
Деталь армирования утолщения в плите для закрепления концов пучков показана на рис. VI.39, а. Утолщение армировано поперечными сетками из арматуры диаметром 10 лш. так как на него передаются значительные местные сжимающие усилия от преднапряженной арматуры.
Представляет интерес армирование консольного выступа ригеля (рис. VI.39, б). В этот выступ заведены два пучка преднапряженной арматуры, что обеспечивает трещи иостойкость сечения в корне выступа. Кроме того, на действие изгибающего момента в этом сеченин поставлены горизонтальные стержни диаметром25 мм. Поперечная сила воспринимается частично за счет наклона пучка преднапряженной арматуры, а частично вертикальными хомутами диаметром 32 мм, поставленными рядом с выступом. Эти хомуты пересекают возможное направление косой трещины, начинающейся от угла выступа.
После окончания монтажа ригеля на верхнюю плиту укладывают плиту проезжей части и прикрепляют сборные консоли тротуаров. Пучки арматуры покрывают слоем бетона толщиной 14 см, армированным сварной сеткой, уложенной поверх пучков, В бетон омоноличивапия входят и выпуски арматуры плиты проезжен части.
Опора Т-образной рамы запроектирована сборной из блоков, представляющих собой бездонные железобетонные ящики со стенками толщиной 16 см. Для плавного обтекания опоры водой и для улучшения работы опоры во время 259
Рис. VI.39. Детали армирования
269
ледохода опора в поперечном сечении имеет заостренные грани. Высота основных блоков опоры — 1 At, вес — до 12 т. Блоки устанавливают один на другой на цементном растворе н скрепляют посредством сварки закладных частей (рис. VI.40).
Прочность и трещи иостойкость опоры прн действии изгибающих моментов от одностороннего загруженияригеля временной нагрузкой обеспечиваются
Рис. VI.40. Опора Т-образной рамы
постановкой вертикальной преднапряженной арматуры. Всего ставится 36 пучков по 24 проволоки диаметром 5 льи. НиЖиис концы пучков заделываются в фундаменте опоры с помощью глухих петлевых анкеров или каркасно-стержневых анкеров МИИТа. Глубина заделки анкеров определена но расчету из условия отсутствия растягивающих напряжений в сечении по анкерам. Пучки изолируются от сцепления с бетоном, после чего бетонируют полости блоков опоры, за исключением средней полости выше уровня ледостава. Когда бетон 261
заполнения затвердеет, производят натяжение пучков арматуры опоры, создавая предварительные напряжения в бетоне блоков и заполнения. Изоляция пучков ог сцепления усложняет работы по сооружению опоры. Лучше заполнять полости бетоном после натяжения пучков, если это возможно по расчету.
Мосты аналогичной конструкции применяют и для больших пролетов. Например, главные пролеты моста, построенного в СССР в 1964 г. по проекту Гипрокоммундортранса, имеют длину между осями опор 110,7 (рис. VI.41). Габарит проезжей части на этом мосту — Г-12 + 2x2,25 лг. Ригели Т-образных рам имеют длину 67,7 м, подвесные балки — 43 м.
Рис. VI.41, Конструкция рамно-подэесного моста с пролетами 110,7 л/
В поперечном сечении ригель состоит из трех коробок с консолями, которые соединяют петлевым монтажным стыком. Высота сечения ригеля переменна: от 5,70 до 2,27 я; нижияя поверхность ригеля прямолинейна. Диафрагмы внутри коробок и между коробками имеются только на опоре и у концов ригеля, где на эти диафрагмы опираются подвесные балки. Подвесные пролст-иые строения с поперечным членением имеют в поперечном сечении восемь ребер, оси которых не совпадают с осями стенок ригеля. Это возможно благодаря устройству жесткой диафрагмы на конце ригеля, распределяющей опорные давления от подвесных балок между стенками ригеля. Поэтому возможно в качестве подвесных балок применить типовые балочные пролетные строения с небольшим изменением конструкции их концов для подвешивания к ригелям.
Опоры моста бетонировали на месте. Вместе с опорой сооружали и часть ригеля длиной 16,34 м. Остальные части ригелей собирали bi швее из коробчатых блоков весом до 50 т. Швы между блоками узкие, с заполнением цементным раствором после подвешивания очередного блока (без выпусков арматуры в шов).
Предварительно напряженная арматура блоков состоит из пучков высокопрочной проволоки диаметром 5 мм, по 48 шт. в пучке. Для возможности натяжения арматуры домкратами двойного действия, рассчитанными на пучки из 24 проволок, у мест закрепления пучка его разделяли на две ветви, которые были разведены под небольшим углом, и па каждую ветвь поставлен свой конусный анкер.
Предварительно напряженная арматура ригеля располагается частично над верхней плитой, частично в специальных углублениях в плите над вутами
стенок. Пучки, проходящие над плитой, закрепляются на выступах, сделанных на нижней поверхности плиты. Пучки, проходящие над стенками, отводят в каналах вниз и закрепляют на вырезах, имеющихся на торцах блоков (аналогично показанному на рис. VI.30, б). Конусные анкеры этих пучков закрывают цементным раствором при заполнении шва между блоками.
Подвесные балки опираются на ригель с помощью стальных подвесок, шарнирно прикрепленных к отливкам, заанкеренным в диафрагме ригеля и на торце подвесной балки. Аналогичная конструкция показана на рис. VI. 55.
Примером рамно-консольной системы, сооружаемой методом навесной сборки, может служить мостКпостроенный в СССР в 1962 г. по проекту Гип-роавтотранса (рис. VI.42). Расстояние между осями опор составляет 64 м. Мост состоит из Т-образных рам, соединенных в серединах пролетов шарнирами, допускающими продольное перемещение концов ригелей. Предварительно напряженная арматура в виде пучков по 20 проволок диаметром 5 мм располо-
Рис, VI.42. Мост рампо-копсольной системы с сухими стыками
жена над верхней плитой. Над опорой поставлено 70 таких пучков; к середине пролета число пучков уменьшается в соответствии с эпюрой моментов, причем на каждом монтажном блоке ригеля закрепляется от двух до восьми пучков. Пучки отведены вниз в вертикальной плоскости и, проходя в коротких каналах, натягиваются домкратами двойного действия. Применены конусные анкеры, для опирания которых плита имеет выступы (аналогичные показанным па рис. VI.30, а).
Монтажные блоки ригеля имеют длину от 1,4 до 2,5 м. Стыки между блоками сухие, без всякого заполнения, не изолированы от попадания в них воды, что ие может быть рекомендовано. Точность совпадения торцовых поверхностей соседних блоков обеспечена путем изготовления каждой консоли ригеля в общей опалубке иа плазе, повторяющем очертание нижней поверхности ригеля. Блоки были забетонированы через один; при бетонировании блоков вюрой очереди торцовой опалубкой служили ранее изготовленные блоки первой очереди.
Большое значение имела правильность установки первых блоков от опоры. Эти блоки стыковали с опорой широким швом ео сваркой арматуры, предварительно точно выверив положение блока.
В 1962 и 1965 гг. были построены два крупных городских моста с консольными пролетными строениями по проектам Гипротрансмоста. Пролетные строения этих мостов были смонтированы из блоков коробчатого сечения, причем на заводе были изготовлены составные части блоков в виде плоских плит, а затем на строительной площадке плиты объединены в монтажные блоки.
Пролетное строение первого из этих мостов представляет собой две балки, каждая нз которых имеет анкерный пролет длиной 36,4 м и консоль длиной 74 м. Консоли образуют речной пролет длиной 148 м. В середине пролета концы
263
консолей соединены шарниром, допускающим нх взаимные продольные перемещения. Общий вид этого моста представлен на рнс. VI.43.
Соотношение между длиной консолей и длиной анкерного пролета не является оптимальным. Длина консоли слишком велика, что приводит к повышению расхода материалов и к необходимости обеспечения пролетного строения от опрокидывания специальными мерами. В качестве таких мер здесь применено
Рис. VI.43. Городской мост с консольными пролетными строениями ("главный пролет 148,0 м)
устройство свеса пролетного строения за крайнюю береговую опору и пригрузка этого свеса. Разбивка моста на пролеты была принята исходя из стремления перекрыть реку и набережные отдельными пролетами без устройства опор в русле реки.
Рис. VI.44. Городской мост с консольными пролетными строениями (главный пролет 128,0 Л1)
Второй мост (рис. VI.44, а) имеет анкерные пролеты длиной 58,5 м и речной пролет длиной 128 м. Рассмотрим более подробно конструкцию этого моста.
Высота сечения пролетного строения изменяется от 6,4 лс над средними опорами до 2,03 м у шарнира в середине речного пролета. В поперечном сечении пролетное строение состоит из двух коробок с консольными верхними плитами. Каждая коробка смонтирована из монтажных элементов, состоящих из верхней плиты, вертикальных стенок и нижней плиты.
264
Плиты изготовлены на заводе и объединены в монтажный блок (рис. VI.44, б) на плазе, поверхность которого соответствовала очертанию нижней грани балки пролетного строения. Плиты объединены между собой с помощью омоноличивания швов. Интересно решен стык между верхней плитой и стенкой (рис. VI.45). Над стенками в верхней плите оставлены незабетониро-ванные щели. Через эти щели проходит арматура плиты, причем поставлены и специальные наклонные стержни, благодаря которым обеспечена передача через щель поперечной силы, возникающей при перевозке и установке плиты. В элементах вертикальных стенок устроены вырезы. При объединении плит наклонная арматура плиты входит в вырезы.
7 Г*
в монтажный олок нижняя и Простым омоноличивапием стыка плиты надежно соединяют между собой, причем никакой сварки выпусков не требуется.
Плиты, образующие вертикальные стенки, изготовлены из струнобетона с предварительным напряжением в вертикальном направлении. Кроме того, этн плиты армированы сетками (рис, VI.46). С одной стороны у элементов вертикальных стенок сделаны зубцы с шагом 16 см, чтобы обеспечить надежную передачу поперечной силы через стыки монтажных блоков.
Все плиты были изготовлены длиной 280 см. При объединении плит в монтажные блоки большинство блоков состояло из двух плит по длине; с учетом
——Lo-Д? ——
Рис. VI,45. Стык между верхней плитой и стенкой
шва омоноличивания длина монтажных блоков в этом случае становилась равной 600 см. При объединении плит в монтажные блоки одновременно бетонировали и стыки между блоками, причем бетон омоноличивания стыка с помощью выпусков арматуры был прочно прикреплен к одному из блоков; торцовая поверхность другого блока предохранялась облгазкой от сцепления с бетоном омоноличивания. Этот прием обеспечивал точное совпадение торцовых поверхностей соседних блоков иа монтаже. Аксонометрия готового монтажного блока (половины его) показана на рис. VI .47. На рисунке видны уголки-фиксаторы 1, с помощью которых обеспечивается проектное положение блоков при монтаже, стр оно во иные петли 2, а также выступы 5, служащие для закрепления тросов основной арматуры. Диаметр тросов — 52,5 мм, расчетное монтажное усилие в тросах было принято равным 125 т. Наибольшее число тросов иа одну коробку поперечного сечения, определившееся по наибольшему отрицательному моменту над опорой, равно 120 шт. Натяжение 40 тросов, расположенных над консолями коробок, произведено из камеры, расположенной на свесе пролетного строения над крайней опорой. Остальные тросы натянуты из камер, расположенных над средней опорой. Количество тросов в сечениях уменьшается в соответствии с эпюрой изгибающих моментов.
На рис. VI.48 показано расположение тросов в плане (поперечный масштаб увеличен) для одной коробки. В блоках вблизи от средней опоры имеется два ряда тросов по высоте; в остальных блоках тросы расположены в один ряд. Каждый из них надет петлей на выступ, имеющийся на одном из монтажных блоков, а концы троса выведены в камеру натяжения и закреплены анкерами.
265
На каждом коробчатом блоке расположено ие менее двух выступов для опирания тросов. Это обеспечивает прикрепление блоков к ранее собранной конструкции при навесной сборке. Выступы окаймлены стальной полосой с же-
лобом. Для того чтобы при одинаковых выступах тросы не переплетались между собой, поставлены стальные отклоняющие устройства.
Большинство тросов закреплено иа натяжном блоке над средней опорой. Здесь тросы, идущие из анкерного и речного пролетов, перекрещиваются,
для чего они должны проходить в разных вертикальных плоскостях (см. план арматуры), С помощью отливок, отклоняющих тросы в вертикальных плоскостях, онн разведены веером, пропущены сквозь каналы в натяжном блоке 266
и закреплены с помощью анкеров, за которые и производилось натяжение (рис. VI.49). Каналы имеют диаметр 18 см при диаметре стаканных анкеров 14,5 см. После натяжения под анкеры подложены шайбы большего диаметра
с прорезями. Натяжной блок обжат, кроме того, специальными тросами, оси
которых показаны на рисунке пунктиром.
Вес монтажного блока после укрупни тельной сборки был от 85 до 185 т.
Для навесного монтажа применяли шевр-краны грузоподъемностью 200 т.
Блоки подавали под стрелы дующего блока торцовые поверхности стыка смазывали эпоксидным клеем.
По сравнению с первым мостом, построенным в 1962 г. (см. рис. VI.43), конструкция улучшена. В первом мосту все тросы натягивались из каморы, расположенной на береговом конце пролетного строения, что приводило к перерасходу тросов. Вместо сухих клееных стыков были использованы стыки со сваркой арматуры и заполнением бетоном. Это
шевр-кранов и а плаву. Перед монтажом после-
Рис. VI.49. Натяжной блок над русловой опорой приводило к большому объему сварочных работ
и требовало времени на твердение бетона омоноличивапия. Стыки между плитами заводского изготовления также были запроектированы со сваркой
выпусков арматуры.
2. МОСТЫ, СООРУЖАЕМЫЕ МЕТОДОМ НАВЕСНОГО БЕТОНИРОВАНИЯ
Среди балочных и рамных железобетонных мостов наибольший пролет имеет мост через р. Рейн у Бендорфа, построенный в 1965 г. (рис. VI.50). Главный пролет длиной 208 м перекрыт консолями ригелей двух Т-образных рам, соединенными шарниром, обеспечивающим свободу взаимного поворота и продольного перемещения. Береговые части ригелей каждой рамы оперты иа три шарнирные опоры. Таким образом получается 7 раз статически неопределимая система.
267
Во избежание появления отрицательных опорных реакций па береговых опорах применена загрузка балластом полостей коробок. Береговые опоры уменьшают изгибающие моменты не только в ригеле, ио и в сечениях русловой опоры; это позволило назначить очень небольшую ширину русловых опор — 2,8 м.
Русловые опоры имеют кессонные основания; остальные опоры сооружены на естественном основании. Выше обреза фундамента все опоры сборные из заранее заготовленных блоков.
В поперечном сечении ригель состоит из Двух коробок с консолями, поддерживающими проезжую часть шириной 2x11,5 м. Коробки не соединены диафрагмами и работают самостоятельно. Поперечные диафрагмы имеются
только внутри коробок — на опорах, у шарнира, а также поставлены промежуточные диафрагмы с расстояниями между ними около 35 м.
Высота поперечного сечения меняется от 10,45 м у русловой опоры до 4,40 л у шарнира. Закон изменения высот выбран таким образом, чтобы растягивающее усилие, возникающее в верхней плите, изменялось линей ио. Этот прием приводит к тому, что на каждом участке навесного бетонирования закрепляется одно и то же количество арматурных стержней.
Армирование пролетного строения выполнено по системе Дивидаг (см. гл. V, §2). Предварительно напрягаемая арматура состоит из стальных стержней диаметром 32 мм (сталь с пределом текучести 80 кг/мм2), укладываемых в оболочках из тонкой стали. Число стержней в сечении ригеля над русловыми опорами — 560 шт. Анкеры, фиксирующие натяжение всех стержней, были размещены в узлах пересечения стенок и верхней плиты; к этим узлам стержни отведены по плавным кривым в горизонтальной плоскости.
Кроме основной рабочей арматуры, в пролетном строении поставлена арматура, создающая предварительное напряжение плиты в поперечном направлении, а также наклонные хомуты, обжимающие стенки.
В этом мосту применено неполное предварительное напряжение с допущением растягивающих напряжений в бетоне.
Береговые пролеты сооружали на переставных инвентарных подмостях. Сооружение ригелей в главном пролете велось навесным бетонированием. Для этого были использованы тележки, перемещавшиеся по рельсам, уложенным по верху ригелей. Тележки имели выступающие вперед консоли, к кото-268
рым подвешивалась рабочая площадка вместе с опалубкой. Изготовление ригеля вели по участкам длиной 3,45 м. На эту длину иа консоли имелась секция опалубки. Предварительно напряженную арматуру изготовляемого участка стыковали с ранее установленной при помощи муфт и придавали ей проектное положение. Затем в опалубку ставили ненапряженную арматуру и бетонировали участок ригеля. Когда бетон приобретал достаточную прочность, арматуру, заканчивающуюся на этом участка, натягивали, создавая предварительное напряжение. Остальную арматуру снова наращивали. Каналы, в которых размещены стержни арматуры, инъектировали цементным раствором. Далее тележки с опалубкой передвигали в следующую позицию.
Коробки, входящие в состав поперечного сечения, сооружали поочередно.
Другой крупный мост, сооруженный методом навесного бетонирования в 1960 г., имеет речные пролеты длиной 85+140+85 лт, перекрытые балочным неразрезным пролетным строением. Схема моста и поперечное сечение главных балок в середине пролета и на опоре показаны на рис. VI,51. Мост имеет косину
Рис. VI.51. Мост через р. Майн у Бетипгена
в 72°. Характерной особенностью моста является очертание главных балок в плане по кривой. Поэтому главные балки работают на кручение; благодаря коробчатому сечению балок крутящие моменты могут быть восприняты без появления недопустимых касательных напряжений в сечениях.
Армирование главных балок осуществлено при помощи пучков арматуры из овальных проволок периодического профиля с временным сопротивлением 16 500 кг/см?, размещенных в трубках из гофрированной тонкой стали. Верхняя арматура натягивалась по мере навесного бетонирования по участкам. В средней части пролетов после окончания бетонирования всей балки были установлены и натянуты пучки нижней арматуры для работы на положительный изгибающий момент от временной нагрузки. Кроме основной продольной преднапряженной арматуры в верхней плите, ребрах и диафрагмах поставлены пучки поперечной арматуры, а в ребрах — преднапряженные хомуты.
Навесное бетонирование велось с помощью катучих вышек, поддерживающих опалубку и передвигавшихся по пути, уложенному на рабочем мостике. Такое решение следует считать целесообразным только при небольшой высоте моста и небольшой стоимости рабочего мостика (неглубокая река, невысокая скорость течения).
3. МОСТЫ, СООРУЖАЕМЫЕ ИЗ КРУПНЫХ МОНТАЖНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ С ПОДАЧЕЙ ИХ НА ПЛАВУ
Рассмотрим конструкцию моста рамно-подвесной системы пролетами (расстояние между осями опор) 58,2 м, построенного в СССР в 1962 г. по проекту Латгнпрогорстроя. Т-образные рамы этого моста (рис. VI.52) состоят из ригелей и опор с высокими ростверками на железобетонных оболочках. Тело опор выполнено из сборных блоков. Ригели были изготовлены па берегу
269
вид Udojiti миста
Рис. VI.52. Т-образная рама моста с ригелем без поперечного членения пролетом 58,2 .и
стендовым способом и установлены иа опоры с помощью плавучего крапа. Габарит проезжей части этого городского моста — 14 м с двумя тротуарами по 2,75 м. В поперечном сечении ригель состоит из 10 балок двутаврового сечения, высота которых изменяется от 300 см па опоре до 175 см на конце консоли. Соединение блоков между собой было осуществлено посредством стыкования диафрагм. Блоки ригеля (рис. VI.53) армированы 12 пучками по 32 проволоки диаметром 5 мм в каждом. Небольшой пролет позволил не делать нижней плиты в сечении ригеля; при подходе к опоре увеличивается только высота нижнего пояса. Блоки ригеля после их установки иа опору объединялись с ней натяжением вертикальных пучков предиапряженной арматуры опоры. Эти пучки проходили в полостях коробчатых блоков опоры и в каналах специальных утолщений в блоках ригеля. Ригель ставили на опору на клиньях, и шов между ригелем и верхом опоры инъектировали цементным раствором. Полости опор заполняли бетоном, причем, ввиду того что напряжения в сечейиях опоры невелики, с целью предупреждения возникновения трещин в блоках опор от экзотермического расширения бетона заполнения при его твердении марка бетона заполнения была принята очень низкой — 100.
На ригели были установлены подвесные балки также двутаврового сечения, с тем же расстоянием между осями, что и у балок ригеля. Эти балки также были изготовлены на берегу иа стендах. Длина балок — 30 м, высота сечей if я — 175 см. Вес одного монтажного элемента подвесных балок — 60 т, вес одной балки ригеля — 80 tn.
Примером моста рамно-подвесной системы большого пролета с ригелями, изготовляемыми иа берегу без членения поперечными швами, может служить мост, построенный в СССР в 1966 г. по проекту Гипрокоммундортранса. Главные пролеты этого моста имеют длину 127 м (рис. VI.54). Ригели Т-образиых рам длиной 83,4 м в поперечном сечении состоят из трех монтажных элементов
Рис. VI.53. Армирование блоков
270
Рис. VI. 54, Конструкция рамно-подвесного моста с цельными ригелями пролетом 127 м‘
а—ехкиа мости; б—поперечные сечения;'4 в — сечение блока ригеля у опоры и iid конце; г — деталь размещения арматуры
Рис. VI.55. Конструкция опирания подвесной балки на ригель
весом около 1200 т каждый. Монтажный элемент ригеля коробчатого сечения переменной высоты от 700 до 210 см имеет нижнюю плиту толщиной от 15 до 35 см и стенки толщиной 25 см, Верхняя плита имеет толщину от 20 до 27 см; в ией имеются углубления для размещения предварительно напряженной арматуры. Пучки высокопрочной проволоки, по 48 проволок диаметром 5 мм в каждом, над опорой расположены в общем прямоугольном углублении в количестве 60 шт. По мере удаления от опоры они разводятся в плане и проходят в криволинейных каналах в плите за пределами углублений. Закрепление концов пучков осуществлено с помощью конусных анкеров, размещенных в вырезах по краю плиты (см, рнс. VI.32). Углубление в плите для размещения пучков общее над опорой, далее разделяется иа две части, ширина которых к концу ригеля уменьшается по мере отгиба н закрепления пучков.
Арматуру натягивали иа бетон после его твердения, а затем углубления заполняли бетоном; каналы у мест закрепления пучков инъектиро-вали цементным раствором. Изготовленный ригель подавали в пролет на плавучих опорах, ставили на верх опоры иа цементный раствор и объединяли с опорой путем натяжения вертикальных пучков арматуры опоры, которые пропускали в отверстия в ригеле. Над опорой в коробках ригеля поставлены диафрагмы так же, как и на концах его.
271
Подвесные балки с поперечным членением (девять балок в поперечном сечении) подвешивали к концам ригеля на стальных тяжах (рнс. VI.55).
Для этого из ригеля выпущены в виде консолей закладные части из двух стальных листов толщиной по 40 мм. Листы вырезаны так, что образуется углубление для болта диаметром 100 мм, на котором подвешивается стальной тяж сечением 200x80 мм. Листы закладных частей заделаны в бетон. К концу их приварены петлеобразные стержни арматуры, а у торца ригеля они опираются на уголок, распределяющий давление на бетон в поперечном направлении. Подвесная балка имеет точно такие же закладные части, которыми она опирается иа стальной тяж.
Оси балок подвесного пролетного строения не совпадают с осями стенок сечения ригеля. Поэтому на конце ригеля имеется поперечная диафрагма значительной толщины. На рис. VI.55 изображена неподвижная опорная часть подвесной балки. Отсутствие продольных перемещений обеспечено горизонтальными планками на болтах. На противоположном конце, у подвижной опорной части эти планки не поставлены.
4. МОСТЫ С УСИЛЕНИЕМ ГЛАВНЫХ БАЛОК ВАНТАМИ
Мост, построенный в СССР по проекту ПКБ Мостостроя № I, имеет речные пролеты, перекрытые неразрезной балкой, поддержанной радиальными вантами. Пролеты моста 65,85 + 144,00 -Г 65,85 м (рис. VI.56, а). Главные балки из сборного железобетона имеют П-образнос сечеиие высотой всего 1,5 м. Монтажные элементы главных балок длиной 18,5 м соединены с помощью монтажных стыков шириной 2,5 м, в которых сварены выпуски стержней арматуры. Балки не имеют предварительно напрягаемой арматуры; небольшое обжатие балок на большей части их длины создано за счет горизонтальной составляющей усилий в вантах.
Главные балки снабжены диафрагмами, расположенными между ребрами П-образного сечения и консольными выступами с внутренней стороны, служащими для опирания балок проезжей части (рис. VI.56, б). Проезжая часть состоит из поперечных балок таврового сечения с сильно развитой верхней полкой, образующей плиту проезжей части. У концов поперечных балок и в середине их длины расположены диафрагмы. Поперечные балки ставят на консольные выступы главных балок и присоединяют к ним с помощью сварки заклад-272
них частей и омоноличивания стыков. Шов между поперечными и главными балками имеет вырезы, так что после омоноличивания шва получается как бы шпоночное соединение. Это позволило учесть работу плиты проезжей части в составе сечения главных балок.
Поперечные балки соединяют между собой сваркой закладных частей и омоноличиванием швов между диафрагмами, а также бетонированием швов между плитами.
Рис, VI.57. Закрепление вантов в балке жесткости
Ванты изготовлены из стальных канатов диаметром 70 ям (разрывное усилие 395 т) и 55 мм (разрывное усилие 249 т). Каждый вант имеет два или четыре каната. Для закрепления вантов в плите балки жесткости предусмотрены окна, а ребра соединены грушевидными распорками (рис. VI, 57). Распорки окаймлены стальным листом, к которому приварены кронштейны. На эти кронштейны опираются стаканные, анкеры канатов. Канаты заделаны в анкерах с помощью заливки последних легкоплавким металлом. Стаканы имеют по бокам выступы для надевания серег приспособления для натяжения канатов (приспособление показано на рисунке пунктиром). Длину канатов можно регулировать постановкой под стаканы шайб с прорезями.
На пилонах ванты прикреплены с помощью сваренной из стальных листов конструкции, показанной на рис. VI.58. Канаты крайних вантов проходят над пилоном не прерываясь и закреплены с помощью болтов, стягивающих алюминиевые прокладки с полукруглыми вырезами, между которыми улжены канаты. Средние ванты закреплены на голове пилона g помощью стаканных анкеров.
Монтаж описанного пролетного строения велся па сплошных подмостях. Однако система допускает и монтаж навесным способом уравновешенно в обе стороны от средних опор, как это было предусмотрено в одном из вариантов проекта. Для этого вместо широких стыков, бетонируемых на монтаже, на концах монтажных элементов должны быть предусмотрены закладные части, с помощью которых монтажные элементы соединяют шарнирно.
Элементы главных балок в этом случае подают по одному на плавучих средствах. Одним концом монтажный элемент с помощью имеющегося временного шарнира прикрепляют к ранее установленному элементу, а второй конец подвешивают к ванту. Для обеспечения горизонтальной жесткости пролетного строения во время монтажа необходимо соединять главные балки требуемым количеством поперечных балок. После окончания монтажа главных балок они представляют собой шарнирную цепь, поддержанную вантами. Это избавляет главные балки от появления изгибающих моментов от собственного веса про-10 Зак. 19 273
летного строения и позволяет отрегулировать очертание оси с учетом строительного подъема. После такой регулировки временные шарниры могут быть заглушены путем сварки выпусков арматуры и омоноличнвания стыков. Ввиду того что вес монтажного элемента главных балок значителен, а одновременное подвешивание двух элементов невозможно, верхние точки пилонов необходимо соединить между собой и с берегами временным шпрепгелем, рассчитанным иа усилия отвеса одного неуравновешенного элемента главных балок..
Одним из крупнейших мостов из сборного преднапряженного железобетона является построенный в 1962 г. мост через залив Маракайбо в Венесуэле.
Мост имеет полную длину 8272 м, на которой расположено 135 пролетов. У берегов пролеты перекрыты балочными разрезными пролетными строениями
преднапряженного жс-л езобето j i а дл иной 22,6 до 44,6 я, Далее следуют рамно-подвесные пролеты длиной по 85 я н рамно-подвеспые пролеты длиной по 235 ж с усилением ригелей рам вантами. Прн переходе от одного типа пролетных строений к другому имеются переходные пролеты длиной 65,8 и 160 я.
Рассмотрим конструкцию рамно-подвес-
^595
3905 —- -
J
Wh-
!t00 —-
-6500
I-l
‘>200 га-
ИЗ
от
4 500—
$500
6500
Рис. VI.59. Пролеты длиной 85 м моста Маракайбо
ных пролетов длиной 85 я (рис. VI.59). Ригель Т-образпон рамы поддерживается в двух точках с расстоянием между ними 20 м подкосами Х-образной сквозной опоры. Ригель имеет поперечное сечение в виде двух коробок с общей плитой проезжей части. В местах опирания ригеля па подкосы опоры имеются поперечные диафрагмы увеличенной толщины.
Подвесные балочные пролетные строения состоят в поперечном сечении из четырех монтажных элементов — двутавровых балок, объединяемых между собой путем омонолнчивания стыков поперечных диафрагм и плиты, и натяжения поперечной арматуры. Аналогичные балки применены в береговых пролетах с установкой их непосредственно на опоры, а также во всех рампо-подвесных пролетах, где они опираются на Т-образные рамы. Ригели и подвесные балки армированы пучками из высокопрочной проволоки диаметром 7 мм, по 18 проволок в каждом. На торцах конструкции пучки закреплены в стальных плитах клиньями, по три проволоки на клин, для чего у торцов проволоки' 274
пучка разведены. Натяжение проволок осуществлено на бетон домкратами двойного действия.
Опоры Т-образных рам в пролетах длиной 85 м подкосного типа при высоте до 20 м имеют V-образпую форму, при высоте более 20 м переходящую в Х-образпую. Высота опор переменна вследствие наличия значительного (2,47%) продольного уклона проезжей части, обусловленного необходимостью соблюдения подмостового габарита в судоходных пролетах (высотой 45 м) и стремлением к уменьшению работ по насыпям на подходах к мосту. В поперечном разрезе подкосы поставлены в четырех плоскостях; толщина подкосов — 0,8 ж. Подкосы опор передают нагрузку на свайный ростверк. Применены преднапряженные сваи-оболочки диаметром 135 см.
Рис. VI.60, Пролеты длиной 235 моста Маракайбо
Т-образные рамы главных судоходных пролетов имеют ригели коробчатого сечения длиной 189,5 м с высотой сечения 5,0 м. Ригели опираются на подкосы опоры в четырех точках. Концы ригелей поддержаны вантами и поэтому каждый ригель работает как неразрезная пятипролетная балка, причем крайние опоры являются упруго податливыми (рнс. VI.60).
В местах опирания ригеля на подкосы опоры поставлены сплошные поперечные диафрагмы, имеющие наклон, соответствуютций наклону подкосов опоры. Ванты прикреплены к ригелю по обеим сторонам проезжей части; поэтому в местах прикрепления ваитов в ригеле поставлены мощные преднапряженные поперечные балки, выступающие из ригеля в виде консолей. Поперечные балки имеют наклон, соответствуютций наклону вантов. Ригели получают преднапря-жение как за счет натяжения своей арматуры, так и за счет передачи на них горизонтальной составляющей усилия в вантах.
Ванты состоят из четырех ветвей по 16 тросов диаметром 75 мм с расчетным усилием по 150 т. Ванты имеют наклон в плане. Предусмотрена возможность регулирования длины вантов после окончания сооружения моста, чем обеспечивается отсутствие изгибающих моментов в ригеле от удлинения вантов под действием постоянной нагрузки, После регулирования ванты были заключены в бетон для предохранения их от коррозии.
Ванты поддержаны пилонами, состоящими по фасаду из двух подкосов, имеющих наклон в поперечном к оси моста направлении. Пилоны опираются
W* 275
па общий ростверк с подкосами, поддерживающими ригель, но не связаны с ними. Ростверк опоры, имеющий размеры в плане 34,6 X 39,0 м, опирается на вертикальные сваи-оболочки диаметром 135 см. Конструкция опоры с ростверком таких больших размеров в плане при наличии только вертикальных свай большой длины (глубина воды около 20 м) применена потому, что ледоход под мостом отсутствует. Однако следовало бы принять во внимание возможность навала судов на опору, чего, по-видимому, проектировщики не сделали. В результате этого от удара судна об одну из опор произошла крупная авария на этом мосту. Следует отметить, что учет нагрузки от навала судов при расчете опор требуется нашими техническими условиями.
При сооружении моста балочные пролетные строения, а также подвесные балки рамно-подвесных пролетов изготовляли на берегу и на плаву подавали на место. Опоры и ригели рам сооружали на месте с использованием металлической опалубки и трубчатых инвентарных подмостей. Ригели рам длиной 189,5 м бетонировали на подвесных подмостях в виде металлических ферм, которые поддерживались временными вантами, закрепленными за пилоны.
Г ла в а VII
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ АРОЧНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
§ 1. СХЕМЫ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ АРОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИИ
Основной несущей конструкцией арочных пролетных строений является арка (или свод) — криволинейный стержень (или плита), концы которого закреплены и не могут перемещаться в горизонтальном направлении. Благодаря этому при действии вертикальных нагрузок на опорах арки возникают горизонтальные опорные реакции — распор, а в сечениях арки — сжимающая сила. Выбирая ось арки так, чтобы она совпадала с кривой давления, можно добиться почти полного отсутствия изгибающих моментов в сечениях арки от любой постоянной нагрузки. На пролетное строение моста действуют и постоянные н временные нагрузки, поэтому в общем случае сечения арок работают на внецентренпое сжатие. Работа на впецентренпое сжатие соответствует свойствам железобетона, так как бетон хорошо сопротивляется сжимающим напряжениям. Изгибающие моменты в сечениях арок при рациональном проектировании невелики. Поэтому арочные пролетные строения, как правило, экономичнее балочных.
С другой стороны, горизонтальное опорное давление, передаваемое на опоры, требует в большинстве случаев развития фундаментов и увеличения расхода материалов на опоры. Чем слабее грунт в основании опор, тем больше должны быть развиты фундаменты при прочих равных условиях. Поэтому вопрос о том, какая система экономичнее в целом, должен решаться на основании разработки и сравнения вариантов балочного и арочного мостов.
При пролетах до 33 м для мостов под железную дорогу и до 42 м под автомобильную дорогу применение арочных пролетных строений не может быть рекомендовано, так как в этом случае более рационально использовать индустриальные балочные пролетные строения, устанавливаемые в пролет кранами. Индустриальное изготовление арочных пролетных строений труднее осуществить.
Общим недостатком построенных до настоящего времени железобетонных арочных мостов является необходимость в подмостях для их сооружения. 276
Несмотря на применение инвентарных многократно используемых конструкций, значительная часть стоимости арочных мостов приходится на сооружение кружал и подмостей.
В мостах применяют бесшарнирные, двухшарнврные или трехшарнир ныс-арки. Наиболее экономичны и просты по конструкции бесшарнирные арки (рис. VII. 1, а). Недостатком их является возникновение в сечениях дополнительных изгибающих моментов в случае неравномерной осадки нли горизонтального смещения опор, от изменений температуры, а также от ползучести и усадки бетона. Наиболее опасны длительные неравномерные осадки опор, возникающие при процессах консолидации глинистых грунтов в основании опор, Двух-шарнирныс арки (рис. VII.1, б) менее чувствительны к этим воздействиям, так
как при вертикальных осадках опор дополнительные моменты в них нс возникают. Трехшариирпыс аркн (рис. VII.1,#),
как статически определимые системы, свободны от этого недостатка. Если арки выполняются в виде сборной конструкции из крупных элементов, то их можно смонтировать из. полуарок; при этом работы по монтажу трехшарнирных арок получаются наиболее простыми, так как полуарки соединяются между собой и с опорами с помощью шарниров.
Преимуществом бссшарнирпых арок является возможность затопления их пят при высоких водах, что позволяет сделать арки менее пологими при прочих равных условиях. Для сохранения этого преимущества для двухшар пир
ных или трехшарнирных арок можно
применить выносные пяты, располо- ^ис‘ Схемы распорных арочных r г пролетных строении
жив шарниры выше пятовых сечении (см. рис. VII.1, в).
Бесшарнирные арки обладают большей жесткостью, чем арки с шарнирами. Наименее жестки трехшарнирные арки; линия прогиба их к тому же имеет перелом в замковом шарнире, что особенно нежелательно для мостов под же-
лезную дорогу.
Таким образом, статическую схему арок следует выбирать с учетом свойств грунтов в основании опор, климатических условий, а также предполагаемого способа сооружения моста.
Наряду с распорными арками, оказывающими иа опоры горизонтальное давление, применяют внешне безраспорные арки (или арки с воспринятым распором). В этих конструкциях распор воспринимается специальным элементом — затяжкой, работающим на растяжение; в отношении воздействия на опоры пролетное строение является балочным (рис. VI 1.2, а).
К внешне безраспорным можно отнести также мосты арочно-консольной системы (рис. VI 1.2, б). Здесь пролетное строение состоит из полуарок, соединенных попарно затяжками, расположенными в уровне замков. В серединах пролетов полуарки соединяются связью, через которую может передаваться только поперечная сила. В отношении воздействия на опоры такая система аналогична рамно-консольной.
Важной характеристикой арочного моста является отношение стрелы подъема арки f к пролету L, характеризующее пологость арки. Чем меньше это отношение, тем больше распор, а также дополнительные усилия и изгибающие моменты от изменений температуры, ползучести, усадки бетона и от смещений опор. Поэтому там, где позволяют местные условия, следует применять подъемистые арки с отношением f/l 1/i—1/в. Если это невозможно, то эта величина может быть доведена до 1/1() и даже до Vie-
277
Близкие к наименьшим изгибающие моменты в сечениях арки можно получить, назначив очертание оси по кривой давления от постоянной и половины временной нагрузки. Если нагрузка, передаваемая на арки, является распределенной и плавно изменяется от замка к пятам, то ось арки целесообразно очертить по катеноиду. Этому условию отвечают пролетные строения со сплошными сводами и с подъемистыми арками при нс слишком больших расстояниях между стойками или
подвесками, поддерживающими проезжую часть. При небольших пролетах и в случае, когда постоянная нагрузка близка к рав-
Рие. VII.2, Схемы бсзраспорных арочных пролетных строений
номерной, можно принимать ось арки очерченной по параболе, представляющей собой кривую давления от равномерно распределенной нагрузки. Если на арку передаются значительные сосредоточенные силы, как это имеет место при надарочпом строении в виде балок, опирающихся на опору и на арку (рис. VI1.3), или просто при значительных пролетах между стойками надарочного строения, необходимо это обстоятель
ство учитывать при назначении очертания оси арки.
В сборных арках сравнительно небольшого пролета иногда применяют очертание оси по круговой кривой с целью получения одинако
Рис. VIL4. Схемы арочных пролетных строений с ездой поверху, посередине и понизу
Рис. VII.3. Схема арочного пролетного строения с падарочпым строением в виде балок
вой кривизны оси на всей длине арки и стандартизации на этой основе монтажных элементов аркн. При этом может потребоваться некоторое увеличение расхода металла.
По расположению проезда относительно арок различают пролетные строения с ездой поверху, посередине и понизу. Наиболее экономичными являются пролетные строения с ездой поверху (рис. VII.4, п). Здесь расстояние между арками не зависит от габарита проезда и, например, для мостов под железную дорогу может быть принято минимальным, требующимся по условиям поперечной жесткости. При этом уменьшается ширина опор, а также пролет поперечных конструкций проезжей части и связей между арками; конструкция проезжей части упрощается. В связи с низким расположением пят арок уменьшается и высота опор.
2 78
При стесненном подмостовом габарите, чтобы не применять чрезмерно пологих арок и нс поднимать отметку уровня проезда на мосту, используют арочные пролетные строения с ездой посередине (рнс. VI 1.4, б). Благодаря наличию срезанных углов в очертании подмостового габарита, требуемого по условиям судоходства (пунктир на рис. VII.4, б), можно опустить пяты арок под проезжую часть, добившись передачи распора на опоры в низком уровне, что улучшает условия работы опор.
Арочные пролетные строения с ездой понизу (рис. VII.4, в) целесообразны только в виде внешнсбезраспорных конструкций (арки с затяжками).
В любом арочном пролетном строении можно выделить основные части, выполняющие определенные функции. Это, прежде всего, проезжая часть,
II S'U-
Рис, VII,5. Дисковое арочное пролетное строение
непосредственно воспринимающая нагрузки от подвижного состава, обращающегося по мосту. При помощи стоек или подвесок эти нагрузки передаются па основной несущий элемент — арки, а с арок на опоры. В пролетных строениях с ездой поверху совокупность проезжей части и стоек часто называют над-арочиым строением. Арки соединяются между собой сисгемой связей; получаются фермы, поясами которых служат арки, а решеткой — связи. В этом виде фермы воспринимают различные горизонтальные нагрузки.
Кроме того, назначение связей заключается в обеспечении поперечной жесткости пролетного строения и устойчивости арок при продольном изгибе из их плоскости. В безраспорных арочных пролетных строениях имеются еще элементы, воспринимающие распор, — затяжки. Кроме того, иногда в состав пролетных строений включают специальные балки, полностью или частично разгружающие арки от работы на изгибающий момент, — балки жесткости.
Иногда один н тот же конструктивный элемент арочного пролетного строения может выполнять несколько функций. Так, в арочном пролетном строении с коробчатыми или сплошными сводами отсутствуют специальные связи; их функции выполняются самим сводом, обладающим большой поперечной жесткостью. Иногда одни и тот же элемент, например, плнта, является одновременно и проезжей частью и затяжкой.
В арочных пролетных строениях со сплошными или коробчатыми сводами проезжая часть в средней части пролета может отсутствовать. Роль ее в этом случае выполняет сам свод. Может оказаться целесообразным перекрыть остающуюся часть пролета над сводом балками, опирающимися на свод иопору (см. рис. VII,3). При этом требуется обычно специальное развитие высоты сечения свода для уменьшения пролета балок, заменяющих обычное надарочное строение. Идея о выполнении арками функций надарочнего строения доведена до полного завершения в дисковых арочных пролетных строениях (рис. VII.5).
В многопролетных арочных мостах при опирании иа опору арок с различной длиной пролета следует стремиться к уравновешиванию распоров для того, чтобы облегчить условия работы опоры. Это может быть сделано путем назначения более пологих арок меньшего пролета; в частности, часто применяют в крупных судоходных пролетах арочные пролетные строения с ездой понизу, 279
а в несудоходных пролетах — с ездой поверху. Если не удается уравновесить распоры, то можно расположить пятьз в разных уровнях с тем, чтобы уравновесить моменты от действия распоров, возникающие в основании опоры (рис. VII.6).
Рис. V1L6. Схема моста с уравновешиванием моментов от распоров, передающихся на быки
В описанных выше схемах арочных мостов, за исключением арочных мостов с дисковыми арками, надсводное строение предназначено для передачи расчетной нагрузки на свод или па аркн и сравнительно слабо участвует в работе свода или арок. Придавая сечению свода небольшую высоту и увеличивая вы-
Рис. VII.7, Схема пролетного строения с гибким сводом и балкой жесткости
соту продольных балок проезжей части, получим мост с гибким сводом и балками жесткости, в котором изгибающие моменты воспринимаются балками жесткости, а свод работает на центральное сжатие (рис, VII.7). На своде расположены поперечные стенки, поддерживающие балки жесткости и проезжую часть,
В такой системе целесообразно использовать сплошные своды, так как они имеют значительную площадь поперечного сечения при небольшой его высоте.
Рис. VII.8. Схема неразрезного арочпого пролетного строения с балкой жесткости
Надсводное строение при этом должно иметь ребристую проезжую часть с ребрами значительной высоты, способными работать на изгибающие моменты, возникающие при действии нагрузок на все пролетное строение. Проезжая часть может поддерживаться отдельными стойками.
Применение гибких сводов с балками жесткости дает небольшую экономию материалов. Кроме того, можно облегчить конструкцию кружал, па которых 280
собирают или бетонируют пролетное строение, если собрать на них свод н замкнуть его. Вес остальных конструкций моста будет тогда восприниматься кружалами, работающими совместно с гибким сводом.
Еще более экономичными являются конструкции с жесткими арками и балками жесткости* В таких конструкциях изгибающие моменты распределяются между арками и балками жесткости. Имеются примеры применения не-разрезпых систем в виде трехпролетпой балки с арками нлн полуарками, поддерживающими ее во всех пролетах (рнс. VII.8).
По способу сооружения арочные пролетные строения можно разделить на монолитные, бетонируемые Eia кружалах на месте, на изготовляемые крупными блоками на стороне и подаваемые в пролет на плаву или другими способами, на сборные нз мелких блоков, монтируемые в пролете. Кроме того, возможны и смешанные решения, например, применение монолитных арок и сборного надарочпого строения, сборка крупных монтажных элементов из мелких блоков на берегу с последующей подачей их в пролет на плаву и т. п.
Наиболее желательной была бы навесная сборка арок в пролете без подмостей, но такой способ сооружения для арок трудно достижим из-за различных условий работы арок в процессе монтажа и под эксплуатационными нагрузками, даже если использовать временные поддерживающие устройства в виде оттяжек и т, п. Поэтому монтаж арок в пролете из мелких элементов делают в большинстве случаев на сплошных подмостях. В распоряжении строительных организаций для этой цели имеются инвентарные многократно используемые металлические конструкции подмостей. При достаточном числе одинаковых пролетов может оказаться целесообраЗЕЕЫм применение монтажа арок или сводов из крупных элементов, изготовляемых на берегу.
§ 2. АРОЧНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С ЕЗДОЙ ПОВЕРХУ И ПОСЕРЕДИНЕ
Основным конструктивным элементом арочного пролетного строения может быть^ацка^— конструкция, не обладающая сама по себе поперечной устойчивостью и жесткостью, или свод, горизонтальная жесткость н сопротивление действию горизонтальных нагрузок которого обеспечиваются за счет его ширины без специальных связей.
Наиболее просты по конструкции ар очные мосты со сплошными сводами прямоугольного поперечного сечения. Надарочное строение такого моста может быть выполнено в виде плиты, на которой располагается проезжая часть, и поперечных стенок, опертых на свод (рис, VI 1.9). Такая конструкция характерна для монолитных мостов сравнительно небольшого пролета (до 50—60 м). Толщина свода при этом находится в пределах 1/бо“1/1по°т пролета. Расстояние между стенками надарочного строения при плитной проезжей части не должно быть большим: если оно более 3—4 м, то плита становится неэкономичной. Увеличение расстояния между стенками может потребоваться при более крупных пролетах для улучшения внешнего вида моста или при большой высоте стенок для сокращения их объема. В этом случае плиту заменяют ребристой проезжей частью, а стенки — отдельными стойками (рнс. VI 1.10).
Стойки в верхней части объединяют поперечной балкой, а снизу — поперечной стенкой, позволяющей достаточно равномерно передать давление от стоек иа всю ширину свода. Объединенные таким образом стойки представляют собой поперечную раму, которая должна передавать на свод поперечные горизонтальные нагрузки (ветер, удары колес подвижного состава), приходящиеся на проезжую часть и сами стойки. При значительной высоте стоек их соединяют, кроме того, распорками.
Дальнейшее облегчение конструкции может быть достигнуто путем замены сплошного свода отдельными арками (рис. VII.11). Арки должны быть соединены между собой связями, обеспечивающими аркн от потерн устойчивости нз ЮВ. Зак- 19 281
их плоскости и вместе с самими арками работающими на воспринятие поперечных горизонтальных нагрузок Наиболее часто применяют объединение арок с помощью поперечных распорок, поставленных в местах опирания стоек на арки.
Поперечное сечение арок может быть прямоугольным (рис. VII, 12, а), двутавровым (рис. VI 1.12, б) или коробчатым (рис. VI 1,12, а, г, д). Двутавровое и коробчатое сечение арок применяют при значительных пролетах, когда
Рис, VII.9. Арочное пролетное строение со сплошным сводом
требуется увеличить сопротивление сечения действию изгибающих моментов. Высота сечения арок может быть ориентировочно назначена в пределах Vso—1/ео длины пролета при сплошном прямоугольном сечении н —1/iQ при двутавровом или коробчатом сечении. Отношения, близкие к i,’4O, принимаются для ав-
тодорожных мостов больших пролетов (100 л и более). Коробчатое сечение может быть применено только при больших про-
Рис, VII,11. Арочное пролетное строение с отдельными арками
Рис. VII.10. Ребристая проезжая часть, опирающаяся на стойки, при сплошном своде
летах, так как его размеры должны быть достаточными для прохода человека внутри сечения, чтобы можно было извлечь внутреннюю опалубку и затем осматривать внутренние поверхности коробок. В сборных мостах большого пролета коробчатое сечение может быть образовано из отдельных плоских плит заводского изготовления (см. рис. VII.12, д').
Высоту сечения арок часто назначают переменной по длине. В трехшарнирной арке наибольшие изгибающие моменты возникают в четвертях пролета, поэтому часто высоту сечения арок принимают наибольшей в четверти пролета, уменьшая ее к опорам и замку, В двухшарнирной арке моменты в четверти пролета несколько больше, чем в замке, но для улучшения внешнего вида арки высоту сечения в замке не уменьшают. Здесь можно принять высоту сечения постоянной на всем среднем участке между четвертями пролета. Вы-282
соту сечения бесшарнирных арок в большинстве случаев уменьшают от пят к замку в 1,2—1,5 раза. Необходимо помнить, что в бесшарнирных арках величины изгибающих моментов в сечениях в большой степени зависят от закона изменения моментов инерции сечений по длине. Уменьшая высоту сечения у пят, можно получить резкое снижение изгибающих моментов в пятах и снизить расход материалов на пролетное строение. Конструкция арки при этом,
Ряс. VII.12. Типы поперечных сечений отдельных арок
однако, получается более сложной. При индустриальном изготовлении монтажных элементов сборных арок может оказаться целесообразным назначить высоту сечения постоянной на всей длине арки или на значительной части длины, чтобы получить стандартные монтажные элементы. Сборные арки прн значительном радиусе кривизны оси можно составлять из прямолинейных монтажных элементов.
Для обеспечения достаточной горизонтальной жесткости ширина сплошного свода или расстояние между осями крайних арок должны быть, как правило,не менее Vso °тпролета и не менее от стрелы подъема. В мостах под автомобильную дорогу ширина проезжей части обычно больше этих величин. В этом случае в поперечном сечении может быть несколько арок с расположением стоек над каждой аркой и ребер вад каждой стойкой (рис. VII. 13, а). С целью концентрации материала в меньшем числе мощных конструктивных элементов, что почти всегда приводит к экономии материалов, можно ограничиться двумя арками, если при сборной конструкции не получатся слишком тяжелые монтажные элементы. Пролет плиты, работающей па изгиб в поперсч-
Рис. VII.13. Поперечные сечения арочных мостов под автомобильную Дорогу
ном направлении между ребрами, невыгодно назначать слишком большим и поэтому число ребер может быть больше, чем число арок и стоек (рис. VII. 13, б). Нагрузка от ребер в этом случае будет передаваться на стойки посредством поперечных балок. Необходимо учитывать также, что при за гружении панели надарочного строения с одной стороны от поперечной балки в ней будут появляться крутящие моменты.
Для железнодорожных однопутных мостов, в которых расстояние между осями ребер проезжей части невыгодно принимать большим, чем 1.8—2,0 м, экономичной является конструкция с передачей усилий от проезжей части на стойки через поперечные балки (рис. VII. 14, а). Вместо этого можно применить наклонные стойки надарочного строения (рис. VII. 14, б). При этом для упрощения конструкции надарочного строения целесообразно наклон стоек принять
10Е* 283
одинаковым, что приводит к переменному расстоянию между осями арок и к криволинейной в плане форме арок. У замка арки могут сливаться в сплошной свод и выполнять функции проезжей части (рнс. VII.15). Такое решение при-
водит к усложнению конструкции
а) б)
арок, но позволяет получить экономию материалов.
В арочных мостах с ездой поверху при больших пролетах целесообразны своды коробчатого сечения. Такне своды, состоящие из верхней и нижней плит и вертикальных стенок (рис. VI 1.16, а), хорошо сопротивляются изгибу как в вертикальной, так и в горизонтальной плоскости, так как материал поперечного сечения их удален от обеих главных осей, а также кручению, так как сечение является замкнутым. При сборной конструкции, монтируемой на инвентарных кружалах, сечение может быть составлено из плоских плит заводского изготовления
(как это было показано выше для короб-Рис, VII .14. Поперечные сечения чатых арок). Стойки надарочного строе-одпопутных железнодорожных ароч ния пр1г коробчатом своде целесообразно них мостов опереть на свод над продольными стен-
ками или над поперечными диафрагмами.
При большой ширине проезжей части может быть рекомендовано применение раздельных сводов (рис. VII.16, б). Такиесводы сооружают поочередно
с использованием одного комплекта кружал, который передвигают в поперечном направлении после раскружаливания первого свода. При сборной конструкции применение раздельных сводов, кроме того, даст умснь-
Рис. VII.15. Криволинейные арки в плане
шение веса монтажных элементов. После постройки раздельных сводов их можно соединить диафрагмами, если горизонтальная жесткость или устойчивость каждого свода в отдельности не обеспечена.
Любое арочное пролетное строение является сложной пространственной конструкцией. Отдельные элементы этой конструкции связаны между собой,
Рис. VI 1.16. Поперечные сечения коробчатых сводов
как правило, жестко и работают совместно. Наглядный пример этого — совместная работа надарочного строения и арок на вертикальную нагрузку. Очевидно, что при возникновении деформаций арок появятся дополнительные изгибающие моменты в ригеле и стойках надарочного строения. При проектировании необходимо учитывать эту совместную работу, проводя точные расчеты пролетного строения нди обеспечивая снижение дополнительных усилий специальными конструктивными мероприятиями; о некоторых из них будет сказано ниже.
284
Проезжая часть вместе со стойками или подвесками обычно оформляется в виде рамной конструкции. При достаточно гибких стойках (при отношении высоты стойки к размеру ее сечения вдоль моста, равном 30 и более) защемление ригеля надарочиого строения в стойках можно не учитывать. Короткие
стойки обычно снабжают по концам шарнирами, чтобы освободить нх от появления значительных изгибающих моментов при изменении температуры н при совместной работе надарочиого строения с арками.
В средней части пролета должно быть устроено сопряжение проезжей части иадарочпого строения со сводом или арками. Оно может быть выполнено с опиранием проезжей части на свод или арки на некотором расстоянии от середины пролета (рис. VII. 17, а), В этом случае на среднем участке длиной с проезжая часть представляет собой надстройку иа своде или поддерживается поперечными балками, поставленными прямо между арками. Длина среднего участка зависит от пологости арки и от высоты сечений проезжей части и арки. Оставшиеся боковые участки разделяют на равные панели длиной d.
Для сборных пролетных строении с целью сокращения числа типов монтажных элементов может быть применено сопряжение проезжей части со сво-
Рис. VTI. 18. Примыкание надарочного строения к опоре
дом или арками по рис. VII.17, б. Здесь элементы проезжей части опираются на свод или арки только в средней точке; на равные панели разбивается весь пролет.
Надарочное строение должно быть отделено от устоев или соседних пролетных строений деформационными швами, допускающими свободу перемещений при действии нагрузок или изменений температуры.
В сопряжении с устоем наилучшим решением является устройство полного шва между крайней стойкой или стенкой надарочиого строения и конструкцией устоя на всю высоту. При большой высоте стойки, чтобы обеспечить лучшее сопротивление ее продольному изгибу, можно не доводить дс-
285
формационный шов до пят арки; при этом необходимо крайнюю стойку проектировать достаточно гибкой, чтобы в ней не возникало больших изгибающих моментов от действия температуры (рис. VI 1.18, а). Сопряжение надарочного строения с устоем по рис. VII. 18, б может быть допущено только при условии отсутствия отрицательной опорной реакции.
Рис. VII.19. Типы сопряжения надарочного строения соседних пролетов
Сопряжение надарочиого строения соседних пролетов над промежуточной опорой выполняют также с устройством деформационных швов между пролетными строениями и опорой (рис. VII. 19, а). При небольшой толщине быка может быть осуществлено сопряжение надарочных строений соседних пролетов с устройством консолей, а при большей толщине быка — с перекрытием пространства над ним балочным пролетным строением, опирающимся на консоли (рис, VII. 19, б н в), При сборном падарочпом строении целесообразна конструкция сопряжения по рис. VII.19, а.
Рис. VII.20, Схема железобетонного арочного виадука
К особой группе арочных мостов с ездой поверху относятся арочные виадуки. Они сооружаются взамен высокой насыпи, обычно в горных условиях, и имеют, как правило, несколько пролетов одинаковой длины при большой высоте опор (рис, VII.20).
Высокие опоры под действием одностороннего распора от временной нагрузки изгибаются и пяты арок смещаются, поэтому расчет арочных виадуков следует выполнять с учетом неразрезиости. Часто виадуки располагаются на кривых сравнительно небольшого радиуса; в этом случае пролетные строения под автомобильную дорогу должны иметь соответствующее уширение, а в мостах под железную дорогу следует учитывать смещение оси пути относительно оси пролетного строения и возникающую при этом перегрузку одной из арок. С увеличением пролетов уширение и смещение оси пути быстро возрастают. При расположении виадука па кривой наиболее простым решением является устройство опор, имеющих трапециевидное сечение 286
в плане (рис. VII.21, а). В этом случае конструкция пролетных строений для виадука на кривой не отличается от конструкции при прямой трассе. Для монолитных виадуков может быть применено устройство, при котором свод пролетного строения делается по конической поверхности (рис. VI 1.21, б). Вершиной конуса является пересечение вертикали, проходящей через центр окружности, по которой очерчена трасса в плане с горизонтальной плоскостью, проведенной через пяты свода. При этом умень-
шается разница в толщинах опор по внутренней и наружной граням, но усложняется конструкция свода. Для сборных пролетных строений это решение, как и применявшееся очертание свода по более сложным поверхностям, следует считать неприемлемым.
Для виадука на кривой с пролетными строениями в виде отдельных арок могут быть использованы выносные пяты разной длины для низовой и верховой арок.
При расположении виадука на уклоне своды или арки пролетных строений могут быть выполнены с расположением пят в разных уровнях на одном быке, но в одном уровне для каждого пролетного строения (рис. VII, 22, а) или с расположением пят всех пролетных строе-
Рис. VII.21. Схемы расположения виадука на кривой
ний на одной прямой, параллельной уклону
пути (рис, VII.22, б). Оба эти решения дают стандартную простую конструкцию сводов или арок. Применявшиеся ранее формы сводов, нс симмет-
ричные относительно перпендикуляра, проведенного к линии, соединяющей
пяты через ее середину, не рекомендуются из-за усложнения конструкции, В арочных пролетных строениях с ездой посередине основной несущей конструкцией служат раздельные арки. Проезжая часть в средней части пролет-
ного строения подвешивается к аркам е помощью подвесок; у опор — опирается на них с помощью стоек. Проезжая часть может быть расположена либо целиком между арками, либо отдельные полосы движения могут быть вынесены на консоли, как это показано на рис, VI 1,23 для моста под четыре железнодорожных пути. Тротуары обычно располагаются на консолях.
Проезжая часть в виде плиты, а чаще в виде плиты с ребрами опирается на поперечные балки, прикрепленные к подвескам или стойкам. Арки соединяются между собой связями, состоящими из распорок и диагоналей, как по-казанона рис. VII.23, нлитолько из распорок. Особое внимание здесь должно быть обращено на передачу на опоры горизонтальных нагрузок, приходящих-
ся на арки и проезжую часть. Верхние связи между арками воспринимают горизонтальную нагрузку и передают ее в концевые узлы связей, где расположены жесткие распорки. На высоте габарита проезда по мосту связи прерываются, дальнейшая передача горизонтальных нагрузок вниз обеспечивается поперечными рамами, состоящими нз жестких распорок, участков арок от распорок до начала нижних связей, расположенных под проезжей частью, и самих этих нижних связей. Достаточность сечений этих элементов для работы на горизон-
Рис. VH.22. Схемы расположения виадука на уклоне
тальные нагрузки проверяется расчетом.
287
Для передачи горизонтальных усилий с верхних связей в плоскость проезжей части могут быть использованы также вертикальные портальные рамы, включающие в себя поперечные распорки, подвески (которые для работы на изгиб в поперечной к оси моста плоскости должны быть соответственно усилены), а также, участок проезжей части между портальной рамой и аркой.
Плиту и ребра проезжей части следует освободить от передачи на них распора арок, в противном случае они будут работать на растяжение, что нерационально. Для этого в проезжей части устраивают разрезы так, чтобы вза-имныс перемещения точек пересечения проезжей части с аркой могли происходить свободно. Конструктивно разрезы оформляют с применением двойных подвесок (рис. VI 1.24, а и б) или с устройством подвижного опирания проезжей части на поперечные балки (рис. VI1.24, в и а).
Рис. VI 1,23. Арочный мост с ездой посередине
При назначении расположения и конструкции разрезов необходимо учитывать работу проезжей части и подвесок на горизонтальные поперечные и продольные силы, а также на воздействие изменений температуры. При разрезе по рис. VII.24, а проезжая часть работает иа поперечную горизонтальную нагрузку как балка, заделанная в месте се пересечения с арками. Тормозные силы собираются с каждой патовины длины проезжей части и передаются на арки в тех же точках. Температурные деформации в разрезе, собираются с длины проезжей части между ее пересечениями с арками; подвески здесь имеют большую длину и поэтому могут деформироваться без появления значительных изгибающих моментов. В общем это конструктивное решение можно считать удачным, если не предъявляются особые требования к внешнему виду моста.
При разрезах по рис. VII.24, б участок проезжей части между точками А и В не соединен с остальной проезжей частью. Поэтому горизонтальные поперечные и продольные силы, действующие на этот участок, должны быть переданы на арки через подвески, в которых возникают дополнительные изгибающие моменты от этих воздействий. В особенности нежелательна работа подвесок на тормозную силу в железнодорожных мостах, где эта сила может быть значительной.
Устройство разреза с помощью балки на двух опорах в средней панели дает схему работы проезжей части на горизонтальные нагрузки и температурные воздействия, почти не отличающуюся от показанной иа рис. VI 1.24, а, но улучшает внешний вид моста. Балка опирается на консоли, выпущенные из поперечных балок, имея одну подвижную и одну неподвижную опорные части. 288
Устройство разрезов по рис. VI 1.24, г нежелательно, так как при продольно подвижных стыках в точках С и D на подвески будет передаваться тормозная сила со всего участка CD, а при одном шарннрно неподвижном стыке, па-пример, в точке D, температурные деформации будут собираться со всего участка CD в продольно подвижной стык С, что повлечет за собой изгиб короткой подвески с появлением в ней больших изгибающих моментов вследствие ее жесткости.
Рис. VI 1,24. Схемы устройства разрезов проезжей части пролетных строений с ездой посередине
При небольшой ширине проезжей части (например, для однопутных железнодорожных* мостов) жесткость ее в горизонтальной плоскости может оказаться недостаточной. В этом случае прибегают к устройству специальных ветровых поясов, включаемых в состав проезжей части нли отдельных от нее (см. рис. VII.48). Такие ветровые пояса обеспечивают работу проезжей части на поперечные горизонтальные нагрузки.
Расстояние между подвесками (панель проезжей части) при пролетах 80 jw и более можно принимать равным 8—10 м. При этом окончательно этот размер следует уточнять путем составления н сравнения вариантов. Следует избегать такой разбивки проезжей части на панели, при которой получаются слишком короткие стойки, чтобы в таких жестких элементах не возникало значительных изгибающих моментов.
289
Подвески в мостах с ездой посередине работают в основном на растяжение. Растягивающее усилие воспринимается арматурой; иногда подвески выполняют из стальных тяжей без бетона. Тяжи не могут воспринимать изгибающих моментов, поэтому их нельзя использовать для передачи горизонтальных усилий.
В современных конструкциях для подвесок применяют, как правило, предварительно напряженный железобетон.
§ 3. АРОЧНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С ЕЗДОЙ ПОНИЗУ (С ЗАТЯЖКАМИ)
В арочных пролетных строениях с ездой понизу распор арок передается на специальные элементы — затяжки. В отношении воздействия на опоры пролетное строение является балочным. Арки с затяжками могут быть трех видов: жесткие с гибкими затяжками (рис. VI 1.25, а), гибкие с балками жесткости (рис. VI 1.25, б) и жесткие с жесткими затяжками (рис. VI 1.25, в).
Рис. VII.25. Виды статических схем арок с затяжками
Строго говоря, изгибающие моменты возникают и в арках, и в затяжках в любом случае, так как шарниров в конструкции не устраивают. Однако если жесткость затяжки мала по сравнению с жесткостью арки (при отношении моментов инерции арки и затяжки не менее 80), то изгибающие моменты в затяжке настолько малы, что ими можно пренебречь и считать, что затяжка работает только па растяжение. Наоборот, если высота сечения арки, а следовательно, и момент инерции его незначительны по сравнению с высотой и моментом инерции сечения затяжки, то можно пренебречь изгибающими моментами, возникающими в арке, и считать, что она работает на центральное сжатие.
Если моменты инерции арки и затяжки отличаются друг от друга не так резко, как было сказано выше, то изгибающие моменты возникают как в арке, так и в балке жесткости. Приближенно можно считать, что момент распределяется между аркой и балкой пропорционально их жесткостям.
На практике имели применение все упомянутые системы. При жесткой арке с гибкой затяжкой момент передается на сжатый элемент (арку), а растянутый элемент (затяжка) освобождается от дополнительных растягивающих напряжений, вызываемых изгибом. Этим уменьшается расход металла на затяжку и облегчается ее конструирование, что особенно важно, если затяжка выполняется из железобетона без предварительного напряжения. В современных конструкциях арочных мостов с ездой понизу затяжки делают из предварительно напряженного железобетона и это преимущество имеет меньшее значение.
Гибкая арка с балкой жесткости имеет то достоинство, что жесткие балки удобно использовать для монтажа арок, уложив сначала с помощью кранов крупные элементы балок на небольшое число временных опор в пролете. 290
Рис. VII.26. Типы проезжей части в пролетных строениях с жесткими затяжками
Можно также собрать пролетное строение на берегу и подать его в пролет целиком на плавучих опорах или продольной и поперечной надвижкой. Кроме того, для воспринятия изгибающих моментов можно развивать высоту балки жесткости без значительного ухудшения внешнего вида моста.
Наиболее экономичными являются пролетные строения с жесткой аркой и жесткой затяжкой. Правильно выбирая соотношение между жесткостями арки и затяжки с учетом оптимального расхода материалов, способа производства работ по сооружению моста и архитектурных требований, можно получить конструкцию, обладающую преимуществами обеих вышеописанных разновидностей арок с затяжками .
Снижения величины изгибающих моментов в арках и затяжках можно добиться, если применить наклонные подвески (рис, VII.25, г). Получаемая в этом случае экономия материалов до 10—15% достигается, однако, ценой усложнения конструкции. Поперечное сечение гибкой арки целесообразно принять в виде прямоугольника, вытянутого в ширину, для того чтобы оно обладало достаточной площадью при небольшом моменте инерции. Поперечное сечение жесткой арки или жесткой затяжки лучше всего принять двутавровым, чтобы сделать его способным к работе на значительные изгибающие моменты. При больших пролетах может оказаться целесообразным н коробчатое сечение,
При проектировании пролетных строений в виде арок с затяжками необходимо учитывать совместную работу затяжек с проезжей частью. Если проезжая часть устроена в виде плиты или плиты с ребрами, опирающейся на поперечные балки, причем соединение проезжей части с поперечными балками жесткое, и затяжки также жестко соединены с поперечными балками (рис. VII.26,а), то вся проезжая часть будет работать на растяжение вместе с затяжками. Устройство нескольких разрезов в проезжей части не исключит работы проезжей части на растяжение, так как при удлинении затяжек расстояние между поперечными балками будет увеличиваться и вследствие жесткого соединения поперечных балок с проезжей частью на участках между разрезами в плите и ребрах проезжей
части будут возникать растягивающие усилия. Появление таких растягивающих усилий весьма нежелательно, так как они могут послужить причиной образования поперечных трещин в плите проезжей части, повреждения изоляции плиты проезжей части и проникания воды в бетон. Ограничение ширины этих трещин с помощью специального армирования плиты продольной арматурой возможно, но неэкономично.
В сборных мостах можно применить при сохранении поперечных балок, присоединяемых к подвескам, проезжую часть в виде балочных плит, укладываемых на поперечные балки сверху (этажиое расположение) н имеющих одну неподвижную и одну подвижную опорную части в каждой панели (рис. VII.26, б).
Жесткие затяжки могут воспринимать не только изгибающие моменты от работы в составе всего пролетного строения, но н местные изгибающие моменты, возникающие при приложении нагрузки между подвесками. Используя эту особенность, целесообразно запроектировать проезжую часть, состоящую из поперечных плит или балок, опирающихся на затяжки (рис. VII.26, в). Для создания жесткости пролетного строения в горизонтальной плоскости при такой конструкции неизбежно жестко соединять каждую из этих поперечных балок с затяжками.
291
Рис. VII,27. Типы проезжей части в пролетных строениях с гибкими затяжками
При такой конструкции проезжей части, описанной подробно в § 5, она удлиняется совместно с затяжками, и в швах между отдельными поперечными балками неизбежно появление трещин. Однако вследствие того, что швы расположены сравнительно часто, ширина трещин невелика.
Можно также, соответственно изменив конструкцию, использовать элементы проезжей части в качестве затяжек и балок жесткости. На рис, VII.26, г показано поперечное сечение пролетного строения, затяжка которого состоит из четырех ветвей; две средние из них являются одновременно продольными балками проезжей части. В таком пролетном строении распор, передающийся с арок только па крайние ветви затяжек, распределяется на все четыре ветви с помощью горизонтальных поперечных балок, работающих на изгиб в горизонтальной плоскости и расположенных в крайних панелях.
Изгибающие моменты от работы затяжки в со
ставе всего пролетного строения распределяются между ветвями затяжки пропорционально жесткости ветвей. Местные изгибающие моменты от действия нагрузки, расположенной в панели, воспринимаются только средними ветвями. Такая конструкция, практически пока не
применявшаяся, по предварительным подсчетам должна иметь некоторое экономическое преимущество. Кроме того, при этой конструкции достигается уменьшение веса монтажных элементов затяжки.
Все описанные выше разновидности конструкции проезжен части характерны для пролетных строений с жесткими затяжками. При гибких затяжках следует либо отделить затяжку от проезжей части, например, расположив ее на поперечных балках свободно (без связи с ними), как показано на рис. VII.27, й, либо передать распор на проезжую часть, которую можно выполнить в виде затяжки-плиты (рис. VI 1.27, б). В этом последнем случае надо предусмотреть в крайних панелях распределяющую конструкцию (наиболее
просто осуществимую путем утолщения н соответственного армирования затяжки-плиты), обеспечивающую передачу распора на всю ширину плиты.
При значительных пролетах пролетных строений в виде арок с жесткими затяжками с целью облегчения монтажных элементов затяжек можно выполнить нх в виде безраскосных ферм (рис. VII.28). Такая ферма может иметь увеличенную высоту сечения при том же погонном весе. Предварительно напряженная арматура располагается в поясах; поперечная сила воспринимается за счет работы стоек и поясов на изгиб. В пролетных строениях в виде арок с
затяжками ранее применяли иногда стальные затяжки, освобожденные от связи с железобетонными частями конструкции. Недостатками такого решения являются необходимость в окраске затяжек, а также (при открыто расположенных затяжках) более быстрый нагрев или охлаждение металлической затяжки и появление вследствие этого дополнительных напряжений в конструкции от разности температур. С распространением предварительно напряженного железобетона необходимость в применении стальных затяжек отпала.
Рис. VII.28. Жесткая затяжка в виде безраскослой фермы
292
§ 4. АРМИРОВАНИЕ И СТЫКИ ЭЛЕМЕНТОВ АРОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИИ
Жесткие арки работают в основном на сжатие и изгиб в вертикальной плоскости. Для воспринятая растягивающих усилий, возникающих при изгибе, они должны иметь рабочую арматуру, расположенную в верхней и нижней зонах сечения. Такое двойное армирование необходимо потому, что в сечениях арок при различных положениях временной нагрузки возникают изгибающие моменты разных знаков. Разница между величинами этих моментов обычно невелика, поэтому часто арки армируют двойной симметричной арматурой. Количество этой арматуры назначается по расчету. Оно изменяется по длине арки в соответствии с изменением изгибающих моментов.
Рабочая арматура арок при действии изгибающего момента другого знака работает на сжатие. Во избежание потери устойчивости сжатых стержней арма-
Рис. VII.29. Примеры расположения арматуры в сечениях арок и сводов
туры они должнь] быть поддержаны хомутами, охватывающими в одном ряду не более трех стержней рабочей арматуры. Диаметр этих хомутов должен быть не менее 8 мм, а расстояние между ними не более 40 см, не более 15 диаметров рабочей арматуры и не более наименьшего размера сечения арки. При двутавровом и коробчатом сечении в стенках ставятся хомуты, количество которых проверяется по расчету на поперечные силы, действующие в арке. Арки, кроме того, работают на изгиб в горизонта льной плоскости в составе ферм совместно со связями; при этом растягивающие усилия воспринимаются рабочей арматурой, расположенной у боковых граней сечения. Достаточность этой арматуры должна быть проверена расчетом. На рис. VII.29 приведены примеры армирования сечений арок и сводов.
Применение предварительно напряженной арматуры в арках нецелесообразно, так как оно не вызывается необходимостью погашать растягивающие напряжения и понижает сопротивление сечений сжимающим усилиям.
Для создания жесткого арматурного каркаса в арках ставят монтажную арматуру, например, во внутренних углах поясов при двутавровом сечении арок, в местах пересечения хомутов поясов и стенок. В коробчатых сводах в верхней и нижней плитах ставят распределительную арматуру перпендикулярно рабочей. У замка коробчатых сводов часто верхняя плита свода служит и плитой проезжей части; в этом случае распределительная арматура верхней плиты служит и рабочей арматурой при изгибе плиты проезжей части в поперечном направлении. В стенках коробчатого или двутаврового сечения ставят продольную арматуру, как и в стенках балок.
При больших сжимающих напряжениях в арках (например, при очень пологих арках или при гибких арках) целесообразно применение косвенного армирования спиралями или поперечными сетками (рис. VII.30). При армировании спиралями желательно заводить спирали одну за другую, как показано на рис. VII.30, а, для устранения возможности появления продольных трещин между спиралями, или ставить специальные поперечные стержни, пересекающие возможное направление продольных трещин (рис. VI 1.30, б).
293
Рис. VII. 30. Косвенное армирование сечений арок
Распорки связей между арками, если отсутствуют диагонали связей, работают в основном на изгиб при действии горизонтальных нагрузок в составе безраскосных ферм, образованных арками и распорками. Рабочая арматура распорок располагается по боковым граням их сечения; при этом по обеим граням ставится одинаковое количество арматуры, так как направление действия горизонтальных нагрузок на пролетное строение, а следовательно, и знак изгибающего момента могут меняться. В распорках безраскосных ферм наибольшие изгибающие моменты
действуют в местах их примыкания к поясам, поэтому рабочую высоту сечения распорок в этих местах обычно увеличивают при помощи горизонтальных вутов с соответственным армированием (рис. VII.31),
Стойки падарочного строения работают на сжатие. При отсутствии шарниров по концам стойки к сжатию добавляется изгиб в продольной плоскости за счет работы стоек в составе рамной конструкции падарочного строения. Кроме того, часто стойки работают на изгиб и в поперечной плоскости в составе поперечных рам при действии горизонтальных нагрузок, а в случае расположения ребер проезжей части не над стойками также и при действии вертикальных нагрузок. Стойки армируют продольными стержнями рабочей арматуры, учитываемой при расчете стоек на сжатие и изгиб, и также хомутами, расположение которых должно удовлетворять требованиям, приведенным выше для арок.
Сопряжение арок со стойками и распорками в монолитных пролетных строениях осуществляют, заводя арматуру стоек и распорок в тело арок, причем вуты распорок армируют специальной арматурой, которая должна быть заведена в арку за плоскость ее рабочей арматуры на длину не менее 20 диаметров арматуры вута. В местах передачи усилий со стойки на арку устраивают уширение сечения стойки с соответственным армированием (рис, VII.32, узел А), Шарниры коротких стоек могут иметь простейшую конструкцию (узел £).
В сборных арках удобно совместить стыки элементов арки с присоединением распорок. В этом случае стык арки делается такой него могла быть заведена арматура распорки. После установки монтажных элементов арки и распорки в проектное положение с опиранием их на подмости сваривают продольные стержни арматуры арки (обычно ванным способом с постановкой вставок) и укладывают бетон омоноличивания узла (рис. VII.33), в который входят стержни рабочей арматуры распорки, выпущенные за торец монтажного элемента распорки на необходимую длину. Недостатком такого стыка является большой объем бетона омоноличивания.
Уменьшения объема бетона, укладываемого на месте, можно добиться, если швы между монтажными элементами арки вынести за пределы узла присоединения распорок (рис. VII.34). Толщина шва здесь должна быть не менее 40 см, чтобы можно было сварить выпуски рабочей арматуры из монтажных элементов арки. Указанный размер швов исключает перегрев бетона, а также возникновение больших реактивных напряжений в арматуре при охлаждении сваренных стыков. Распорки при такой конструкции присоединяются к аркам также с помощью сварки 294
ширины, чтобы в
Д -
Рис. VII.31, Армирование распорок между арками (арматура арки не показана)
арматуры, для чего в монтажные элементы арок при нх изготовлении должны быть заложены арматурные выпуски.
Стойки в сборных арочных мостах наиболее просто присоединить к аркам с устройством так называемого стаканного стыка. Для этого в монтажном эле-
Рис, VII.32. Армирование арок и надарочного строения
менте арки при его изготовлении предусматривают выступ с углублением, в которое после окончания монтажа арок ставят стойку. Выправив положение стойки и закрепив его с помощью клиньев, заполняют углубление цементным раствором. Такое закрепление стойки (см. рис. VII.34) вполне надежно для воспринятия изгибающих моментов при условии достаточного армирования выступа горизонтальными хомутами и вертикальными стержнями, заведенными в арку. Недостатком такого решения можно считать сравнительно слож-
295
ну jo форму монтажного элемента арки с выступом. Чтобы избежать этого, можно совместить выступ со стыком элементов арки и бетонировать его одновременно с омоноли киванием стыка, но при этом усложняются работы, выполняемые на монтаже.
Рис. VII.34. Стаканный стык стойки с аркой при расположении стыка элементов арок вне узла
Поп ерстаый разрез
Рис. VII.S3. Стык элементов сборных арок и распорок
Надежен в работе и удобен на монтаже стык стойки с аркой, показанный на рис. АЧ 1.35. Стойка иа конце окаймлена стальным листом У, к которому приварены стержни арматуры стойки 2. К листу 1 временно прикрепляются с помощью болтов 3 монтажные уголки, не показанные на чертеже. На мои-
Рис. VI 1.35, Вариант стыка стойки с аркой
таже стойку устанавливают в проектное положение, опирая ее монтажными уголками на деревянные брусья. Стержни 4, выпущенные из арки, приваривают к металлическому листу 1. Затем брусья и монтажные уголки удаляют, в стык ставят сетки 5, устанавливают опалубку стыка и бетонируют стык через стальную трубку 6. Недостатком этого стыка можно считать дополнительный расход металла на окаймляющие стальные листы,
При проектировании бесшариирных распорных арок следует обращать особое внимание на конструкцию пятового узла арок, через который передаются на опору значительные усилия. Уже на некотором расстоянии от пяты сечеиие арки обычно увеличивают для того, чтобы в пятовом сечении усилия 2Э6
распределялись иа большей площади. Рабочую арматуру арок заводят в глубь оголовка опоры, а сам оголовок армируют, например, по рис. VII.36, на котором показана конструкция примыкания двух арок одинакового пролета к промежуточной опоре. Здесь весь оголовок заключен в сетку из арматуры. При действии в пятовых сечениях арок отрицательных моментов в верхней части оголовка между арками могут появиться трещины от растягивающих напряжений, во избежание чего оголовок армирован горизонтальными стержнями, расположенными у верхней грани. Если в пятах арок будут действовать положительные моменты, то трещины могут появиться в оголовке на боковых гранях под пятами арок. Поэтому здесь поставлены вертикальные стержни арматуры.
Рис. VII.36. Армирование узла примыкания арок к промежуточной опоре
Армирование и стыки сборных элементов проезжей части при езде поверху, а также сопряжение проезжей части со стойками аналогичны разобранным ранее для балочных и рамных пролетных строений.
В арочных пролетных строениях с ездой посередине и понизу проезжая часть поддерживается подвесками, работающими в основном иа растяжение. Эти подвески могут быть выполнены в виде гибких стальных тяжей, защищаемых от коррозии различного рода покрытиями, в виде элементов из железобетона без предварительного напряжения (что нежелательно) или из предварительно напряженного железобетона.
Недостатком стальных подвесок является необходимость в периодическом обновлении защитного покрытия, кроме того, в стальных подвесках имеют место резкие температурные деформации за счет более быстрого нагрева и охлаждения. Недостатком подвесок из железобетона без предварительного напряжения служит неизбежность появления в них трещин под нагрузкой. Поэтому в современных конструкциях, как правило, применяют предварительно напряженные железобетонные подвески.
Растягивающее усилие, действующее в подвесках, при расчете па прочность во всех случаях считается передающимся только па арматуру. Особое внимание при конструировании подвесок должно быть обращено на тщательное закрепление арматуры в арках н затяжках или элементах проезжей части.
297
Если подвески оформлены в виде гибких стальных тяжей, то закрепление их концов (рис. VII.37) может быть осуществлено с помощью шайб, приваренных к тяжам, или гаек с шайбами, надетых на тяжи. Шайбы могут быть заделаны в бетон (при сборной конструкции — в бетон стыка). Гайки целесообразно вывести за пределы контура бетона, чтобы можно было при сооружении пролетного строения отрегулировать длину подвесок. В частности, можно освободить жесткую затяжку от изгибающих моментов, возникающих при действии постоянной нагрузки на пролетное строение. Для этого следует, поддомкратив затяжку и изменяя длину подвесок, устранить прогибы затяжки от постоянной нагрузки. Для поддомкрачивания необходимы подмости или
временные опоры.
Подвески из предварительно напряженного железобетона в сборных конструкциях арочных мостов обычно имеют простейшее прямоугольное поперечное сечение. Основная арматура состоит
Рис. VII.38. Узел сопряжения предварительно напряженной подвески с аркой (выпуски арматуры не показаны)
Рис. VII.37. Прикрепление подвесок из стальных тяжей
из предварительно напрягаемых пучков высокопрочной проволоки или стержней. Подвески изготовляются целиком, каждая подвеска представляет собой монтажный элемент.
Прикрепление подвески наиболее просто можно осуществить, заведя ее в монтажный стык арки или затяжки. В этом случае усилие подвески будет передаваться на арку или затяжку за счет сил сцепления. Такое соединение недостаточно надежно; сцепление можно увеличить, выпустив из подвески арматурные стержни. В особенности удачно решается монтажный стык арки, подвески и распорки, если предусмотреть стальные закладные части, прикрепленные к подвеске, монтажным элементам аркн и распорке и соединяемые на монтаже болтами (рис. VI 1.38). Такая конструкция стыка требует дополнительного расхода металла, не используемого при действии расчетных усилий, но очень удобна для монтажа, так как позволяет собирать арки и распорки без устройства подмостей, поддерживающих арки. Для обеспечения точного проектного положения собираемых элементов отверстия в закладных частях для болтов необходимо сверлить после окончания изготовления монтажного элемента по специальным шаблонам-кондукторам.
Для прикрепления подвесок к элементу, не имеющему в данном месте стыка, можно использовать арматуру подвески, выпущенную за ее торец, или специальные короткие стальные элементы. В обоих случаях для сохранения трещиностойкости стыка необходимо создавать в нем предварительное напряжение.
Пример конструкции стыка по первому из упомянутых способов показан на рис. VIE39. Подвеска армирована четырьмя пучками высокопрочной проволоки, которые при изготовлении подвески натягивались на упоры. По кон-298
цам пучков поставлены анкеры, расположенные в бетоне подвески; концы пучков выходят за торец подвески и оканчиваются петлями. Жесткая затяжка пролетного строения имеет двутавровое поперечное сечение. В местах при-
крепления подвесок в затяжке имеются ребра жесткости, снабженные специальными выступами для опирания пучков подвески. Сквозь верхний пояс затяжки и ребра жесткости проходят криволинейные каналы, в которые при монтаже пролетного строения заводятся концы пучков подвески. Во изб ежа-
Рис. VI 1.40. Прикрепление подвески с помощью коротких болтов
ние работы выступов ребер жесткости на непосредственный срез каналы сделаны перекрещивающимися. После того как концы пучков заведены в каналы, на петли ставятся сборные анкеры типа, показанного на рис. V.23, или
299
конусные анкеры и производится обжатие стыка путем натяжения концов пучков на бетон. Поверхности торца подвески и затяжки в стыке всегда будут иметь неровную поверхность, поэтому перед обжатием необходимо выровнять ее слоем цементного раствора. Недостатком этого стыка является сравнительно сложная его конструкция и неудобство, возникающее в связи с необходимостью заводить пучки в криволинейные каналы при установке па место подвески.
Более простая конструкция стыка получается, если на концах подвески сделать утолщения с отверстиями. Сквозь отверстия можно пропустить высокопрочные болты, натяжением которых создать предварительное напряжение в стыке (рнс. VII.40, а). Недостатком этого стыка является передача растягивающего усилия с основной арматуры подвески на болты через бетон подвески, работающий на непосредственный срез.
Для улучшения передачи усилия с основной арматуры на болты можно применить конструкцию стыка со стальными башмаками (рис. VII.40, б). Пучки арматуры здесь заканчиваются петлями, надетыми на круглые стержни. Стержни вставлены в отверстия стальных башмаков; при изготовлении подвесок натяжение арматуры производится усилием, приложенным к стальным башмакам. Башмаки вплотную прилегают к торцу подвески. Подвеска прикрепляется к затяжке с помощью вертикальных болтов, заделанных в бетон затяжки и проходящих сквозь башмаки. Стык в конструкции, показанной на рис. VIL40, б, не обжат. Для предохранения болтов от коррозии под башмаки подкладывается прокладка из битуминизированного войлока или резины. В процессе эксплуатации возможно появление неплотностей в шве и проникновение туда влаги: это серьезный недостаток такого стыка. Аналогичная конструкция стыка возможна и с обжатием шва, для чего могут быть использованы высокопрочные болты. В этом случае необходимо убедиться в отсутствии опасности появления трещин в шве за счет изгиба башмаков. Сами башмаки также необходимо защищать от коррозии.
В арочных мостах из сборного железобетона применяют, как правило, жесткие затяжки с предварительным напряжением железобетона. Нашли применение два основных типа конструкции: с членением на мелкие монтажные блоки и с членением на крупные монтажные блоки.
В конструкциях первого типа затяжка состоит из блоков, вес которых не превышает грузоподъемности монтажного крана, предусматриваемого для сборки проезжей части, арок и т. п. При изготовлении блоков в них оставляют каналы для пучков арматуры. Монтаж затяжек ведут на сплошных подмостях; после окончания монтажа и ом он сличи вания стыков в каналы заводят арматуру н натягивают ее с торца затяжки одновременно на всей длине. Конструкция затяжки и работы по ее стыкованию и натяжению арматуры полностью аналогичны описанным в гл. V применительно к балочным пролетным строениям с поперечным членением.
В конструкциях второго типа затяжка состоит из блоков, длина которых определяется грузоподъемностью специальных консольных кранов, применяемых для установки на опоры балочных пролетных строений (до 120 т). Блоки изготовляют на заводе или полигоне с натяжением арматуры на упоры и устанавливают на опоры консольным краном. Для этого необходимо иметь в пролете временные опоры под стыками затяжки. Для пролета до 66 м, как показала практика проектирования, достаточно иметь одну временную опору. Уложенные монтажные элементы затяжки могут быть использованы вместо сплошных подмостей для монтажа проезжей части, прохода консольного крана и сборки арок и подвесок. В этом состоит основное преимущество жестких затяжек из крупных блоков.
Блоки затяжки необходимо соединить между собой предварительно напряженным стыком. Как правило, стык расположен нс в том сечении затяжки, где возникают наибольшие изгибающие моменты. Поэтому можно стыковать не всю арматуру. Кроме того, у стыка двутавровое сечение затяжки можно заменить на прямоугольное, тем самым увеличив площадь сечения затяжки в 300
стыке. Тем не менее выполнение стыка, обладающего необходимой трещнно-стойкостью и прочностью, встречает определенные трудности.
В примененном на практике типе стыка предварительно напряженная арматура была выпущена за торец блока затяжки; концы пучков имели петли. Пучки арматуры стыкуемых блоков соединяли с постановкой в петли стальных болтов или вкладышей (рис. VII.41). В промежуток между торцами блоков ставили гидравлические домкраты и, раздвигая блоки, натягивали арматуру в стыке. Зафиксировав достигнутую вытяжку арматуры с помощью подкладных колец на домкратах, бетонировали стык, за исключением пространства, занятого домкратами. После твердения бетона, создав в домкратах усилие, необходимое для снятия подкладных колец, освобождали домкраты, причем в бетоне стыка возникали сжимающие предварительные напряжения. Домкраты снимали, а место, занимавшееся ими, бетонировали; этот бетон, конечно, не получал предварительного напряжения.
Рис. VII.41. Стык жесткой затяжки с соединением преднапряженной арматуры петлевыми стыками
При описанной конструкции стыка имеет большое значение обеспечение равномерности распределения создаваемого усилия между отдельными пучками арматуры. При сравнительно небольшой длине натягиваемых участков арматуры разница в длине пучков между торцамн блоков или неплотность в соединении пучков в 2—3 мм может привести к резкой неравномерности усилий в пучках. Чтобы избежать этого, можно при изготовлении затяжки натягивать арматуру сразу для двух блоков, причем пучки арматуры стыкуемых блоков должны быть при натяжении соединены болтами или вкладышами. После бетонирования блоков и отпуска арматуры с упоров пучки блоков разъединяют.
Предложен также стык с перепуском арматуры блоков в каналы, образованные в блоках при их изготовлении, и с добавлением коротких пучков, также расположенных в каналах (рис. VI 1.42). При этом резко уменьшается ширина стыка и объем бетона омоноличивания. Недостатком такого стыка является необходимость заведения концов пучков в каналы при монтаже затяжки, что связано с поперечным и продольным перемещениями блока затяжки, усложняющими монтажные работы. Если же соединять блоки только короткими пучками, то возникают конструктивные трудности, так как в пределах пояса требуется разместить большое количество пучков. Кроме того, при натяжении коротких пучков отмечены большие потери усилий от обмятий и подвижек в анкерах, а также неравномерность натяжения отдельных проволок.
Если проезжая часть пролетного строения с жесткой затяжкой состоит из поперечного настила в виде блоков П-образного сечения, то армирование таких блоков аналогично армированию балочных пролетных строений из П-образных блоков. Блоки целесообразно делать предварительно напряженными. Основная рабочая арматура располагается в нижних частях ребер. Блоки работают на изгиб в поперечном направлении, причем у опор за счет упругого защемления их в затяжках возникают отрицательные изгибающие 301
моменты. Для успешной работы на эти моменты предварительно напряженная арматура должна быть поставлена в верхних зонах опорных сечений. Такая арматура, натяжение которой должно обжимать стык между элементом поперечного настила и затяжкой, может быть поставлена после установки блока пастила на место. Удобно разместить эту арматуру в углублении между соседними блоками поперечного настила. Так как ширина элементов настила значительна и установка их на место с поворотом нежелательна, можно рекомендовать устройство уширения нижнего пояса затяжки с внутренней стороны пролетного строения, чтобы можно было поставить блок настила иа это уширение простым опусканием (рис. VII.43). После установки настила наместо и омоноличивания шва между настилом и затяжкой натягивают пучки поперечной арматуры, обжимая шов, а затем омоноличивают швы между блоками настила, включая и углубление, где расположены верхние поперечные пучки. Для лучшего соединения настила с затяжкой поперечные пучки ставят ие только в верхней, но и в иижней части стыка.
Рис. VII.42. Стык элементов жесткой затяжки с перепуском концов арматуры и добавлением коротких пучков
Рис. VII.43. Прикрепление поперечного настила к жесткой затяжке
Если к затяжке присоединяются поперечные балки, на которые опираются продольные балки или плиты проезжей части., то стык также следует обжать путем натяжения арматуры. При этом можно либо поставить эту арматуру в каналы или ниши после установки поперечной балки на место, либо-поставить в месте стыка специальные короткие пучки или высокопрочные болты, либо, наконец, нарастить арматуру поперечной балки, выпущенную за торец, короткими пучками или болтами. При этом могут быть использованы петлевые стыки или стаканные анкеры, к которым ла резьбе прикрепляются болты.
При сооружении монолитных арочных мостов в ряде случаев применялась, жесткая арматура арок. Такая арматура состояла из прокатных профилей, образовывавших арочиую ферму. После окончания монтажа такой фермы производили бетонирование арок, заключая ее в бетон. Смысл применения жесткой арматуры заключался в устранении подмостей и кружал (при сборке-жесткой арматуры навесным способом) или в значительном облегчении кружал. Однако конструкция арматуры при этом усложняется и требуется более* дорогой прокатный металл. С введением в практику строительства инвентарных металлических подмостей и кружал, применяемых многократно, жесткая арматура утратила свои преимущества.
§ 5. ПРИМЕРЫ КОНСТРУКЦИЙ АРОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Пример конструкции арочного сборного пролетного строения с ездой поверху под железную дорогу по проекту Гипротрансмоста показан на рис, VII.44 Расчетный пролет арок составляет 53 ж, стрела подъема 13,80 ж, или % 6. от пролета. Арки имеют двутавровое поперечное сечеиие и состоят из пря.молинейных монтажных элементов. Высота сечения арок принята постоянной по длине; длины монтажных элементов арок также одинаковы (за исключением двух). Такое, решение приводит к увеличению повторяемости, монтажных блоков одного типоразмера и отвечает требованиям индустрийль-302
ного изготовления блоков. При одинаковых панелях надарочного строения длины участков арок в панелях получаются неодинаковыми и компенсируются различной шириной швов омоноличивания арок. В эти же швы входят выпуски арматуры поперечных распорок, расположенных через один узел. Надар очное строение состоит из поперечных рам и плитных пролетных строений проезжей части, разделенных монтажным стыком иа два блока в поперечном сечении.
Рис. VII.44, Арочное пролетное строение из сборного железобетона под железную дорогу с ездой поверху
Рассмотрим конструкцию арочного железобетонного пролетного’строения под автомобильную дорогу с членением иа крупные блоки (рис, VIL45). Пролетное строение имеет трехшарнирные арки; полуарки являются монтажными элементами. Расчетный пролет арок 49,2 м.
Рис. VII.45. Арочное пролетное строение из сборного железобетона Под автомобильную дорогу с ездой поверху
При габарите Г-9 + 2X1,5 м в поперечном сечении поставлены четыре арки двутаврового сечения переменной высоты: к шарнирам высота сечения уменьшается. У шарниров площадь сечения увеличена путем перехода к прямоугольной форме.
Пологость арок по местным условиям назначена равной 1/е. Арки соединены между собой железобетонными распорками, расположенными у мест опирай я рам надарочного строения и у замковых шарниров.
Надарочное строение состоит из поперечных рам, имеющих декоративное бетонное заполнение в виде стенки толщиной 6 см. Каждая рама опирается
303
иа две соседние арки. Промежуток между внутренними стойками рам перекр поперечными балками, уложенными на консольные выступы рам.
Проезжая часть имеет ребристые плиты, опертые на рамы, поперечн. балкн нли (у замка) на арки.
Стыки монтажных элементов выполнены путем сварки арматурных в пусков с последующим омоноличнванием швов.
При монтаже пролетных строений готовые полуарки сначала устанавл вали замковыми концами на временную опору, имевшую небольшую высот
Рис. VII. 46. Фасад л план пролетного строения иод железную дорогу с ездой посередине
а затем поднимали эти концы, причем полуарки опирались пятовыми конинами на постоянные опоры.
В пролетном строении всего 20 типоразмеров блоков. Мост имеет восемь, арочных пролетов, поэтому повторяемость монтажных блоков была достаточной для организации индустриализированного производства этих элементов на полигоне.
Проект пролетного строения составлен Гипрокоммундортрансом в 1958 г.
Примером арочного пролетного строения из сборйого железобетона под железную дорогу может служить конструкция, примененная на большом мосту, который был построен в СССР в 1962 г. по проекту Гнпротрансмоста.
Фасад н план пролетного строения показаны на рнс. VII.46. Арки имеют пролет 150 л* (за пролет принято расстояние между гранями опор)* Стрела арок составляет 40 м, нли х/3,75 от пролета. Такие подъемистые арки приняты для того, чтобы уменьшить распор, передающийся на опоры, имеющие фундаменты на длинных сваях из железобетонных оболочек. Проезжая часть расположена в середине пролета под арками, а у опор — над ними (езда посередине). 304
Арки бесшарнирные с постоянной высотой сечення, равной 4 м от пролета), имеют членение на монтажные элементы поперечными швами, расположенными у мест прикрепления подвесок и стоек. Панель проезжей части постоянна по пролета (10,2 лг), поэтому монтажных
Рис,
VII,47. Поперечное
сечение арки
пролете
и собственном
напряжения в железнодорожной нагрузки,
весе пролет-бетоне арок
длине длина элементов арок получается переменной в зависимости от угла наклона их к горизонтали. Монтажные элементы арок прямолинейны и ось арки очерчена но многоугольнику давления от постоянной нагрузки в предположении, что в узлах сосредоточен не только вес проезжей части, но и вес элементов арок.
Поперечное сечение арки (рис. VII.47) состоит из отдельных плоских плит, изготовленных на заводе и соединенных между7 собой при монтаже пролетного строения. Плиты армированы сетками. При значительном
ного строения расчетные растягивающие отсутствуют, несмотря на действие тяжелой за исключением пятовых панелей. Стыкование плит между собой выполнено омоноличиванием швов, в которые выпущены арматурные стержни плит. Верхней плите приданы уклоны в стороны для стока воды. Швы омоноличивания запроектированы так, чтобы бетон заполнения, подходящий к поверхности монтажного элемента снизу, укладывался с некоторым подпором во избежание щелей между старым и новым бетоном, для чего в нижних швах с внутренней стороны сделаны специальные приливы.
Рис, VII.48, Поперечные разрезы по пролетному строению’ а — у опоры; б — и середине пролета
11 Зак, I9
305
В поперечных швах между монтажными элементами арок, имеющь толщину 30 см, располагались поперечные диафрагмы, бетон которых бь уложен одновременно с омоноличиванием этих швов. Диафрагмы имели уто. щения для прикрепления стоек и подвесок. Продольную арматуру верхней нижней плит, выходящую в поперечные швы, сваривали перед омоноличив нием шва.Кроме этих диафрагм, в сечении арки имелись промежуточна полудиафрагмы, поставленные по две на длине панели. Диафрагмы обеспеч! вают жесткость тонкостенного сечения арки при работе его иа кручень или сдвиг.
Арки пролетного строения расположены с расстоянием между их осям в поперечном направлении, равным 7,5 м (рис. VI 1.48). Они соединены межд
собой связями, которые в средней части пролета, там, где они расположены на/ проезжей частью, имеют крестовую систему. Эти верхние связи заканчиваются портальными распорками, также имеющими крестовую решетку. Под местом пересечения арок с проезжей частью расположены поперечные распорки связей, включающие в себя и поперечные балки проезжей части. Под проезжей частью, у пят арок, связи отсутствуют; таким образом, на протяжении от портальных распорок до опор арки вместе с поперечной распоркой работаю! на горизонтальную нагрузку как рамная конструкция.
Проезжая часть пролетного строения поддерживается поперечными рамами, в состав которых входят поперечные балки и стойки или поперечные балки, подвески и распорки связей.
Поперечные балки имеют П-образное сечение. На концах поперечной балки верхняя плита прерывается, а стенки имеют уширения (рис. VI 1.49). В пространство между стенками входит подвеска, из которой выпущены наклонные стержни арматуры, закапчивающиеся крюками. В то же пространствовыпущены и стержни арматуры из поперечной балки. Шов между подвеской и поперечной балкой омоноличивается.
Прикрепление подвески к арке показано на рнс. VII.50. При омоноличи-ванни монтажного шва между элементами арки забетонированы поперечные-парные диафрагмы, между которыми заведены пучки преднапряженной арматуры подвески, выпущенные за ее торец. Натяжение арматуры подвески при 306
ее изготовлении производили на упоры, и в теле подвески поставлены каркасно-стержневые анкеры. Стык между подвеской и парными диафрагмами арки получал предварительное напряжение. Для этого под концевые стаканные анкеры пучков подкладывали стальные закладные балки и натягивали пучки домкратами. После натяжения пучков анкеры и закладные балки закрывали бетоном, а нижнюю часть диафрагмы бетонировали. Для заведения подвески в коробчатое сечение арки в нижней плите оставляли отверстие при монтаже арки. Это отверстие бетонировали одновременно с диафрагмой.
Рис. VII.50. Прикрепление подвески к арке;
/ —подвеска; 2 — пучки из высокопрочной проволоки с анкерными стаканами; 3 — опорные узловые диафрагмы; 4—опорные металлические закладные балки; 5 — тяжи для, закрепления поперечных рам на монтаже; 6 —бетон омоноличивания стыка подвески с аркой
Балки проезжей части устанавливали иа поперечные балки сверху. Конструкция балок проезжей части аналогична описанной в гл. IV; они состоят в поперечном сечении из двух П-образных блоков и имеют пред напряженную арматуру, натягиваемую на упоры. Особенностью балок проезжей части является объединение их в перазрезную балку после установки на место. Для этого необходима верхняя преднапряженная арматура на опорных участках. Для ее укладки в балках проезжей части у опор были сделаны желоба, соединенные стальным коробом полукруглого очертания в плане (рис. VI 1.51). Арматура укладывалась в желоба методом непрерывного армирования с помощью специальной машины. При намотке этой арматуры ей сообщалось лишь небольшое натяжение, необходимое для последующего равномерного распределения усилия между отдельными проволоками. Создание предварительного напряжения было осуществлено с помощью домкратов, поставленных в промежуток между торцами соседних балок проезжей части. После натяжения арматуры стык, за исключением домкратных ниш, бетонировали и, отпуская домкраты после твердения бетона, обжимали стык.
11* 307
Ввиду недостаточной горизонтальной жесткости проезжей части рядом с продольными балками на поперечные балки уложены специальные ветров вые пояса, обеспечивающие воспринятие горизонтальных нагрузок, прихо-
Н
Рис. VI 1.51. Стык продольных балок;
1 — ветровой пояс; 2 —железобетонная продольная балка; 3 — металлический короб; 4 —навиваемая арматура; 5 —бетон омоноличинанкя стыка I стадии; Д —дом кратки я ниша; 7 — бетон омоноличивания стыка II стадии; в —пучки предварительно напрягаемой арматуры; 9 — подвески; 10 ~ригель
дящихся на проезжую часть, и передачу их на опоры (см, рис, VII.48). Ветровые пояса имеют двутавровое поперечное сечение и изготовлены с предварительным напряжением на упоры.
Стыкование их производили также на поперечных балках с помощью коротких пучков, натягиваемых на бетон. На ветровых поясах размещены тротуары.
308
Во избежание передачи распора на балки проезжей части и ветровые пояса в средней панели предусмотрено свободное опирание этих элементов на поперечные балки.
Монтаж пролетного строения велся в такой последовательности. Сначала на сплошных инвентарных кружалах были собраны с омоноличиванием стыков нижние плиты арок. Они были соединены с кружалами с помощью специальных тяжей, обеспечивших совместную работу нижних плит с кружалами на все последующие нагрузки. Затем были собраны вертикальные стенки арок и связи между ними. После омоноличивания стыков вертикальных стенок устанавливались верхние плиты арок. Постадийное включение в работу частей поперечного сечения арок позволило существенно облегчить конструкцию кружал.
Рис. VII,52, Пролетное строение в виде жесткой арки с жесткой затяжкой пролетом 65 м под железную дорогу
По окончании сборки арок они были раскружалепы. Поперечные рамы подавались на монтаж целиком с предварительным укрупнением и присоединялись к аркам. После этого краном, двигавшимся по проезжей части, собирали балки проезжей части и ветровые пояса.
Примером пролетного строения в виде жесткой арки с жесткой затяжкой, состоящей из крупных блоков, может служить конструкция, разработанная Гипротрансмостом в содружестве с МИИТом в 1962 г. (рис. VI 1,52).
Это пролетное строение под железную дорогу имеет пролет 65 м при стреле подъема арок 14,71 м (х/4,4 от пролета). Распор арок передается па затяжки с эксцентриситетом в 55 см, вызывая появление в затяжках отрицательного изгибающего момента; при этом суммарные изгибающие моменты в затяжке уменьшаются,
Поперечное сечеиие арок двутавровое с постоянной высотой 155 см, Арка состоит из прямолинейных монтажных элементов, стыкуемых в местах прикрепления подвесок и распорок. Монтажные блоки арки отличаются друг от друга только длиной и армированием, поэтому они могут быть изготовлены в одной и той же опалубке. В арках возникают значительные сжимающие усилия п поэтому, несмотря на действие изгибающих моментов, рабочая арматура арок, имеющая диаметр 28 мм, поставлена в небольшом количество (рис. VII.53),
Жесткая затяжка (балка жесткости) также имеет двутавровое сечение высотой 187 см. Она делится на два монтажных элемента со стыком в середине пролета. Вес такого элемента составляет 88,6 т. Все остальные монтажные элементы пролетного строении имеют вес, не превышающий 7,3 т.
309
Затяжка армировала пучками высокопрочной проволоки по 3205 мм, причем в верхнем и нижием поясах поставлено по 12 пучков. Эта основная арматура натягивается па упоры при изготовлении монтажных элементов. Пучки арма-
Рис. VII.53. Арматурный чертеж монтажного блока арки
туры у торцов монтажных блоков имеют каркасно-стержневые анкеры. В стык затяжки у середины пролета выпущены концы пучков, оформленные в виде петель. Конструкция затяжки ясна из рис. VI 1.54. Особое внимание при проек-
Рис. VII,54, Конструкция блока затяжки
тировапип было обращено на армирование опорного узла затяжки, где на нее передается распор арки. Для воспринятия распора затяжка имеет выступ, к которому присоединяется арка. Распор вызывает срез этого выступа. Возникающие главные растягивающие напряжения в бетоне погашаются предпапряжеп-310
ними поперечными вертикальными и наклонными пучками арматуры по 18 проволок диаметром 5 мм в каждом. Эти пучки освобождены от сцепления с бетоном и натягиваются на бетон после окончания изготовления блока.
В опорном узле н у стыка в середине пролета стенка двутаврового сечения затяжки имеет утолщения. В местах прикрепления подвесок поставлены односторонние (обращенные внутрь) ребра жесткости, не портящие внешнего вида пролетного строения. Для удобства установки блоков проезжей части нижний пояс затяжки несимметричен: внутренняя полка имеет увеличенный свес. Для опирания блоков проезжей части имеются специальные выступы. С помощью этих выступов балластное корыто поднято так, что устраняется опасность заноса пути снегом и облегчается одиночная смена шпал, так как становится возможным заводить новые и извлекать старые шпалы сбоку (см. рис. VII. 52 и VII. 57).
Рис. VII.55. Стык элементов затяжки
Предварительно напряженный стык затяжки показан на рис. VI 1.55. Пучки верхней и нижней арматуры имеют петлевые стыки, расположенные вразбежку, чтобы можно было разместить соединительные болты при расстоянии между осями пучков, равном 14 см. Усилие натяжения арматуры в стыке составляет 1300 т. Оно создается тремя домкратами грузоподъемностью по 500 т, действующими на торцы монтажных элементов затяжки через стальные поперечные балки. После создания натяження арматуры можно забетонировать пояса балки жесткости и создать предварительное напряжение в поясах, отпустив домкраты. Нишу в стенке бетонируют после снятия домкратов.
Подвески имеют прямоугольное сечение. В верхней части подвесок имеются стальные закладные части, к которым во время монтажа прикрепляют на монтажных болтах блоки арки и распорок. На нижнем конце поставлены стальные балки, служащие для прикрепления подвесок к балке жесткости. Подвески имеют преднапряженную арматуру, натягиваемую на упоры (рис. VII.56).
Распорки связей между арками имеют прямоугольное сечение. Стык элементов арки, подвески н распорки выполнен со сваркой арматуры арки и заведением в стык выпусков арматуры распорки. Подвеска также заведена в узел. Для облегчения монтажа элементы арки и распорка первоначально прикрепляются к подвеске на болтах, для чего все соединяемые в узле элементы имеют закладные части со стальными фасонками. Конструкция узла аналогична показанной на рис. VII.38.
Проезжая часть пролетного строения состоит из поперечных П-образпых блоков (рис. VII.57, а). Проезжая часть получает предварительное напряжение с помощью заводских пучков, натягиваемых на упоры при изготовлении блоков, 311
а также с помощью монтажных пучков, натягиваемых на бетон после окончания монтажа проезжей части. Эти пучки располагают в нишах между блоками проезжей части: они проходят в каналы, имеющиеся в балках жесткости. С помощью пучков и бетона омоноличивания швов между блоками проезжей части и балками жесткости эти элементы жестко соединяются между собой, работая
Рис. VII.56. Армирование
и как система горизонтальных связей между главными фермами пролетного строения. Конструкция стыка между блоками проезжей части и балками жесткости ясна из рис. VII .57, б.
Конструкция моста арочно-консольной системы показана на рис, VII.58. Этот мост с тремя пролетами длиной 48,65 98,00 + 48,65 я по-
строен в 1962 г. по проекту Мосинжпрсекта.
Полуарки пролетного строения, имеющие стрелу подъема в среднем пролете, равную 8,90 м, соединены затяжкой из пучков предварительно напряженной арматуры в уровне проезжей части. Л1онтаж пролетного строения вели на металлических кружалах. После окончания монтажа раскру-жаливание было произведено путем натяжения пучков затяжки. К этому моменту были собраны все конструкции пролетного строения. В пятах полуарок были устроены временные шарниры. Поэтому постоянная нагрузка почти полностью была передана на статически определимую конструкцию по схеме рис. VII.59, а. Затем временные шарниры в пятах были омополичены, а концы полуарок соединены шарниром, обеспечивающим продольную подвижность. После этого конструкция стала пять раз статически неопределимой (рис. VI 1.59, б).
Полуарки имеют коробчатое, открытое снизу поперечное сечение. Членение полуарок на монтажные элементы произведено поперечными швами, расположенными в местах, где на арки опираются стойки надарочного строения, а также про
дольным швом, делящим полуарку по оси симметрии сечения. Стыкование монтажных элементов арок между собой выполнено путем сварки арматурных выпусков и омоноличивания швов. Рабочая арматура арок, необходимая для восприпятия изгибающих моментов от временной нагрузки, запроектирована из стержней периодического профиля диаметром 40 мм. Все поверхности элементов полуарок армированы сетками из арматуры периодического профиля диаметром Юлгл (рис. VII.60).
подвески в местах поперечных монтажных швов полуарок
устроены поперечные диафрагмы, бетонируемые одновременно с омоноличиванием стыков полуарок. В эти диафрагмы входят
выпуски арматуры стоек падарочного строения.
Вследствие того, что поперечное сечение полуарок имеет значительную ширину (3,65 м при длине полуарок от опоры до места соединения их поперечными балками около 32 м), связи между арками на этом протяжении отсутствуют.
На каждую арку опираются поперечные рамы надарочпого строения, состоящие из двух стоек и ригеля с консолями. Рама делится на три монтажных элемента: две стопки и ригель. Перед подачей рамы на монтаж проводят укруп-нительпую сборку, сваривая арматуру стоек и ригеля и омоноличивая швы. В поперечном сечении пролетного строения располагаются две рамы, соедипя-
312
емые монтажным швом по оси пролетного строения. На рис. VII.61 приведена конструкция ригеля. Он армирован двумя сварными каркасами. Основная рабочая арматура его состоит из стержней периодического профиля диаметром 40 мм.
На ригели уложены элементы проезжей части, имеющие П-образное поперечное сечение, Монтажный элемент проезжей части имеет длину, соответству-
Рис. VII,57. Арматурный чертеж блока проезжей части
ющую двум панелям надарочного строения; монтажные стыки располагаются в середине панелей. Элемент проезжей части работает как неразрезная балка, в соответствии с чем запроектирована и его арматура (рис. VI 1,62). Боковые грани его имеют поверхность, образующую входящий угол, для того чтобы пос
Рис. VII.58. Конструкция моста
арочно-консольной системы
ле омоноличивання промежутков между блоками получались как бы шпонки, обеспечивающие поперечную передачу нагрузки при неравномерном загружс-нин соседних блоков.
Пучки арматуры, образующие затяжку пролетного строения, расположены в четырех каналах, образованных уширенными швами между блоками проез-
11В Зак. 19 313
Рис.
VII.59. Расчетные схемы пролетного строения после раскру-
жаливания и после окончания
строительства
Рис. VII.60. Конструкция монтажного элемента полуарки
Рис. VII. 61. Конструкция ригеля
.314
Рис. VII.62. Конструкция блока проезжей части
жей части. Концы пучков закреплены на концах полуарок, находящихся в середине среднего пролета. Натяжение пучков произведено из камер, размещенных на устоях. Оно выполнялось в два приема: при раскружаливании пролетного строения и после омоноличивания поперечных стыков проезжей части; иа последнем этапе натяжения элементы проезжей части получали продольное предварительное обжатие.
Глава VIII
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СКВОЗНЫМИ ФЕРМАМИ
,/ § 1. СХЕМЫ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ СО СКВОЗНЫМИ ФЕРМАМИ
Под сквозными фермами понимают системы, состоящие из отдельных прямолинейных элементов, работающих в основном на растяжение или сжатие. Работа на растяжение не свойственна железобетону, поэтому до последнего времени железобетонные пролетные строения со сквозными фермами применяли редко. С появлением предварительно напряженного железобетона открылись перспективы более широкого применения сквозных пролетных строений. Растянутые элементы могут быть теперь сделаны предварительно напряженными и, таким образом, обеспечена трещиностойкость конструкции наряду с рациональным использованием стали высокой прочности.
Сквозные конструкции становятся экономически выгодными по сравнению с конструкциями со сплошной стенкой при больших пролетах и нагрузках, когда для воспринятая изгибающих моментов необходима большая высота сечения. В этом случае замена стенки отдельными стержнями приводит к экономии материалов. Сквозные пролетные строения можно членить на сравнительно 'легкие линейные элементы. Простота формы таких элементов дает возможность унифицировать их, сократить количество типоразмеров и изготовлять элементы с применением современных средств механизации. Монтаж сквозных конструкций можно в большинстве случаев осуществлять с помощью механизмов и методов, освоенных при строительстве металлических мостов.
Как правило, сквозные конструкции получаются более сложными, чем сплошные. В особенности большие трудности вызывает стыкование или присоединение в узлах растянутых элементов, в которых возникают .большие усилия. Это—пояса и наиболее напряженные растянутые раскосы.
Предложенные конструкции пролетных строений со сквозными железобетонными фермами весьма разнообразны. В настоящее время еще нет определенных решений, обоснованных технико-экономически и проверенных опытом
ПВ* 315
строительства и эксплуатации. Поэтому следует рассматривать мосты со сквозными железобетонными фермами как область дальнейших исканий. Имеются примеры использования сквозных конструкций вмостахпод автомобильную дорогу при пролетах отЭОдо 166 .ни поджелезную дорогу при пролетах55—66 м.
а)
Рис. VIII.1. Схемы железобетонных сквозных пролетных строений под автомобильную дорогу
шинстве случаев при оольшои высоте сечения
прежней
а' 8'
Рис. VIII.2. Схема пролетного строения со сквозными фермами под железную дорогу
В мостах под автомобильную дорогу сквозные фермы применяют взамен сплошных балок или ригелей для различных статических схем пролетных строений. Это могут быть неразрезные балки (рис. VIII. 1, а), рамно-подвесные системы (рис. VIII.1, б) или рамно-консольные системы (рис. VIII.1, в).
Как было уже указано, сквозные фермы целесообразны в боль-' " пролетного строения. Поэто-
му в примерах, приведенных на рис. VIII.1, подвесные балки рамно-подвесных мостов запроектированы сплошными. Если неразрезные пролетные строения имеют переменную высоту, то при значительных пролетах целесообразно запроектировать их в виде сквозных ферм у опор и в виде сплошных балок в средних частях пролетов, как это сделано для одного из крупнейших мостов, построенного в СССР по проекту Гипротрансмоста, имеющего пролеты в судоходной части длиной 166 м (рис. VIII.1, а).
В мостах под железную дорогу, к которым предъявляются повышенные требования в отношении жесткости, пока нашли применение только балочные сквозные фермы (рис. VIII.2). Такие пролетные строения конкурируют в настоящее время с балочными пролетными строениями в виде арок с затяжками.
Системы решетки сквозных главных ферм следует выбирать в зависимости от статической схемы пролетного строения, принятой конструкции стыков и способа постройки.
На рис. VIII.3 показаны типы решетки сквозных железобетонных ферм,
316
нашедшие применение на практике. Треугольная решетка (рис. VIII.3, а) даст минимальное количество элементов и стыков. Кроме того, как правило, симметричные узлы этой решетки более удобны для конструирования. С другой стороны, длина панели здесь сравнительно велика, постановка же дополнительных подвесок и стоек усложняет узлы. Раскосная решетка (рис.VIII.3, б) выполняется так, что все раскосы сжаты, а все стойки растянуты (преимущественно). При этом уменьшается объем более дорогого предварительно напряженного железобетона растянутых стоек. С другой стороны, при этом увеличивается свободная длина сжатых раскосов, что может привести к увеличению объема этих раскосов. Поэтому имеются примеры применения раскосной решетки с растянутыми раскосами (рис. VIII.3, в).
Рассмотренные типы решеток характерны для сборной конструкции пролетных строений и в особенности для того случая, когда пролетное строение соби-
рается из отдельных линейных монтажных элементов. При бетонировании пролетного строения на месте (в современных условиях речь идет прежде всего о навесном бетонировании) нет оснований стремиться к уменьшению количества стержней и узлов ферм. Здесь могут быть применены более сложные системы решетки — крестовая (рис. VII 1.3, г), как на мосту Мангфаль в Австрии, или многорешетчатая (рнс. VIII.3, д) (конкурсный проект моста через р. Рейн у Кельна). Элементы ферм в этом случае могут быть забетонированы в общей боковой опалубке с образованием проемов между ними при помощи вставок. Решетки ферм по рис. VIII.3, г и д применены на нескольких крупных мостах, построенных за рубежом.
Во многих случаях целесообразно включить часть элементов сквозной железобетонной фермы в работу на изгибающий момент. Наиболее простым примером этого приема является совмещение в одном элементе функций пояса фермы и проезжей части. Так, например, в схеме по рис. VIII.3, в верхний пояс фермы может быть выполнен в виде широкого элемента, представляющего собой одновременно плиту проезжей части. В этом случае верхний пояс будет работать на растяжение в составе главной фермы пролетного строения и, кроме того, на изгиб от действия нагрузки, приложенной к проезжей части между узлами (местный изгиб). Моменты от местного изгиба будут при этом близки к моментам в поясе, как в неразрезной балке, опирающейся на узлы фермы.
Дальнейшую экономию материала можно получить, применяя комбинированные системы, в которых наряду со стержнями, работающими на растяжение или сжатие, имеются и балки, работающие на изгиб. Такой системой является ферма с жестким нижним поясом (рис. VI11-3, е). При этом, как и в случае арок с жесткими затяжками, можно использовать крупные элементы нижиего пояса в качестве подмостей для монтажа остальных элементов пролетного строения, а также применить простую проезжую часть, состоящую только из попе-
317
речных элементов, опирающихся на жесткие элементы нижнего пояса не только в узлах, но и на протяжении всей панели.
Поперечные сечения элементов сквозных железобетонных ферм обычно принимают прямоугольными. Если элемент работает на изгиб, то целесообразно двутавровое сечение. Такие же сечения стержней, работающих на осевые усилия, применяются при некоторых особых типах конструкции по условиям прикрепления элементов в узлах.
Пролетное строение со сквозными фермами делится на отдельные части, выполняющие определенные функции (см. рис. VIII.2). Такими частями являются главные фермы а, связи между главными фермами б, проезжая часть в. Временная подвижная нагрузка воспринимается проезжей частью и передается в узлы фермы (в случае наличия жесткого нагруженного пояса фермы он участвует в передаче временной нагрузки в узлы, работая на изгиб). Главные фермы передают нагрузку на опоры. Горизонтальные нагрузки воспринимаются поясами главных ферм, соединенными связями, и передаются на опоры. Связи, кроме того, обеспечивают жесткость главных ферм в горизонтальной плоскости.
Возможные конструкции проезжей части и связей между фермами здесь не рассматриваются, так как они не отличаются от описанных в гл. VII для арочных пролетных строений. Некоторые особенности этих элементов пролетных строений разобраны ниже на примерах. При проектировании сквозных железобетонных ферм следует помнить, что вследствие отсутствия конструктивных шарниров в узлах в элементах возникают изгибающие моменты. Эти изгибающие моменты в элементах сквозных железобетонных ферм достигают больших значений, чем в металлических фермах, потому что, как правило, жесткость железобетонных элементов больше. Эти моменты могут вызвать появление трещин у узлов в растянутой зоне бетона. Поэтому при конструировании сквозных железобетонных ферм следует избегать слишком жестких элементов. Можно, кроме того, предусмотреть конструктивные шарниры в узлах в примыкании раскосов и стоек, как это сделано в проекте рамно-подвесных пролетных строений со сквозными фермами (см. ниже, рис. VIII. 16). Во всех случаях, кроме ферм с конструктивными шарнирами, необходимо учитывать моменты от жесткости узлов при расчете сквозных железобетонных ферм.
§ 2. АРМИРОВАНИЕ И СТЫКИ ЭЛЕМЕНТОВ
Сжатые элементы сквозных железобетонных ферм армируют обычно продольной арматурой и хомутами. Целесообразно применить косвенное армирование, как это показано выше для арок.
Растянутые элементы делают предварительно напряженными. Чаще всего арматуру их натягивают на упоры. Армировать такие элементы можно пучками из высокопрочной проволоки или стержневой арматурой. Можно применить и непрерывное армирование.
Сборные сквозные пролетные строения членят на монтажные элементы. Самая простая форма монтажных элементов получается, если принять их линейными. В этом случае наиболее удобно изготовлять эти элементы в заводских условиях. С другой стороны, при членении на линейные монтажные элементы число стыков, а следовательно, и число операций по установке и стыкованию отдельных частей получается наибольшим. Уменьшения числа монтажных элементов и стыков, а следовательно, ускорения работ по монтажу пролетного строения можно достичь, расчленив конструкцию на плоские треугольные (рис. VIII.4, а) (как это практически выполнено на мосту через р. Заза (Куба)) или даже более сложные элементы (рис. VIII.4, б). При этом надо иметь в виду, что максимальный вес монтажных элементов должен соответствовать принятому типу монтажных кранов. На практике применялись краны грузоподъемностью до 200 т, но такие мощные грузоподъемные средства могут оказаться целесообразными только при навесном монтаже особо крупных сооружений. Вообще же вопрос о выборе грузоподъемности крана и одновременно вопрос 318
о наибольшем весе монтажного элемента должен решаться в каждом отдельном случае с учетом местных условий.
Чтобы добиться удобства заводского изготовления элементов и их транспортировки при одновременном сокращении количества операций на навесном монтаже, можно применить монтажные элементы, получаемые укрупни-тельной сборкой на специальной площадке из линейных элементов заводского изготовления. При этом можно собирать не только плоские элементы в виде треугольников и т. п., но и более сложные пространственные блоки, например, с соединением плоских треугольников связями.
При членении конструкции на линейные монтажные элементы существенным является вопрос о выборе типа узлов. В большинстве случаев в узлах прп-
Рлс. VIII.4. Членение фермы на плоские элементы
ходится устраивать утолщения для примыкания линейных элементов. При этом узловое утолщение может входить в состав пояса главной фермы, в состав поперечного элемента связей илн поперечной балки проезжей части, или в состав растянутого элемента решетки. В первом случае (рис. VIII.5, а) усложняется форма элементов пояса и становится труднее стандартизировать этн элементы. Кроме того, здесь появляется монтажный стык поперечных балок проезжей части, воспринимающий опорные изгибающие моменты, конструирование которого вызывает большие трудности, чем при стыке элементов, работающих на осевые усилия. Во втором случае (рис. VIII. 5, б), получается более сложной конструкция поперечных балок, включающих в себя узловое утолщение, и увеличивается их вес, что, например, для пролетных строений под железную дорогу может иметь решающее значение. Включение узлового утолщения в состав растянутого раскоса (рис. VIII.5, в) дает то преимущество, что отпадает необходимость в растянутых стыках этого элемента. Выделение узловых утолщений в отдельные монтажные элементы увеличивает количество стыков и может оказаться целесообразным только для ферм весьма больших пролетов, так как в этом случае важно уменьшить вес элементов.
В тех случаях, когда в конструкции имеются пояса главных ферм, рассчитанные на воспринятне изгибающих моментов (жесткие пояса), целесообразно включать узловые утолщения в состав этих элементов (рис. VIII.6).
Типы конструкции и членение на монтажные элементы проезжей части сквозных пролетных строений в большинстве случаев принимают такими же, как это было показано в гл. VII для арочных пролетных строений.
Важным вопросом является выбор типа присоединения элементов в узлах. Если речь идет о присоединении к узлу сжатого элемента, то в настоящее время
319
Рис. VIII.5. Типы включения узловых утолщений в состав монтажных элементов
чаще всего этот вопрос решают сваркой выпусков арматуры и омоноличиваыием затем монтажного шва, как это было показано выше для арок. Весьма целесообразно в этом случае применение закладных металлических частей, соединяемых болтами, для ускорения монтажа и поддержания элементов в проектном положении до твердения бетона омоноличивания.
Перспективным решением является устройство сухих швов с заполнением клеем или упругими прокладками на основе полимеров. Трудности получения точных длин элементов и правильных торцовых поверхностей, препятствующие в настоящее время широкому применению таких швов, не являются непреодолимыми.
Сжатые элементы, работающие только на осевые усилия, можно присоединять к узлам через стальные опорные части. Это решение, показанное ниже, в § 3, для рамно-подвесных пролетных строений под автомобильную дорогу полезно для уменьшения изгибающих моментов от жесткости узлов, но требует повышенного расхода металла.
Растянутые элементы, если усилия в них сравнительно невелики, можно присоединять к узлам теми же способами, что и подвески арочных пролетных строений. При более значительных усилиях следует выбирать одну из конструкций стыка, рассматриваемых ниже. Если предварительно напряженные растянутые элементы сделать с арматурой, натягиваемой на бетон, то при изготовлении в бетоне можно оставить каналы для прохода пучков арматуры. После установки элементов на место можно пропустить напрягаемую арматуру через каналы и создать предварительное напряжение, а затем за инъецировать каналы. Такая конструкция
Рис. VIII.6. Узловые утолщения жесткого пояса
Рис. VIII.7. Узел фермы с расположением арматуры в закрытых каналах
узла показана на рис. VIII.7. Прн этом, однако, становится невозможной навесная сборка пролетного строения, а работы по протягиванию арматуры через каналы, нх натяжению н инъецированию очень многодельны и трудоемки.
Чтобы избежать протягивания арматуры сквози длинные каналы, можно изготовить растянутые элементы с натяжением арматуры на упоры, выпустив ее концы за торец элемента. Присоединение такого элемента к узлу в этом случае можно осуществить, пропустив концы арматуры через короткие каналы в узловых утолщениях. Такое решение, однако, приводит к усложнению операции по установке элемента на место.
При конструировании стыков растянутых элементов необходимо стремиться к тому чтобы трещиностойкость шва была обеспечена путем создания в нем 320
предварительного напряжения. Кроме описанных выше, этому условию удовлетворяет стык на коротких пучках или болтах (рис. VIII,8, а). Здесь элементы, изготовленные с натяжением арматуры на упоры, стыкуются с помощью корот-
Рис. VIII.8. Присоединение элементов к узлу короткими пупками или болтами
ких пучков или болтов, пропущенных сквозь каналы, оставленные при изготовлении элементов. Болты предпочтительнее пучков, так как при небольшой длине пучков возможно неравномерное распределение усилия между отдельными проволоками. Кроме того, величина абсолютного упругого удлинения
Рис. VIII.9. Стык растянутых элементов на металлических накладках
коротких соединительных элементов при их натяжении мала, а следовательно, даже небольшие подвижки в анкерах и обмятия^аикеров, возникающие прн освобождении домкрата после натяжения, вызывают большие потерн предварительного напряжения в шве. Эти потери меньше для болтов потому, что 321
фиксация вытяжки болтов с помощью гаек позволяет свести подвижки и обм: тия к минимуму.
В конструкции стыков с короткими пучками или болтами следует избегат работы бетона на срез, для чего можно применить расположение основиа арматуры стыкуемых элементов в виде петли с пропуском соединительных бот тов между пучками этой арматуры (рис. VIII.8, б). Тогда полукруглое ядр бетона между основной и соединительной арматурой будет всесторонне обжатс а среза бетона не будет происходить, так как расстояние между пучками и бол тами невелико и усилия от арматуры будут распределяться в ядре.
Предложен и прошел опытную проверку стык растянутых элементов н-металлических накладках1. В этой конструкции стыка па концах элементе при их изготовлении закладывают поперечные стальные трубки 1 (рис. VIII,9) С обоих концов каждой трубки в нее плотно вставлены шайбы-втулки 2, соеди пенные шпилькой ,3. Пространство между трубкой и шпилькой заполнено це ментным раствором. Металлические накладки стыка 4 прижимаются к торца? шайб-втулок короткими болтами из высокопрочной стали 5. Натяжение эти: болтов должно быть таким, чтобы передача усилия с накладки иа втулки была обеспечена за счет трения между втулками и накладкой. Передача этого усилив с трубки на бетон стыкуемых элементов происходит за счет работы бетона под трубкой на смятие, т. е. трубка работает аналогично нагелям, применяемым при соединении деревянных элементов. Крайние трубки делаются утолщенными и на них опираются петли основной арматуры элементов 6 и петлк монтажных пучков 7, закрепляемых на упорах при натяжении основной арматуры.
Стык иа металлических накладках требует точного изготовления элементов (неточности небольшой величины могут быть компенсированы за счет разницы между диаметром отверстия в накладке и диаметром высокопрочного болта). Втулки и болты, а также шайбы под болтами должны быть изготовлены из стали высокой прочности с термической обработкой. Торцовые поверхности шайб должны находиться в одной плоскости (возможно применить механическую обработку торцов шайб после изготовления элементов).
Недостатком этого стыка является трудность обеспечения плотного прилегания накладок ко всем втулкам, что необходимо для равномерного распределения усилия между трубками. Кроме того, расход металла на этот стык довольно велик; имеются стальные части, не защищенные бетоном от коррозии, что приводит к необходимости окраски этих частей или защиты их другими способами. Большим достоинством стыка на стальных накладках является простота его монтажа.
§ 3. КОНСТРУКЦИЯ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ со сквозными ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫМИ ФЕРМАМИ
Рассмотрим конструкцию пролетного строения со сквозными фермами пролетом 55 м под железную дорогу, разработанного кафедрой «Мосты и тоннели» НИИЖТа. Опытное пролетное строение такого типа построено в 1963 г.
Общий вид пролетного строения показан на рис. УШ. 10. Главные их фермы имеют треугольную решетку и параллельные пояса. Нижиий пояс — жесткий, что позволяет отказаться от продольных балок проезжей части, выполнив ее состоящей из П-образных поперечных элементов аналогично тому, как это было показано в гл. VII для арок с жесткими затяжками.
Нижний пояс ферм собирается из отдельных блоков двутаврового поперечного сечения. Стыки блоков расположены в панели так, что узловые утолщения входят в состав одного из стыкуемых блоков нижнего пояса. Блоки нижнего пояса имеют ребра жесткости, размещенные через 2,75 м; с внутрен-
1 НИИ мостов (проф, В. И. Гнедовский).
322
ней стороны ребра жесткости снабжены выступами для опирания элементов проезжей части.
Блоки нижнего пояса армированы арматурными пучками из высокопрочной проволоки, расположенными в закрытых каналах. В нижней полке двутавра поставлено по всей длине нижнего пояса четыре, а в верхней полке — два пучка по 42 проволоки диаметром 5 м. Кроме того, по условиям работы пояса на изгиб под действием нагрузки, приложенной к нему через элементы проезжей части, дополнительно поставлено в трех средних панелях по два пучка в нижней полке на протяжении полу панели и в каждом узле по два пучка в верхней полке также длиной 5,5 л.
Все пучки арматуры имеют по концам анкеры стаканного типа. Натяжение дополнительных пучков, расположенных в серединах панелей, производят
Рис. VIII.11, Соединительная муфта
при изготовлении блоков. Основные пучки при изготовлении вводят в каналы н натягивают неполным усилием для обеспечения трещнностойкости блоков при транспортировке и монтаже.
Стыкование жесткого нижнего пояса производят после того, как все его блоки установлены на место. Швы между блоками заполняют жестким цементным раствором с трамбованием, причем применяют специальную металлическую боковую опалубку швов. Затем, действуя домкратами со стороны опорных узлов, освобождают от натяжения основную арматуру крайних блоков нижнего пояса. Пучки этой арматуры соединяют с основной арматурой следующих блоков. Для этой цели служат особые соединительные муфты в виде отрезков труб с приваренными внутри выступами (рис. VIII. 11). На стаканных анкерах также имеются приваренные выступы. Анкер вставляется в муфту; поворотом муфты на 60° достигается соединение анкеров между собой. Соединив пучки, освобождают от предварительного напряжения арматуру следующего блока, после чего эту операцию повторяют. Когда все пучки основной арматуры соединены и освобождены от предварительного напряжения, их натягивают вновь сразу на всю длину пояса расчетным усилием.
Стыки арматуры расположены в специальных нишах, оставленных в полках нижнего пояса (рнс. VIII. 12t).
Кроме натяжения основной арматуры, при монтаже должны быть поставлены в узлах и натянуты дополнительные верхние пучки, служащие для воспринятая растягивающих усилий, возникающих в поясе при работе его на местную нагрузку, как неразрезной балки, опертой в узлах. По окончании натяжения всей арматуры пояса каналы должны быть заинъецированы, а ниши,, в которых располагаются муфты, забетонированы. 324
Верхний пояс главной фермы имеет тавровое поперечное сечение. Узловые утолщения верхнего пояса включены в состав распорок верхних связей. Присоединение блоков верхнего пояса к узловым утолщениям осуществляют посредством сварки арматуры и омоноличивания швов, которые для удобства установки блоков при монтаже сделаны ступенчатой формы.
Раскосы ферм имеют двухстенчатое поперечное сечение в виде двух прямоугольников, соединенных диафрагмами. На концах элементов сечение переходит в прямоугольное. Сжатые раскосы не имеют предиапряженной арматуры; они присоединяются в узлах с помощью сварки выпусков арматуры и омоноли-
II
Рис, VIII.12. Стык нижнего пояса
чивання швов, Растянутые и сжато-вытянутые раскосы присоединяют к поясам через швы, заполняемые жестким раствором, причем пучки арматуры раскосов заводят в прорези узловых утолщений верхнего пояса и стыкуют при помощи муфт с наклонными короткими пучками, заложенными в узловые утолщения нижнего пояса. После натяжения арматуры раскосов каналы инъецируют, а прорези заполняют бетоном.
Роль нижних связей между фермами выполняет проезжая часть. Верхние связи запроектированы в виде распорок между верхними поясами ферм; в крайних узлах верхнего пояса распорки поставлены наклонно и вместе с опорными раскосами образуют портальную раму.
Достоинством рассмотренной конструкции пролетного строения является обеспечение трещи нестойкости стыков благодаря их преднапряженшо и прямая передача усилий от одного блока нижнего пояса к другому через арматуру, соединенную муфтами.
Недостатком ее является многодельность работ по монтажу пролетного строения, а также неприспособленность конструкции к навесному или полуна-весному монтажу. Сборку пролетного строения необходимо вести либо на сплошных подмостях, либо на берегу с последующей продольной надвижкой всего пролетного строения или нижних поясов в пролет. Кроме того, инъецирование длинных закрытых каналов—операция нежелательная. Стыкование пучков можно осуществить более простыми средствами. При отработке деталей конструкции эти недостатки могут быть устранены или смягчены и в целом конструкцию можно считать перспективной.
Другим примером конструкции пролетного строения со сквозными фермами является пролетное строение под железную дорогу пролетом 55 jh с непре-
325
рывным армированием, разработанное ЦПКБ Мостотреста в 1961 г. Пролетнс строение (рис. VIII. 13) запроектировано с ездой понизу. Схема ферм приняа аналогичной рассмотренной в предыдущем примере с той разницей, что нижни пояс принят нежестким, не работающим на изгибающие моменты.
Элементы главных ферм имеют двутавровое поперечное сечение со ста! дартиыми размерами, позволяющими обойтись тремя типами металлическс опалубки для изготовления всех этих элементов. Очертание поперечного сеч> ния двутавров принято с закруглениями входящих углов и скосами внутренни граней полок для повышения качества бетонирования и облегчения снята металлических форм.
Рис, VIII,13. Пролетное строение с непрерывным армированием
Растянутые элементы главных ферм являются преднапряженными; их и: готовляют с применением метода непрерывного армирования. Арматура в виг пучков высокопрочной проволоки располагается при этом в полках двутавр; На концах сечение переходит в прямоугольное (рнс. VIII. 14). В концевы утолщениях размещены анкеры, представляющие собой полукруглые стальнь кожухи, заполненные бетоном. При изготовлении элементов между анкерам ставят распорки, проходящие между полками двутавра, и наматывают арматур под натяжением с помощью установки, описанной в гл. V. После бетонирована элемента и твердения бетона распорки снимают, создавая, таким образов предварительное напряжение в элементе.
В полукруглых анкерах, на которые намотана арматура, имеются отве] стня для прохода соединительных болтов. Расположение отверстий стандартно'
Кроме основной преднапряженной арматуры, в растянутых элемента поставлена ненапряженная арматура в виде сварных сеток.
Сжатые элементы без предварительного напряжения также имеют дв^ тавровое сечение, переходящее у торцов в прямоугольное. Они армирован сварными сетками.
Проезжая часть пролетного строения состоит нз продольных и поперечны балок. Продольные балки имеют поперечное сечение в виде двутавра с широка 326
верхней полкой. В нижнем поясебэлок расположена основная преднапря-женная арматураСВерхннй пояс служит плитой балластного корыта. Продольные балки рассчитаны как неразрезные н имеют верхнюю и нижнюю арматуру, натягиваемую методом непрерывного армирования. Часть нижней арматуры обрывается, не доходя до опорных сечений продольных балок. Верхняя арматура, кроме воспринятая отрицательных изгибающих моментов, поставлена для возможности работы верхней плиты продольных балок на изгиб в горизонтальной плоскости в составе нижних продольных связей.
Для уменьшения растягивающих усилий в продольных балках и изгибающих моментов в поперечных балках, возникающих вследствие совместной работы проезжей части с нижними поясами главных ферм, в узле 4 устроено продольно-подвижное опирание продольных балок иа поперечную.
Концы поперечных балок оформлены в виде узловых утолщений главных ферм. В местах опирания продольных балок на поперечные имеются столики,
облегчающие монтаж продольных балок. Поперечные балки имеют непрерывное армирование в нижнем поясе, а в местах упругого защемления их в узлах главных ферм поставлена, кроме того, и верхняя преднапряженная арматура.
Соединение растянутых элементов главных ферм в узлах с узловыми утолщениями, входящими в состав поперечных балок и распорок верхних связей, осуществлено прн помощи коротких соединительных болтов, проходящих в отверстая в анкерах растянутых элементов и в узловых утолщениях (рис, VIII, 15). Соединительные болты расположены так, чтобы осуществлялась непосредственная передача усилий с основной арматуры на соединительные болты через анкер. Соединительные болты диаметром 42 мм из высокопрочной стали 40Х имеют на концах резьбу. Прн монтаже пролетного строения их натяжение производят с помощью специального домкрата, фиксируя достигнутую вытяжку гайками.
Элементы нижнего пояса соединяют болтами, проходящими от одного элемента до другого сквозь узловое утолщение. Часть соединительных болтов, ненужную по расчету для прикрепления последнего, менее нагруженного элемента, закрепляют гайками на узловых утолщениях. Растянутые раскосы прикрепляют в узлах также болтами с предн а пряжением шва.
Стык сжатых элементов с узловыми утолщениями осуществляется устройством шва, заполняемого цементных! раствором. Для фиксации положения сжатых элементов при монтаже служат болты, проходящие через отверстия в элементах и завинчиваемые в стальные муфты, которые заложены в бетон узловых утолщений.
Нижние продольные связи в пролетном строении отсутствуют. Их функции выполняет проезжая часть, работающая совместно с нижними поясами главных ферм как безраскосная горизонтальная ферма. Верхние связи запроектнрова-327
ны в виде железобетонных распорок двухстенчатого сечения. В состав распорок -входят узловые утолщения верхнего пояса.
Пролетное строение может быть смонтировано полунавесным способом с устройством в пролете двух временных опор. К достоинствам его относятся возможность механизации арматурных работ прн изготовлении блоков, более <_ простой монтаж (по сравнению с конструкцией, разобранной выше), прямая передача растягивающих усилий в узлах и обеспечение предварительного напряжения в швах растянутых элементов. Недостатком является сложная форма балок проезжей части и их прикреплений. Этот недостаток можно устранить,
Рис. VIII.15, Узел ни;кнего пояса пролетного строения с непрерывным армированием
выполнив продольные балки в виде плит и применив этажное расположение балок проезжей части; при этом несколько увеличится строительная высота пролетного строения.
В 1962 г. Союздорпроектом запроектированы рамно-подвесные мосты со сквозными фермами для отверстий от 60 до 120 м. Конструкция такого моста представляет собой ряд Т-образных рам со сквозными ригелями, на концы которых опираются подвесные пролетные строения в виде сплошных простых балок пролетом 24 м.
Общий вид моста для отверстня’120 м показан на рис. VHI.16. Опоры Т-образных рам могут быть сборными из пустотелых коробчатых блоков с вертикальной предиапряженной арматурой или монолитными с армированием арматурой без предварительного напряжения. Сквозной ригель имеет высоту у опоры, равную 12,2 ж; высота уменьшается к концам по плавной кривой до величины 1,70 м. Ригель имеет раскосную решетку с нисходящими от опоры раскосами, работающими на растяжение. Длина первых восьми панелей, считая от опоры, — 5 .и. Отбрасывая этн панели, можно изменять отверстие от 120 до 60 м через 10 м. У конца ригеля длина панелей уменьшается, чтобы угол наклона раскосов к горизонту не был чрезмерно малым.
В поперечном сечении ригель состоит из двух пространственных ферм, между которыми укладываются плиты проезжей части. Фермы собираются из 338
монтажных элементов, линейных по фасаду, со стыками в каждом узле. Все эти монтажные элементы, за исключением раскосов, являются плоскими, имея ширину около 3 м.
Верхний пояс имеет корытообразное поперечное сечение; в углублении корыта располагается основная преднапряженная арматура. Нижний пояс представляет собой прямоугольную плиту. Стойки выполнены в виде железобетонных рам. Такая конструкция обладает поперечной жесткостью, так как роль продольных связей играют сами плиты поясов, а поперечными связями служат рамы стоек. Раскосы запроектированы в виде линейных преднапряжсн-
Рис, VIII. 16, Общий вид’рамно-подвесного -моста со сквозным ригелем
ных элементов, расположенных в двух плоскостях, и имеют в средней части двутавровое сечение; участки у узлов сделаны двухстенчатыми, а на самом конце-сечение становится прямоугольным. Такая форма раскосов позволяет удобно прикрепить их в узлах и обеспечивает достаточную жесткость.
Конструкция узлов верхнего и нижнего поясов приведена на рис, VIII, 17. Элементы нижнего пояса имеют сухие стыки с заполнением шва эпоксидным клеем. Точность примыкания элементов пояса обеспечивают путем совместного изготовления их на общем плазу, очертание которого соответствует очертанию-' ииза ригеля. Стойки опираются на нижиий пояс через стальные тангенциальные опорные части. Раскосы прикрепляются с помощью высокопрочных болтов, проходящих в каналах, устраиваемых при изготовлении в нижнем поясе-и концевых утолщениях раскосов. Предполагалось использовать высокопрочные болты из термически обработанной стали 40Х диаметром 42 мм.
Элементы верхнего пояса имеют стыки, заполняемые цементным раствором после окончания монтажа каждой панели. Стойки примыкают к верхнему поясу также через тангенциальные опорные части. Прикрепление раскосов в узлах верхнего пояса такое же, как и в узлах нижнего. Неточности в длинах стоек могут быть компенсированы подкладками; неточности в длинах раскосов компенсируются различной величиной зазоров между торцами раскосов и поясами. При этом можно регулировать длину раскосов при помощи гаек на сое-
323
динительных болтах. Заполнение швов производят после окончания монтажа панели. Таким образом, шов не получает предварительного напряжения.
Схема расположения основной предварительно напряженной арматуры в верхнем поясе приведена на рис, VIII. 18. Арматура в виде пучков по 24 проволоки диаметром 5 мм в каждом размещена в корыте верхнего пояса над опорой в тря горизонтальных ряда, по 17 пучков в каждом, В каждом узле верхнего пояса отгибается вниз и закрепляется от двух до девяти пучков. Нижний ряд пучков соприкасается с дном корыта.
Рис. VIII.17, Конструкция узлов
Сборка ригеля ведется внавес двумя кранами симметрично в обе стороны от оси опоры. Сначала прикрепляется элемент нижнего пояса и раскос, образующие вместе с ранее собранной конструкцией жесткий треугольник. Затем ставится стойка и элемент верхнего пояса. После монтажа симметричной панели и приведения элементов в проектное положение омоноличивают швы и укладывают пучки арматуры, заканчивающиеся в собранных панелях. Эти пучки вводятся в закрытые каналы и выходят на скос торца элемента верхнего пояса, где и закрепляются с помощью конусных анкеров после натяжения домкратами двойного действия. Каждый пучок закрепляют в узлах, симметричных относительно оси опоры. Когда отведены и закреплены все пучки иижнего ряда, до сборки последующих панелей производят бетонирование нижнего слоя заполнения корыта. Натяжение последующих пучков второго ряда начинают только после твердения уложенного слоя бетона. Этим достигается, во-первых, создание предн ап ряжения в этом слое бетона и, во-вторых, увеличение площади сжатого бетона, воспринимающего усилие предварительного напряжения от последующих пучков, что позволяет немного уменьшить площадь сечения верхнего пояса и соответственно расход бетона на него, В тех элементах верхнего пояса, которые монтируются далее, глубина корыта уменьшена так, что 330
теперь на его дно укладываются пучки второго ряда. Та же последовательность работ принята и при натяжении пучков последующих рядов арматуры.
Подвесные балочные пролетные строения представляют собой составные (поперечно-члененные) балкн без диафрагм. Они опираются на выступы на концах соседних ригелей через стальные опорные части.
Рассмотренная конструкция пролетных строений имеет хорошие экономические показатели и рассчитана на современные методы монтажа.
Крупным недостатком этой конструкции является отсутствие преднапря-жения в швах примыкания раскосов в узлах, а следовательно, неизбежность появления здесь трещин, вызывающих коррозию соединительных болтов. Поэтому перед практическим применением этой конструкции необходимо изменить
Рис. VIII.18. Армирование верхнего пояса
принцип формирования узлов, обеспечив преднапряжение шва. Кроме того, недостатком можно считать значительный расход металла на стальные опорные части стоек, а также необходимость в регулировании длин элементов прн монтаже. Этот последний недостаток является серьезным, так как регулирование длин под контролем геодезических инструментов задерживает монтаж. Следует стремиться к тому, чтобы иа монтаже можно было прямо соединять элементы между собой, например, с помощью болтов, а правильное проектное положение элементов и их точная длина были обеспечены при изготовлении. К сожалению, практическое решение этой задачи пока наталкивается на серьезные трудности.
Одним из крупнейших сооружений нашего времени является построенный в 1965 г. в СССР мост, главные пролеты которого перекрыты иеразрезным балочным пролетным строением по схеме 106+3 X 166 +106 м (см. рис. VIII.1,г). Над опорами, где значительные величины изгибающих моментов требуют большой высоты сечения, пролетное строение запроектировано сквозным; в серединах пролетов, где высота фермы может быть резко уменьшена, пролетное строение имеет сплошные участки. Проект моста составлен Г и протрансмостом.
На рис. VIII. 19 показана конструкция пролетного строения в одном из пролетов длиной 166 м. При ширине проезжей части 15 м пролетное строение состоит нз четырех главных ферм. Сквозная часть длиной 120 м имеет треугольную решетку. Две такие фермы, соединенные распорками, собирали на берегу и подавали целиком на плавучих опорах в пролет. Средний участок длиной 46 м собирали отдельно и после транспортировки его на место соединяли со сквозной частью стыками, способными воспринимать изгибающие моменты.
331
Рис. VIII,19. Конструкция прилетного строения
Рис. VIII.20. Поперечное сечение верхнего пояса
Рис. VIII. 21. Конструкция узда
332
Нижний пояс фермы и ее раскосы имеют прямоугольное поперечное сечение. Высота сечения нижнего пояса изменяется от опоры в пролет от 135 до 95 дн, ширина — от 90 до 65 см.
Верхний пояс фермы имеет двутавровое поперечное сечение, верхней полкой которого служит плита проезжей части (рис. УШ.20). Фермы соединены попарно распорками двутаврового поперечного сечения в узлах нижнего пояса и диафрагмами между ребрами верхнего пояса. Кроме того, поставлены распорки и между опорными раскосами; таким образом, созданы рамы опорных поперечных связей.
Основная напрягаемая арматура изготовлена из тросов диаметром 45 мм. Она расположена в нише плиты верхнего пояса, а также над свесами его нижней полки. В средней части пролета, на протяжении одной панели сквозной фермы возможно появление положительных изгибающих моментов от временной нагрузки. Поэтому здесь имеется напрягаемая арматура и в нижнем поясе. Она располагается в закрытых каналах.
Растянутые раскосы также выполнены из предварительно напряженного железобетона. Они объединены с узловыми утолщениями верхнего и нижнего поясов. При их изготовлении арматуру в виде пучков из высокопрочной проволоки натягивали на упоры.
Присоединение монтажных элементов главных сквозных ферм в узлах было осуществлено с помощью сварки выпусков арматуры и омоноличивания швов шириной 30—50 см. Затем ставили и натягивали предварительно напрягаемую арматуру поясов.
В качестве примера па рис. VIII.21 показана конструкция одного из узлов (узел А по рис. VIII.19) нижнего пояса. К этому узлу примыкает только один растянутый элемент — раскос; пучки напрягаемой арматуры показаны пунктиром. Пучки заанкерены в бетоне с помощью каркасностержневых анкеров.
Представление об армировании узлов дает рис. VIII.22, на котором показана нижняя часть растянутого раскоса вместе с узловым утолщением. Предварительно напряженная арматура раскоса состоит из шести пучков. Остальные элементы, сходящиеся в узле, сжаты; для их присоединения к узловому утолщению имеются выпуски арматуры. Эти выпуски соединяли посредством сварки с выпусками арматуры из сжатого раскоса и поясов, а затем бетонировали стык. ЦНИИСом предложена перспективная конструкция пролетного строения со сквозными главными фермами, элементы которых изготовляются из железобетонных центрифугированных труб.
Г лава IX
РАСЧЕТ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Расчет элементов мостовых конструкций производится как железобетонных при условии, если вся арматура или ее часть учитывается при расчете на прочность. При этом обязательна проверка на трещииостойкость.
Конструкции, содержащие небольшое количество арматуры и не проверяемые на трещиностойкость, следует рассматривать как бетонные, а находящуюся в них арматуру считать поставленной конструктивно (например, противоуса-дочную арматуру в опорах).
333
Минимальный процент армирования не установлен, так как проверка тре-щиностойкости является достаточным условием, гарантирующим работу конструкции как железобетонной.
Определение моментов и усилий, действующих в элементах железобетонных пролетных строений мостов, производят согласно принятым в настоящее время методам расчета в упругой стадии работы этих элементов. В статически неопределимых системах пластические деформации бетона (ползучесть) и усадка могут существенно изменить напряженное состояние конструкций, поэтому в ряде случаев эти факторы должны быть учтены. Пластические свойства бетона и арматуры учитывают также при определении несущей способности элементов по прочности и при оценке потерь предварительных напряжений во времени.
Кроме того, пластические деформации железобетона в состоянии конструкции, близкой к разрушению, способны изменить расчетную схему статически неопределимой системы, составленную в предположении работы материала в упругой стадии. Несмотря на то что для некоторых конструкций, например для неразрезных плит и балок, разработаны методы расчета, учитывающие изменение расчетной схемы вследствие образования пластических шарниров, эти методы не приняты в технических условиях проектирования мостов в связи с особым характером их работы под нагрузкой и недостаточной еще изученностью фактической несущей способности статически неопределимых мостовых конструкций. Необходимо заметить, что применяющийся в настоящее время расчет мостовых конструкций как упругих систем дает результаты, идущие в запас прочности.
Пролетные строения железнодорожных мостов по первому предельному состоянию рассчитывают на прочность (при однократном действии нагрузки), в необходимых случаях на устойчивость формы (продольный изгиб) и на выносливость (прочность при многократно-повторном действии нагрузки).
Пролетные строения автодорожных и городских мостов не подлежат расчету на выносливость вследствие менее регулярного воздействия на них расчетных нагрузок и рассчитываются по первому предельному состоянию иа прочность и устойчивость.
Кроме того, пролетные строения мостов всех назначений рассчитывают по второму и третьему предельным состояниям — по общим деформациям (прогибам) и по трещиностойкости.
В соответствии с общими положениями метода предельных состояний расчетные нагрузки для железобетонных пролетных строений принимают по нормативным нагрузкам с введением в зависимости от вида расчета коэффициентов перегрузки п, динамических коэффициентов (1 + ц) и коэффициента е, исключающего влияние транспортеров (при расистах на выносливость). Эти коэффициенты вводятся в расчет в соответствии с табл. IX.1. ।
Таблица IX. 1
Коэффициенты, вводимые в различные расчеты железобетонных пролетных строений
Расчеты К постоянной и другим нагрузкам, кроме подвижной вертикальной К подвижной верти.-калькой нагрузке
на прочность и устой-1 чивость формы . , . По первому предельному П п; (1 + г)
состоянию на выносливость .... 1 (1 4- и); е
По второму и третьему предельным состояниям . 1 I*
* При расчете автодорожных и городских мостов но третьему предельному состоянию (на тре-щнностойкость) нагрузка НК-80 принимается согласно СН 200—62 с коэффициентом 0,8.
334
Значения коэффициентов п и е были приведены в § 3 введения.
Динамические коэффициенты по СНиП 11-Д.7—62* принимаются равными: а) для балочных и рамных конструкций железнодорожных мостов, включая элементы сквозных надарочных строений,
'+|Л = 1 +‘20ТГ’
но не менее 1,15;
б) то же для автодорожных и городских мостов при расчете на автомобильную нагрузку: при Z, < 5 м 1 + р — 1,3; при Z > 45 я 1 + ц = 1,0; при 5 < Л <4 45 лг 1 + Р определяется по интерполяции;
в) для арок и сводов внешне распорных арочных пролетных строений со сквозной надарочной конструкцией железнодорожных мостов
, , 1 Л Л 0,4/\
1 4- р - 1 + wo + х ^1 + ,
где / — стрела арки; I — ее пролет; А — коэффициент, равный 10 при I < <. 110 лг, 15 при I 140 м и определяемый по интерполяции для остальных значений Г,
г) то же для автодорожных и городских мостов при расчете на автомобильную нагрузку: при Л < 20 м 1 + р = 1,2; при А, > 70 я 1 + р = 1,0; прн 20 <4 А, <4 70 я — по интерполяции.
В написанных выше формулах А, (в я) принимается:
а) для элементов проезжей части и работающих только на местную нагрузку элементов основных несущих конструкций — равной длине загружен и я линии влияния;
б) для основных элементов главных ферм — равной длине пролета или длине загружения линии влияния, если эта длина больше величины пролета.
При расчете автодорожных и городских мостов на нагрузку НК-80 и НГ-60, а также для подвижных нагрузок для тротуаров и пешеходных мостов принимается 1 + р = 1,0.
Значения динамических коэффициентов установлены экспериментально.
Определение несущей способности элементов мостовых конструкций по первому предельному состоянию основано на том, что достижение растянутой арматурой предела текучести вызывает вследствие пластических деформаций арматуры предельное состояние бетона сжатой зоны; поэтому в расчетах на прочность принимают и для арматуры и для бетона расчетные сопротивления, установленные по нормативным значениям соответственно предела текучести (для арматуры из высокопрочной проволоки — временного сопротивления разрыву) и предела прочности. Эпюра напряжений в сжатой зоне бетона имеет криволинейный характер, одиако без особой погрешности может быть принята прямоугольной.
Указанные предпосылки расчета несправедливы для сильно армированных конструкций, в которых разрушение начинается по бетону еще до достижения арматурой предельного состояния. При расчете таких конструкций вводятся, как будет показано в дальнейшем изложении, коэффициенты условий работы т,.
В расчетах на выносливость предпосылка об одновременном наличии предельных состояний в арматуре и в бетоне не применяется. В этих расчетах определяют напряжения в сечении элемента, пренебрегая при отсутствии предварительного напряжения работой бетона на растяжение, и сравнивают их с расчетными сопротивлениями арматуры и бетона на выносливость.
Определение напряжений производят, принимая треугольную эпюру напряжений в сжатой зоне бетона, гипотезу плоских сечений и закон Гука. Однако вследствие уменьшения модуля деформации бетона при напряжениях, близких к пределу выносливости, расчеты ведут при несколько увеличенных £а по, отношению к нормативным значениям п = .
^6
335
Расчет по третьему предельному состоянию — на трещиностойкость — заключается или в обеспечении полного отсутствия трещин, что имеет место в предварительно напряженных конструкциях, или в ограничении расчетного раскрытия трещин величиной, допустимой по условию защиты арматуры от коррозии, что является неизбежным для конструкций без предварительного напряжения и экономически оправданным в определенных условиях для конструкций с частичным предварительным напряжением.
Определение прогибов железобетонных пролетных строений (расчет по второму предельному состоянию) производят или исходя из работы элементов конструкции полным сечением в упругой стадии (полностью предварительно напряженные конструкции), или учитывая частичную работу бетона между трещинами (конструкции без предварительного напряжения и с частичным пред-, варительным напряжением).
Подробный вывод формул, относящихся к расчетам по прочности, выносливости и трещиностойкости, не входит в задачи данного курса и представляет собой содержание специальных курсов теории железобетона [I, 111. В дальнейшем изложении приведены лишь некоторые наиболее часто встречающиеся в практике проектирования мостов формулы и способы расчета предельных состояний. Величины расчетных сопротивлений для бетона и арматуры, принятые в СН 200—62 и в Указаниях по проектированию железобетонных и бетонных конструкций железнодорожных, автодорожных и городских мостов и труб* (при сдаче книги в печать находились в стадии утверждения), приведены в приложениях 5, 6 и 7,
§ 2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ И ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ В ПЛИТАХ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ
ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ МОСТОВ
В состав проезжей части мостов под железную дорогу входят плита балластного корыта, тротуарные консоли, а в мостах с ездой понизу, кроме того, поперечные и иногда продольные балки.
Плиту можно рассчитывать как балочную, а не как опертую по контуру, если отношение ее сторон (расстояний между балками, на которые она опира- . етея) не меньше двух, что в современных проектах пролетных строений всегда соблюдено. Расчетный пролет считается по меньшей стороне.
Воздействие вертикальной подвижной нагрузки на плиту в тех случаях, когда ее расчетный пролет перпендикулярен оси пути, принимается по СН 200—62 равным 2Д — 2-14 = 28 т;м пути; в поперечном направлении нагрузка через балласт распределяется на ширину В — 2,7 -С И или В — 2,7 -^2#, но не более чем на ширину балластного корыта. Здесь Н — толщина балласта , под шпалой, 2,7 м — длина шпалы.
Два значения В соответствуют двум принимаемым в расчет углам распространения давления через балласт: 26°34' н 45s. Так как распределяющая способность балласта зависит от его состояния и может меняться в указанных границах, то в расчетах следует принимать значение В, которое дает большую величину определяемого воздействия (момента, поперечной силы и т. п.).
Нагрузку от подвижного состава на 1 м2 плиты для двух крайних значений В при Я — 0,35 м получим соответственно равной:
q — 9,18 m/.и2 и q — 8,23 т/м2.
Динамический коэффициент и коэффициент перегрузки для этого случая расчета (работа плиты поперек оси пути) следует вычислять, условно считая Л — 0, т, е. полагать равными:
1 -у И — 1,5 и нВр = 1,3.
* В дальнейшем изложении именуются сокращенно «Указания».
336
выносливость, на трещино-
на
Рис.1ХЛ. Схема к расчету плиты как консольной балки
Если плита в двухблочном пролетном строении ие омоноличивается, то ее можно рассчитать как консольную балку (рис. IX.1), определив изгибающие моменты и поперечные силы в сечениях 1—1. 2—2, 3—3 от собственного веса плиты, веса балласта и подвижной вертикальной нагрузки,
Рассматривая участок плиты шириной в 1 .и, получим погонную нагрузку от подвижного состава равной д, в данном случае q — 9,18 т!м.
Перечисленные нагрузки принимают с соответствующими коэффициентами в зависимости от вида расчета (на прочность, стойкость, см. табл. IX. 1).
В более сложных условиях работы, как упруго защемленная по двум краям, плита находится в случае соединения ее с двумя ребрами. Степень защемления характеризуется сопротивлением стенки и нижнего пояса балки кручению и изгибу. В связи со сложностью действительной работы плиты ранее рассчитывали ее на условные изгибающие моменты: в опорном сечении Л1оп — —0,7 Л1о, в середине пролета М = О,5Мо, где Л10 — момент в середине пролета свободно опертой балки. За расчетный пролет принимали пролет в
свету, увеличенный на толщину плиты. Кроме того, при малых толщинах стенок балок рассматривали плиту как двух консольную балку.
В настоящее время разработаны способы расчета плиты с учетом простраи-
ственности конструкции пролетного строения; краткое изложение некоторых из них приведено в § 5 гл. IX.
Рис. IX.2. Расчетное поперечное сечение балки
Можно воспользоваться рекомендациями Технических указаний по расчету балочных плит проезжей части мостов (ВСН 58—61), согласно которым расчетные моменты в плитах следует принимать в зависимости от величины
(IX.1)
пх = 0,001 --у- с№, о/*
где
Eh3
T2(f^p2)
— цилиндрическая жесткость плиты;
I — расчетный пролет плиты (в свету между балками);
GIk —жесткость балки при кручении.
Момент инерции при кручении Jk определяется как сумма моментов инерции геометрических фигур, иа которые можно разбить поперечное сечение пролетного строения (рис. IX.2, а, б); при этом допускается некоторая схематизация поперечного сечения
Л = 2 4.
12 Зак. 19
337
Для момента инерции прямоугольника при кручении можно принять согласно ВСН 58—61
Л-~~0,21<М. о
Для момента инерции прн кручении фигуры, составленной нз прямоугольника и треугольника (рис. IX.2, в),
4 = [Ла + (ft')®J (h + h') - 0,21 (hy.
Модуль упругости G и коэффициент поперечного расширения принимают равными:
G- 0,435/7^ р-0,15.
Для однопролетных плит значения расчетных моментов в плите помещены в табл. IX.2.
Таблица IX,2
Расчетные моменты в однопролетных плитах
Величина в знак расчетного моментн
Расчетное сечение 1 I
пг < 30 |30 <. п, ] 00 | Hi 100
У балок (опорное селение) .... В середине пролета —0,8 —0,65 Л1о —0,5 Мо 4-0,5 Мо 1 4-0,6 Мо | 4-0,7 Мо
В табл. IX.2 Мо — максимальный изгибающий момент в плите посередине пролета как в свободно опертой балке пролетом, равным расстоянию между балками в свету.
Поперечную силу Q допускается определять, как для свободно опертой балки пролетом, равным расчетному пролету плиты.
С учетом динамического коэффициента (1 + р) и коэффициентов перегрузки п2, пйр имеем
+ (1 + Н) п.Р =
= (UPl++ ! 95 Я?, (IX.2)
О О
Поперечная сила
q _р 1,95 . (IX.3)
В этих формулах: рх — собственный вес плиты на 1 пог. м; р.2— нагрузка от веса балласта с частями пути; q—вертикальная подвижная нагрузка, в рассматриваемом случае равная q — 9,18 т/м; I — расчетный пролет плиты.
Сечение плиты со стороны тротуарной консоли рассчитывают на момент (рис. IX.3)
AI™ = + L’ZP^l + 1 95 (IX .4)
и соответствующую этой схеме загружения поперечную силу
Q — 1,Ip!at ф- 1,3р2 а2 4- 1,95 qa# (IX.5)
Как было указано, из двух предусмотренных СН 200—62 значений q надо выбирать то, которое дает большее значение М нли Q. В рассматриваемом 338
коэффициент 1,9о на 1,5.
Рис. IX.3. Схемы к расчету тротуарной консоли плиты
случае необходимо при определении опорного момента по схеме, показанной на рис. IX.3, сравнить две величины:
и д'(а$У, приняв (/ = 9,18 т/м; qr = 8,23 т/м;
(2,7 4- И — а) 3,05 — а ф «3 = — 2— — 2— >
(2,7+ 2^ — а) 3,4 —а
аз~ 2 “2
(а—расстояние между наружными гранями балок).
Аналогичное сравнение следует сделать и при определении Q.
Такой же вид, как и формулы (IX.2)—(IX.5), имеют формулы для расчета на выносливость с тем лишь различием, что в них надо опустить коэффициенты перегрузки 1,1 и 1,3 и, следовательно, заменить
При проверке трещиностойкости в формулах для изгибающих моментов, по которым будут определяться напряжения в арматуре, кроме того, надо исключить динамический коэффициент. Коэффициенты перехода к расчетным моментам, помещенные в табл. IX.2, сохраняют свое значение и для расчетов на выносливость и трещино-стойкость.
По полученным расчетным моментам и поперечным силам производится подбор сечения плиты, причем ширина сечения принимается равной 100 см.
Необходимо заметить, что толщина плиты определяется не только се расчетом на изгиб, но главным образом ее участием в работе главных балок, как сжатой зоны. Поэтому основная цель расчета плиты на изгиб — установить необходимое количество арматуры при принятой толщине пли
ты. При небольших пролетах главных балок (обычно меньше 23 л<) толщину плиты в первом приближении можно принять равной минимально допустимой величине (см. гл. IV, §2); для больших пролетов целесообразно толщину плнты делать равной высоте сжатой зоны, что дает наилучшее использование плиты, как сжатого пояса балки.
В конструкциях, имеющих тротуарные консоли, таковые рассчитывают на временную равномерно распределенную нагрузку (от веса балласта, шпал, рельсов и т. п., уложенных на тротуарах при ремонте пути) интенсивностью 1 т/м2 с коэффициентом перегрузки 1,1 и на собственный вес консолей.
При опирании рельсов непосредственно иа плиту ее необходимо рассчитать на нагрузку от оси подвижного состава, принимая величину давления на ось равной 2,5Х = 35 т. Можно считать, что давление от колеса распределяется на ширину подкладки, а вдоль оси пути—на 100 см, условно полагая Л,—0.
Кроме того, следует произвести расчет на ту же нагрузку в предположении схода осн подвижного состава с рельсов, принимая величину отклонения колеса от оси рельса, соответствующую расстоянию до охранных приспособлений.
Если расчетным пролетом плиты является расстояние между осями поперечных балок, то временная вертикальная нагрузка принимается равной соответствующей эквивалентной /г, но не более 2Х т/м пути. Эта нагрузка считается распределенной на ширину (2,7 -f- И) м. Удобно расчет вести на 1 м ши-k рины плиты, приведя к этому размеру нагрузку, т. е. полагая q = .
I J 11
В зависимости от конструкции плиту рассчитывают как разрезную, если она не омоноличепа над поперечными балками, или как неразрезную при наличии соединений, передающих опорный момент. Для практических целей достаточно 12* 339
рассматривать плиту при большом числе пролетов как трех пролетную. Динамический коэффициент и коэффициент перегрузки определяют в этом случае по общему правилу в функции от А,.
Продольные балки проезжей части рассчитывают также или как разрезные, или как неразрезные в соответствии с их конструкцией.
Поперечная балка при опирании на нее продольных балок рассчитывается на сосредоточенные давления от продольных балок и равномерно распределенную нагрузку от ее собственного веса, Величины давлений от продольных балок следует определять по линиям влияния опорных реакций продольных балок, рассматривая их аналогично указанному выше как разрезные или перазрез-ные. По параметрам этих линий влияния вычисляют и величины эквивалентной нагрузки, динамического коэффициента, коэффициента перегрузки.
Места примыкания поперечных балок к главным балкам или фермам обычно омоноличивают. Поэтому, опорные сечения поперечных балок и арматуру прикрепления их надлежит рассчитывать на опорный момент, который условно принимается равным О,5.Мо, где Л40 — расчетный изгибающий момент посередине пролета поперечной балки. Рекомендуется везде, где возможно, определять опорный момент более точно, например, рассматривая поперечную балку как часть поперечной рамы, состоящей (при езде поверху) из поперечной балки и стоек надарочного строения или из поперечной балки, подвесок н распорки связей в арочных пролетных строениях с ездой понизу и т, п.
§ 3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ
И ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ В ЭЛЕМЕНТАХ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ МОСТОВ
ПОД АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГУ
Прн отношении сторон плиты не менее двух она рассчитывается как балочная; при меньшем отношении — как свободно опертая или частично защемленная по контуру.
Распределение расчетных нагрузок и вводимая в расчет ширина сечения плиты зависит от направления расчетного пролета плиты — поперек или вдоль движения транспорта.
В первом с лучае (рис. IX.4):
bY = b -ф 2Н; (IX.6)
ai = a + 2H+‘ (К.7)
Q
2 ,
но не менее — I и не более расстояния в свету между балками в направлении □
поперек пролета плиты; I — расчетный пролет плиты, принимаемый согласно ВСН 58—61 равным расстоянию между балками в свету, остальные обозначения — па рис. IX.4.
Рассматривая сечение плиты шириной в 1 м, получим интенсивность равномерно распределенной нагрузки равной
? = (1Х.8)
где Р — давление на-один скат (задний) нормативной нагрузки.
При асфальтобетонном покрытии И = 12—15 см. Для нагрузки Н-30 ширина заднего ската 0,6 м. Таким образом, площадки распространения давления задних колес в направлении, перпендикулярном оси моста, не покрывают одна другую.
Если при других покрытиях окажется, что b 4- 2Н > с, где с — расстояние между соседними скатами (1,1 м), то следует принять (рис. IX.5)
(IX,9)
340
Точно так же, если в продольном направлении площадки частично совпадают, то для двух сближенных осей
I 2
«! = 1,6 + а + 2Я-р— но не менее — I + 1,6 ж (IX. 10)
о о
и для четырех сближенных осей
I 2
= 3 -1,2 Д-г 2Я + , но не менее -Q-1 4- 3,6 ж. (IX. 11)
о о
Здесь 1,6 ж— расстояние между задними осями по схеме Н-30.
1,2 ж —расстояние между осями ио схеме НК-80.
При определении для этого слу-
Рис. IX.4. Схема распределения давления от одного колеса на плиту прн расчете па изгибающий момент
чая нагрузки q в формулу (IX.8) подставляется 2Р илн 4Р.
Для разных соотношений пролета плиты I, расстояния между осями соседних скатов с и ширины площадки распределения давления Ьг получим следующие формулы наибольших изгибающих моментов в плите как в
разрезной балке (рис, IX,6):
Рис. IX.5. Схема распределения давления от двух колес па плиту при пересекающихся площадках распределения нагрузки
по схеме а (в сечении посередине пролета)
Мо = . (IX. 12)
ио схеме б
(IX. 13)
по схеме в
М„ = ; d = c~b1. (IX. 14)
О
1 Таблица IX,3
Расчетные моменты в неразрезных многопролетных плитах
Расчетное сечение Величина и знак расчетного ’ момента при
nt < 30 30 < < 100 nt > 100
У промежуточных балок —0,8 ЛТ0 —0,8 М9 —0,8 Л1о
4-0,25 ЛТ0 40,25 Мо 40,25 Мо
У крайних балок —0,8 —0,65 А1о —0,5 Мо
В середине пролета 40,5 Л1о 40,6 40,7
—0,25 А1о —0,25 Мо —0,25 MQ
341
Для учета упругости опор и защемления в местах сопряжения плиты с главными балками можно произвести расчет плиты, основанный на рассмотрении всего пролетного строения как пространственной конструкции (см. § 5 гл. IX).
Можно также согласно ВСН 58—61 воспользоваться табл. IX.2 и IX.3,
составленными на основании исследований Б. Е. Улицкого )12].
В табл. пх определяется по формуле (IX.1); Л1о — изгибающий момент посередине пролета плиты как свободно опертой балки.
Как видно из табл. IX.3, в опорном сечении плиты возникают и положительные моменты вследствие прогиба балки от нагрузки, находящейся над балкой.
В табл. IX.2 приведены расчетные моменты для однопролетных плит. Значения этих моментов относятся к пролетным строениям, имеющим диафрагмы, причем принято
Рис. IX.6. Схемы к определению где I — расчетный пролет плиты;
наибольших изгибающих моментов £ — длина плиты между диафраг-
мами.
В бездиафрагменных пролетных строениях необходимо определять изгибающие моменты в плитах по более точному расчету, рассматривая конструкцию пролетного строения как пространственную (см. § 5 гл. IX).
Рис, IX.7. Схема распределения давления колес на плиту при расчете на поперечную силу
Рис. IX.8. Схема распределения давления от колеса, стоящего па конце консоли
Расчетные моменты в плите получим, умножая на соответствующие коэффициенты из табл. IX.3 расчетный момент Л/О.расч, найденный как для разрезной балки.
Afo. рас, = 1,1 + 1,5 ЦД + 1,4 1,3 Мо. макс. (IX. 15)
0'0
342
Здесь pi — нагрузка от собственного веса плиты;
р2 — нагрузка от дорожного покрытия, выравнивающего и изоляционного слоев;
Л!о. макс — наибольший изгибающий момент посередине пролета (ВСН 58—61) для свободно опертой балки от временной вертикальное нагрузки;
1,1; 1,5; 1,4 — коэффициенты перегрузки;
1,3 — динамический коэффициент (Х<5 л;).
Поперечная сила при расчете плиты определяется как для свободно опертой балки пролетом, равным расчетному пролету плиты.
При определении поперечной силы давление от колес вдоль пролета плиты (направленного поперек оси моста)считают распределенным также, как и при расчете на изгибающий момент.
Нагрузка устанавливается в невыгоднейшее положение.
Распределение давления колеса в направлении поперек расчетного пролета плиты принимается в зависимости от положения средней плоскости колесного ската по схеме, показанной на рис. IX.7. На этом рисунке:
I 2
«у — а 4- 2Н + -х-, но ие менее 1 0 О
И
«1 = а ф- 2/7, но не менее /. О
Обозначения те же, что и ранее.
Принимая расчетную ширину плиты равной 100 см, следует в соответствии с указанным распределением давлений колес загружать линию влияния попе-
75
речной силы грузами — , гдеор—по рис. IX.7 (в частном случае op=Oi или ор— яр
= а'). Нагрузка устанавливается в невыгоднейшее положение с учетом распределения сил Р вдоль пролета плиты, т. е. уменьшая одну из сил Р, если часть распределенной от нее нагрузки оказывается за пределами расчетного пролета плиты.
Если расчетный пролет плиты направлен вдоль проезда, все изложенные выше правила распределения нагрузки остаются в силе, с тем отличием, что b будет обозначать длину соприкасания ската с покрытием проезжей части, а — ширину ската.
Расчетные моменты в этом случае’следует определять, рассматривая плиту как неразрезную балку (если конструкция плиты этому соответствует), а расчетный про лет ее принимать равным расстоянию между осями поперечных балок.
При расчете плиты, опирающейся по контуру, распределение давления от колеса вдоль и поперек движения принимается равным: а + 2Н и b + 2Н. Расчет таких плит следует вести по специальным таблицам [13].
При расчете консольных плит давление колеса считается распределенным по направлению расчетной длины консоли на участок длиной
ь1 = ь-\-н,
если груз расположен на конце консоли (рис. IX.8), и на
= b + 2Н
при расположении груза так, что распределение его под углом в 45° возможно в обе стороны (рис. IX.9).
Вводимая в расчет ширина плиты определяется построением, показанным на рис. IX.8 и IX.9,
' а1 = а + 2Я + 2с, (IX,16)
где с — расстояние от центра тяжести площади приложения груза до корня консоли.
343
Рассматривая расчетное сечение плиты шириной 1 м, получим, как и раньше, нагрузку на 1 пог. м консоли равной > от которой, учитывая дополнительно постоянную нагрузку и вводя соответствующие коэффициенты, находят расчетный момент и поперечную силу.
Расчет продольных, балок проезжей части автодорожных мостов принципиально не отличается от расчета главных балок, методика которого изложена в § 4.
Поперечные балки условно рассчитывают на момент и поперечную силу, определенные для шарнирно опертой балки пролетом, равным расстоянию между осями главных балок или ферм. Опорный момент при этом принимают
Рис. IX.9. Схема распределения давления от колеса на консоль плиты при распространении давления в обе стороны
Рис. IX.10. Схема распределения веса плиты между, продольными и поперечными^ балками
равным половине момента посередине пролета шарнир но-опер той балки. Можно произвести более точный расчет поперечной балки как ригеля поперечной рамы.
Нагрузка на поперечную балку складывается из равномерно распределенной от собственного ее веса, сосредоточенных сил, представляющих собой давления от продольных балок Р, и части веса плиты вместе с весом дорожного покрытия, в соответствии со схемой, показанной на рис. IX. 10.
Силы Р находят как опорные реакции разрезных или иеразрезных продольных балок сообразно их конструкции.
В целях упрощения расчета нагрузку от плиты можно считать полностью переданной через продольные балки в виде сосредоточенных сил.
§ 4. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ И ПОПЕРЕЧНЫХ СИЛ В ГЛАВНЫХ БАЛКАХ
В мостах под железную дорогу подвижная вертикальная нагрузка обычно распределяется поровну между всеми главными балками (в большинстве принятых конструкций их две).. Необходимые для расчета величины определяют по известным формулам.
Для свободно опертых балок при расчете:
на прочность
+ (IX.17)
344
на выносливость
~ 8 8
ko,^l2 t
8 ’
на трещи нестойкость
w„ Р172 , P2P , ^0,5 Za = ~8^Т^—8~’
(IX. 18)
(IX.19)
где pt, р2, /г0,5 отнесены к одной балке.
Аналогично находят и расчетные величины поперечной силы.
Для определения расчетных изгибающих моментов и поперечных сил в балках пролетных строений под автомобильную дорогу надо знать, какая нагрузка приходится на рассчитываемую балку при невыгоднейшей для нее рас
становке в поперечном к оси моста направлении колонны автомобилей или нор
мативной колесной нагрузки. Это достигается определением коэффициента поперечной установки или (при более точных расчетах) загруженном поверхностей влияния. Коэффициент поперечной установки относят к одной полосе расчетной нагрузки (к давлению на ось).
Существует много способов его определения. Наиболее простой — «по закону рычага», описанный п гл. 41, § 3, п. 2, применительно к мостам железобетонным является слишком неточным, как предполагающий разрезность поперечных балок и плиты над главными балками. При расчете железобетонных мостов этот способ не следует при
Рис. IX.11. Схема к определению коэффициен* та поперечной установки по способу «неравно-мерного сжатия»
менять.
Другой способ, противоположный первому, заключается в рассмотрении пролетного строения как абсолютно жесткой в поперечном направлении конструкции. Это так называемый «способ аналогии с неравномерным сжатием».
г Представим себе груз, равный 1 и находящийся на расстоянии х от оси пролетного строения. Перенесем его на эту ось, вследствие чего придется приложить момент 1х.
Если считать, что деформация поперечного сечения пролетного строения под действием момента Ц' представляет собой только поворот относительно продольной оси, то усилия, приходящиеся на каждую балку от этого момента, будут пропорциональны расстояниям от оси до балки.
Несложные выкладки приводят к такой формуле для нагрузки на крайнюю балку от силы 1
(IX.20)
где я—число главных балок;
at — расстояния между симметрично расположенными балками.
По формуле (IX.20) строят линию влияния (рис. IX.11) и загружают ее грузами Р, представляющими собой давление на колеса расчетного автомобиля.
Коэффициент поперечной установки, отнесенный к давлению на ось, будет равен
12В. Зак. 19 345
_ (S £>г)макс _ J_ /V „ л
a — 2P 2 ”^MaKC
(IX.21)
где (2У^)макс — сумма ординат линии влияния, изображенной на рис. IX.11, для такого возможного по правилам загружения (см. введение § 3, п. 4) расположения автомобилей, при котором эта сумма получается наибольшей.
Для временной нагрузки тротуара коэффициент поперечной установки «Т = Ут,
где ут —ордината линии влияния, соответствующая середине тротуара, или (если второй тротуар расположен на положительном участке линии влияния)
ат = ут + ут,
где у'т —ордината линии влияния под серединой нагрузки на втором тротуаре.
Рис, IX.12. Схема к расчету системы перекрестных балок
Постоянную нагрузку считают распределенной между всеми главными балками поровну. Для свободно опертых балок от автомобильной нагрузки при расчете на прочность и устойчивость
М,.„ = л А- + п2 + n.t (1+n) а + a, bnr ^-P-. (IX.22)
О О О о
Здесь/го ,5 — эквивалентная нагрузка от одной колонны автомобилей;
рт — расчетная равномерно распределенная нагрузка для тротуаров; пт — коэффициент перегрузки для нее;
b — ширина тротуара; остальные обозначения встречались ранее.
По той же линии влияния (см. рис. IX. 11) определяют коэффициент поперечной установки для колесной нагрузки НК-80, помня, что эта нагрузка состоит из одной машины и что при ней тротуары не загружают.
Аналогично находят расчетные величины поперечной силы.
Описанный способ аналогии с неравномерным сжатием можно применить при достаточно жесткой поперечной конструкции пролетного строения (часто поставленные диафрагмы большой высоты). В действительности поперечные балки не остаются прямыми как на схеме, представленной рис. IX.11, а изгибаются.
Способ расчета, учитывающий это обстоятельство, состоит в рассмотрении балочной клетки как системы перекрестных балок и решении такой статически неопределимой задачи обычными методами строительной механики. Можно применить метод сил, приняв за лишние неизвестные силы взаимодействия X балок в местах их пересечения (рис. IX.12) [14, 15, 16].
Коэффициент поперечной установки можно определять, также рассматривая диафрагмы или поперечные балки как неразрезные мн ого пролетные балки на податливых опорах. Величины вертикальных перемещений опор равны прогибам главных балок от рассматриваемого загружения.
В современных конструкциях балочных железобетонных пролетных'Строений часто отсутствуют промежуточные диафрагмы и поперечные балки. В таких конструкциях существенное значение приобретает учет кручения главных балок и определение нагрузки на них на основе пространственного расчета, общие положения которого изложены в следующем параграфе.
346
§ 5. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
КАК ПРОСТРАНСТВЕННЫХ СИСТЕМ
Применявшийся до недавнего времени расчет пролетных строений мостов с разложением их на плоские системы оказывается недостаточным для, решения многих задач, в которых важную роль играют особенности новых конструкций. К ним можно отнести современные тонкостенные конструкции, в особенности пролетные строения с железобетонными балками без ребер жесткости и без диафрагм или с небольшим их числом в пролете. Становится необходимым рассматривать пролетные строения как жестко связанные между собой плиты и ребра; учитывать при их расчете не только вертикальные и горизонтальные перемещения, но и деформации кручения, определяя отвечающее этим перемещениям и деформациям напряженное состояние конструкции.
Рис. IX.13. Основная система при расчете главных балок на кручение
Расчет пролетного строения как пространственной конструкции необходим для более точного выявления распределения нагрузки между балками автодорожных мостов в тех случаях, когда поперечная жесткость пролетного строения при отсутствии диафрагм или малом их числе недостаточна для того, чтобы использовать способ аналогии с неравномерным сжатием или способ перекрестных балок.
В этих случаях требуется также уточнение условий работы плиты.
Затем учет кручения главных балок нужен для определения изгибающих моментов и поперечных сил в стенке балки, вызванных поворотом жестко соединенной с балкой плиты под действием нагрузки, приложенной эксцентрично по отношению к вертикальной осевой плоскости балки.
Расчет пролетных строений как пространственных систем можно вести по методу сил 112, 17, 18] и по методу перемещений [19, 20].
В методе сил пространственная система расчленяется на отдельные балки и плиты, взаимодействие между которыми в виде распределенных моментов и сил удобно выразить тригонометрическими рядами. Аналогично в методе перемещений в форме тригонометрических рядов принимают перемещения по направлению связей, введенных в систему. Прн достаточно большом числе членов принятые для групповых неизвестных тригонометрические ряды будут с требуемой точностью соответствовать фактическому распределению этих неизвестных вдоль пролета. При этом входящие в ряды тригонометрические функции должны отвечать граничным условиям задачи.
Наиболее приспособленным для расчета пролетных строений как пространственных, в особенности при использовании электронных вычислительных машин, является метод перемещений, основные положения которого и рассмотрены далее1.
Введем в систему пролетного строения, состоящего из нескольких балок и плиты, непрерывно распределенные по пролету связи, устраняющие линейные перемещения — вертикальные, продольные, поперечные горизонтальные, и углы поворота узловых линий системы (рис. IX,13, а). За неизвестные
1 В кратком изложении приведена методика расчета, принятая в [20] с сохранением тех же обозначений.
I2B*
347
принимаем углы поворота, вертикальные и поперечные горизонтальные перемещения в виде тригонометрических рядов
Хдд (Л==1, 21 3’"') (IX,23)
н продольные перемещения в виде других тригонометрических рядов
Zj(x) = 2Д’COS^P (n= 1,2,3,...). (IX.24)
Тригонометрические функции выбраны в предположении, что па опорах балок, т. е. при х — 0 и х — Z, поперечные перемещения и углы поворота равны нулю, а продольные перемещения пулю не равны (шарнирное в продольном направлении опирание балок).
Как показано в [20], канонические уравнения метода перемещений при групповых неизвестных (IX.23) и (IX.24) принимают следующий вид:
Д,1 zr + ? /(?> + ... + = 0; 1
Д’ Z'"1 + Д’ ... + = 0;
} (IX.25)
• • ...........................I
Д’/Г + ДДД + .-. + ^До, |
где Z\n}, Z^\ ... — амплитуды неизвестных (IX.23) и (IX.24), соответствующие п-й гармонике, т. е. члену ряда с аргументом плт . „
-у-, /г=1ж 2, 3,...;
—амплитуды реакции в системе связей i, вызванные смещением системы связей k, при Z^ = 1;
R$ — амплитуды гармоник грузовых реакций в системе связей i. Реакции в связях так же, как и неизвестные перемещения, будут выражены через тригонометрические функции [20]; амплитудами реакций на-
(к) (я) (n't • ПЛХ
званы величины rik или гу соответственно в выражениях rik sin—z- или
cos —, определяющих закономерности изменения реакции по длине пролета от смещения Z^ при Z^ — 1.
Аналогично значения R^p и R^p относятся к разложению узловой нагрузки в ряды:
/?,„= V/$>sin^; Л/р=. (IX.26)
Для каждой гармоники (для каждого значения п~1,2, 3,...) решают систе-мууравнений (IX.25). Таким образом, количество систем уравнений (IX.25), которые надо решить, зависит от количества членов рядов (IX,23), (IX.24), обеспечивающих необходимую точность результатов расчета.
Коэффициенты уравнений (IX.25) можно найти, суммируя реакции поставленных вдоль узловых линий связей, возникающие от соответствующих перемещений балок и примыкающих к ним плит, причем стенку балки при относительно небольшой ее толщине также следует считать плитой. Определение реакций в балках заключается в выявлении такой нагрузки, которая вызывает перемещения, равные соответствующему члену ряда (IX.23) пли (IX,24) при Z<n) = 1 или Zja) = 1.
Например, показанную на рис. IX. 13, а систему можно разделить иа балки и плиты согласно рис. IX.13, б. Реакции в связях, устраняющих верти-348
кальные перемещения балок, найдем из условия, что балке придан прогиб , . плх
по синусоиде I *sm —-— .
Интенсивность непрерывно распределенной нагрузки, соответствующая этой линии прогиба, равна четвертой производной от 1 sin —-з— , умножен-ной на £7. Амплитудное значение реакции, следовательно,
Jn) п^л^Ё! г а — г;
(IX.27)
S
f5 ь3
Рис. IX.14. Схемы к определению реакций плит для пространственного расчета по методу перемещений
Углам закручивания балки отвечают амплитуды реакций
,(п)____л2 G/j
“ ” Z2
(IX.28)
так как непрерывно распределенная нагрузка в виде крутящих моментов равна второй производной от функции углов закручивания, умноженной на жесткость балки при кручении Gid и т. д. (см. [201).
Для определения реакций плит А. В. Александровым составлены таблицы коэффициентов /х(сх),..., /в(а) и фДа), ..., "Фэ(а)> позволяющие вычислять амплитуды реакций от изгиба плит, вызванного поворотом и поперечными смещениями их кромок (первая группа коэффициентов), и от деформации плит в их плоскости (втораи группа коэффициентов).
На рис. IX.14 приведены формулы для реакций плит с различными закреплениями продольных кромок прн поворотах или вертикальных сме-, . п jtx „
щениях одной из этих кромок на I sin - -. Поперечные кромки предпо
лагаются шарнирно опертыми.
Коэффициенты f (а), через которые выражены реакции, зависят от шгеб . . „
аргумента а = , где о — ширина плиты, I — ее длина. Значения коэф
фициентов /(а) приведены в табл, работы 120]. В выражения для реакций
входит цилиндрическая жесткость плиты D — —--------1
12 (I — v‘ плиты, v — коэффициент Пуассона (для бетона v=0,15).
где б—толщина
349
При сильно вытянутых в продольном направлении плитах, т. е. при 0, коэффициенты f приближаются к их значениям для «балочных» плит, а именно к /х=4, f2=2, /з=Д^6, f5=fe=12, f7=/s=/fi-0.
Если кромки плиты не совпадают с центрами узлов, то перемещения центра узла вызывают более сложные перемещения кромки плиты. Например, поворот узла приводит не только к повороту кромки плиты, но и к ее линейному смещению. Соответствующие значения реакций в связях, введенных в центре узла, получим по данным рис. IX.14 посредством суммирования реакций от поворота и смещения кромки плиты. Точно так же в подобных случаях через коэффициенты ф0 определяют реакции от деформации плиты в ее плоскости, приведенные к узловой центральной линии (см. [20]).
Грузовые члены уравнений (IX.25) найдем, применяя разложения в ряды Фурье.
Для непрерывно распределенных по длине пролета вертикальной нагрузки q (х) н крутящего момента m(x)t приложенных вдоль осевой линии узла,
2 С . . . плх , Rip И sm —р dx
b
и i
п(Ы 2 i, / \ ’ плх , Rip = у I tn (x) sin y- dx.
b
При #=const н tn —const;
nW ... _ 4/n
*tp ~ шт и Kip - —
(IX.29)
(IX.30)
Значения амплитуд реакций от сосредоточенных крутящего момента Л1тр н вертикальной силы Рт, приложенных на расстоянии хт от начала координат (от одного из концов пролетного строения), равны;
= А лс Sin
(IX.31)
Знаки реакций следует устанавливать в соответствии с направлением неизвестных, принятых за положительные.
В зависимости от постановки задачи возможны некоторые упрощения изложенной выше методики расчета; иногда, наоборот, становится необходимым введение дополнительных связей, устраняющих перемещения нижних поясов балок.
При использовании электронных цифровых вычислительных машин большое количество уравнений в системах (IX. 25) не затрудняет техники расчета. При выполнении расчетных операций менее совершенными средствами, например, на клавишных машинах, следует применять приемы, сокращающие количество уравнений в системах (IX.25), — группировку неизвестных на симметричные и кососимметричные. Возможны и некоторые допущения в исходных предпосылках расчета.
Так, например, если требуется определить распределение вертикальной нагрузки между балками автодорожного пролетного строения, можно в качестве одного из вариантов построения расчета принять основную систему, показанную на рис. IX.15. В этой системе отсутствуют связи, устраняющие продольные перемещения узловых линий, т. е. пренебрегается влиянием продольных сдвигающих усилий по плоскостям членения конструкции на тавровые 350
балки (заштрихованные на рис. IX. 15) как, вообще говоря, незначительным. Не учитываются также поперечные горизонтальные перемещения.
Для вычисления амплитуд реакций в связях rffl и нужно рассмотреть реакции, соответствующие прогибам тавровых балок и деформациям плит проезжей части. Первые определим по формуле (IX.27), вторые — по данным рис. IX-14 и таблицам коэффициентов /(а) [20]. Остальные коэффициенты r{ik будут зависеть только от деформаций кромок плит и ребер балок (рассматриваемых как плиты). Удобно за неизвестные Z3 н Z4 принять отношения вертикальных перемещений к расстоянию между осями ребер Ъ с тем, чтобы выразить их, как и другие неизвестные, в относительных
Рис. IX.15 Рис. IX.16
Рис. IX.15. Основные системы к расчету пролетного строения с учетом пространственной работы:
а—симметричЕ1ая группа неизвестных; б—кососимметричная группа неизвестных Рис. IX,16. Основная система для расчета балки железнодорожного пролетного строения на кручение
умножить на/?2, если оба индекса i и k относятся к линейным перемещениям, и^на Ь, если один индекс относится к линейному перемещению, а другой к угловому (см. [20]). Грузовые коэффициенты также умножаются на Ь.
Решая системы уравнений (IX.25) при ft = 1, найдем симметричные и кососимметричные неизвестные в первом приближении; повторив расчет для второй гармоники, т. е. для п = 2, и суммируя результаты первого и второго расчетов, получим второе приближение и т, д.
На непосредственно незагруженные ребра будет действовать нагрузка равная на основании (IX.27)
qM = z(^ b. (IX.32)
р
На загруженное ребро будет действовать, кроме силы , еще н на-грузка q(f\ представляющая собой разгружающее влияние соседних балок. Нагрузку q\n} можно найти как разность между нагрузкой в основной системе при отсутствии прогиба ребра Т^зр и нагрузкой, вызывающей прогиб Z30 ,
= — (IX.33)
351
Аналогично находят нагрузку от кососимметричной группы неизвестных.
Изгибающий момент в загруженной балке определяется по формуле
Л1г/1.
Здесь Мр—изгибающий момент в данном сечении балки от силы Р;
— суммарный изгибающий момент в том же сечении от нагрузок q\n), найденных для значений п=1,2, 3,... и соответствующих симметричным и кососимметричным группам неизвестных.
Проводя подобные расчеты для различных положений силы Р — 1, можно построить линии влияния для отыскания коэффициентов поперечной установки или определить ординаты поверхностен влияния и по ним найти невыгоднейшее загружение балок расчетной нагрузкой. Рекомендуется в этих расчетах использовать матрицы реакций (см. (201).
Далее рассмотрим ход решения задачи по определению моментов в стейке балки железнодорожного пролетного строения, вызванных внецентренным по отношению к оси балки приложением нагрузки. Предположим, что пролетное строение состоит из двух блоков, плиты которых не соединены друг с Другом.
Выберем основную систему в соответствии с рис. IX.16, расчленив балку на верхний пояс, стейку — плиту и нижний пояс.
Введем связи, устраняющие поперечные линейные перемещения верхнего и нижнего поясов, а также их угловые перемещения.
Эти связи будем считать отнесенными к центрам изгиба поясов. Неизвестными являются углы поворота и Z3. Вместо горизонтальных перемещений удобнее для лучшей соизмеримости величин неизвестных ввести, так же как и в рассмотренном выше расчете многоребристого пролетного строения, их угловые меры, т. е. отношения горизонтальных перемещений Z3, Z4 к расстоянию между центрами изгиба h.
Нагрузка представлена сосредоточенным крутящим моментом или равномерно распределенными крутящими моментами интенсивностью т.
Для определения неизвестных Z^\ Z{P необходимо для каждой гармоники (т. е. для каждого значения «=1,2,3,...) решить четыре уравнения типа (IX.25).
Коэффициенты уравнений (IX.25) найдем, как указано выше, на основании формул (IX.27), (IX.28) и по данным, приведенным на рис. IX.14. Грузовые члены уравнений определяются по формулам (IX.31) нли (IX.30).
После решения уравнений (IX.25) по полученным значениям = п—т
V 7(п) ПЛХ „ V ПЛХ
~ 7. Zi sin —т- , z2 = Л Z2 sin “7—,... находим угловые и линейные пере-н=1 * л=1 *
мещения кромок стенки, а по ним, пользуясь формулами, записанными на рис. IX.14, — изгибающие моменты и поперечные силы в стенке.
Меняя грузовой член в уравнениях (IX.25), можно найти ординаты линий влияния силовых факторов в стенке балки. При достаточно большой жесткости верхнего пояса балки в поперечном направлении его горизонтальными перемещениями можно пренебречь и свести систему уравнений (IX.25) к трем уравнениям для каждой гармоники.
При наличии промежуточных диафрагм в формулах (IX.31) и в значении ' Г/ \ .
аргумента , от которого зависят значения /(«1), можно считать I
равным расстоянию между диафрагмами (длине отсека) и с некоторым приближением по-прежнему применять уравнения (IX.25). При этом, однако, предполагается свободное развитие депланаций сечений балки на концах отсека.
В действительности, вследствие сопротивления соседних отсеков и диафрагм депланация сечений будет стесненной. Этот фактор увеличивает значения 352
моментов, возникающих в стенке балки, по сравнению с найденными в предположении свободной депланации концевых сечений примерно на 15-20%.
Влияние диафрагм можно учесть по одному из способов, изложенных в [20].
Кроме напряжений, вызванных изгибающими моментами от кручения балки, в ее стенке будут действовать нормальные поперечные напряжения сжатия оуж от приложенной к верхнему поясу вертикальной нагрузки.
Напряжения сжатия на верхней кромке стенки можно принять равными где р — интенсивность внешней нагрузки, приходящаяся на одну балку, 6 — толщина стенки балки. К нижнему поясу нормальные поперечные напряжения в стенке будут уменьшаться, так как часть из них будет уравновешиваться касательными напряжениями в вертикальных сечениях балки. Рас-
Рис. IX.17. Схема к определению сжимающих напряжений в стенке балки и эпюра их распределения по высоте стенки
сматривая отрезок балки длиной а (рис. IX.17, а), получим из условия равновесия в горизонтальном сечении на расстоянии у от верхней грани балки
у
qa=pa — J — Ру (IX.34)
о
или
(IX.35)
где SOTC — статический момент отсеченной части сечения относительно нейтральной оси;
7 — момент инерции сечения балки.
Для прямоугольного сечения
у
\~°-dy=~ f б %- (1Х..36)
о b ' 7
Пример эпюры напряжений сжатия в стенке двутавровой балки показан на рис. IX.17, б.
Таким образом, расчет стенки следует вести на внецентрсиное сжатие; расчетная нагрузка должна быть вычислена с коэффициентами, принятыми в расчетах на прочность, и от этой нагрузки должна быть обеспечена совместная работа плиты и стенки при изгибе балки в вертикальной плоскости, что достигается проверкой касательных и главных напряжений в сечениях стенки (предпочтительно без допущения трещин). .Возможное смещение оси пути установлено равным 10 см, что дает расчетный эксцентриситет при определении Л1кр
353
моментов, возникающих в стенке балки, по сравнению с найденными в предположении свободной депланации концевых сечений примерно на 15-20%.
Влияние диафрагм можно учесть по одному из способов, изложенных в [20].
Кроме напряжений, вызванных изгибающими моментами от кручения балки, в ее стенке будут действовать нормальные поперечные напряжения сжатия оуж от приложенной к верхнему поясу вертикальной нагрузки.
Напряжения сжатия на верхней кромке стенки можно принять равными где р — интенсивность внешней нагрузки, приходящаяся на одну балку, 6 — толщина стенки балки. К нижнему поясу нормальные поперечные напряжения в стенке будут уменьшаться, так как часть из них будет уравновешиваться касательными напряжениями в вертикальных сечениях балки. Рас-
Рис. IX.17. Схема к определению сжимающих напряжений в стенке балки и эпюра их распределения по высоте стенки
сматривая отрезок балки длиной а (рис. IX.17, а), получим из условия равновесия в горизонтальном сечении на расстоянии у от верхней грани балки
у
qa=pa — J — Ру (IX.34)
о
или
(IX.35)
где Хотс — статический момент отсеченной части сечения относительно нейтральной оси;
7 — момент инерции сечения балки.
Для прямоугольного сечения
У У
[' Хоте , 1 Г х / у \ , Sv2 /о .
-pdy= у ^]ydy^= ^Т^~У).
о о ' 7
(IX.36)
Пример эпюры напряжений сжатия в стенке двутавровой балки показан на рис. IX.17, б.
Таким образом, расчет стенки следует вести на внецентрсиное сжатие; расчетная нагрузка должна быть вычислена с коэффициентами, принятыми в расчетах на прочность, и от этой нагрузки должна быть обеспечена совместная работа плиты и стенки при изгибе балки в вертикальной плоскости, что достигается проверкой касательных и главных напряжений в сечениях стенки (предпочтительно без допущения трещии). .Возможное смещение оси пути установлено равным 10 см, что дает расчетный эксцентриситет при определении Л1кр
353
примерно в 20 см. Интенсивность нагрузки можно принять равной или 2/( = = 2 - 14 = 28 т/м пути (с некоторым избытком); или равной эквивалентной нагрузке для линии влияния суммарных вертикальных нормальных напряжений в стенке, возникающих от изгиба стенки крутящим моментом и сжатия местной нагрузкой.
§ 6. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТА ГЛАВНЫХ БАЛОК СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ И КОНСОЛЬНЫХ СИСТЕМ
Расчет статически неопределимых систем железобетонных мостов выполняют по общим методам строительной механики. Обязательным является учет1 переменных по длине пролета жесткости и собственного веса конструкций, если меняется высота сечений.
В некоторых случаях расчетные схемы статически неопределимых систем могут быть различными для разных стадий работы конструкции.
Например, если в трех пролетной неразрезной балке средний пролет возводят до середины пролета методом навесного монтажа или навесного бетони-
А---------------------- --------------------------------А.
Рис. IX.18. Линии влияния: а — с выпуклый очертанием; б—с вогнутым очертанием
рования, а затем омоноличивают, то в расчете необходимо рассмотреть две стадии работы балки:
1) как консольной под действием собственного веса соответствующей части пролетного строения;
2) как неразрезной под действием второй части постоянной нагрузки (выравнивающего слоя бетона, изоляции, ездового полотна и т. п.) и временной нагрузки. Полученные по этим двум расчетным схемам моменты и поперечные силы подлежат суммированию. Точно так же при расчете рамио-консольной системы линии влияния, построенные для статически неопределимой системы (с соединением концов консолей), следует загружать только временной нагрузкой и т. п.
Если применяется предварительное напряжение конструкции натяжением арматуры илн поддомкрачиванием, то прикладываемые при этих воздействиях усилия надо относить к расчетной схеме пролетного строения, соответствующей данной стадии производства работ.
Определение коэффициента поперечной установки при расчете автодорожных пролетных строений производится теми же способами, которые были описаны в § 4 этой главы.
Определение моментов и поперечных сил удобнее всего осуществлять по соответствующим линиям влияния.
Правила загружения линий влияния изложены в СН 200—62. Некоторые наиболее важные замечания по этому поводу приведены ниже.
Линии влияния силовых факторов в статически неопределимых системах имеют криволинейные очертания. При выпуклом очертании используют те же эквивалентные нагрузки, что и для треугольных линий влияния, с такими же значениями ! и а = ~ (рис. IX.18, а). При вогнутом очертании типа криволинейного треугольника (рис. IX. 18, б) величины эквивалентных нагрузок зависят от коэффициента искаженностн у, равного отношений площадей треугольника АВС и загружаемой линии влияния.
354
Если 1<у<1,4, эквивалентные нагрузки для треугольных линий влия-вия следует умножать на 1 -J- , где Е определяется по графикам, при-
веченным на рис. IX. 19, причем если путь на балласте, то указанное увеличение производится только при Z.^-50 м. При Z.<750 м и пути на балласте принимают значения эквивалентных нагрузок для треугольных линий влияния, причем при 10 м независимо ота = ~ как для а = 0,5.
А
Значениям у>1,4 соответствуют линии влияния с резко выраженной вершиной н прилегающей к ней части с относительно небольшими ординатами (рис. IX.20).
Рис. IX. 19. График коэффициентов £
В этих случаях отдельно загружается часть линии влияния, ограниченная ординатами и у2 своей эквивалентной нагрузкой | для /Ч и cq = ^|; ос-X ^1/
тальная площадь линии влияния (Q — Qi) умножается на К = 14 т/м пути. Величину надо сопоставить с величиной где k — экви-
валентная нагрузка для треугольной линии влияния полной длины X и а —
= Из двух величин выбирается большая.
Л
Для нормативных временных вертикальных нагрузок автодорожных и городских мостов вычислены эквивалентные нагрузки для выпуклых и вогнутых криволинейных линий влияния. В случаях, не предусмотренных в таблицах эквивалентных нагрузок, нх значения можно определять для линий влияния в вцце криволинейного треугольника при Х>ЛО м по формуле (нагрузка Н-30)
£=т£д+(1 —7)1,7. (IX.37)
Здесь &д— эквивалентная нагрузка для треугольной линии влияния; у — коэффициент искаженное™.
Для линий влияния или их участков небольшой длины необходимые значения искомых величин легко определяются непосредственным загруженном сосредоточенными грузами. Это же относится и к нагрузке НК-80.
Загружение линий влияния, состоящих из нескольких участков, выполняют, суммируя результаты загружения отдельных участков всей или части лиини влияния. При этом необходимо руководствоваться некоторыми правилами, приведенными в СН 200—62. Эти правила применительно к железнодорожным мостам поясним на примере линии влияния изгибающего момента четырехпролетной неразрезной балки, изображенной на рис. IX.21.
355
Рис. IX.20. Линия влияния с резко выраженной вершиной
Для большей общности рассматриваемого примера будем считать, что длины участков линии влияния разные.
Если Лх+^з<С80 лц то участки /и II загружаются своей эквивалентной нагрузкой, участок IV — нагрузкой К т/м
— — 1 тм, (IX.38)
где klt k2 — эквивалентные нагрузки, соответствующие длинам загру-„ . а-i а2
жения лъ и «г-, «2 - ;
Л1 Л3
а2 — расстояния до наибольших ординат каждого участка.
Разделяющие участки с ординатами другого знака загружают нагрузкой 1 т/м пути.1 Одни участок другого знака при длине его не более 15 м, расположенный рядом с участком, загруженным па максимум, оставляется незагруженным. Следовательно, в рассматриваемом примере при <. 15 л! последний член в выр аже-пии (IX.38) надо исключить.
Если Xi — А3 > 80 м, на максимум загружают только один участок; остальные — нагрузкой К/ — 14 т/м пути.
Предположим, что загружение да максимум II участка является расчетным, т. е. Q,2,k2^>Q1k1, тогда
— = &2H-(Qi4-Q4) /( — Q3 • 1.
(IX.39)
Последний член в выражении (IX.39) опускается, если Х3<15 м. Если же на максимум надо было бы загружать участок I (П^г^П^), то участок Ill оставался бы загруженным нагрузкой 1 т/м пути также и в случае Х3<15 Л!.
Кроме загружения всей линии влияния, как указано выше, следует рассмотреть также загружение ее участков, в частности, для линии влияния, изображенной на рис. IX.21, участков I и II, каждого своей эквивалентной нагрузкой, если + Х2<у80 лт, или одного из них своей эквивалентной нагрузкой, а другого нагрузкой К т/м пути, если 2^ Х2^80 м.
Для получения расчетных величин необходимо результаты загружения линии влияния умножить на динамический коэффициент и коэффициент перегрузки. В формуле динамического коэффициента величина X принимается для основных элементов равной длине загружения липни влияния, включая длину иезагружаемого участка другого знака. В рассматриваемом примере это будет или XL + Х2—Х34- Х4, или + Х2 в зависимости от того, к какому из указанных выше способов загружения относится определяемая величина динамического коэффициента. При определении величины коэффициента перегрузки принимается то же значение X, ио за вычетом длины участков, загружаемых нагрузкой 1 т/м (порожним подвижным составом), а эта нагрузка вводится в расчет без коэффициента перегрузки.
Из различных возможных вариантов загружения ливни влияния с введением в каждом варианте динамического коэффициента и коэффициента перегрузки выбирают для дальнейших расчетов тот, который дает наибольшее значение определяемой величины.
Заметим, что для получения величины положительного момента, кроме загружения постоянной нагрузкой, следует загрузить только один участок II! независимо от того, что он находится среди участков другого знака.
Предписанные СН 200—62 и поясненные на рассматриваемом примере правила загружения линий влияния получены из анализа возможных в перспективе схем подвижного состава на железных дорогах: локомотивов, транспортеров, вагонов, с учетом возможности одиночного обращения некоторых 356
из них (например, одного локомотива, локомотива с транспортером и т. п.). Эти правила относятся к определению величин силовых факторов для расчетов на прочность,
В расчетах на выносливость следует учитывать только регулярно обращающиеся нагрузки, а именно локомотивы с вагонами в виде поездов. Поэтому загружеиие линий влияния для расчетов на выносливость производится без разрыва нагрузки, последовательно по участкам — отдельно с одного конца в одном направлении и с другого конца в другом направлении, причем нагрузкой загружают только первый по ходу движения участок, остальные — нагрузкой К т/м. Здесь k — эквивалентная нагрузка для загружаемого участка, соответствующая его длине и положению наибольшей ординаты, е — коэффициент, исключающий влияние транспортеров (см, введение).
I
Рис, IX,21, Линия влияния опорного момента четырехпролетной неразрезной балки
В рассматриваемом примере (см, рис, IX,21) для расчетов на выносливость по отрицательному моменту следует принять, рассматривая движение поезда слева направо, большую из двух величин — 44$ — Q2e2£2 + &1К или —= Qjei&i.
М
При этом для определения в формуле для р = от которого за-1 Гамаке
висит величина расчетного сопротивления на выносливость, следует учесть, кроме момента от постоянной нагрузки, момент от загружения временной нагрузкой К т/м III и IV участков линии влияния (сслиИ3 >Q4), Рассматривая движение поезда справа налево для определения наибольшего отрицательного момента в расчетах па выносливость, следует загрузить участок I нагрузкой 8i^i, все остальные участки—нагрузкой К.
Для расчета на выносливость по положительному моменту надо было загрузить III участок нагрузкой ез&з и одновременно 1V участок нагрузкой К (рассматривая движение поезда справа налево), если бы в результате такого загружения получился момент, больший отрицательного момента от постоянной нагрузки. Однако для линии влияния, изображенной па рис. IX,21, можно ожидать, что
I Qp |> |П3 £3 &3 —£24К|,
где р — интенсивность постоянной нагрузки.
В таком случае расчет на выносливость по положительному моменту отпадает.
Изложенный прием загружения линий влияния для расчетов на выносливость установлен в предположении, что на усталостную прочность бетона и арматуры влияет отношение напряжений, быстро сменяющих одно другое, т, е, возникающее при проходе одного поезда.
Коэффициенты перегрузки в расчетах на выносливость, как уже было указано ранее, не вводятся, а динамический коэффициент принимается согласно изложенному выше по общей длине загружения линии влияния.
При расчете автодорожных и городских мостов колонны автомобилей устанавливают параллельно оси моста направленными в одну сторону без
357
ограничения длины колонны н с допущением разрывов между автомобилями, если это отвечает наибольшему значению определяемой величины.
В поперечном направлении ставят такое количество колонн, которое даст невыгоднейшее загружение.
Нормативная нагрузка Н-30 состоит из автомобилей одного и того же веса. Поэтому при использовании эквивалентных нагрузок надлежит все участки линий влияния одного знака загружать своей эквивалентной нагрузкой (по своим значениям X иа).
§ 7. РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ ИЗ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА БЕЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ1
1. РАСЧЕТ НА ПРОЧНОСТЬ ПО ИЗГИБАЮЩИМ МОМЕНТАМ
Для прямоугольного сечен ня из условия равновесия снл при эпюре напряжений, показанной на рис. IX.22, имеем:
X = W. (ix.40)
М < — у г'” ЯаЕа(й0 —а'), (IX.41)
где /?а, — расчетные сопротивления для арматуры и бетона;
обозначения — по рис. IX.22;
m2 — коэффициент условий работы, вводимый при расчете таких изгибаемых элементов, для которых, как указано в § 1 гл. IX, несущую способность нельзя определять, полагая напряжения в сжатой зоне бетона и в арматуре равными нх расчетным сопротивлениям.
I j Коэффициент mz определяется согласно
СН 200—62 по формуле
т2 = 1,7— 0,7 (0,8 I у А) причем 0,8<
1. (IX-42)
остальные
4J
Рис. IX.22. Эпюра напряжений, принимаемая при расчете на прочность
'а
X
Здесь £ = -----отношение высоты сжатой зо-
ны х к полезной высоте изгибаемого элемента ha;
А — 0,00015 jRo, но не более 0,75.
Коэффициент ms принимается при значениях § в интервале 0,3<^-<0,55.
Для железобетонных элементов без предварительного напряжения ~ = — нормативному сопротивлению арматуры (пределу текучести).
Если Аа 4000 ка/сл*3, то 0,97; поэтому для балок без предна-пряжения принимают т2 — 1.
Формулы (IX.40), (IX.41) справедливы при 2а' < х < 0,55йо н этими формулами приходится обычно пользоваться при расчете плит проезжей части.
Принимая высоту плиты в соответствии с указаниями в гл. IV, § 2, п. 5, определяют площадь поперечного сечения арматуры Еа, полагая Еа = 0; при отсутствии в сеченнн момента другого знака арматуру А’ (см. рис. IX.22) ставят конструктивно, корректируя окончательные значения Ло, Еа, Еа по формулам (IX.40), (IX.41).
1 В более подробном изложении см. [1].
358
Если в сечении действуют моменты разных знаков, то определяют Fa и Fa, предполагая сначала, что имеется одиночная арматура при расчете на каждый из моментов, а затем вводят поправки, если они оказываются необходимыми.
При расчете тавровых и двутавровых балок действительное поперечное сечение балки с вутами заменяют приведенным сечением (рис. IX.23), в котором толщина плиты соответствует равенству площадей верхнего пояса балки в действительном и приведенном сечениях.
Рис. IX.23. Схема определения расчетной ширины плиты и приведенное сечение балки
Расчетная ширина плиты йп принимается не более расстояния между осями соседних балок и не более той, которая соответствует свесам плиты с за вутами в каждую сторону, не превышающим следующих величин:
Рис. IX.25. Схема усилий по наклонному сечению при расчете его на момент
Рис. IX.24. Схема к расчету тавровой балки иа прочность
Если 1гп<20,05 h, то свесы плиты не учитывают при определении расчетной ширины плиты.
Здесь йп — приведенная, согласно изложенному выше, толщина плнты, h — полная высота балки.
В первом приближении необходимое по прочности количество арматуры можно определить по формуле
Г7 М
(1ХЛЗ>
Проверку прочности сечений тавровой н двутавровой форм (рис. IX.24) производят по формулам для прямоугольных сеченнй, если х<йп; при этом b=b'n.
Если x~2>hn, то
и L ^\и
&х(й0 — у) + Япр (£— b)[hc — у) йп 4- яаЛ'(й0 — a'). (IX.45)
359
Формулы (IX.44), (IX.45) справедливы при тех же ограничениях, что и при прямоугольном поперечном сечеиии.
Если Fa < Fa н без учета арматуры А' х<^2а', то арматура А' не учи" тывается; если без учета арматуры А' х^>2а!, а с учетом Д' х<^2а', то расчет производится по формуле
Л4 < Ra Fa (й0 — а).
В балках с резким изменением высоты и площади поперечного сечения арматуры необходимо проверить прочность наклонного сечения на момент по формуле
Рис. IX.26. Определение мест отгибов продольной арматуры по эпюрам изгибающих моментов;
М < Ra Fa Za + 2 Fa fao 2а0 +£ Fa fax Zax, (IX-46) где До, fax — площади сечений отогнутых стержней и хомутов;
2а0, гах — расстояния от центра сжатой зоны до продольной арматуры, отгибов н хомутов по наклонному сечению (рис.
IX.25).
Наклонное сечение проводят от места обрыва или отгиба растянутой арматуры.
Направление наиболее опасного сечения опреде
ляется из условия равенства суммы вертикальных проекций усилий в отгибах и усилий в хомутах, пересекаемых сечением, поперечной силе Q:
а—при расчете аа прочность; б — при расчете па выносливость
fao sin fax. (IX.47)
i Здесь а — угол наклона отгибов к осн балки.
По формулам (IX.44), (IX.45) можно определить изгибающие моменты, воспринимаемые сечениями балки с различным числом арматурных стержней, а по эпюре моментов, вычисленных с коэффициентами, принятыми в расчетах на прочность, найти сечения, в которых можно отгибать стержни из растянутой зоны в сжатую (рис. IX.26).
2. РАСЧЕТ НА ВЫНОСЛИВОСТЬ
Для расчетов на выносливость принято, что сечения остаются плоскими, а эпюра напряжений в сжатой зоне бетона имеет вид треугольника (рис. IX.27).
Составляя условия равновесия снл в сечении н добавив к ним зависимости между напряжениями в крайней фибре бетона и в арматуре:
. hn— х ' г х— а'
оа = fi -----и оа = п-----------о6
х х
получим следующие расчетные формулы для изгибаемых элементов таврового сечения:
— n'(Fa4-F'a) + (6n —6) Йп , ь —+
> / pl' (Fa+F;) + (>; - b) tin I2 й (bn - b) + 2n' (F. Ao+F; a') „v у ь н ь ' " ~ ’ (1Х-48)
/пр = - (Ь" ,1п)3 - п' F, (Йо - х? + п’ F„ (х - а')«; (IX,49)
(IX. 50)
360
Здесь ЛГ — расчетный момент на выносливость,
П'=£’_ принимается для марок бетона 300, 400, 500 (и выше) соот.
Еб ветственно равным 20, 15 и 10,
j?'—расчетные сопротивления на выносливость’, остальные оиозна-
чения ясны из рис.
Те же формулы пригодны и для элементов прямоугольного сечения, если положить Ь = Ьп, а Ьп считать равным ширине сечения.
Если напряжение в сжатой арматуре окажется больше расчетного сопротивления, установленного для расчетов иа прочность, что эквивалентно превышению в предельном состоянии предела текучести, то следует принять
л'
Рис. IX.27. Схема к расчету тавровой балки Рис. IX,28. Схема к определению надвыносливость касательных напряжений в месте
примыкания плиты к ребру
в сжатой арматуре оа = Л?а. Это может быть выполнено введением в формулы (IX.48) — (IX.50) приведенной площади сжатой арматуры (вместо Fa);
г" _ Ra Fa
Т а — —
(IX.51)
' , > х — а ' х— а'
где Оа = n R„----- ИЛИСа = Ка1------, В ЗЗВИСИМОСТИ ОТ ТОГО, ЧТО ЯВЛЯвТ-
х п0 — х
ся решающим — поверка иа выносливость бетона или растянутой арматуры [см. формулы (IX,50)].
Определяя поформулам (IX.50) с подстановкой в иихзиачеиий х и /пр для сечеиий с различным числом арматурных стержней соответствующие моменты М' и нанося их иа эпюру моментов, построенную для расчетов иа выносливость (без коэффициентов перегрузки), выясним, в каких сечениях можно отгибать арматуру по условию выносливости (см. рис. IX.26, б). Места возможных отгибов по условию прочности и выносливости могут и не совпадать; понятно, что следует протягивать стержни до наиболее удаленных от середины пролета сечений, отвечающих указанным двум условиям.
3. РАСЧЕТ НА ПРОЧНОСТЬ ПО ПОПЕРЕЧНЫМ СИЛАМ
Для воспринятия поперечных сил в изгибаемых балках ставят хомуты и отогнутые стержни.
Необходимое количество хомутов и отогнутых стержней определяют по условию прочности. Предполагая, что во всех хомутах и отогнутых стержнях, попадающих в наклонное сечеиие (см. рис. IX.25), наступило предельное состояние, можно написать
Q < 2 ^0 fao sin Rax fax+Q6, (IX.52)
где Q—расчетное значение поперечной силы с учетом коэффициен-
та перегрузки и динамического коэффициента;
faoSina — сумма проекций на вертикальную ось усилий во всех отгибах, попадающих в наклонное сечеиие;
361
расчетное сопротивление для материала отгибов;
У, Rax fax — сумма усилий во всех хомутах, находящихся в наклонном сечении;
/?ах — расчетное сопротивление материала хомутов;
Q& — вертикальная проекция предельного усилия в бетоне сжатой зоны наклонного сечения. Расчетные сопротивления Яао и Rax принимают с коэффициентом условий работы т2~ 0,8.
По опытам Боришанского
0,15/?и^
(IX. 53)
где с-—длина проекции всего наклонного сечения на ось элемента; остальные обозначения прежние.
Принято определять с из условия наименьшего значения правой части формулы (IX.52), в которую предварительно подставляется значение Q& из формулы (IX.53).
После преобразований (см. [1]) получим значение поперечной силы, воспринимаемой хомутами и бетоном, равным
: 0,6 7?;i Цх -- Rax fix fx, (IX.54)
/ TV
где qx = ах'х х — продельное усилие в хомутах на единицу длины бал-ки, причем
/х — площадь поперечного сечения одной ветви хомута;
пх — число ветвей хомута в одном сечении балки;
ах — расстояние между хомутами по длине балки.
Часть расчетной поперечной силы Q', равная (Q — Q&), должна быть воспринята отогнутыми стержнями.
Наметив отгибы по эпюрам моментов (см. рис. IX.26), можно для различных сечений определить первый член левой части формулы (IX.52) и ту часть расчетной поперечной силы Qx6 = Q—У, Дао /ао sin а, которую надо передать на хомуты н бетон.
Затем по формуле (IX.54) определяют величину qX} а по ней Д, и щ, комбинируя площадь поперечного сечения хомутов, число ветвей в них и их шаг в соответствии с конструктивными требованиями (см. гл. IV).
Если решение получается неудачным (слишком большая площадь одного хомута, малый шаг и т. п.), можно добавить в нужных местах число отгибов специально для восприпятия поперечной силы.
Если главные напряжения на уровне нейтральной оси не превосходят 0,4/?ро (см. приложение 5), то расчет сечения по поперечной силе допускается нс производить.
Заметим, что в балках переменной высоты (с наклонным поясом) расчетное значение поперечной силы, приходящейся на бетоп, определяется с учетом вертикальной составляющей наклонного усилия в продольной арматуре или в сжатой зоне бетона по формуле
М
QP = Q±^tgCt, (IX.55)
где Л4—изгибающий момент в том же сечении, где и Q;
сс— угол наклона грани балки к горизонтали.
Знак (-г) принимается при высоте сечения балки, убывающей по направлению увеличения абсолютного значения момента, знак (—) — при возрастании и высоты балки, и абсолютной величины момента.
Для тавровых балок требуется проверка касательных напряжений также по плоскости примыкания плиты к ребру (в начале вута).
362
Проверку производят по формуле [1] (см. рис. IX.28)
то Ь
т = о,75 —---
М1 +
$ск>
где т0 — касательное напряжение в ребре на уровне нейтральной оси;
b — ширина ребра;
8Й,] —статический момент площади сечения сжатой зоны бетона, ограниченной сечениями а — б, а'-—б' относительно нейтральной оси;
Slu2 — то же остальной площади сечения сжатой зоны;
- ^?ск ’ расчетное сопротивление бетона иа скалывание.
4. РАСЧЕТ НА ТРЕЩИНОСТОЙКОСТЬ
В железобетоне без предварительного напряжения расчет по третьему предельному состоянию заключается в ограничении расчетного раскрытия трещин величиной, безопасной в отношении коррозии арматуры.
Раскрытие трещин зависит от расстояния между ними и величины напряжения в арматуре.
В сечении по трещине напряжение в растянутой зоне бетона принимается равным нулю. Вследствие сцепления между арматурой и бетоном, сохранившегося на участке между трещинами, напряжение в бетоне иа этом участке возрастет от нуля до некоторой величины об,0 посередине между трещинами. Можно полагать, что напряжения сцепления посередине участка между трещинами при установившемся режиме работы арматуры и бетона будут равны нулю.
Действительно, из равновесия усилий на отрезке арматуры dx следует, что
тсц и dx=Fa d$t,
где тсц — напряжение на сцепление в сечении на расстоянии % от трещины; и — пернметр арматуры;
Fa— площадь поперечного сечения арматуры;
d(ja — приращение напряжения в арматуре.
Следовательно,
_ Fa do± Т<щ — и * dx
Так как из условия симметрии для середины участка между трещи-л Л
нами —т— =0, то и тсц —0.
dx
Действительный вид эпюры сцепления в точности еще не изучен. Если обозначить отношение площади эпюры сцепления к площади условной эпюры в виде прямоугольника (рис. IX.29) через так называемый коэффициент полноты эпюры осц, то величину напряжений в бетоне в среднем сечении можно выразить такой формулой:
Осц Тсц. макс /tv
о>б. о — j (IX.5о)
где и — периметр арматуры;
Fr—площадь поперечного сечения бетона, воспринимающего часть усилия в арматуре.
Эта площадь названа О. Я- Бергом [21] площадью зоны взаимодействия. Об определении величины Fr будет сказано ниже.
Из (IX.56) следует, что
/т = —-----(IX.57)
Осц Тсц. ыакс И
363
р
Отношение можно выразить через так называемый радиус армирования [21]
Rr = :--ТУ > (IX. 58)
₽(М14-па</3+-”-сМ/)
где щ — число стержней диаметром dL в зоне взаимодействия;
р — коэффициент, зависящий от способа соединения арматурных стержней в пучки.
В частности, для гладких стержней круглого сечения при Р — 1 =
и Sл
Очевидно, что наибольшее возможное значение Об.о в формуле (IX.57) равно сопротивлению бетона растяжению.
В равенстве (IX.57) можно принять —° -- = ——— . По данным опы-Т-сЦ)Макс Т-сц. макс
тов это отношение равно 0,5 (для гладких стержней), 0,3 (для стержней периодического профиля).
2
Если принять o)CIt = -п-, то для гладких стержней из (IX.57) при О
= 0,5 получим ZT^0,5/?r.
Тсц макс
Раскрытие трещины ат будет равно удлинению арматуры на участке между трещинами
аг = М- 1Т - 0,5~ фКг, (IX. 59)
где оа — напряжение в арматуре в сечении по трещине;
ф — коэффициент, учитывающий уменьшение деформации арматуры на участке между трещинами вследствие передачи части усилия через сцепление иа бетон.
Коэффициент полноты эпюры сцепления сосц и значения коэффициента ф зависят от многих факторов: режима воздействия нагрузки, вида арматуры (гладкая или периодического профиля). Раскрытие отдельных трещин часто сильно отличается от среднего значения.
Поэтому, кроме теоретических соображений, необходимо использовать данные статистической обработки измеренных раскрытий трещин па эксплуатируемых мостах и прн специальных экспериментальных исследованиях.
На основании этих данных, полученных О. Я- Бергом [21], в СН 200—62 и в «Указаниях» приведены следующие формулы расчета па предельное раскрытие трещин:
а) прн гладкой арматуре
ат = 0,5-~-фг Rr < 0,02 см; (IX.60) Б а
б) при арматуре периодического профиля и для отогнутых стержней йт= 3,0 -|^ф2}/я7< 0,02 сл, (IX.61)
где — напряжение в арматуре;
Rr имеет прежнее значение.
Рис. IX.29. Эпюры тсц, "б и =а на участке между трещинами
364
Для бетонов марки 300 и выше = 0,8, фа = 0,5; для элементов, не рассчитываемых на выносливость, для тех же марок бетона Ф1 = О,7; = 0,5.
Коэффициенты р имеют следующие значения: при одиночных стержнях р 1; при пучках из двух стержней р =0,85; при мпогорядной арматуре с числом рядов до четырех р = 0,75; при пучках из трех стержней при многорядной арматуре с числом рядов более четырех р=0,70-
Зону взаимодействия определяют, откладывая от последнего ряда арматуры величину радиуса взаимодействия г — 6d (d — диаметр стержней). Если
площадь поперечного сечения стержней, находящихся в первом сверху ряду, менее половины площади попереч
Рис. IX.31. Схема к расчету на трещиностой-кость наклонных сечений
Рис. IX.30. Определение зоны взаимодействия
ного сечения стержней в каждом из последующих рядов, то величину радиуса взаимодействия следует откладывать от предпоследнего ряда.(рис. IX.30).
При расчете на трещиностойкость железнодорожных мостов величину оа можно взять из расчета на выносливость, соответственно уменьшив расчетный момент в связи с тем, что расчет на трещиностойкость производится на нормативные нагрузки без динамического коэффициента.
В расчетах автодорожных и городских мостов величину аа допускается определять, принимая прямоугольную эпюру напряжений в сжатой зоне бетона по формуле
Принятие при этом условной прямоугольной эпюры оправдывается тем, что вид эпюры сравнительно мало влияет на величину <та в обычных мостовых конструкциях.
Величина раскрытия трещин при прочих одинаковых условиях зависит от дисперсности'размещения арматуры. Если требование к трсщиностойкости при принятом’Количестве и диаметре стержней не удовлетворено, необходимо уменьшить диаметр арматуры, соответственно увеличив число стержней для сохранения той же величины площади поперечного сечеиия арматуры Fa.
К расчетам на трещиностойкость относят также проверку главных напряжений иа уровне нейтральной оси по формуле
Т ~ Т h Г' °’ ИЛИ ~ ₽ °' (IX.62)
1 о и Zu
где Sc — статический момент сжатой части площади сечения, расположенной выше нейтральной оси;
/0 — момент инерции сечения относительно нейтральной оси (без учета растянутой зоны ^бетона, но с учетом приведенной площади сечения арматуры);
b — ширина ребра;
365
z — плечо внутренней пары сил из расчета на прочность;
Яг, р. о — условное расчетное сопротивление бетона по приложению 5.
Кроме того, расчет на трещнностойкость по главным растягивающим напряжениям заключается в ограничении величины раскрытия косых трещин, если они появятся, той же величиной ат =0,02 слг, которая установлена для раскрытия трещин от нормальных напряжений.
Эту проверку можно выполнить по изложенной выше методике по формулам (IX.60), (IX.61).
Рассматривая сечеине стенки балкн, перпендикулярное отогнутым стержням (рис. IX.31), найдем площадь зоны взаимодействия, как для случая растяжения. Она будет равна Fr = Ьа0> где b — толщина стенки, — по рис. IX.31. Радиус армирования можно определить по формуле, аналогичной формуле (IX.58),
—Ь Пх COS ОС И- а ^пр. a SIH ОС
Здесь пт, d0T, nXj dx, «пр. а, йПр. а—соответственно число и диаметры отогнутой арматуры, хомутов и продольной арматуры в расчетном наклонном сечении.
Напряжение в наклонной арматуре приближенно можно считать равным рн
<?а = Яа -д,
где QH — поперечная сила от нормативных нагрузок, принятых в расчетах иа трещнностойкость;
Q — поперечная сила от нагрузок, принятых в расчетах на прочность. Предполагается, что от последних в наклонной арматуре будут напряжения, равные расчетному сопротивлению.
Таким образом, значения всех величин, входящих в формулы (IX.60) и (IX,61), будут известны.
Проверку трещнностойкости по ограничению раскрытия косых трещин следует выполнять в нескольких наиболее опасных сечениях.
Приведенными выше расчетами по прочности н трещнностойкости исключается необходимость расчета хомутов и отогнутых стержней по главным растягивающим напряжениям, проводившегося в прежних проектировках.
Другие, более сложные методы расчета трещнностойкости изгибаемых элементов изложены в СНиП II-B.1—62 применительно к конструкциям зданий и промышленных сооружений.
§ 8. РАСЧЕТ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
ИЗ ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННОГО ЖЕЛЕЗОБЕТОНА
1, РАСЧЕТ НА ПРОЧНОСТЬ ПО ИЗГИБАЮЩИМ МОМЕНТАМ
Основные предпосылки, принятые при расчете на прочность железобетонных изгибаемых элементов, сохраняются и при расчете на прочность предварительно напряженных балок.
Отличие заключается лишь в том, что усилие в предварительно напряженной арматуре, расположенной в сжатой зоне сечення, дополнительно обжимает эту зону и понижает, таким бразом, сопротивление балки изгибу. Необходимо учесть, что первоначально имевшееся в этой арматуре предварительное напряжение ан уменьшается вследствие больших пластических деформаций бетона перед разрушением на величину Л?н (соответствующую деформации бетона в предельном состоянии еб,пред — 2-10-3).
Значение принимается равным; для высокопрочной проволоки, пучков из нее, семипроволочных прядей н канатов, стержневой арматуры из сталей класса A-IV — 3600 кг/см2, для сталей класса А-П1в — 3400 кг/см2. 366
Увеличение сф уменьшает величину воспринимаемого балкой момента> Поэтому следует вводить с коэффициентом перегрузки 1,1, учитывающим возможность более сильного натяжения верхней арматуры, чем это предусмотрено проектом.
Для тавровых и двутавровых балок имеем (рис. IX.32):
(1,1 Он Ян) Япр (йп b) Рп -1, Ra(Fa Рa) /TV fb
“ ’ (IX'63)
Л1 < т2 R„ bx(h„- 4) + Кпр (ь'„ - b) (h0 - M h'a -
-(l.lff..-Й)/,(Ло-аУ v Ra F'vf/to - al). (JX.64)
В этих формулах Рн2, Яи— расчетные сопротивления, х — высота сжатой зоны, остальные обозначения ясны из рис. IX.32; индексы «п» относятся к предварительно напряженной арматуре, индексы «а»— к арматуре без предварительного напряжения. При х принимается b = Ьп.
Величину Ьп устанавливают в соответствии с указаниями в § 7.
Коэффициент условий работы m2 в (IX.64) определяется по формуле (IX.42); входящая в выражение для А величина принимается для на
прягаемой арматуры из проволоки, пучков, прядей и канатов равной
Яо — 0,8 Ян—оН[.
Здесь Ян — нормативное сопротивление напрягаемой арматуры, принятое для проволочной арматуры с коэффициентом 0,8 для перехода от временного сопротивления разрыву (Я”) к условному пределу текучести;
сг131 — напряжение в арматуре в стадии эксплуатации (установившееся напряжение).
Для элементов, армированных стержневой напрягаемой арматурой (Ян = 6000 кг/см2), т2 = 1.
Для предварительного определения количества напрягаемой арматуры можно воспользоваться формулой (IX.43), заменив в ней Яа на Ян- Необходимо, однако, заметить, что окончательно количество напрягаемой арматуры часто определяется по условию трещипостойкости и что наличие напрягаемой арматуры в сжатой зоне приводит к увеличению напрягаемой арматуры в растянутой зоне.
В местах резкого изменения сечения необходимо сделать проверку иа прочность по косому сечению от действия момента. Эту проверку выполняют по формуле, аналогичной формуле (IX.46), с введением в нее моментов предельных усилий в напрягаемой арматуре.
2. РАСЧЕТ НА ТРЕЩИНОСТОЙКОСТЬ ПО НОРМАЛЬНЫМ НАПРЯЖЕНИЯМ
После определения основных размеров балки и количества арматуры в ней по условию прочности необходимо выяснить, какое предварительное напряжение надо создать в арматуре, чтобы удовлетворить условию трещипостойкости,
367
и достаточна ли для этой цели принятая в расчете на прочность площадь поперечного сечения напрягаемой арматуры.
В конструкциях с арматурой из высокопрочной проволоки условие тре-щиностойкостн заключается в недопущении растягивающих напряжений в зоне, работающей от внешней нагрузки на растяжение. В конструкциях со стержневой напрягаемой арматурой (в элементах без поперечных стыков) допускаются
Рис. IX.33. Схема усилий при предва- растягивающие напряжения, не превы-рительном обжатии изгибаемого эле- шающие расчетного сопротивления бето-мента на растяжению А?рп; для плитных про-
летных строений автодорожных и городских мостов допускается расчетные сопротивления #рп принимать с коэффициентом 1,5, учитывающим пластические деформации растянутой зоны бетона.
Под действием усилия обжатия бетона напрягаемой арматурой и внешней нагрузки при эксплуатации работа железобетонной балки рассматривается в упругой стадии. От предварительного обжатия усилием 2Vnp с эксцентриситетом ех (рис. IX.33):
_ — N пр
1 пр
А/пр У.
Aip
J (IX.65)
WIip — стнЛн 4- Стн^н -I- ан5/носоза; (IX.66)
гон Fa уп — а'п Fu уц + он 2 /но yKOcos а АГ
(IX. 67)
Здесь Fnp, 7пр — приведенные к бетону площадь поперечного сечеиия и момент инерции сечения балки с учетом предварительно напряженной арматуры при натяжении на упоры и без ее учета при натяжении на бетон. В конструкциях с натяжением на бетон учитываются также ослабления открытыми и закрытыми каналами;
о„, ан — величина предварительного напряжения в нижней и верхней арматуре с учетом потерь (эффективное напряжение при иатяжеиии на упоры и установившееся При натяжении на бетон); остальные обозначения ясны из рис. IX.33. Суммарные напряжения в бетоне должны быть
Об1 п 4" Об. в) — о, или
Щ)1 — (Og, п + Об, в) — — (IX.68)
где Об. п, Об. в — напряжения (растягивающие) от постоянной и временной нагрузок (нормативных без коэффициентов перегрузки и динамики).
Из равенств (IX,65) — (IX.67) получаем в общем случае:
н
(Об. п 4" Об. в ’ А?рп) F[!р
А’н + ~ ^и4* 2 /но COS а I I 1 Url / \
(IX.69)
368
— ^нЛ+5/но yHOcosa
ех = —------------------------------; (IX.70)
Ля ~ -а~Л. + S/hoCOS a
1 “ F ’
J пр
Обычно ~ — 1а Из общих формул (IX.69), (IX.70) легко получить формулы для частных случаев. Напомним, что для арматуры из высокопрочной проволоки в формуле для о„ надо положить /?рп=0-
Контролируемое напряжение снк, т. е. то, которое должно быть осуществлено при натяжении арматуры, получим, прибавив к эффективному напряжению (Гц потери напряжения за счет ползучести бетона, усадки и других факторов.
В конструкциях с натяжением арматуры на упоры потери на упругое обжатие бетона при определении огнк учитывать не нужно [II, но при определении установившегося напряжения oHi следует учесть и упругое обжатие бетона.
В конструкциях с натяжением на бетон потери на упругие обжатия вводят в расчет только при неодновременном натяжении арматуры.
Формулы для вычисления установившегося напряжения в напрягаемой арматуре имеют следующий вид:
при натяжении па упоры
<?й1 ^нк (IX.71)
при натяжении на бетон
он1 — онк Пиот. (IX.72)
В формуле (IX.71) сщ определяется для уровня расположения арматуры ио формуле (IX.65) с подстановкой в нее значений ех из Ф°Р‘ мул (IX.66), (IX.67).
Напряжения crIIK, <тн1 не должны превышать соответствующих расчетных сопротивлении.
При вычислении (Тб.п и Об.вВ формулах (IX.68), (IX.69), относящихся к стадии эксплуатации, для конструкций с натяжением на упоры принимается полное приведенное сечение с включением в него всей напрягаемой и ненапрягае-мой арматуры; для конструкций с натяжением на бетон учитывается вся арматура н допускается включить в приведенное сечение площадь сечения заинъе-цированных закрытых каналов, если эта площадь не превышает 10% площади сечения обжимаемой зоны, в которой расположены каналы; сечения заинъе-цированных каналов, расположенных в зоне, сжатой при эксплуатации, учитывают полностью. Бетон омоноличивания напрягаемой арматуры, расположенной в растянутой зоне, при этом не включают в расчетные характеристики сечения; приведенную же площадь сечения арматуры, имеющей сцепление с бетоном, учитывают и в этом случае. Для автодорожных и городских мостов при соблюдении особых условий, оговоренных в «Указаниях», допускается вводить в расчетное сечение также и бетон омоноличивания.
В зоне бетона, сжатой от воздействия временной нагрузки, растягивающие напряжения в стадии эксплуатации де допускаются. Исключение может быть сделано лишь для опорных участков длиной до 3 ж в разрезных балках. Растягивающие напряжения в верхних поясах этих участков не должны превосходить 0,3£?рп. Необжатый бетон омоноличивания проверяется на трещино-стойкость по формулам, приведенным на стр. 373.
Предварительное напряжение верхней арматуры имеет целью снять или уменьшить растягивающие напряжения, вызванные передачей на бетон натяжения нижней арматуры и отрицательными моментами в сечениях балки при подъеме ее краном с оставлением свешивающихся концов.
13 Зак, 19 369
Кроме того, предварительное напряжение верхней арматуры полезно для уменьшения главных растягивающих напряжений в плоскости сопряжения стенки с верхним поясом и для уменьшения местных растягивающих напряжений, вызванных приложением сосредоточенных усилии от напрягаемой арматуры. Но вместе с тем верхняя предварительно напряженная арматура уменьшает несущую способность балки по максимальному моменту. Поэтому эту арматуру надо ставить в минимально необходимом количестве.
3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ПОТЕРЬ НАПРЯЖЕНИЙ В НАПРЯГАЕМОЙ АРМАТУРЕ
Потери напряжения в напрягаемой арматуре учитывают от следующих факторов: 1) усадка бетона (сп); 2) ползучесть бетона (аз); 3) релаксация напряжений стали (аз); 4) деформативность анкерных закреплений, обжатие бетона швов (а4); 5) трение арматуры о стенки канала или в упорном устройстве (а5); 6) перепад температур натянутой арматуры и стенда при термовлажност-иой обработке (ав); 7) неодновременное натяжение арматурных элементов
Из перечисленных видов потерь напряжения учитывают тс, которые могут проявиться при определенном способе изготовления конструкций.
Потери от усадки и ползучести бетона в СН 200—-62 приняты равными: а) в конструкциях с натяжением арматуры на упоры:
Е R
ст! — 400 кг/см2; а3 — 1,1 аб *—;
б) в конструкциях с натяжением арматуры иа бетон:
Е R
= 300 кг/см2; а3 = аб^Д--^—.
Аф
Здесь а6 — напряжение в бетоне на уровне центра рассматриваемой арматуры от сил предварительного напряжения (с учетом потерь для конструкций с натяжением на упоры аз, ад, а5, аь; для конструкций с натяжением иа бетон 0,5аад, а5) и постоянной нагрузки после: окончания натяжения арматуры;
р
—---отношение проектной кубиковой прочности бетона к кубиковой
Лф
прочности в момент обжатия бетона.
В «Указаниях» приведена более точная формула для определения потерь напряжений от усадки и ползучести:
aL + а2 = (8у Еп + аб пх ф,) Ф.
Здесь 8У, ф_ — конечные значения характеристик усадки и ползучести,-принимаемые в зависимости от возраста бетона в момент его обжатия, кубиковой прочности бетона, условий его высыхания и т. п.;
ог6 имеет значение, указанное выше;
£н —модуль упругости напрягаемой арматуры; £
nt = Ф — величина, зависящая от коэффициента армирования, геомет-рических характеристик сечения, и nt.
Потери от релаксации напряжений стали подлежат учету, если аЙК> 0,5 (нормативная прочность арматуры). В «Указаниях» рекомендуется1 определять этн потери по формулам:
а) для арматуры из высокопрочной проволоки
гг, - (0,27 Д:—0,1 V;
\ R". )
370
б) для стержневой арматуры из стали класса A-IV а-= 0,4^0,27™ —0,1 \ Я”
В этих формулах он — величина напряжения в арматуре с учетом потерь, проявившихся к концу обжатия бетона.
По приведенным формулам определяют потери оз, если при натяжении арматуры предусматривается кратковременная (пятиминутная) перетяжка на 10% для проволочной и на 5% для стержневой арматуры с последующим снижением напряжений. Прн отсутствии перетяжки потери оз увеличивают в два раза.
Потерн напряжений от деформативности анкеров определяют по формуле
Д/ „
Е-н-1
где Л/ — деформация анкерных закреплений и бетона под ними, принимается равной 1—-2 мм в зависимости от типа натяжных устройств и анкеров. Потери напряжений от трения арматуры о стенки канала при натяжении на бетон выражаются формулой
а5 = анк [1 — е-(Ьн-1,М)].
В этой формуле:
0 — сумма углов перегиба (поворота) арматуры на длине от домкрата до рассматриваемого сечения в радианах;
р — коэффициент трения арматуры о стенки канала, равный для бетонных каналов 0,55, а если арматура периодического профиля — 0,65;
1,3 — коэффициент защемления проволок в пучках на перегибах;
х —суммарная длина прямолинейных участков канала;
k — коэффициент, учитывающий местные отклонения прямолинейного участка канала от его проектного положения; при образовании канала посредством стального сердечника k — 0,005, при резиновых сердечниках k =0,006.
Потери иа трение в местах перегиба полигональной арматуры прн натяжении на упоры равны
где Р — поперечное усилие от сил натяжения арматуры, действующее на упорное устройство; р — 0,3 — коэффициент трения.
Потери на перепад температур натянутой арматуры и железобетонного стенда прн изготовлении блоков длиной более 18 м учитывают величиной
о6 = 2О7’р;-сч кг/см2,
причем Трясч = ±-АТ ПРН АТ менее 60°;
Траеч = 30 при Л71 от 60° и выше
(АГ — разность температуры внутри камеры стенда и наружного воздуха).
Прн изготовления блоков в стальных формах или кассетах, подвергающихся иагреву вместе с изготавливаемым элементом, а также при изготовлении блоков длиной до 18 м (включительно) на железобетонных стендах потери напряжений от перепада температур можно не учитывать.
При неодновременном натяжении арматурных элементов на бетон происходят вследствие упругого обжатия бетона потери напряжений в ранее натянутых элементах. Эти потери можно оценить по формуле
13*
371
oryo — лДсгбг,
Ян
где « =
Яд
До6 — среднее напряжение в бетоне на уровне центра арматуры, вызываемое натяжением одного арматурного элемента, при этом потери на деформативность анкерных закреплений (ста) и на треиие арматуры о стенки канала (о5) считают уже реализованными;
2 — число арматурных элементов, натянутых после того арматурного элемента, для которого определяют потерю напряжений.
Для потерь, протекающих в течение длительного времени (усадка, ползучесть бетона, релаксация стали), имеются данные, позволяющие определить величину этих потерь к нужным периодам, например, к периоду монтажа (см. «Указания» п СН 200—62).
4. РАСЧЕТЫ ДЛЯ СТАДИИ ОСУЩЕСТВЛЕНИЯ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАТЯЖЕНИЯ
Одной из основных проверок, в особенности для конструкций с натяжением на упоры, является определение напряжений в сжатой зоне бетона от усилий в напрягаемой арматуре при передаче этих усилий на бетон. Величина сжимающих напряжений в этой стадии работы балки не должна превосходить установленных значений и Л?пр (см. приложение 5).
Расчетные сопротивления и определены из условия непоявления продольных трещин при обжатии бетона вследствие поперечного его расширения.
Следовательно, рассматриваемая проверка представляет собой расчет на трещнностойкость и должна выполняться без коэффициентов перегрузки.
Расчет проводят для упругой стадии работы бетона, используя (формулы (IX. 65)—(IX.67) и учитывая напряжения от собственного веса балки, если опирание балки на стенд допускает ее изгиб.
Усилие обжатия и величину эксцентриситета его приложения вычисляют по фомулам (IX.66), (IX.67), подставляя в них вместо ан:
для конструкций с натяжением на упоры
~ °3
для конструкций с натяжением на бетон
0,5 сг3 сг4 сгй.
Полученные напряжения в бетоне сравнивают:
а) с если отношение напряжений у менее сжатой грани обжимаемого пояса ((ГМИ11) и у более сжатой его грани (омзк.с) не превышает 0,7;
б) с Rnp, если .-^2- > 0,85;
^макс
в) для промежуточных значений производится интерполяция между Яи И ^р.
При обжатии балки усилиями в арматуре, расположенной преимущественно в нижнем поясе, возникают растягивающие напряжения в верхнем поясе, которые не должны превышать установленных расчетных сопротивлений или должны быть погашены постановкой верхней напрягаемой арматуры, что и следует проверить, применяя формулу (IX.65) к верхней грани балки и суммируя при соответствующем опирании балки полученные напряжения с напряжениями от собственного веса.
Кроме описанного выше расчета, предупреждающего появление продольных трещин от сжатия, необходимо сделать расчет на прочность балки. 372
Этот расчет выполняют по общим формулам в не центре иного сжатия в предельном состоянии с коэффициентом перегрузки (к усилию в напрягаемой арматуре), равным 1,1 111.
Для конструкций с натяжением на упоры второй расчет (иа прочность) обычно дает удовлетворительный результат, если выполнены требования первого расчета (против образования продольных трещин). Для конструкций, с натяжением на бетон второй расчет часто является решающим,
5. РАСЧЕТ ЧА ЭКСПЛУАТАЦИОННЫЕ НАГРУЗКИ
При проектировании железнодорожных мостов расчет на эксплуатационные нагрузки производят по условию выносливости бетона и арматуры.
При проектировании автодорожных и городских мостов, не рассчитываемых на выносливость, расчет для эксплуатационной стадии работы конструкции заключается в определении суммарных напряжений в арматуре от предварительного напряжения (с учетом потерь) н от внешних нагрузок (постоянная и временная нагрузки). Суммарные напряжения в арматуре не должны превосходить: для высокопрочной проволоки — 0,67?”, для стержневой арматуры — 0,87?н. Нормативное сопротивление 7?” для проволоки принято равным временному сопротивлению разрыву; для стержневой арматуры — пределу текучести.
Расчеты на выносливость и определение напряжений в арматуре производят для нормативных нагрузок с учетом динамического коэффициента, рассматривая полное приведенное сечение балки (брутто), включая и бетон омоноличивания, так как предполагается, что каналы (открытые и закрытые) в конструкциях с натяжением на бетон заполнены бетоном, способным воспринимать растягивающие усилия, несмотря на отсутствие предварительного его обжатия. Действительно, предельная растяжимость сильно армированного бетона значительно больше, чем неармированного бетоиа.
Если арматура расположена в открытых каналах, то возникающие в не-обжатом бетоие омоноличивания растягивающие напряжения не должны превосходить:
57?рл при > о,40;
Гб. нт
у F 37?рп при < 0,20.
* б, нт
Здесь — сумма площадей сцепления напрягаемой арматуры с бетоном омоноличивания н сцепления последнего с предварительно напряженным бетоном на единицу длины балки;
Рб.ит — площадь сечения бетона омоноличивания за вычетом площади арматуры;
7?рп— расчетное сопротивление бетона в предварительно напряженных конструкциях.
Поверка по выносливости состоит в том, что определяют по обычным формулам для упругого тела наибольшие н наименьшие суммарные напряжения в бетоне и арматуре и сравнивают их с расчетными сопротивлениями на выносливость, величина которых зависит от о - амин . Например, для бетона зоны, Омаке
растянутой от внешних нагрузок:
Омин ~ Об! ~ (СГб. п 4“ Об. в)? 1 (IX 73)
Омаке = О б 1 Об,п, J
где ст61 —установившееся предварительное напряжение;
ст6 п, О6 в—напряжения от постоянной н временной нагрузок.
373
6. РАСЧЕТ НА ГЛАВНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ И НА ПОПЕРЕЧНЫЕ СИЛЫ
При наличии предварительного напряжения в двух направлениях главные напряжения равны;
сТгл. О — -g (cr v + Оу) + у V(цх — ау)2 4- 4т2; |
1 1 ___________________— (1Х'74)
tfr.i. р = 2” (стх + о'у) У' (ffv — Оу)2 + 4т<?. I
Здесь сгх— суммарная величина нормального напряжения вдоль оси балки; сг — предварительное напряжение сжатия в бетоне в вертикальном направлении;
тс — суммарное (от предварительного напряжения и внешней нагрузки) касательное напряжение.
Главные напряжения следует определять в месте сопряжения верхнего и нижиего поясов со стенкой балки, а также на нейтральной оси. По длине балки выбирают сечения, в которых достаточно велики и нормальные, и касательные напряжения, а именно: сечение в конце опорного утолщения стенки, сечение в четверти пролета разрезных балок, сечения, в которых уступами меняется толщина стенки, и т. п,
Для определения нормальных н касательных напряжений применяют обычные формулы для упругого материала:
etc = (*01
_ ___ анх/нх |_ ^но/но •
—-------4-----------,—-sin а,
у alK b allO b
(IX.75)
(Q Qh) Snp Wnp
В этих формулах;
°нх» ано — предварительное напряжение вертикальных хомутов и наклонной арматуры (отгибов);
/нх, /но — площадь их поперечного сечения (в одном сечении балки);
йнх» ано — расстояния между предварительно напряженными хомутами и между наклонными арматурными элементами;
b — толщина стенки балки;
Qa — вертикальная составляющая усилий предварительного натяжения (с учетом потерь) в наклонных арматурных элементах данного сечения; остальные обозначения прежние.
Расчет на главные сжимающие напряжения следует рассматривать как расчет иа прочность, в соответствии с чем значения М и Q, входящие в равенства (IX.75), надо вычислять с коэффициентами перегрузки и динамики. Условие прочности
(Гр, с ,с. п»
Расчет на главные растягивающие напряжения является расчетом на тре-щиностойкость, поэтому М и Q вычисляют от нормативных нагрузок без коэффициентов перегрузки и динамики.
Условие трещиностойкости для главных растягивающих напряжений °г. р 'С Щр £?г.р,п»
где — коэффициент условий работы, равный для автодорожных мостов 0,7, если главные сжимающие напряжения сгг.с<;0,8 с.п, и равный 0,5 (для марок 300—400) или 0,55 (для марок 500—600), если пг. cZ> 0,8 Яг. с.п; Д-пя железнодорожных мостов указанные значения тр дополнительно умножаются на 0,8.
374
i
Рис. IX.34. Схема к расчету балок переменной высоты
в напрягаемой арматуре, попадающей
Связь значений mp с величиной главных сжимающих напряжений объясняется тем, что сжатие по одной из главных осей вызывает поперечные деформации подругой главной оси, которые складываются с деформациями от главных растягивающих напряжений. Коэффициент/пр введен по даннымЦНИИС.
Для элементов переменной высоты определение главных напряжений следует выполнять, рассматривая цилиндрические сечения.
Ниже приведен метод расчета, разработанный кафедрой мостов Новосибирского института инженеров железнодорожного транспорта [22].
Касательные напряжения на цилиндрическом сечении определяются по формуле, аналогичной применяемой для плоских сечений, г. = (IX.76)
но с подстановкой в нее значения равного
Q, = ~ (IX.77)
Здесь Л1о —сумма моментов всех внешних сил, расположенных по одну сторону от сечеиия АВ (рис. IX.34, а), относительно точки О (положителен, если направлен против хода часовой стрелки); — сумма моментов усилий
в сечение АВ относительно той же точки; г — радиус цилиндрического сечения.
При углах а < 20° (рис. IX.34, а) нормальные напряжения ах, а также значения S и / можно определять по плоскому вертикальному сечению по обычным формулам сопротивления материалов, Нормальные напряжения сГу и касательные тЛ>, найдем из условия равновесия треугольной призмы, выделенной из элемента вертикальным, горизонтальным и цилиндрическим сечениями (см. рис. IX.34, в):
(IX.78)
= tf,tg2fl~2Trtg0; txy = — tfx tg ₽•
Угол 0 относится к волокну, в котором определяются напряжения.
Найденные значения напряжений и тху подставляют в формулы
Еслиа у> 20°, расчет следует выполнять по более точным формулам [22].
При наличии предварительно напряженных хомутов их влияние и а учитывают согласно изложенному выше [см. формулы (IX.75)].
Принятое количество предварительно напряженных хомутов совместно с обычными хомутами и наклонной арматурой должно удовлетворять условию прочности, аналогичному формуле (IX.52),
fHosina + Hr Qe- (IX.79)
Коэффициенты условий работы принимаются следующими: mK0=m^ — = тах = 0,8 для стержневой арматуры, /ико —/инх=0,7 для проволочной, пря-девой и канатной арматуры
375
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qrf = ]/"0,6 bho qx — тах nax fax — m[1x Т?н2 пнх (IX.80)
Здесь
q — Rn f ax ^ак । /нх ^нх
Обозначения прежние; индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «нх» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
. = (Q-Q„)S6
' W6
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещипостойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 m и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9).
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет на трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 2?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжений, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения сгх и <ту (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qrf = ]/"0,6 bho qx — тах nax fax — m[1x Т?н2 пнх (IX.80)
Здесь
q — Rn f ax ^ак । /нх ^нх
Обозначения прежние; индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
. = (Q-Q„)S6
' We
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещиностонкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 m и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9).
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 2?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжений, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения сгх и <ту (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 — 0,6 bhQ (jх fflax flax fах ff^nx 7?itx f их • (IX. 80)
Здесь
_ Iflax f ax flax । fнх ^нх
*1 A' ”1 ’
uax CZHx
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещипостойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т; значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет на трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 7?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжений, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения их и (рис. IX.35), а также касательные напряжения тУу.
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 = bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rn f ax ^ax । ^ux fhx ^hx
С/аг "Г ,
uax ghx
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещнностойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещнностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 7?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжений, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 — bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rri f ах ^ах । fнх ^нх
иах анх
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещиностойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжении, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 = bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rri f ах ^ах । fнх ^нх
иах <*нх
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
„ _(Q-QJ56
с w6 ^ск*
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещипостойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 7?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжении, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 = bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rri f ах ^ах । fнх ^нх
иах <*нх
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
„ _(Q-QJ56
с w6 ^ск*
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещнностойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещнностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 7?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжений, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 = bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rri f ах ^ах । fнх ^нх
иах <*нх
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
„ _(Q-QJ56
с w6 ^ск*
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещиностойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжении, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 = bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rri f ах ^ах । fнх ^нх
иах <*нх
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
„ _(Q-QJ56
с w6 ^ск*
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещипостойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещиностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 7?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжении, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Поперечная сила, воспринимаемая бетоном сжатой зоны и хомутами в невыгоднейшем наклонном сечении будет на основании соображений, изложенных для железобетонных конструкций без предварительного напряжения:
Qx6 = bhQ Qх Иах fax tJT-nx Ипх fax' (IX.80)
Здесь
« Rri f ах ^ах । fнх ^нх
иах анх
Обозначения прежние: индекс «ах» относится к ненапряженным хомутам, индекс «их» — к предварительно напряженным.
К расчетам на воздействие поперечной силы относится еще проверка на скалывание по нейтральной оси (по первому предельному состоянию):
Для балок переменной высоты касательные напряжения по нейтральной осн определяют по формуле (IX.76).
7. РАСЧЕТЫ НА НАГРУЗКИ, ДЕЙСТВУЮЩИЕ ПРИ МОНТАЖЕ И ТРАНСПОРТИРОВАНИИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
В стадии монтажа и транспортирования конструкции должны удовлетворять требованиям прочности н трещнностойкости.
Расчеты на прочность выполняют на следующие нагрузки:
а) усилия от предварительного напряжения с учетом потерь, происшедших к началу монтажа;
б) собственный вес блока с динамическим коэффициентом, принимаемым равным 1,20 (или 0,85) при весе элементов до 20 т и 1,10 (0,95) при весе свыше 20 т\ значения в скобках принимают, если учет собственного веса уменьшает суммарное воздействие;
в) нагрузку от крана с теми же динамическими коэффициентами, если при монтаже кран двигается по пролетному строению н если его воздействие больше нормативной нагрузки.
К перечисленным нагрузкам вводят коэффициент перегрузки 1,1 (0,9),
Расчетные сопротивления увеличивают на 10%, как для строительных нагрузок.
Расчет па трещнностойкость в стадии монтажа состоит в определении наибольших растягивающих напряжений (если они возникают) от предварительного напряжения и собственного веса элемента, принимаемого без динамического коэффициента и коэффициента перегрузки. Растягивающие напряжения допускаются только в той зоне балки, которая от внешней нагрузки сжата, и не должны превосходить, как правило, 7?р.п. Если балку проверяют как железобетонную с выключенной растянутой зоной, то растягивающие напряжения могут доходить до 7?р.
8. РАСЧЕТ НА МЕСТНЫЕ НАПРЯЖЕНИЯ
При передаче усилия от арматурного предварительно напряженного элемента на бетон через анкер распределение напряжений, отвечающее обычным формулам сопротивления упругих материалов, наблюдается на расстоянии от места приложения сосредоточенной силы, примерно равном высоте балки.
В зоне между опорным сечением, если анкер находится па торце балки, и сечением на указанном расстоянии от торца возникают местные нормальные напряжения ох и оу (рис. IX.35), а также касательные напряжения
376
Приближенный способ определения местных напряжений заключается в следующем.
В сечении АВ (см. рнс. IX. 35) определяют эпюру напряжений по формулам сопротивления материалов.
Проводят продольное сеченне KL и прикладывают к нему продольную касательную силу Т, нормальную Р и момент М, уравновешивающие эпюры нормальных и касательных напряжений в сеченин АВ на участке AL и усилия пучков, расположенных выше сечения KL.
Момент М следует брать относительно точки с координатой х0, равной для концевого блока 0,5/г,
Рис, IX,35, Схема к расчету на местные напряжения
Напряжения по сечению KL для балки постоянной ширины и без ослаблений равны:
М Р
ох = qx kb + ai k7; (IX.82)
Тл:у = “Ь Яху "Ь l-W (IX.83)
В этих формулах:
Л/, Р, Т — уравновешивающие усилия в рассматриваемом продольном сечении;
b — ширина сечения АВ;
Л —длина рассматриваемой части балки (сечения
(Д — нормальные и касательные напряжения в сечеини АВ на уровне
сечения
Яху — продольные и поперечные нагрузки в месте опирания анкера на торец балки, если сечение /(L пересекает анкер;
X
kb k-;—коэффициенты, зависящие от абсциссы (табл. IX.4).
Эти коэффициенты получены на основании изучения характера распределения местных напряжений по сечению KL, определенных методами теории упругости ill).
Усилия М, Р, Т в общем случае, когда сечение KL пересекает анкер и криволинейные арматурные элементы (см. рис. IX. 35), определяют по следующим формулам:
13В 3;jK. 19 377
М = N'ys — Q' (й — *o) “2 Ni (Xi — x0) sin — c?<+ .
Яx 2 Яxy X(j,
T = AT — Ni cos — qx Cj c2;
P = Q' + ZjV* sin р/ + Яху ci
(IX.84)
В этих формулах:
AT', Q' — равнодействующие нормальных и касательных напряжений по сечению АВ выше продольного сечения КЛ;
Л\ — усилия натяжения наклонных арматурных элементов, пересекаемых сечением КЦ
сп — проекция на вертикаль соответствующего размера анкерной плиты;
с2 — ширина анкерной плиты (для внутренних анкеров можно считать с2 равной ширине балки).
Остальные обозначения ясны из рнс. IX.35.
По формулам (IX.81)—(IX.83) можно вычислить напряжения в различных горизонтальных сечениях и построить эпюры местных напряжений.
Наиболее опасными являются растягивающие напряжения так как чрезмерная величина их вызывает продольные трещины в стенке балки. Если >-А!р, то необходимо предусмотреть армирование опорного участка балкн, воспринимающее растягивающее усилие, полученное по эпюре
Наилучшее решение — постановка предварительно напряженных хомутов, полностью погашающих растягивающие напряжения по продольным сечениям.
При постановке хомутов без предварительного напряжения их поперечное сечение должно быть достаточным для воспринятая всего растягивающего усилия без передачи какой-либо его части на бетон. Кроме того, во избежание недопустимого раскрытия трещин следует ограничить напряжения в хомутах величиной в 700 кг/см2 и сделать проверку на трещиностойкость по формулам для железобетона без предварительного напряжения. При этом участок продольного сечения, на котором действуют напряжения рассматривают условно, как центрально растянутый напряжениями сгу.
Выше рассмотрен простейший случай расчета местных напряжений. В более сложных случаях, как, например, при передаче усилия от арматурного элемента через сцепление с бетоном, при нахождении анкера внутри балки и т. д., необходимо обращаться к специальной литературе [И], [171.
Таблица IX.4
Величины коэффициентов k^ — ki для формул (IX.81) - (IX.83)
X 1 4' А, At А, k,
0,00 4-20,00 — 2,00 0,00 + 1,00 0,00 + 1,00 0,00
0,10 +9,72 0,00 + 1,46 + 1,19 —0,82 +0,92 +0,08
0,20 + 2,56 + 1,28 +2,05 +0,01 — 1,06 +0,74 +0,26
0,25 0,00 + 1,69 + 2,11 —0,11 -1,11 +0,63 +0,37
0,30 — 1,96 + 1,96 +2,06 —0,17 —0,89 +0,53 +0,47
0,40 —4,32 + 2,16 + 1,73 —0,22 —0,51 +0,34 +0,66
0,50 —5,00 + 2,00 + 1,25 —0,19 —0,06 + 0,12 +0,88
0,60 — 4,48 + 1,60 +0,77 —0,13 +0,36 +0,08 +0,92
0,70 —3,24 + 1,08 +0,38 —0,07 +0,69 +0,03 +0,97
0,80 — 1,76 +0,56 +0,13 —0,02 +0,90 +0,01 +0,99
0,90 —0,52 +0,16 +0,02 0,00 +0,98 0,00 + 1,00
1,00 0,00 1 0,00 0,00 0,00 + 1,00 0,00 + 1,00
378
§ 9. РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ ИЗГИБАЕМЫХ ЭЛЕМЕНТОВ С ЧАСТИЧНЫМ ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫМ НАПРЯЖЕНИЕМ
Частичное предварительное напряжение заключается в том, что в средней части балки оставляют участок, в котором растягивающие напряжения от внешней нагрузки компенсируют лишь частично предварительным обжатием балки. Суммарные растягивающие напряжения на этом участке не должны превышать величин, определяющих наибольшее допустимое расчетное раскрытие трещин.
Для расчета таких балок необходимо прежде всего установить границу полного обжатия бетона. На постоянную нагрузку балки следует проектировать как полностью преднапряженные. В среднем участке балки допускаются растягивающие суммарные напряжения от некоторой части момента, вызванного временной нагрузкой. Момент полной трещнностойкости должен быть равен
ЛД < 4- пЛ1вр, (IX.85а)
где ;МП, уМвр — расчетные на трещнностойкость моменты от постоянной и временной нагрузок.
Опыт проектирования балок с частичным предварительным напряжением показывает, что иаилучшее решение получается примерно при следующих зна чениях коэффи циента т]:
а) Для автодорожных пролетных строений:
при расчете на Н-30 ...................t) = 0,7
при расчете на полную нагрузку НК-80 .... ^0,5 б) Для железнодорожных пролетных строений (на-
грузка С-14) ............................1] — 0,8
Момент полной трещнностойкости, с другой стороны, равен
Л4т-(Тб1 КР.б. (IX.856)
По найденному из (IX.85 а) и (IX.85 б) значению afl.i можно, используя формулы (IX.65), (IX.66) н (IX.67), определить необходимое усилие предварительного обжатия бетона и напряжение сгн в напрягаемой арматуре при принятой (обычно по условию прочности) ее площади поперечного сечения FK.
Границы участков полного обжатия бетона, т. е. сечения, в которых момент
+ Л1Ер будет равен Мг, можно установить по эпюре моментов.
При напряжениях в бетоне на уровне напрягаемой арматуры, равном нулю, напряжение в этой арматуре равно сгн [231.
Участок между границами полного обжатия бетона следует рассчитывать на выносливость и трещнностойкость без учета растянутой зоны бетона, как работающий на полный изгибающий момент от внешней нагрузки и на усилия в арматуре:
нижней
М = Fs стн
и верхней
М ~ Fn
т. е. рассчитывать на внецентренное сжатие с эксцентриситетом относительно центра нижней напрягаемой арматуры, равным
где Мь 0=М+А^ —равнодействующая усилий М и 2VH;
е0—эксцентриситет силы Mi. о, отнесенный к центру нижней напрягаемой арматуры;
М — момент от постоянной и временной нагрузок в рассматриваемом сечении.
13В:
379
Для сечения двутавровой формы условия равновесия можно представить следующими формулами (рис. IX.36):
1 г 1 „ п (х— /%)2 . г' х— aR
Ма. о — Ьп хвб--------9 (^п — Ь) -------— аб + FH п------;— аб —
X X
1 / 1 (,Х'87)
А1 + ЛГн. о ео = Ьа х (ha — т стб — (&п — &) х
\ О / X
(X Ад)2 [ h ___ h ___ X \ I с' X CtR /,
X------—( «О — «П — —I Об + Fa п —-— (ho—ая) аб.
Jv \ О У X J
Рис. IX.36. Схема усилий и напряжений в сечении балки с частичным предварительным напряжением
В этих формулах напряжения в арматуре выражены через напряжения в крайней верхней фибре бетона Об на основе пропорциональности деформаций расстояниям от нейтральной осн.
Из условий равновесия (IX.87) получаем для определения х следующее уравнение:
б 6
хз + з (е — Ло) х2 + -у (ах е — 0^ х — (а2 е — 02) = О,
в котором
cti = (&п — b) hn + n (Fu + Лг);
01 — (bn —Ь) йп+ nFR (hQ—ан);
ct2 = -g- (bu b} hn 4- n (FR ho4- Fr дн),
/ 2 \ h2 ’
— (bR b) I/i0 -g- /in 1 -g h н/4 С1ц (ho- flu)-
Здесь e определяется по формуле (IX.86).
Найдя x, вычисляем напряжения в верхней фибре бетона:
_ Л^и.о
Ьх2
ф аг х — а2
(IX. 88)
(IX. 89)
380
где otj, а2 — по формулам (IX.88), а затем и дополнительные (к оставшимся от предварительного напряжения) напряжения в нижней арматуре,
Дан = аб-°^х п. (IX.90)
Полные напряжения в нижней напрягаемой арматуре
Он. расч “ Он ДОд- (IX.91)
По этой формуле следует определять напряжения в расчетах па выносливость и трещиностойкость, подставляя в формулу (IX.86) соответствующие значения М (см. табл. IX.1 в § 1 гл. IX). Наименьшее напряжение (оми[1),
значение которого необходимо знать в расчетах на выносливость, будет равно напряжению от постоянной нагрузки в полностью предиапряженной балке.
Формула (IX.89) дает полную величину напряжений в бетоне на среднем
участке балки и может быть использована для расчета на выносливость по бетону. При наличии продольной ненапрягаемой арматуры в поясах балки
в приведенных выше формулах вместо
, £
Flh надо принять FB + Fa и
> Е '
а значения ha, ая отнести к общим центрам приведенных пло-
щадей напрягаемой и ненапрягаемой арматур.
Если выносливость определяется напряжениями в арматуре, а в бетоие напряжения составляют не более 0,8 от расчетного сопротивления на выносливость, то в формулах (IX.87)—(IX.89) надо принимать обычные для расчета £
предварительно напряженных конструкций значения п — Повышенные значения этого отношения п', принятые при расчете конструкций из железобетона без преднапряжения, соответствуют уменьшению модуля деформации бетона в предельном состоянии перед разрушением по бетону от многократно повторной нагрузки. При неполном использовании расчетных сопротивлений на выносливость бетона нет оснований для принятия повышенных значений п.
Расчет на трещиностойкость можно выполнить по одному из способов, принятых для ненапрягаемого железобетона; впредь до уточнения рекомендаций для расчета на трещиностойкость мостовых конструкций следует пользоваться указаниями СН 200—62 (см. гл. IX, § 7, п. 4). Предельное раскрытие трещин следует уменьшить до 0,1 мм.
Вместо расчета на выносливость при проектировании автодорожных н городских мостов надлежит наибольшее напряжение в арматуре, полученное по формуле (IX.91), сопоставить с допустимыми величинами, приведенными в п. 5 § 8 гл. IX. По этому же напряжению производится расчет на трещиностойкость.
Расчет на прочность балок с частичным предварительным напряжением ничем не отличается от расчета па прочность полностью предварительно напряженных изгибаемых конструкций. Расчеты на поперечную силу, определение касательных и главных напряжений выполняются в крайних участках как для полностью предварительно напряженных балок и в среднем участке как для элементов, внецентренно сжатых усилием 2VH.o (см. стр. 379), с выключенной растянутой зоной.
§ 10. РАСЧЕТ БАЛОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПО ВТОРОМУ ПРЕДЕЛЬНОМУ СОСТОЯНИЮ
Расчет по второму предельному состоянию железобетонных пролетных строений мостов заключается в определении прогиба от нормативной временной вертикальной нагрузки без учета коэффициентов перегрузки и динамического коэффициента.
381
Экспериментально доказано, что под эксплуатационными многократн повторяющимися нагрузками железобетонные конструкции мостов работаю в упругой стадии. Следовательно, для определения прогибов от временна нагрузки можно пользоваться формулами сопротивления упругих материала с учетом, однако, влияния в балках без предварительного напряжения и в бат ках с частичным предварительным напряжением пониженной жесткости всле/: ствие возможного образования трещин ограниченного раскрытия в растяну той зоне.
Учет этого явления можно осуществить, определив коэффициент ф, прет ставляющий собой отношение действительной деформации арматуры на у чаи ке между трещинами к той, которая соответствует напряжению в арматур в сечении по трещине (с выключенной растянутой зоной).
Рис. IX.37. Зависимость между радиусом кривизны изогнутой балки и высотой сжатой зоны
Рис. IX,38. Эпюры напряжений в арматуре и сил сцепления арматуры с бетоном на участке между трещинами
Зная ф, можно написать (рис. IX.37)
1 __ Еаф р ho — х ’
(IX.92
где еа — относительное удлинение растянутой арматуры в любом сеченш в предположении, что бетон растянутой зоны не работает; еа опре деляется формулой
<уа _ Л1(й0 — х)п M(ho~x)
е“ р IF IF’ (1А.93
'-'а 1 пр a Jnp-Lj6
где /пр — приведенный к бетону момент инерции рабочей зоны балки (выпи нейтральной оси), и
“ = 7^ = #- (1Х-94
Р 1 пр Сб ^ЭКВ
Следовательно, можно пользоваться обычными формулами для определе ния прогибов упругих балок, подставляя в них эквивалентную жесткость ДКБ Необходимо еще знать, что согласно СН 200—62 при определенны прогибов принимается модуль деформаций бетона, равный 0,857?е» где Ев — норматив ное значение модуля деформации.
Окончательно
= 0,85/„р£6 х 9-.
if
382
Для определения коэффициента ф вернемся к эпюрам сцепления арматуры сГбетоном и напряжений в растянутой арматуре на участке между трещинами (см. гл. IX, § 7, п. 4).
Наибольшее напряжение в бетоне, которое может быть посередине участка между трещинами, равно ЯР, что соответствует прн восстановленном сцеплении напряжению в арматуре ЯРи.
На расстоянии х от среднего сечения (рис. IX.38, а, б) напряжение в арматуре равно
(Та-Л- = КрП -i-Д тсц. Xdx, (IX.96)
о
где $ — поверхность арматуры, находящаяся в сцеплении с бетоном;
— площадь поперечного сечения арматуры;
Тсц. х — ордината эпюры сцепления при абсциссе х (см. рис. IX.38, б).
Применяя равенство (IX.96) к сечению по трещине, получим
h
S Г
(Та. макс — Яр И р I Тсц. xdX. (IX.97)
' а 1
О
5
Подстановка в (IX.96) значения из (IX.97) дает
X
Тсц. % dx
(Та. Л = + ((Та. макс — 7?р/г)'° (IX.98)
‘т
2
У Тсц. х dx
о
Введем обозначение
J тСц. х dx
7--------= М-
дт
2
J тСц. х dx о
Отношение заштрихованной площади эпюры напряжений Од.* к площади прямоугольника О А ВС (см. рнс. IX. 38, а) представляет собой коэффициент полноты эпюры нарастания напряжений в арматуре
На оснэвании
(оа.
(IX.98) имеем
Д 2
((Та. макс Яр И) J f (х) dx
О
2
2
С
((Та. макс" Яр П)
0 f(x)dx.
(IX.99)
°а =
Удлинение арматуры па участке
равно
Д
2
= ~рГ I (Тд.х dx = -р- [Яр Л И- ((Та. макс Яр и) (Йа] .
*3 а 1 а
О
383
Удлинение на том же участке, если напряжение в арматуре на всем его протяжении было бы <уа. ыакс:
Аймаке
Оа. макс
к
2 ‘
Коэффициент ф равен
г, _ ^/Гр __ 1/1 1 Р
ф — д7------ — + (1 — -------
^^макс uS( макс
(IX. 100)
На рис. IX.39 приведены различные формы эпюр сил сцепления арматуры с бетоном. Опыты показывают, что при относительно небольших на [[ряжениях
в арматуре эпюра сил сцепления имеет вид, близкий к показанной пунктиром на рис. IX.39, а. Па мере возрастания нагрузки, а также вследствие многократно повторного ее действия наибольшие ординаты эпюры сил сцепления смещаются к середине участка между трещинами и эпюра приближается к изображенной пунктиром на рис. IX.39, в. Вместо действительных эпюр можно принять заменяющие их, упрощенные эпюры, показанные на рис. IX.39, а, б, в сплошными линиями, и для них найти о» и ф. Значения ф, отве-
Рис. IX.39. Различные виды эпюр сил сцепления арматуры с бетоном:
Др п'
С « -----для балок с частичным предваритель-
ным напряжением;
Др п-
С = ------для балок из железобетона без предва-
са
ригельного напряжения
чающие различным видам эпюр сил сцепления, приведены на рис. IX.39.
По опытам, проведенным в МНИТ 124] с частично преднапря-женными балками, наиболее соответствуют экспериментальным данным следующие формулы для ф:
а) в конструкциях, подвер-
гающихся частому воздействию повторных нагрузок, близких к нормативным (железнодорожные мосты),
г п Ч I Фи ” 0,5 4- —г , ' 2Дон
(IX.101)
где Х?р—расчетное сопротивление бетона на растяжение в расчетах на выносливость;
Е
п*—соответствующее этому расчету отношение —? ;
Е&
б) в конструкциях с частичным предварительным напряжением, работающих в более благоприятном режиме изменения нагрузок (автодорожные и городские мосты),
<ixi02)
где /?р — расчетное сопротивление бетона на растяжение в расчетах на прочность;
£н .. F
п= 5-----для обычных значении г6;
Еб
384
Дан—дополнительные (к оставшимся от предварительного натяжения) напряжения, определяемые по формуле (IX.90).
Формулы (IX. 101) и (IX. 102) относятся к конструкциям с арматурой периодического профиля, из витых прядей, канатов, пучков из рассредоточенных прядей, образованных прямыми проволоками.
Рис. IX.<0. Эпюры к определению прогибов балки с частичным предварительным напряжением
В конструкциях с гладкой арматурой стержневой и из проволок, но без рассредоточения прядей, для всех видов мостов:
^=-з-+£- <1х'103)
Формулами (IX. 101)—(IX. 103) можно пользоваться и для балок без предварительного напряжения, подставляя в них вместо Дак напряжение в арматуре <та.
Прогиб предварительно напряженных балок от временной нагрузки представляется возможным определять по обычным формулам сопротивления материалов, вводя в расчет момент инерции всего приведенного сечения и принимая модуль упругости бетона равным 0,85£б.
Определение прогиба балок с частичным предварительным напряжением имеет ту особенность, что на части длины балка работает полным сечением, а в среднем участке — как балка с выключенной растянутой зоной в сечениях, в которых предполагается возникновение трещин.
Границы участков с различным характером работы балки найдем, отложив на эпюре моментов от постоянной и временной нагрузок (рис, IX.40, а) то зиа-
385
чение изгибающего момента Л17, при котором напряжение в бетоне на уровне растянутой арматуры равно нулю [см, формулы (IX.85)]. Применяя метод фиктивной нагрузки, определим прогиб fi, соответствующий заштрихованной части эпюры (см. рис. IX.40, а), полагая жесткость балки равной
Во — 0,852?б Др.
где —приведенный к бетону момент инерции полного сечения балки.
По оставшейся части эпюры моментов определение прогиба следует выполнять, как для балки с переменной жесткостью Вэкв (рис. IX.40, б).
Эквивалентную жесткость Вэкв вычисляют по формуле (IX.95), подставляя в нее значения Д,пр, соответствующие различным высотам х сжатой зоны сечения [см. формулы (IX.88)].
При это.м в уравнение (IX.88) вместо п следует- подставить
п
что
равнозначно учету работы бетона иа участке между трещинами.
Так как по мере нарастания изгибающего момента высота сжатой зоны меняется, а следовательно, меняется и эквивалентная жесткость, то эпюру д (см. рис. IX.40) следует разделить на части по интервалам изменения величины момента, как показано на рис. IX.40, д пунктиром, и для каждой части эпюры провести определение прогиба
Прогиб от постоянной нагрузки fa, определяемый по эпюре г, как для балки с полной жесткостью Во, подлежит исключению,
Таким образом, искомый прогиб от временной нагрузки будет равен
(IX.I04)
Для упрощения расчетов можно не делить эпюру д на части, а определять от нее прогиб сразу по конечным эквивалентным жесткостям ВЭКв, взятым для нескольких сечений (3—5) в пределах среднего участка. Такое упрощение даст несколько большую величину прогиба.
Для равномерно распределенной нагрузки k (эквивалентной временной) по изложенному выше способу, принимая моментную нагрузку для определения прогиба f2 очерченной по параболе, получаем следующие формулы:
длина полностью предиапряженного участка
____ I ~ Г 2 (Л1п-нвр — Л4Т) _ а~ 2 ]/ p±k
прогиб от временной нагрузки
f __ Гт k л I 1Y-
'вр~ 384В0|_ + k Л ^Вмян 1/1]’
Л-1-4,81(1 +1) + (6,4-9,61)13; 1-у.
(IX. 105)
(IX. 106)
Изложенная методика определения прогиба в балках с частичным предварительным напряжением предложена Л. И. Иосилевскнм ]24].
§ 11. РАСЧЕТ АРОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
1. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ УСКОРЕННОГО РАСЧЕТА АРОЧНЫХ РАСПОРНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Расчет арочных пролетных строений следует выполнять с учетом совместной работы арок и надарочной части, используя общие методы строительной механики.
Для ускоренных расчетов допускается рассматривать плиты или балки проезжей части как трехпролетные неразрезиые конструкции, а стоики рас-386
считывать на сжатие и условный момент, равный согласно СН 200—62 для промежуточных стоек 10% расчетного опорного момента в балке, если
и 20% опорного момента в балке, если с — 1; для промежуточных значений с применяют интерполяцию.
Здесь /б, I—момент инерции сечения и расчетный пролет балки;
/с — момент инерции сечения стойки;
й — ее высота.
Опорный момент в крайних стойках приближенно можно определить по формуле
3 М
Л1ст ” 4 ' 1 -г с
(IX. 107)
где с имеет то же значение, что и выше;
/И — расчетный момент в середине пролета свободно опертой балки пролетом I.
Если конец продольной балки у замка арки жестко соединен с последней, то опорный момент в месте соединения принимается равным 2/з Л1.
Ускоренный расчет арки заключается в использовании таблиц, составленных для определенного очертания оси аркн, и некоторой заданной зависимости между моментами ннерцин сечений арки.
Ось арки обычно принимают по кривой давления от постоянной нагрузки.
Для моментов инерции различных сечений арки в довольно распространенном способе Штрасснера - Завриева принята следующая зависимость:
(IX. 108)
7-^- =l-(l-n)L / cos ср '
где /s—момент инерции аркн в замке;
1г—момент инерции арки в сечении с абсциссой г, отмеряемой от замка z — (G— половина пролета арки);
<рг —угол наклона сечения к вертикали;
п — коэффициент, зависящий от соотношения моментов инерции арки в замке и в пятах.
Полагая £ = 1, т. е. применяя написанное выше равенство к пяте, 1гмеем
Д costpi
Две величины
in — - (gk, g. — интенсивность постоянной нагрузки в пятах и в замке) и
Z* cos
(IX.109)
являются параметрами, для различных значений которых даны таблицы ординат линии влияния распора, моментов в замке, в четверти пролета, в пятах [25].
Задавая ось арки по катеноиду или по близкой к нему кривой, можно получить совпадение кривой давления от постоянной нагрузки с осью арки, пренебрегая, однако, так называемым упругим обжатием арки, т. е. укорочением оси арки от действия нормальных сил. Способ Штрасснера — Завриева позволяет учесть и этот фактор.
387
В сборных конструкциях для унификации блоков арок очертание оси арки иногда принимают по дуге круга, а сечение арки постоянным, меняя лишь количество арматуры.
Для таких арок имеются таблицы линий влияния распора и моментов, составленные К. С. Заврневым [26 J.
Для определения действующих в сечениях арки моментов и нормальных сил от временной вертикальной нагрузки строят линии влияния и производят два загружения: сначала на максимум момента, выясняя соответствующее этому загружению значение нормальной силы, а затем на максимум нормальной силы, определив соответствующее значение момента Л1. Чтобы получить для замка Л4макс, следует сделать загружение по рис. IX.41. Нормальная сила при этом определяется умножением заштрихованной площади линии .V на величину эквивалентной нагрузки, принятой при загружепии линии влияния для момента. Далее надо взять полную площадь линии влияния для Аг и умножить ее на соответствующую этому загруженню величину эквивалентной нагрузки; это дает Амакс. Момент при этом определяется путем загружения всей линии влияния момента той же эквивалентной нагрузкой, что и при определении .Vvr:iKC.
Загружение линий влияния для расчетов на выносливость производят согласно указаниям, приведенным в § 6 гл. IX.
Моменты и нормальные силы в сечениях арки определяют, кроме того, от постоянной
нагрузки, от влияния изменения температуры и от усадки, принимаемой эквивалентной понижению температуры на 20® С. В сборных конструкциях понижение температуры, эквивалентное влиянию усадки, уменьшается до I О'1, так как частично усадка происходит еще до замыкания арок.
Дальнейший расчет состоит в определении необходимых размеров арок и количества арматуры в них как для внецентренно сжатых элементов (см.Ill).
Арки проверяют на устойчивость как в плоскости арок, так и из их плоскости. При относительно малом расстоянии между осями арок следует произвести проверку пространственной устойчивости всего пролетного строения.
Арки рассчитывают также на горизонтальные нагрузки.
Изложение всех этих методов расчета имеется в специальной литературе.
влияния для нормальной
Рис. IX.41. Линии влияния момента и нормальной силы в среднем сечении арки
2. РАСЧЕТ ВНЕШНЕ БЕЗРАСПОРНЫХ АРОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Система в виде жесткой балки-затяжки и гибкой арки может быть рассчитана общим методом сил. Принимая за лишнее неизвестное распор Н (рис. IX.42) и считая подвески шарнирно прикрепленными, получим для определения ординат линии влияния распора следующую формулу:
п„ = _*!?=----------------—л--------------. (IX. по)
Г,,2 dx
В этой формуле В„=ЕЛ1.Л — жесткость затяжки при изгибе;
B^-=--EpFv — жесткость затяжки при растяжении.
Так как 6I[p 6pH, то числитель в формуле для т]н можно найти как ординаты линии прогиба балки жесткости от Н = 1.
Заметим, что при парабэлическом очертании оси арки или при расположении узлов арки на параболе усилия во всех подвесках равны. Действие рас-388
пора Н — 1 на балку жесткости можно заменить равномерно распределенной нагрузкой, равной
Полагая, что распор приложен к балке жесткости с эксцентриситетом е (см. рис, IX.42), найдем значения брн как ординаты прогиба балки жесткости от момента, вызванного нагрузкой q (направленной вверх), и от момента—Не= ——1е, что дает следующее выражение для 6нр = 6р[1:
ГГ/2 р/2
(IX.111)
где I =- — ,
Первый член знаменателя в формуле (IX.НО) представляет собой перемещение в замке арки от деформации изгиба балки жесткости, вызванной моментами Л4Н-1. При наличии эксцентриситета е и равномерно распределенной нагрузки
., 1 8/ (Z — х) х
-- — 1е —
Рис. IX.42. Основная система и линии влияния для гибкой арки с жесткой затяжкой
j/ 4 s \
ML-i dx = I[е^+ fe + f- . (IX. 112)
о
Второй член знаменателя формулы (IX. ПО) в том виде, как он в ней написан, относится к аркам полигонального очертания, причем усилие в каждом элементе арки равно
длина элемента равна
да =
cosctz cos а/ ’
а
si =-----------,
cos ct-
где а—длина панели;
од — угол наклона элемента арки к горизонтали. Влиянием деформации подвесок по малости этой величины пренебрегаем.
Последний член знаменателя в формуле (IX.ПО) представляет собой деформацию балки жесткости от нормальной силы И = 1.
Подстановка в формулу (IX.ПО) написанных выше значений ее членов дает
I- I|S(1-S) +
I (е2 + ± ь+ _8 пЛ _ _ VL—1 . , '
\ 3 15 / 1 L COS3az+BpZ
(IX. 113)
389
Для арок криволинейного очертания в формулу (IX. 113) следует вместо
L1 Г dx
~os3 а подставить 1 - Для параболической арки
и
I
Г dx / f2 Я \
= Ч 1 + 8 тг + 25,6 - (IX.114)
J cos3a v \ 1л ' I* ) ' 7
о
Формула (IX.ИЗ), как видно из ее вывода, относится к арке и балке жесткости постоянного сечения.
После построения линии влияния для распора нетрудно найти ординаты, линии влияния для моментов и поперечных сил в сечениях балки жесткости
= — МХ + (IX.115)
(IX.116)
где — ординаты линий влияния в разрезной балке пролетом L
При расчете арок с затяжками из предварительно напряженного железобетона обычно определение ординат линий влияния распора производят для упругой стадии работы конструкции, проверяя затем сечеиия арки и затяжки на все предельные состояния по воздействиям, полученным из такого расчета. При этом
$И = Efj ^пр, з! Bp — Eq Fпр, 31
где Znp, 3, /’пр, з — приведенные к бетону момент инерции и площадь поперечного сечения затяжки.
Эти значения жесткости затяжки можно признать правильными лишь при расчете на трещнностойкость и выносливость при условии, что будет выяснено и, если нужно, учтено влияние ползучести бетона на перераспределение воздействий предварительного напряжения и постоянной нагрузки между аркой и затяжкой.
В расчетах на прочность необходимо считаться с образованием в бетоне затяжки трещин перед наступлением предельного состояния, что отразится на жесткости затяжки, а следовательно, и иа величинах ординат линий влияния распора.
Можно воспользоваться способом эквивалентных жесткостей, изложенных в § 10 гл. IX, рассмотрев действие на сечения балки жесткости усилий предварительного напряжения в арматуре, распора и изгибающих моментов от постоянной и временной нагрузок, взятых с коэффициентами, установленными для расчетов на прочность.
От указанного сочетания нагрузок определяют высоту сжатой зоны х, затем среднее значение Лкв и = Еб Лкв-
Жесткость при растяжении можно принять равной
дэкв /ц Ен щх>Еб, з Eq
р ф ф *
£ где ц — коэффициент армирования, п = .
Eq
Впредь, до уточнения экспериментальных данных, можно полагать ф = 0,7-4- 0,8.
Высоту сжатой зоны х определяют сначала для Н и М, соответствующих упругой стадии работы бетона. Затем находят новое значение ординат линии влияния распора, подставляя в формулу (IX. 113) осредненные значения и ВрКВ, вносят поправки в величины Н, М и х, если надо, снова корректируют линию влияния распора и т. д. 390
Изложенный способ является приближенным (раздельное рассмотрение-деформаций изгиба и растяжения, осреднение В’К1! и ВрКВ).
В системе жесткой арки и жесткой затяжки можно (при преобладающей жесткости затяжки) с допустимым приближением принять ту же формулу (IX.НО) для определения ординат линии влияния распора, а моменты в арке и в затяжке считать распределенными пропорционально жесткостям, т. е.. равными:
где М — изгибающий момент в затяжке, определенный как для системы с же» сткой затяжкой и гибкой аркой;
В;[ — по-прежнему жесткость затяжки при изгибе.
В системе жесткой арки и гибкой затяжки аналогично изложенному выше можно получить [27]:.
f/2
s- -2^ + о
(IX.117)
Пн -
Приведенные выше расчеты являются упрощенными, а при невыполнении основных предпосылок (например, при переменном сеченни арки или затяжки) — приближенными.
Точный расчет для общих случаев проводят, используя общие методы строительной механики, причем для расчета подвесок существенное влияние может оказать жесткое прикрепление их к балке и арке [28].
§ 12. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ НА ВЛИЯНИЕ УСАДКИ И ПОЛЗУЧЕСТИ БЕТОНА
Под влиянием длительно действующих нагрузок в бетоне появляются ие-уиругие деформации. Это свойство бетона носит название «ползучести».
Характеристикой ползучести считают отношение
о
= (IX. 118)
ьупр
где еп — относительная деформация ползучести за время t;
еупр относительная упругая деформация от той же нагрузки, длительное действие которой вызывает явление ползучести.
Из закономерностей изменения ползучести, предложенных различными исследователями, для расчета мостовых конструкций можно принять формулу Дишингера:
<h = <Рк(1 — £-^), (IX. И 9)
в которой.
фк — конечная характеристика ползучести;
р — коэффициент, отражающий скорость нарастания ползучести;
t — время в годах;
е — основание натуральных логарифмов.
391
Конечную характеристику ползучести можно выразить через модуль упругости бетона £б формулой
= П/-СО ^6- (IX.120)
Здесь т|мсо — так называемая «мера ползучести бетона», представляющая собой конечную относительную деформацию ползучести от единичного напряжения (размерность 1 : кг/см2 = см2/кг).
В «Указаниях» приведены значения меры ползучести в зависимости от ряда коэффициентов, характеризующих влияние на величину ползучести термовлажностной обработки, поперечных размеров элементов, влажности воздуха и т. п.
Коэффициент fJ в формуле (IX. 119) в мостовых конструкциях по некоторым данным [11, 29] принимается от 1 до 2-4-3 и тем больше, чем выше значение конечной характеристики ползучести.
Рис. IX.43. Схема к расчету влияния ползучести бетона по способу заменяющих призм
Явление ползучести бетона в большинстве случаев приходится рассматривать совместно с его усадкой.
Изменение усадки во времени можно выразить функцией, аналогичной функции, отображающей изменение ползучести,
&ус = еуС( к (1 — e~pi), (IX. 121)
где бус, к — конечная величина относительной деформации усадки;
р — коэффициент, характеризующий скорость нарастания усадки.
Предельные значения еус приведены в «Указаниях».
Величина р сильно меняется в зависимости от условий твердения бетона. В первом приближении можно принимать р = 1 или р = £}.
Ползучесть и усадка бетона вызывают изменение напряжений в бетоне и арматуре армированных элементов, приводят к остаточным деформациям железобетонных конструкций, могут влиять на величину лишних неизвестных в статически неопределимых системах. Особенно сильное влияние ползучесть и усадка бетона оказывают в некоторых случаях иа напряженное состояние систем, регулируемых посредством создания начальных внешних усилий, а также при сочетании в одной конструкции элементов, изготавливаемых из бетонов разных возрастов.
Расчет железобетонных конструкций на влияние ползучести и усадки бетона удобно выполнять, используя метод «заменяющих призм», предложенный Р. Буземаном [11].
Метод состоит в том, что сечение железобетонного элемента заменяют двумя условными призмами, оси которых располагают в особых точках сечения. Эти точки выбирают так, чтобы продольное усилие, приложенное к любой из иих, вызывало в другой точке напряжение, равное нулю. Площадь поперечного сечения условных призм и их армирование назначают из условия равенства .392
деформаций в выбранных точках рассматриваемого элемента конструкции и условных (заменяющих) призм.
Приложим в точке Лд (рис. IX.43) силу, равную 1, и напишем условие равенства нулю напряжений от этой силы в точке Кд, рассматривая пока только бетонное сеченне:
1 1-Ьа _
/Г ~
или
1 г „2 ab = ~р- = г<>, Гб
(IX. 122)
где /*б — радиус инерции бетонной части сечения относительно оси, проходящей через ее центр тяжести (точка Sg на рис. IX.43).
Диалогично для арматуры в рассматриваемом сечении:
a'b' = b = r*, (IX.123)
Г а
где га — радиус инерции всей арматуры в сечении относительно ее центра тяжести (точка Sa на рис. IX. 43).
Кроме .того:
a - Ь = а/ ±Ь'Л (IX.124>
а — а' - d, )
где d — расстояние между точками Sa и S6.
Совместное решение уравнений (IX.122)—(IX.124) дает:
а = [± (<₽- + Д) + V(cP~~rl + + 4<рД]; (IX125>
2 ь = гл
a
Знак (-г) перед первым членом первой из формул (IX. 125) принимается в случае, если точка S6 (см. рис. IX.43) расположена выше точки S.,; знак (—) — при обратном их расположении.
Приложим к центру тяжеети бетонного сечения рассматриваемого элемента внешние силы N и момент М.
Их действие можно заменить двумя силами ДД и Nz, приложенными в точках Ki и Кг, причем (см. рис. IX.43)
.. Na + М ^1= — а + b
Nb~M
Nn =--——
а Д- b
(IX.126)
Из условия равенства напряжений в течках Кл и ЛД напряжениям в заменяющих призмах находим их площади поперечных сечений Z’et и Fq%.
Л\ , Ni
f-е /б
ЛГ3 N2a2 _ N?
Fq As Ffj? t
(IX.127).
393
или, приняв во внимание(IX. 122),
F^a-+-bF-
(IX.128)
Точно так же всю арматуру в рассматриваемом сечении приводим к двум условным арматурным элементам, сосредоточенным в центрах тяжести заме* няющнх призм, с площадями сечений
е _ а' .
/а1~и|-* "
Га2=-УгЛ.
(IX. 129)
Деформации бетона и арматуры рассматриваемого сечения, а также напряжения в них получим по деформациям бетона и арматуры заменяющих призм, считая их меняющимися линейно по высоте сечения.
Заметим, что точки Ал н Ад могут находиться и вне сечения элемента.
Теперь обратимся к определению напряжений от ползучести и усадки бетона в заменяющих призмах. Каждая из них находится под действием центрально приложенной сжимающей силы в общем случае переменной во времени. Усилие в арматуре заменяющей призмы обозначим через Na (сжатие).
За время dt внешняя сила изменится на dNt, усилие в арматуре на с(Л'а. Деформации ползучести бетона изменятся на еу dqt, деформации усадки на <2еус.
Равенство полных (упругих и пластических) деформаций бетона упругим деформациям арматуры запишем в таком виде:
dNt ~ dNa
-р d&yC +
dyt -
Е F ‘ a J а
После деления на dt и некоторых преобразований получим дифференциальное уравнение
d-^+ ~ BE6F^ - В 1^! + =0, (IX.130)
dt dt dt \ dt dt ]
где
В =-----Ур-. (IX. 131)
i + fv
Е а Г а
Решение уравнения (IX. 130) с учетом для определения постоянной интегрирования равенств
где Nq — начальное в момент времени t = т0 усилие в арматуре;
Л\—то же, в сечении от внешней нагрузки, позволяет определить усилие в арматуре в момент времени t
t
ЛГ„ = Л'„ е~в + ВЕ6 Ft е~Вч‘ J ев,‘ dt 4-"о t
+ — 'То)] ~(1~\d^eB-tdt. (IX.132)
394
Относя равенство (IX.132) к окончанию процесса ползучести и усадки бетона, т. е. полагая 1^ оо, = <рк и пренебрегая а также принимая внешнюю силу не меняющейся во времени /V, = /V, получим усилие в арматуре с учетом влияния ползучести и усадки бетона:
Л'а = Д’» + (Л-N„) [1 - + BE6f6Byc.K. (IX.133)
Здесь еус.к — конечные деформации усадки, учитываемые совместно с ползучестью бетона.
Изменения напряжений в арматуре и в бетоне заменяющей призмы, обусловленные ползучестью и усадкой:
°б (п + уе)~ р 1
г б
О3 (п + ус) — ’ —р~—.
(IX-134)
По напряжениям в бетоне и арматуре заменяющих призм можно найти, как было указано выше, напряжения в бетоне и в арматуре сечения элемента.
Деформации элемента от влияния ползучести и усадки бетона (например, прогиб балки) можно найти, определяя относительные угловые деформации (кривизны) в сечениях элемента по формуле
_ _ei — 8-
~ р а ф b ’
(IX. 135)
где Ej и е3 — деформации на уровне центров тяжести заменяющих призм, равные
__ Од1 (п . ус) .
С]. —------------
__ ®а2 (и + ус)
3 ” Е
(IX. 136)
Здесь оа1 (п + ус), о
— напряжения в арматуре от рассматриваемых факторов, определенные по формуле (IX. 134).
Зная кривизну в каждом сечении элемента, можно найти эпюру фиктивных моментов нз зависимости
1 _MV Рх Е /
Принимая далее эпюру кривизны за фиктивную нагрузку или используя способ перемножения эпюр, можно находить необходимые перемещения, что позволяет решать различные задачи, относящиеся к расчету статически неопределимых систем, на воздействие ползучести и усадки бетона.
Более подробное изложение соответствующих расчетов см. в Ill, 29J.
ОПОРЫ мостов
Гл а в а X
КОНСТРУКЦИЯ ОПОР
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ ОБ ОПОРАХ
Основное назначение опор состоит в воспринятой нагрузок от пролетных строений и в передаче их основанию. Под действием этих нагрузок, а также сил, приложенных непосредственно к опорам, они должны обладать достаточной прочностью и устойчивостью. Кроме того, нс должно возникать осадок и других перемещений опор, величина которых превышает допустимую. Перемещения опор, в особенности неравномерные осадки, могут вызвать затруднения в эксплуатации моста, если при их появлении заметно нарушается профиль проезда и если они служат причиной возникновения значительных дополнительных усилий в пролетных строениях нли в самих опорах
Допустимые величины перемещений опор зависят в первую очередь от назначения моста. Для мостов под железную дорогу к перемещениям опор предъявляют более жесткие требования, чем для мостов под автомобильную дорогу, так как просадки или горизонтальные смещения железнодорожного пути могут повлечь за собой сход подвижного состава с рельсов. Большую роль играет и статическая схема моста. Так, неравномерные вертикальные осадки опор могут привести к появлению больших дополнительных изгибающих моментов в неразрезных пролетных строениях; в распорных арочных мостах горизонтальные перемещения опор могут вызвать значительные изгибающие моменты в арках и т. п.
Различают промежуточные опоры, или быки, и концевые опоры, или устои. Работа каждого из этих видов опор имеет свои особенности.
Быки часто располагаются в русле реки. В этом случае приходится считаться с возможностью размыва русла и подмыва фундамента опоры. Необходимо бороться с подмывом приданием подводной части опоры обтекаемого очертания в плане, укреплением дна у опоры или же, допуская подмыв, устраивать глубокие основания. Величина размыва русла в большой степени зависит от скоростей течения и свойств грунтов, что находит свое выражение в величине коэффициента размыва, принимаемой при расчете отверстия моста,
Прн назначении конструкции и размеров быка необходимо учитывать также интенсивность ледохода и толщину льда на реке с тем, чтобы опора могла противостоять ударам льдин и давлению ледяных полей. На судоходных реках возможен навал на опору судов или плотов, что также нужно принимать во внимание при проектировании быков.
Устои сопрягают мост с насыпью подходов. В связи с этим они, кроме восприпятия нагрузок от пролетного строения, противостоят давлению грунта насыпи от его собственного веса и от действия нагрузки, расположенной на насыпи. Конструкция устоя должна обеспечивать по возможности плавный переход от сравнительно податливого пути на насыпи к более жесткому пути на мосту и предупреждать появление просадок пути на насыпи перед устоем.
Опоры могут быть массивными или облегченными. До последнего времени
396
в большинстве случаев применялись массивные опоры, для которых характерно назначение размеров с большими запасами без использования прочности материала на сжатие. Такие опоры сооружали из камня, а впоследствии из бетона или бутобетона. В настоящее время широкое распространение получили облегченные опоры, изготовляемые из железобетона с передачей растягивающих усилий на арматуру и с использованием прочности бетона на сжатие, что позволяет получить экономию материала и облегчает применение сборных конструкций опор.
Опоры могут быть монолитными, частично сборными и полносборными. Монолитные опоры, бетон которых укладывают на месте постройки, до последнего времени применяли почти повсеместно. В настоящее время сооружение пролетных строений индустриализировано в более полной мере, чем сооружение опор. Этот разрыв стремятся ликвидировать путем применения в опорах сборных конструкций и увеличения области применения полносборных опор.
§ 2. ПРОМЕЖУТОЧНЫЕ ОПОРЫ (БЫКИ)
В конструкции быка (рис. Х.1) в большинстве случаев можно различить следующие основные части: подфермеиную плиту или оголовок 1, тело быка 2 и фундамент 3. Иногда тело быка и фундамент его конструктивно не разделяют, и тогда один элемент (например, железобетонная оболочка) выполняет функции
обеих этих частей.
На подферменную плиту непосредственно передаются опорные давления от пролетных строений. Если опора имеет массивное тело с закруглениями, то и подфермениая плита повторяетэто очертание. Встречаются
Рис. Х.1. Промежуточная опора (бык)
Рис. Х.2. Подферменная плита быка
опоры, тело которых состоит из одной круглой железобетонной оболочки. Подферменную плиту таких опор часто также делают круглой. В большинстве случаев очертание плнты может быть принято прямоугольным.
Размеры подферменной плиты поверху определяются условиями расположения опорных частей пролетных строений. Опорные давления передаются иа подферменную плиту через сравнительно небольшие площадки опирания; во избежание сколов от опорных частей до края плиты необходимо оставить достаточное расстояние. Следует учесть также возможные небольшие неточности
397
при сооружении опоры, которые могут вызвать смещения опорных частей относительно их проектного положения иа опоре. Поэтому на подферменной плите необходимо предусмотреть горизонтальные площадки, на которых будут установлены опорные части. Размеры этих площадок должны быть таковы» чтобы от граней нижних подушек опорных частей до края площадки оставалось расстояние п не менее 15—20 см (рис. Х.2). От площадок для установки опорных частей до края подферменной плиты должны быть оставлены расстояния вдоль моста а не менее 15 см при пролетах от 15 до 30 м, не менее 25 см при пролетах от 30 до 100 м и не менее 35 см при пролетах свыше 100 м. Поперек моста эти расстояния с при прямоугольной форме плиты должны быть для плнтных пролетных строений не менее 20 см, а для всех остальных пролетных строений не менее 30 см при плоских и тангенциальных опорных частях и не менее 50 см при катковых или секторных опорных частях. Если подферменная площадка имеет закругления, то центр полуокружности располагают на границе площадок для установки опорных частей, как показано на чертеже.
Расстояние между осями опорных частей b можно определить, зная полные длины пролетных строений, опирающихся на бык, L и Li и их расчетные пролеты I и Ц по формуле
b = 0,5 (Дг — Zjl) 4- 0,5 (Z, — I) + е, где е — расстояние между концами пролетных строений, принимаемое, например, для железобетонных пролетных строений пролетами до 42 м равным 5 см, а для стальных пролетных строений — от 10 до 15 см.
Как видно из рис. Х.2, ширина подфермениой площадки вдоль оси моста (без карнизов) равна
А ~ 2а 4- 2п 4-
где di и d — размеры подушек опорных частей пролетных строений, измеряемые вдоль оси моста.
Аналогично определяется и длина подфермениой площадки (поперек оси моста). Размеры В± и В — расстояния между осями опорных частей крайних главных балок нли ферм; если на бык опираются пролетные строения, для которых эти расстояния различны, то длина подфермениой площадки определяется по наибольшему из них, например Вг. Длина прямоугольной подфермениой площадки
D = В} — т± 4- 2п -|- 2с, где тх — размер подушки опорной части большего из опирающихся на бык пролетных строений.
Для того чтобы вода не задерживалась на подфермениой плите, всей ее поверхности, за исключением площадок для установки опорных частей, придают уклоны от середины к краям не менее 1:10. Для того чтобы вода, стека го-398
щая с подферменной плиты, не образовывала потеков на поверхности тела опоры, устраивают карнизы со свесами не менее IOzlw, а иа нижней поверхности свесов делают специальную канавку-слезник или придают нижней поверхности свеса уклон в сторону от опоры не менее 1 :10.
Если опора имеет массивное тело, то подферменная плита распределяет опорные давления, работая на местное сжатие. В этом случае толщина плиты должна быть не меиее 0,4 я, Ее
нзготовляют из бетона более высокой марки, чем тело опоры, и армируют горизонтальными арматурными сетками, как это показано на рис. Х.З для быка, на который опираются пролетные строения двухпутного железнодорожного моста пролетом 77 я. Как видно из рисунка, площадки для установки опорных частей армированы дополнительными более частыми сетками. Сливы на рисунке не показаны.
Рнс. Х.4. Консольный ригель
В настоящее время обычно стремятся уменьшить объем кладки тела опоры, выполняя его меньшей ширины, чем подферме иная плита, или заменяя массивную кладку отдельными стойками или столбами. В этом случае подферменная плита сливается с ригелем опоры. Ригель может быть консольным со свесами (рис. Х.4); такой ригель работает на изгиб под действием опорных давлений, передаваемых на него с пролетных строений, и должен быть соответственно армирован. Если опора представляет собой отдельные стойки (рис. Х.5, л), то ригель работает на изгиб от вертикальных и горизонтальных поперечных нагрузок. При расположении опорных частей над стойками (рис. Х.5, б) изгиб может быть вызван только действием горизонтальных нагрузок, направлен
ных поперек моста.
Рис. Х.5. Ригель, опертый на отдельные стойки
Ригель, опирающийся на отдельные стойки, делают монолитным или/сбор-ным. Б последнем случае при сравнительно небольших пролетах моста и небольшой длине ригеля он представляет собой один монтажный элемент. Такой ригель целесообразно выполнять по типу конструкции, изображенной на рис. Х.6. Ригель здесь имеет углубления 1 на нижней поверхности, которыми он надевается на концы стоек или свай опоры. Промежутки между стойкой и стенками углубления бетонируют сверху через специальные отверстия 2. Такое соединение ригеля со стойками обеспечивает достаточную заделку стоек в ригеле. Необходимо армировать ригель по периметру углублений, а также во избежание продавливания его концом стойки назначать достаточную толщину бетона над торцами стоек и устанавливать в этом слое спепнальиую арматуру.
Чтобы ригель при посадке на сваи не имел перекоса из-за разной высоты свай, а также чтобы сваи не закрывали отверстий 2, применяют металлические хомуты, надеваемые на сваи так, чтобы ригель опирался на них своей нижней поверхностью. Сван в этом случае необходимо забивать через инвентарный ме-399
таллический каркас. Можно также использовать дополнительную железобе тонную плиту с отверстиями для прохода свай, используемую и как папрас ляющее устройство при забивке свай. Такое решение создает удобства пр сооружении моста, но требует дополнительного расхода железобетона.
Если по условиям монтажа сборный ригель нс может быть выполнен в вид одного элемента, то его делят поперечными (рис. Х.7, а) или продольным:
Рис. Х.6. Сборный ригель
швами (рис. Х.7, б). В первом случае количество бетона, укладываемого на месте, будет меньше, но если ригель работает на изгиб, то в большинстве случаев придется стыковать рабочую арматуру, пересекающую шов. Во втором случае объем монтажного бетона увеличивается, но можно обойтись без стыкования арматуры, применив выпуски из обеих частей ригеля. Шов можно использовать и для укладки дополнительного арматурного каркаса, если необходимая арматура ригеля не может быть размещена в монтажных элементах: вследствие того, что толщина стенок блоков ригеля для уменьшения их веса назначена небольшой.
Ригель иногда выполняют в виде железобетонной тонкой скорлупы, которую целиком ставят на стойки. Затем внутрь устанавливают арматурный каркас и укладывают бетон. При такой конструкции вес сборного элемента ригеля получается небольшим и производство работ довольно удобным, но возрастает объем бетона, укладываемого на месте. В некоторых случаях ригель составляют
Рис. Х.7. Членение сборного ригеля на монтажные блоки
из плоских монтажных элементов, укладываемых один на другой на цементном растворе. Эти типы конструкции ригеля разобраны подробно на примерах в § 5.
Тело опоры передает нагрузку от подферменной плиты на фундамент, В мостах через водотоки тело опоры расположено в русле реки, и при выборе конструкции опоры необходимо учитывать условия обтекания опоры, а также возможность повреждения опоры льдом, плывущими предметами, а если река судоходна, то и возможность навала судов на опоры в судоходных пролетах моста.
Рассмотрим сначала типы опор для тех случаев, когда вышеперечисленные воздействия отсутствуют или невелики. Эго имеет место в путепроводах, виадуках, эстакадах, а также в мостах через несудоходные водотоки при толщине льда, не превышающей 0,2—0,3 м, и при скорости течения в паводок не более 1 м/сек.
400
При сравнительно небольших пролетах и высотах насыпей наилучшие результаты дает применение опор, тело которых состоит из отдельных свай или стоек, объединенных поверху ригелем (насадкой). Мосты с такими опорами часто называют свайно-эстакадными и стоечно-эстакадными. Общий вид такого моста под железную дорогу при высоте насыпи до 4—5 ти и длине пролетных строений до 6 м приведен на рис. Х.8. Здесь телом опоры служат сваи, забитые
Рис. Х.8. Свайно-эстакадный мост под железную дорогу
в грунт. Ригель, уложенный по верху свай, может быть монолитным или сборным, как показано на рис. Х.6. Пролетные строения применяют типовые плитные. Тормозные силы с каждого пролета передаются на одну опору, так как каждое пролетное строение имеет одну подвижную и одну неподвижную опорную части. Для улучшения работы опор на горизонтальные силы быки сде-
ланы с двухрядным расположением свай, Устон, на которые передается и горизонтальное давление грунта насыпи, имеют сваи, расположенные в три ряда.
Мосты аналогичной конструкции под автомобильную дорогу применяют при длинах пролетных строений до 15 м, При этом, поскольку тормозные силы от автомобильной нагрузки значительно меньше, чем от железнодорожной, можно сваи расположить в один ряд. Для того чтобы не увеличивать количество рядов свай иа устоях и уменьшить величину горизонтальных сил, приходящихся на каждую опору, все опорные части пролетных строений делают неподвижными. Тогда горизонтальные силы, действующие на весь мост, распределяются между опорами пропорционально их жесткости. Перемещения верха опор, возникающие вследствие температурных деформаций пролетных строений, вызывают изгиб опор, но моменты, действующие приэтомв сваях, невелики, так как опоры достаточно гибки. Прн значительной длине такого моста, во избежа-
14 Зак. 19 401
ние слишком больших температурных деформаций, можно разбить мост на секции, обеспечив свободу перемещений в шве между секциями.
Схемы мостов под автомобильную дорогу с гибкими опорами приведены на
рис. Х.9, а, б.
Рис. Х.10. Гибкая опора со стойками, опертыми на фундамент
Может оказаться целесообразным разгрузить гибкие опоры от действия горизонтальных сил путем устройства одной более жесткой опоры, например, расположив ее сваи в два ряда. Тогда значительная часть горизонтального усилия будет воспринята этой опорой (рис. Х.9, б).
Иногда, в особенности при грунтах, не допускающих забивку свай, применяют стоечные опоры, тело которых состоит из отдельных железобетонных стоек, опертых и а фундамент (рис. Х.10).
Свайно-эстакадные и стоечно-эстакадные опоры позволяют сократить до минимума расход материалов на опоры и могут быть собраны из сборных монтажных элементов почти без укладки монолитного бетона. Недостатком их является возможность повреждения свай и стоек плы-
вущими предметами и льдом. Этот недостаток может быть смягчен путем устройства перед опорами ледорезных кустов свай (рис. Х.П). При такой конструкции свайно-эстакадные мосты под автомобильную дорогу могут быть применены при толщине льда до 0,4—0,5 м, если нет опасности
образования заторов льда - под мостом и если направление струй в паво-
док не имеет большой косины по отношению к оси опор.
При высотах опор, превышающих 4—5 м для железнодорожных мостов, и 6—7 м для мостов под автомобильную дорогу, и при длинах пролетных строений, больших, чем указанные выше, необходимо применять опоры, способные лучше сопротивляться действию горизонтальных сил и воспринимать более значительные опорные давления. Здесь целесообразны быки, тело которых состоит из стоек, расположенных в несколько рядов. В качестве стоек могут быть использованы элементы с увеличенными размерами поперечного сечения, в частности, железобетонные оболочки. Фундамент таких опор в зависимости
Рис. Х.П. Ледорезный куст свай перед гибкой опорой
Рис. Х.12. Бык с телом из железобетонных оболочек
от грунтов может быть свайным (рис. Х.12) или иметь естественное основание. При большой высоте опор (более 10 л) можно рекомендовать массивную конструкцию прямоугольного поперечного сечения, причем тело опоры в этом случае может быть монолитным или сборным из отдельных блоков, с заполнением пустот в них бетоном или без заполнения. На рис. Х.13 показана сборная конструкция тела быка, состоящего из отдельных коробчатых блоков, изготов-402
ляемых из железобетона. Блоки устанавливают один на другой на цементный раствор н скрепляют с помощью сварки закладных частей.
Тело опор рамно-подвесных и рамно-консольных мостов должно быть запроектировано так, чтобы оно могло воспринимать изгибающие моменты, пере-
дающиеся на опору при несимметричном за гр у женин Т-образной рамы временной нагрузкой, Для этого опора должна быть армирована. Рабочая арматура может потребоваться не по всей высоте опоры, так как сжимающие напряжения от собственного веса опоры погашают растягивающие иа-
Рис. Х.13. Опора виадука Рис. Х.14. Бык в виде железобетонной ра.мы с наклон-из сборных коробчатых бло- ными элементами
ков
пряжения от изгибающего момента. Может быть применена арматура из стерж-
ней, не получающих предварительного напряжения, или предварительно напря-
женная арматура. На рис. VI.40 показано армирование опоры пучками пред-
варительно напряженной арматуры при сборной конструкции тела опоры. Нижние концы арматурных пучков заделаны в бетон фундамента, а верхние пропущены через сборный ригель Т-образной рамы и натянуты гидравлическими домкратами. Натяжение арматуры следует производить до заполнения полостей сборных блоков опоры, укладывая пучки в полостях свободно, без устройства закрытых каналов. Тогда установка пучков упрощается и отпадает операция по инвестированию длинных закрытых каналов.
Во многих случаях целесообразно устраивать промежуточные опоры рамных мостов в виде железобетонных рам с наклонными элементами (рис. Х.14, а). Такая конструкция опор имеет то преимущество, что в наклонных элементах ее почти не возникает изгибающих моментов, а вылет консолей резко уменьшается. Элементы такой опоры легко сделать сбор-
Рис. Х.15. Формы поперечного сечения подводной части быка
пыми.
При большой высоте опор, главным образом в виадуках, уместно использовать сквозные сборные опоры, состоящие из линейных элементов (рис. Х.14, б). Элементы можно выполнить из железобетонных центрифугированных труб.
Если опора сооружается в русле реки при наличии ледохода, сплава, судоходства или при высоких скоростях течения во время паводка, то к части ее, расположенной ниже горизонта высоких вод, предъявляются дополнительные требования.
14*
403
Прежде всего эта часть опоры должна иметь такую форму, чтобы при высоких скоростях течения около опоры не возникало значительных завихрений и местных повышений скоростей, могущих привести к подмыву опоры. Очертания опор в плане, удовлетворяющие этому требованию, могут быть представлены в виде прямоугольника с закругленной носовой и кормовой частями (рис. Х.15, а), круга (рис. X. 15, б) или нескольких отдельных кругов (рис. Х.15, в).
При более интенсивном ледоходе целесообразно выбрать сечение с заостренной носовой и закругленной кормовой частями (рис. Х.15, г). Заостренная часть должна иметь скругление радиусом не менее 30 см.
Рис. Х.16. Бык с ледорезом
Если опора сооружается на крупной реке с интенсивным ледоходом, то должны быть приняты специальные меры для обеспечения безопасного пропуска ледохода. В старых мостах для этой цели устраивали ледорезы — наклонные режущие ребра или поверхности с каменной облицовкой, причем уклон ребра принимался до 1 : 2.
Исследования воздействия льда на мостовые опоры, а также опыт эксплуатации мостовых опор позволили для большинства мостов отказаться от применения ледорезов. Только на реках с исключительно сильным ледоходом (типа Енисея или Северной Двины) требуются ледорезы (рис. Х.16), причем уклон ребра принимают в пределах 1 : 1 — 1 : 0,5. При не очень сильном или среднем ледоходе (реки типа Волги, Камы) можно ограничиться устройством так называемого водореза, придав заостренной грани быка уклон 10 : 1 (рнс, Х.17).
Поверхности быка желательно придавать уклон 30 : 1 или 20 : 1. Этим улучшается внешний вид опоры и становятся незаметными небольшие отклонения от вертикальных граней. Для сборных опор предпочтительнее вертикальные грани: блоки опор легче сделать стандартными. Поверхности опор мостов на 404
вид _ банавпй Пид
с Зерновой стороны
Рлс. X.I7. Бык с водорезом
северных реках (севернее линии, соединяющей города Петрозаводск, Киров, Новосибирск и т, д.) должны иметь закладную облицовку из естественного нли искусственного камня с повышенной морозостойкостью и прочностью. На остальных мостах в пределах отметок, на которых возможно воздействие льда на опору, наружный слой толщиной 0,5 м изготовляют из бетона с повышенной плотностью и морозостойкостью. Часто в этом случае увеличивают марку бетона для всей опоры.
Если высота опоры от горизонта высоких вод до ее верха невелика, то тип сечения опоры и ее конструкцию часто не изменяют, оставляя их постоянными иа всей высоте. При значительной высоте надводной части опоры целесообразно облегчить ее, изменив форму сечения (как правило, приняв ее прямоугольной) или перейдя от массивной к облегченной конструкции. В последнем случае надводная часть опоры может быть
выполнена в виде отдельных стоек прямоугольного или круглого сечения, в виде коробчатой железобетонной конструкции и т. д., как это было показано выше для опор при отсутствии ледохода, судоходства и высоких скоростей течения. Массивная подводная часть опоры выше уровня ледохода может быть несколько облегчена по сравнению с частью, на которую приходятся ледовые нагрузки. В части опоры, расположенной выше уровня ледохода, целесообразно применить железобетонные оболочки. На рис. Х.18показана конструкция опоры автодорожного моста, состоящей из монолитной массивной нижней части (ниже уровня ледохода), оболочек диаметром 2,4 .и, заполняемых бетоном, и (выше горизонта высоких вод) из оболочек диаметром 1,6 м, заполняемых песком.
Пустоты в опорах устраивают с целью сокращения объема бетона, а иногда и с целью уменьшения веса опоры. В большинстве же случаев уменьшение
Рис. Х.18, Бык из железобетонных оболочек выше уровня ледохода и с массивной нижней частью
веса неблагоприятно для работы опоры, так как прн этом уменьшается величина нормальной сжимающей силы, действующей в сечениях опоры и в основании; при значительной величине момента в этих сечениях могут появиться растягивающие напряжения, что нежелательно. Поэтому пустоты часто заполняют песком для увеличения веса опоры,
Пустоты могут быть предусмотрены не только в надводной части опоры, но и в подводной ее части и в фундаменте. Нельзя делать пустот в пределах переменного горизонта воды, так как вода в таких пустотах могла бы замерзнуть и повредить кладку опор.
Массивная часть опоры может быть монолитной или сборной. В настоящее время все чаще применяют сборные конструкции.
Наиболее простым решением является разрезка массивной части опоры на отдель-
405
ные блоки, укладываемые на цементный раствор с перевязкой швов, как это делается при кладке конструкций из естественного камня. Такое решение приводит к большому числу операций по установке блоков краном. Кроме того, привозить простые бетонные блоки с завода не всегда целесообразно, а при изготовлении на месте постройки теряются преимущества сборного железобетона. Лучше разделить опору на более крупные железобетонные блоки небольшой толщины, но большой площади. При таком решении удобно заделать в эти блоки сваи основания н стойки надводной части опоры (рис. Х.19),
Часто оказывается целесообразным применить частично сборную конструкцию. В этом случае тонкостенные железобетонные блоки заполняют бетоном
Рис. Х.19. Опора с подводной частью из плоских блоков
после их установки на место, подобно тому, как это показано иа рис. Х.13 для опор виадука.
Еще более полное развитие эта идея получила в опорах, где сборной является только поверхность небольшой толщины, выполняемая в виде «скорлупы» или железобетонной опалубки, заполняемой после установки бетоном или бутобетоном. К этой же категории можно отнести опоры, имеющие в подводной части железобетонные оболочки с бетонным заполнением (рис. Х.20).
Если опора моста проектируется из железобетонных оболочек с заполнением, причем диаметр оболочек позволяет сделать подводную часть опоры достаточно массивной, чтобы она могла противостоять воздействию льда, то во многих случаях оказывается целесообразным выполнить всю опору из оболочек одного диаметра. Тогда эти оболочки будут одновременно выполнять функции фундамента и тела опоры в ее подводной и надводной частях. При этом подводную часть опоры обычно заполняют бетоном, а в фундаменте и в надводной части оставляют пустоты, заполняемые в случае необходимости песком. Такая опора может состоять из нескольких (рис. Х.21) или даже из одной оболочки увеличенного диаметра. При этом конструкция опоры получается простой; одиако увеличивается расход материалов и, как правило, стеснение русла.
406
Предложены также так называемые трубчато-телескопические опоры из оболочек, диаметр которых уменьшается ступенями снизу вверх; эти опоры подробно рассмотрены в § 5.
При проектировании опор следует иметь в виду, что вследствие выделения тепла при экзотермической реакции гидратации цемента, при быстром охлаждении поверхностей опоры, в массивных
частях опор часто появляются трещины на поверхности. То же явление может наблюдаться при твердении бетона заполнения оболочек, железобетонных блоков и т. п. Поэтому следует там, где это возможно по условиям работы опоры, избегать заполнения больших массивов или применять для заполнения тела опоры бетонные блоки, предусма-
Рис. Х.20. Опора с подводной частью из оболочек с заполнением
Рис. Х.21. Опоры с оболочками, служащими телом и фундаментом
тривать для заполнения бетон на цементах с низкой экзотермией, а при постройке предупреждать интенсивное охлаждение поверхностей опоры.
§ 3. КОНЦЕВЫЕ ОПОРЫ (УСТОИ)
В конструкции устоя можно различить следующие части: подфермениую плиту /, шкафную стенку 2, переднюю стенку или тело устоя 3, конструкцию, сопрягающую устой с насыпью подходов 4, и фундамент 5 (рис. Х.22).
Подферменная плита устоя выполняет те же функции, что и подферменная плита быка. Разница заключается лишь в том, что на подферменную плиту устоя опирается только одно пролетное строение. Размеры подферменной плиты определяют аналогично тому, как это было показано для быков.
Шкафная стенка отделяет торец пролетного строения от насыпи. Иногда шкафная стенка не устраивается и ее роль выполняет массив тела опоры, продолженный до ее верха.
Конструкцию, сопрягающую устой с насыпью, часто устраивают в виде железобетонных крыльев, входящих в тело насыпи. Иногда для упрощения конструкции опоры эту конструкцию делают массивной и в этом случае она также является продолжением тела опоры.
Устои можно разделить на два основных вида: обсыпные (см. рнс, Х.22) и необсыпные (см. рис. Х.25). Для обсыпных устоев характерно, что конус насыпи входит в пролет н уменьшает отверстие моста. При устоях необсыпного типа конус расположен в пределах длины самого устоя и его подошва не выходит за переднюю грань устоя. Устои первого вида требуют меньшего расхода
407
бетонной кладки. Кроме того, они более приспособлены к выполнению в вг сборной конструкции. С другой стороны, прн обсыпных устоях требует несколько увеличивать пролеты или число пролетных строений для компенс ции стеснения отверстия моста конусами насыпи. В настоящее время для сре них и больших мостов применяют в большинстве случаев обсыпные устои. Д. небольших сооружений при высоте насыпн примерно до 6 м может оказать целесообразным применение необсыпных устоев. Вэтихслучах вопрос о выбо_ типа устоя решают путем составления и сравнения вариантов моста.
При назначении размеров верхней части устоя должны быть соблюден требования, обеспечивающие надежное сопряжение устоя с насыпью и пр
Рис. Х.22. Концевая опора (устой)
дупреждающие расстройства в этой части моста во время его эксплуатации. Рассмотрим эти требования на примере выбора формы и размеров верхней части обсыпного устоя железнодорожного моста (рис. Х.23).
Имея отметку подошвы рельса иа мосту н строительную высоту пролетного строения, определяют прежде всего отметку верха площадок для установки опорных частей, а затем — размеры подферменной плиты в плане, как это было рассмотрено выше для быков. Для того чтобы грунт конуса насыпи не мог попасть на подферменную плиту, требуется, чтобы откос конуса проходил ниже подферменной площадки не менее чем на 0,6 я. Из этого условия находят точку А, через которую нужно провести откос конуса. Этот откос имеет уклон не круче 1 : 1,5. Подошва рельса расположена выше бровки насыпи на линиях I и II категорий на 0,9 м, а на линиях Ш категории — на 0,75 я. Проведя линию бровки иасыпи по этим указаниям, получим вершину конуса, точку Б. Конструкция устоя должна входить в насыпь за точку Б на величину не менее 0,75 я для насыпей высотой менее 6 .и н на 1,00 я при высоте насыпи свыше 6 м. Для того чтобы не происходило размыва конуса насыпи в месте сопряжения его откоса с передней гранью устоя, требуется, чтобы точка их пересечения В была выше горизонта высоких вод не менее чем на 0,5 м.
Для мостов под автомобильную дорогу вышеприведенные требования несколько мягче. Так, уклон конуса насыпи в неподтоплясмой части может быть принят равным 1 ; 1,25, не ставится условие о прохождении откоса конуса на расстоянии не менее 0,6 от угла подфермениой площадки.
408
Толщина тела устоя (по фасаду моста) должна быть назначена в зависимости от нагрузок, действующих на устой, по расчету. Следует стремиться к тому, чтобы по возможности уменьшить эксцентриситет нормальной силы относительно центра тяжести сечения подошвы фундамента. Для этого, учитывая давление насыпи, целесообразно при конструировании устоя расположить подошву фундамента так, чтобы центр тяжести этого сечеиия был выдвинут в пролет по отношению к линии действия опорного давления пролетного
строения (см. рис. Х.22).
Заднюю часть устоя, входящую в насыпь, в целях экономии обычно оформляют в виде железобетонных крыльев. Их необходимо завести в конус, чтобы при действии на (насыпь временной вертикальной нагрузки не могло произойти выдавливания грунта иасы-пй из-под крыльев. Низ крыльев обычно располагают ниже откоса конуса на I—1,5 м, причем уклон нижней грани крыльев может быть принят таким же, как и откос конуса, или несколько более кру-
тым.
Рис. Х.23. Верхняя часть обсыпного устоя
Необходимо иметь в виду, что грунт насыпи может заклиниваться между
крыльями и на крылья могут передаваться значительные вертикальные силы от веса самого грунта и от временной нагрузки, расположенной над крыльями. В результате действия этих сил могут появиться трещины в крыльях и в устое,
в особенности в местах примыкания крыльев к телу устоя. Чтобы избежать этого, ие следует делать слишком больших кр ы л ьев. Между крыльями не
-----------?6 '765 — -—ч Д-
Рис, Х.24. Армирование крыльев
нужно ставить распорок. Крылья должны быть армированы и арматура их должна быть заведена иа достаточную глубину в тело устоя (рнс. Х.24).
Размеры по фасаду необсыпного устоя назначают, определив предварительно положение и размеры подферменной площадки. Переднюю грань устоя делают обычно вертикальной (рис. Х.25). Получив точку пересечения передней грани устоя с поверхностью грунта А, проводят из этой точки линию откоса конуса так, чтобы уклон ее был нс круче 1 : 1,25 иа высоте первых 6 м, считая от бровки насыпи вниз, и не круче 1:1,5 на вторых 6 м. Положение бровки насыпи, а также заведение устоя в насыпь принимают так же, как это было показано для обсыпных устоев.
14В. Зак. 19 ^09
Тело устоя до последнего времени обычно проектировали в виде массива из бетона, или бутобетона. Ширина устоя поверху определяется габаритом проезжей части или мостового полотна, например, для устоев однопутных железнодорожных мостов должна быть 4,90 зг, считая в свету между перилами. Если весь массив устоя сделать соответствующей ширины, то объем кладки
получается большим. Поэтому в устоях массивного типа применяют различные способы облегчения кладки.
В старых мостах часто применяли устои иеобсыпиого типа с обратными стенами (рис. Х.26). Этим приемом существенно облегчается задняя часть устоя. Однако при эксплуатации в некоторых устоях этого типа были обнаружены трещины, образовавшиеся под действием распора засыпки между обратными стенами. Их можно было бы избежать при условии засыпки хорошего дренирующего грунта н устройства надежного отвода воды из пространства между обратными стенами, но эти условия не всегда выполняются. Поэтому в настоящее время применяют другие типы массивных устоев.
Массивные устои можно запроектировать меньшей ширины, чем требуется по
условиям расположения на них мостового полотна, если тротуары вынести на консоли (рис. Х.27). В этом случае требуемая ширина тела устоя будет определяться шириной подферменной площадки. Если на устой опирается пролетное строение со значительной шириной (например, пролетное строение под железную дорогу с ездой понизу), то передняя часть устоя может быть сделана увеличенной ширины по сравнению с остальной частью тела устоя. Получим массивный устой таврового типа (рис. Х.28). В железнодорожных мостах устои с железобетонными консолями должны быть снабжены железобетонным
щитом, поддерживающим балластную призму, как это и показано на рис. Х.27.
Во всех случаях следует обеспечивать хороший водоотвод с поверхности устоя путем устройства соответствующих сливов.
При большой высоте насыпн и опирании на устой пролетного строения с ездой понизу иногда бывает целесообразно вместо иеобсыпиого устоя большой ширины применить так называемый раздельный устой, который состоит из быка и обсыпного устоя. Поскольку на устой здесь опирается пролетное строение с ездой поверху, он получается меньшей ширины, что приводит к экономии кладки.
Кроме того, уменьшается площадь задней грани, к которой приложена горизонтальная сила, передающаяся на устой со стороны насыпи, а следовательно, и сама эта сила.
Устои большой ширины (обычно — в мостах под автомобильную дорогу) можно облегчить путем устройства поперечных или продольных проемов. Наиболее полно этот прием нашел свое выражение в конструкции устоя, состоящего из железобетонных продольных стенок, соединенных между собой только подферменной плитой и шкафной стенкой (рис, Х.29, а).
Устой может быть также выполнен в виде пустотелой коробчатой железобетонной конструкции (рис. Х.29, б). Такое решение дает экономию кладки, ио усложняет постройку устоя, так как тонкие стенки приходится бетонировать иа месте
410
Рис. Х.26. Устой с обратными степами
Рис. Х.27. Узкий устой с консолями
п тт П п тг ТТП ТГ ГГТ7 ГГПП и 'J О V 'J и V ь' 'J -J I.' О
Рис. X.2S- Устой таврового типа
14В*
411
Рис. Х.26. Устой с обратными степами
Рис. Х.27. Узкий устой с консолями
вид со стороны ормртя
10*0
Рис. X.2S- Устой таврового типа
14В*
411
В последнее время широкое распространение получили устои, тело ко-
торых состоит из железобетонных трубчатых оболочек, изготовляемых иа за-
воде или полигоне. Фундамент устоя, а также подфермениая плита и крылья
могут быть монолитными или сборными. Оболочки в соответствии с результатами расчета могут заполняться бетоном или оставляться незаполненными.
На рис. Х.ЗО показана конструкция такого устоя для моста под автомобильную дорогу. Для воспринятия горизонтальных сил, передающихся па устой со стороны насыпи, поставлены подкосы из сборных железобетонных стержней сечением 50 X 50<?ж. Могут быть использованы
Рис. Х.ЗО. Устой с телом из железобетонных оболочек
Рис. Х.29. Облегченные устои
и трубчатые оболочки меньшего диаметра. Основные вертикальные оболочки имеют наружный диаметр 1,2 м и заполняются песком. На устой опирается железобетонное пролетное строение длиной 33 м.
Вместо вертикальных и наклонных стоек можно использовать сваи прямоугольного сечения нли из оболочек диаметра до 1,2 ,и. Тогда устой будет отличаться от показанного на рис. Х.ЗО только отсутствием фундамента.
При небольших пролетах и высотах насыпи устои на сваях можно выполнять и без наклонных свай, в особенности в мостах под автомобильную дорогу. Здесь можно использовать передачу горизонтальных сил от давления насыпя не только на устои, но и на быки, если все опорные части пролетных строений сделать неподвижными, а опоры — гибкими, как это было показано в § 2.
Имеются примеры сооружения устоев из одной железобетонной оболочки диаметром 3,0 ж для опирания железобетонных пролетных строений под железную дорогу пролетом 23,6 м (рнс. Х.31). Такая конструкция устоя не очень экономична. Ее целесообразно применять в тех случаях, когда такие же оболочки используются для сооружения промежуточных опор под большие пролетные строения. Тогда постройка устоев и быков производится по единообразной технологии и при помощи одного и того же оборудования.
412
В устоях, рассмотренных выше, откосы насыпи заканчивались конусами, что приводило к необходимости развивать тело устоя в сторону насыпи для поддержания проезжей части над откосом или выводить конус в пролет (обсыпные устои). Та же цель может быть достигнута, если поддержать откосы насыпи у устоя специальными подпорными стенками — откосными крыльями, высота которых уменьшается соответственно откосу насыпи (рис. Х.32). Подпорные стенки следует отделить от устоя деформационными швами во избежание повреждения стенок или устоя при неравномерной осадке фундаментов.
Рис. X.31. Устой с телом и фундаментом из одной оболочки
Рис. Х.32. Устой с откосными крыльями
Устои с откосными крыльями получаются более дорогими, чем другие типы. Их применяют главным образом в городских мостах, так как их устройство улучшает внешний вид моста но сравнению с мостами, в которых конуса насыпи не закрыты.
§ 4. ФУНДАМЕНТЫ И ОСНОВАНИЯ МОСТОВЫХ ОПОР
Конструкции элементов оснований опор (свай, оболочек опускных колодцев и т. п.), а также приемы, применяемые при их сооружении, подробно изучаются в курсе кОс нова ни я и фундаменты». Поэтому в настоящем параграфе приводятся только общие соображения по выбору типа оснований, а также некоторые указания по их проектированию.
Выбор типа основания опоры должен быть сделан с учетом местных условий так, чтобы были обеспечены прочность элементов основания, отсутствие недопустимых осадок или смещений, а также минимальные расходы иа сооружение основания, возможность индустриализации и механизации работ по его постройке и безопасные для здоровья рабочих условия труда.
На выбор типа основания оказывают влияние свойства грунтов, силы, передающиеся и а фундамент, определяемые в зависимости от расчетной нагрузки, высоты опоры, длин пролетов и системы пролетных строений, а также от допустимых величин перемещений опоры, назначаемых в соответствии со статической схемой моста.
Во многих случаях в одних и тех же условиях основание может быть выбрано различным. Тогда выбор типа основания производят путем составления и сравнения между собой ряда вариантов опоры.
Для малых мостов при небольших высотах опор, а в случае наличия мало-сжимаемых плотных грунтов и для более крупных сооружений часто применяют естественные основания опор. Фундамент выполняют при этом в виде массива из бетона или бутобетона (рис. Х.ЗЗ).
Обрез фундамента в этом случае рекомендуется располагать на 0,3—0,5 .ад ниже поверхности самых низких вод, а на сухом месте — ниже поверхности
413
грунта, чтобы фундамент не был виден. Отметка подошвы фундамента выбирается в зависимости от грунтов в основании (не следует закладывать фундаменты на просадочных, заторфованных грунтах, а также текучих, текучепластичных и мягкопластичных суглинках и глинах при коэффициенте консистенции более 0,6). Кроме того, во все грунты, кроме скальных, подошва фундамента должна быть заглублена не менее чем на 1 м ниже дневной поверхности грунта илн дна водотока. Прн набухающих грунтах (все грунты, кроме скальных, гравелистых и крупнопесчаных) подошва фундамента должна быть заглублена на 0,25 м ниже глубины промерзания. Если возможен размыв грунта в русле, то подошву следует расположить ниже отметки возможного размыва не менее чем на 2,5 м для того, чтобы учесть возможные ошибки прн определении уровня размыва н обеспечить достаточную заделку
фундамента в грунт.
Размеры фундамента в плоскости его обреза назначают так, чтобы грани тела опоры находились на расстоянии 0,3—0,5 м от
Рис. Х,33. Опора иа естественном основании
Рис. Х.34, Типы опор на сваях
краев фундамента. Это дает возможность после возведения фундамента уточнить н в случае необходимости подправить разбивку тела опоры.
Размеры подошвы фундамента определяют расчетом. Если требуется увеличение этих размеров, то бетонный фундамент делают с уступами или с наклонными гранями, причем линия уступов или наклон граней, как правило, не должны отклоняться от вертикали на угол более 30е. В противном случае возможно появление трещин в бетоне от изгиба уступов, работающих, как кои-соли под действием реакции грунта. Развитие фундамента следует делать с таким расчетом, чтобы получить наименьший эксцентриситет равнодействующей всех постоянных сил, действующих на опору, относительно центра тяжести основания. При большом эксцентриситете возможны неравномерные осадки основания, приводящие к наклону опоры.
Так, фундаменты устоев балочных мостов развивают в сторону от насыпи в пролет, фундаменты опор арочных мостов — в сторону действия распора н т. п.
Если силы, действующие на опору велики, а грунты в основании слабы, то необходимо устройство глубоко заложенного фундамента. Одним из видов таких фундаментов являются свайные. Опоры на сваях применяют, кроме того, н с целью индустриализации строительства опор.
Нашли применение свайные фундаменты опор нескольких типов. Сваи могут быть опущены под подошву фундамента, заглубленного ниже линии возможного размыва, как это требуется для фундаментов на естественном основании (рис. Х.34, а). Тогда горизонтальные силы, действующие на опору, в значительной части передаются на грунт за счет взаимодействия с ним массивного ростверка, а сван работают в основном на вертикальные силы. Этот тип опор на сваях, до последнего времени применявшийся'почти исключительно, требует большого расхода кладки на тело опоры и фундамент и поэтому вытесняется типом опор на высоком свайном ростверке (рис. Х.34, б).
414
Рис. Х.35. Схемы высоких свайных ростверков
Опоры с высоким свайным ростверком позволяют получить значительную экономию материалов за счет замены массивных частей опоры железобетонными сваями, в которых полно используется прочность материала, и за счет облегчения опоры и уменьшения нагрузок, передаваемых на основание.
Фундамент опоры с высоким свайным ростверком состоит из плиты ростверка и длинных свай. Концы свай могут быть заделаны в ригель подферменной плиты (см., например, рис. Х.8) или в массив тела опоры (см. рис. Х.34, б).
Иногда по условиям производства работ целесообразно расположить подошву фундамента на две реки или с небольшим заглублением в дно (рнс. Х.34, в). В этом случае после того, как произойдет размыв русла, между подошвой фундамента и грунтом сваи окажутся свободными и будут работать на горизонтальные силы совершенно так же, как это имеет место в высоких свайных ростверках, что должно быть учтено при расчете свай.
Горизонтальные силы, приложенные к опоре с высоким свайным ростверком, целиком воспринимаются сваями. Если сван вертикальны, то эти нагрузки вызывают значительные горизонтальные перемещения ростверка и изгиб свай. Поэтому высокие ростверки с вертикальными сваями могут применяться только, если горизонтальные силы, действующие на опору, не очень велики и если это оправдывается расчетом.
Горизонтальная жесткость
опоры может быть резко повышена, а изгибающие моменты в отдельных сваях уменьшены, если всем сваям или части свай придать наклон к вертикали. При этом нужно учитывать необходимость одновременного увеличения жесткости опоры против поворота, на которую сильно влияют схема расположения свай, величина их наклона и размещение голов свай в ростверке. Так, расположение свай по рис. Х.35, о, когда оси свай сходятся в одной точке, приводит к недостаточной жесткости ростверка по повороту и не рекомендуется. Схема ростверка типа рнс. Х.35, б может дать достаточную жесткость при условии, что положение равнодействующей горизонтальных сил по высоте не может существенно меняться без значительного уменьшения ее величины. В этом случае необходимо тщательно уточнять по расчету углы наклона свай и координаты их голов, так как даже небольшие изменения этих параметров могут повлечь за собой существенные изменения жесткости опоры. Наиболее жесткими являются схемы по рис. Х.35, в и аналогичные им. Они, как правило, обеспечивают жесткость опоры при любом расположении равнодействующей горизонтальных сил.
Глубина забивки свай в грунт выбирается по расчету несущей способности свай и уточняется на месте с помощью пробной забивки. Во всех случаях она должна быть не менее 4 м.
Глубина заложения подошвы плиты свайного ростверка назначается так, чтобы пучение грунтов, расположенных под ней, не могло вызвать перемещений опоры. Так, если подошва расположена в грунте, то она должна быть опущена ниже глубины промерзания не менее чем на 0,25 м, за исключением случаев, когда под подошвой находятся крупнообломочные или крупно- и среднезерни-етые пески, толща которых простирается ниже глубины промерзания. В русле реки подошву нельзя располагать в том случае, когда возможно промерзание реки до дна. Если на реке возможен ледоход, то подошву в русле следует опустить ниже горизонта низкого ледостава на величину толщины льда плюс 0,25 л*.
Головы свай следует надежно заделывать в плиту ростверка или ригель. Для этого они должны заходить в кладку на длину не менее двух толщин, 415
а при толщине более 0,6 м — не менее 1,2 м или заходить в кладку на глубину 15 см при условии, что из сван выпущена арматура, количество которой про
веряется расчетом.
Расстояние между осями забивных свай должно быть на уровне острия свай не менее трех толщин, а в плоскости заделки свай в ростверк — нс менее 1,5 толщины и для свай-оболочек — не менее 1 м. Размеры ростверка выбирают так, чтобы расстояние от края ростверка до грани сваи было не менее 25 см. Сваи применяют деревянные, железобетонные сплошного сечения и в виде труб-оболочек, иногда металлические из стальных труб. Деревянные сваи
можно использовать в тех случаях, когда нагрузка на сваю не очень велика. Для того чтобы избежать гниения, деревянные сваи (за исключением свай дсрс-
Рис. Х.36. Типы свай с уширепием на конце
вянных мостов) необходимо срезать ниже самого низкого уровня воды не менее чем на 0,5 лк
Особенно большое распространение получили за последнее время сваи из железобетонных труб-оболочек диаметром 0,6—1,0 м, погружаемые с помощью вибрации. Железобетонные сван сплошного сечения и сваи-оболочки диаметром до 1 м целесообразно применять для опор путепроводов, эстакад, мостов па небольших водотоках при отсутствии ледохода, а также для фундаментов опор больших и средних мостов, возводимых иа большой толще слабых грунтов. В последнем случае несущая способность свай зависит главным образом от сил трения, и для увеличения суммарной поверхности свай полезно иметь большее количество свай меньшего диаметра. Прн этом, однако, прочность ствола свай часто не удается использо-
вать ПОЛНОСТЬЮ-
Фундаменты опор па сваях-оболочках индустриальны и позволяют механизировать работы по их возведению. Имеется опыт погружения таких оболочек в песчаные грунты на глубину до 40 м и в глинистые грунты средней плотности на глубину до 25 м. Нужно иметь в виду, что опускание этих свай в тяжелые грунты часто встречает трудности, даже прн использовании специальных мер (подмыв, извлечение грунта из полости оболочек). Облегчение опускания может быть иногда достигнуто, если по мере погружения уменьшать диаметр оболочек.
Чтобы повысить грузоподъемность сваи по грунту и полностью использовать прочность ствола, можно образовать уширение на конце сваи и увеличить тем самым площадь опирания ее иа грунт. С этой целью применяют винтовые сваи (рис. Х.36, а), имеющие на конце уширенную лопасть и опускаемые завинчиванием в грунт с помощью специального механизма, камуфлетные сваи (рис. Х.36, б), имеющие уширение, создаваемое взрывом заряда, опущенного в бетон, которым заполнена оболочка сваи, или буровые сваи (рис. Х.36, в), опускание которых производят с помощью бурения. Для образования уширения применяют буровое устройство с расширяющимися лопастями.
Если сваи могут быть погружены до скальных грунтов, то получаются так называемые сваи-стойки. Такие сваи опираются своими остриями на скалу и несущая способность их возрастает, Здесь можно полностью использовать прочность ствола. В особенности эффективными оказались так называемые сборно-столбчатые фундаменты, в которых оболочки увеличенного диаметра (более 1 м) опускаются до скалы и заделываются в нее с помощью забуривания. В пробуренное в скале отверстие закладывают арматурный каркас и полость оболочки бетонируют. Такие столбы могут быть применены в виде свайного фундамента с плитой ростверка, заглубленной в грунт (рис. Х.37, а), или в составе высокого свайного ростверка; в последнем случае при диаметре до 2 м они могут быть наклонными (рис. Х.37, б),
416
Имеется оборудование для разбуривания в скале отверстий диаметром 1,3 м при диаметре оболочки 1,6 м. Это оборудование может быть применено и для разбуривания валунов при опускании оболочек в галечно-валунные грунты.
Рис, Х.37. Опоры со сборно-столбчатыми фундаментами: a — enjfiitoe основание на вертикальных столбах; о —высокий спайный ростверк
Рис, Х.38. Опора па тяжелом опускном колодце
* Находят применение глубокие фундаменты в виде тяжелых опускных колодцев (рис, Х.38). Такие колодцы, сооружаемые из бетона, опускаются в грунт под действием собственного веса, если из шахты колодца извлекать грунт. Извлечение грунта производится без удаления воды из шахты. По мере опускания стенки колодца наращивают, увеличивая тем самым его вес. Для облегчения опускания можно уменьшать ступенями размеры колодца снизу вверх.
Чтобы уменьшить расход материалов на колодец, индустриализировать его сооружение и сократить сроки и стоимость постройки фундамента, можно применить колодцы-оболочки понудительного погружения. Здесь используются железобетонные оболочки диаметром от 1,6 до 3 ж, а в отдельных случаях и до 5 л-г. Погружение таких колодцев ведут: помощью мощных вибропогружателей; после опускания полости оболочек заполняют полностью или частично бетоном (см. рис. Х.20).
Следует иметь в виду, что опускание колодцев понудительного погружения в тяжелые грунты, а также опускание оболочек большого диаметра иногда встречает трудности и требует большого расхода электроэнергии на приведение в действие мощных вибропогружателей.
417
Поэтому такие колодцы рекомендуется применять в тех случаях, когда ннз оболочек можно расположить на плотных грунтах, а остальная часть их находится в толще слабых или средних грунтов.
Прн проектировании фундаментов необходимо стремиться к минимальному количеству оболочек, возможному при удовлетворении требований, предъявляемых к жесткости и прочности опоры. Для ориентировочного назначения числа оболочек и глубины их погружения можно использовать данные таблицы. При этом глубину погружения необходимо назначать такой, чтобы прочность оболочки по грунту была соответствующей величинам, приведенным в таблице, устраивая в необходимых случаях уширение оснований.
Расчетные осевые нагрузни на оболочку1
Диаметр оболочек, м Расчетная нагрузка, т Примечание
0,6 100—150 —
1,6 400—600
1,6 800—1200 При опирании низа стол-
3,0 1500—2500 бов на скальные ио-
роды
1 К. С. С и л и и, Н. м. Глотов. В. И. К а р п и и с к и й. Опыт строительства фундаментов опор мостов из сборных железобетонных оболочек. Оргтрансстрой, 1962.
Раньше для устройства глубоких оснований часто использовали кессоны.
В настоящее время кессонные основания применяют только в тех случаях, когда сооружение других типов оснований невозможно. Кессонные основания требуют большого расхода материалов, их сооружение трудно механизировать, а условия труда рабочих, находящихся в камере под давлением сжатого воздуха, очень тяжелы. Кессоны могут быть использованы, например, в случаях, когда в основании опор залегают грунты с крупными валунами, препятствующими забивке свай и опусканию колодцев.
§ 5. ПРИМЕРЫ КОНСТРУКЦИИ ОПОР
Рассмотрим конструкцию сборной опоры из плоских блоков под пролетные строения автодорожного моста пролетом 22,2 м, разработанную Киевским филиалом Со юз дор проекта в 1960 г. (рис. Х.39).
При большой ширине пролетного строения (габарит Г-7 4-2 X 1,5 ж) тело опоры имеет ширину всего 4,25 м. Консольный ригель состоит из двух железобетонных блоков, разделенных продольным швом. Ввиду того что подвижные и неподвижные опорные части пролетных строений имеют различную высоту, под неподвижные опорные части поставлены тумбы, входящие в состав блоков ригеля.
Поскольку горизонт высокого ледохода расположен почти под самым ригелем, тело опоры на всей высоте запроектировано массивным. Оно состоит из сборных плоских блоков высотой 0,49 м каждый; блоки разделены только горизонтальными швами. В плане они имеют очертание с заострениями в носовой и кормовой частях.
При монтаже тела опоры блоки ставятся один на другой на цементном растворе. Кроме того, соединение блоков осуществляется с помощью вертикальных железобетонных столбов, образуемых после окончания монтажа. Для этого в прямоугольные отверстия, имеющиеся во всех блоках, ставят общие арматурные каркасы, проходящие в углубления фундамента опоры, и бетонируют отверстия. Эти арматурные каркасы соединяют и с блоками ригеля.
В основании опоры под небольшим слоем песков залегает скала. Поэтому опора имеет естественное основание с заглублением подошвы фундамента в неразборную скалу не менее чем на 30 см. Окончательная отметка подошвы уточняется на месте.
418
Опора с массивной частью из блоков, укладываемых с перевязкой швов под железнодорожные пролетные строения длиной 33 м, запроектированная Гипротрансмостом в 1964 г., показана на рис. Х.40.
Ригель опоры представляет собой один железобетонный блок с отверстиями для оболочек тела опоры. При монтаже ригель ставят на оболочки и омоиоличи-вают, причем арматура оболочек выпускается в бетон омоноличивания. Верхняя часть тела опоры выполнена в виде двух оболочек диаметром 1,6 м, не заполняемых бетоном. Тело опоры ниже горизонта высоких вод состоит из переднего и заднего блоков с заострениями в плане, боковых плит с выступа
Рис. Х.39. Опора из плоских блоков
ми, из которых выпущена арматура, и блоков заполнения. Швы между блоками омополичивают бетоном. Массивный передний блок может хорошо противостоять ударам льдин.
Фундамент опоры представляет собой низкий свайный ростверк на железобетонных сваях сплошного сечения 35 X 35 см. Нижняя плита фундамента при монтаже опоры укладывается прямо на выровненный грунт и служит направляющим устройством для забивки свай. Арматура части свай отгибается в шов между нижней плитой фундамента и верхним его блоком, арматура остальных свай проходит в отверстия верхнего блока, обеспечивая связь между сваями и элементами фундамента. Блоки тела опоры устанавливаются в углубления фундамента и последний омоноличивается. Значительное развитие фундамента н применение большого числа свай небольшого поперечного сечения вызвано слабыми грунтами в основании опоры.
Сборные конструкции опор могут быть с успехом применены и для больших мостов при необходимости сооружения глубоких оснований. На рнс. Х.41 изображена конструкция трубчато-телескопической опоры, предназначенной для опирания двух стальных пролетных строений пролетом по 110 м под железную дорогу, запроектированная Леигипротрансмостом в 1959 г.
Ригель этой опоры состоит из трех плоских монтажных блоков, которые ставятся друг на друга на цементном растворе. Два нижних блока имеют от-419
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек п извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек п извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек п извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек на уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 л; (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборно-столбчатых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подошву оболочек на высоту 4 м, затем
заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подошву оболочек на высоту 4 м, затем
заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
верстия для соединения ригеля с оболочками тела опоры. В эти отверстия и
в верхнюю часть оболочек вставляют арматурный каркас и омоноличивают их
бетоном.
Тело опоры образуется из железобетонных оболочек увеличивающегося к низу диаметра. Нижние оболочки служат и фундаментом опоры; они опущены в грунт до отметки, требуемой по расчету. При монтаже опоры после опускания нижнего яруса оболочек и извлечения из них грунта бетонируют подош-
ву оболочек на высоту 4 л, затем заполняют оболочки песком до уровня дна и бетоном до отметки, на которой должен располагаться низ оболочки меньшего диаметра. Затем вставляют оболочку меньшего диаметра, между оболочками устанавливают арматурный каркас и омоноличивают пространство между оболочками. Также ставят и оболочки верхнего яруса.
Для того чтобы опора могла сопротивляться воздействиям льда, полости оболочек па уровне между горизонтами меженных и высоких вод заполняют бетоном. Кроме того, здесь оболочки соединяют поперечными связями, представляющими собой плоские блоки с отверстиями для прохода оболочек. Блоки ставят на цементном растворе и пространство между ними и оболочками заполняют бетоном.
Примером опоры большого моста, сооруженной в сложных гидрогеологических условиях, может служить опора моста через р. Янцзы под совмещенное железнодорожное и автомобильное движение со стальными пролетными строениями пролетом 128 м (рис. Х.42). Конструкция опоры предложена советскими специалистами.
В месте постройки опор глубина
«-згав и
Рис. Х.40. Опора из блоков с перевязкой швов
реки достигает 18,5 я при рабочем горизонте. Дно реки сложено из сильно размываемых н легко перемещаемых песчаных наносов, под которыми на глубине около 40 я от горизонта воды залегает скала. Поверхность скального грунта очень неровная; разность отметок поверхности скалы в пределах контура фундамента опоры достигает 5—6 я. В этих условиях наиболее целесообразным было применение сборпо-столбча-тых фундаментов с забуриванием столбов в скалу.
Тело опоры имеет прямоугольную форму с закругленными углами; в нем имеются пустоты. Отсутствие на реке ледохода повлияло на выбор конструкции опоры. Поскольку горизонтальные силы, действующие на опору вдоль и поперек моста, приблизительно одинаковы, а течение для ряда опор направлено под углом к оси моста, фундаменты приняты круглого очертания, что дает ряд преимуществ для работы шпунтового ограждения, в котором велось сооружение фундамента.
Опора основана иа столбах из железобетонных оболочек диаметром 1,55 м с толщиной стенок 10 см. На конце каждой оболочки имелся металлический наконечник кольцеобразной формы. Оболочки были опущены до скалы, после
420
чего в скале были пробурены отверстия диаметром 1,35 м, являющиеся продолжениями полостей оболочек, па глубину 4 м. В оболочки и отверстия в скале были вставлены арматурные каркасы, а затем оболочки забетонированы.
В заключение рассмотрим весьма экономичную конструкцию устоя, разработанную Ленгипротрапсмостом в 1959 г. (рис. Х.43).
Устой состоит из четырех забуриваемых железобетонных оболочек диаметром по 1,80 лт, иа конце которых с помощью фрезы образованы уширения
Ц.
ймйм Зид 1~1 Пш подферменника
Г-70
ИошдныИ ветм
___ЬЕтон
§
Рис. Х.41. Трубчато-телескопическая опора
S18-SS
до диаметра 3,00 м, подферменной плиты, бетонируемой на месте, а также сборных железобетонных блоков, образующих шкафную стенку, боковые крылья и переходное устройство.
Оболочки заполняют песком, за исключением нижней части с уширением и верхней части у соединения с подферменной плитой, которые заполняют бетоном.
Две из четырех оболочек наклонены к вертикали с уклоном 3:1. Примыкание оболочек к подфермениой плите осуществлено с помощью арматурного каркаса, вставленного в оболочку и входящего в подферменную плиту, где он соединен с арматурным каркасом плиты. Для уменьшения размеров верхней части устоя при соблюдении требований, обеспечивающих от попадания грунта конуса насыпи иа подфермениую площадку, по бокам подфермениой площадки предусмотрены щитки из сборного железобетона. Эти же щитки входят в насыпь с задней стороны устоя. Для предупреждения просадок насыпи перед мостом и создания постепенного увеличения жесткости пути при въезде на мост служат переходные плиты с опиранием иа устой и на насыпь. Это переходное
421
Рис. Х/12. Опора моста через р. Янцзы:
1—несущий столб; 2 — подушка из подноднего бетона; .8— железобетонная плита ростверка; 4 — тела опары; £—оголовок опоры; 6—железобетонная оболочка; 7—бетон заполнения оболочки; 8 — арматурный каркас; 9 — ме таллический наконечник; 10 — фланцевое соединение секций оболочки; 11 — направляющий каркас
422
№
Рис. Х-.43, Устой козлового типа под железнодорожное пролетное строение пролетом
110 м
858 ~
устройство, широко применявшееся в мостах под автомобильную дорогу, ие обладает достаточно высокими эксплуатационными качествами. Лучше было бы заменить его переходным устройством, входящим в состав устоя, без опирания на насыпь.
Глава XI
РАСЧЕТ ОПОР
§ 1. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СИЛ, ДЕЙСТВУЮЩИХ НА ОПОРУ
Расчет опоры следует начинать с определения сил, приложенных к опоре от всех нагрузок и воздействий.
Опоры мостов рассчитывают на следующие нагрузки н воздействия:
а) постоянные нагрузки — собственный вес частей опоры, опорные давления и моменты от веса пролетных строений, давление грунта от его собственного веса;
б) временные нагрузки, входящие в основное сочетание, — опорные давления (моменты) от временной вертикальной подвижной нагрузки на пролетных строениях и самой опоре, давление грунта от воздействия временной вертикальной нагрузки, а также центробежная сила;
423
в) временные нагрузки п воздействия, не входящие в основное сочетание
и направленные поперек осгг моста, — горизонтальные поперечные удары колес
подвижного состава, ветровая нагрузка, нагрузка от воздействия льда и от
навала судов;
г) временные нагрузки и воздействия, нс входящие в основное сочетание и направленные вдоль оси моста, — горизонтальная продольная нагрузка от торможения или силы тяги, продольная ветровая нагрузка, нагрузка от ударов льдин (при несовпадении направления движения льдии с поперечной горизонтальной осью опоры), нагрузка от навала судов и сила трения в опорных частях.
Если пролетное строение моста представляет собой внешне статически неопределимую систему с распором, то, кроме вышеперечисленных воздействий, при расчете опоры учитывают усилия, возникающие вследствие усадки бетона пролетного строения, смещений опор и изменений температуры.
Кроме того, в особых случаях при расчете опор принимают во внимание сейсмические и строительные нагрузки.
Нормативные значения собственного веса частей опоры определяют по эскизно назначенным размерам и объемным весам материалов. При предварительном назначении размеров опоры следует использовать указания гл.Х, а также имеющиеся примеры проектов опор.
Пролетные строения, как правило, проектируют раньше, чем опоры, поэтому постоянные опорные давления от пролетных строений А? определить нетрудно.
Нормативное вертикальное давление от веса грунта на выступающие подземные части опор (например, на обрезы фундамента) определяют по формуле
Р
где ун — нормативное значение объемного веса грунта, т/лР;
Н — высота столба грунта, я.
Нормативное значение горизонтального давления грунта от его собственного веса определяют по формуле
е0 - - рун//,
где р — tg2!45° — причем срн — нормативный угол внутреннего' тре-ния грунта.
Эпюра нормативного горизонтального давления е0 представляет собой треугольник. Равнодействующую этого давления можно определить, находя объем этой эпюры в зависимости от ширины и очертания грани опоры, на которую передается давление. В простейшем случае, если эта грань имеет постоянную по высоте ширину В, равнодействующая будет равна
Е -
и будет приложена па расстоянии 1/3 И от низа рассматриваемой грани опоры.
Если грань опоры, на которую передается давление, не сплошная, а состоит из отдельных стенок, стоек или свай, то с учетом заклинивания грунта между ними расчетную ширину грави опоры принимают равной удвоенной суммарной ширине всех стоек, по не более полной ширины по внешним граням крайних стоек.
Если на грань опоры передается давление от нескольких слоев грувта с различным объемным весом, то эпюра этого давления будет иметь в пределах каждого слоя грунта участки с различными углами наклона. Величина норма-424
тивного горизонтального давления грунта будет равна для низа первого (верхнего) слоя
Ci = Р1Т1//1.
Для последующих слоев грунта давление определяют по аналогичным формулам, но вводят в расчет высоту всех слоев грунта, приведенную к объемному весу и углу внутреннего трения для рассматриваемого слоя. Так, например, для третьего сверху слоя давление равно (рис. XI.I):
е3 -- рзу3 Я8,
где Ч- • Из Уз
Индексы (I, 2, 3) в обозначениях показывают, что величины относятся к первому, второму или третьему слою, считая сверху.
Величины равнодействующих горизонтального давления для каждого слоя можно подсчитать, как объемы соответствующих эпюр давлений, а положение этих равнодействующих по высоте определить, вычислив координату центра тяжести каждого объема.
Рис. XI.1. Эпюра давлений на опору от нескольких слоев грунта с различным объемным весом
Характеристики грунтов определяются па основании данных инженерно-геологических изысканий. Предварительно можно принимать средние значения характеристик по приложению 19 СН 200—62, а для грунтов засыпки устоев Уц — 1,8 m/м2 и фн — 35 5°, т. е. 30 или 40°, в зависимости от того,
какое значение является более невыгодным для расчета.
Рис. XI.2. Эпюра горизонтального давления грунта от временной нагрузки
Нормативные значения постоянных нагрузок вводятся в расчет с коэффициентами перегрузки, значения которых приведены в введении.
Опорные давления А и моменты М(/ от временной вертикальной подвижной нагрузки ла пролетных строениях определяют, загружая линии влияния этих силовых факторов соответствующими эквивалентными нагрузками.
Горизонтальное давление грунта на опору от действия временной нагрузки, расположенной на насыпи, определяют так же, как и для постоянного давления грунта, по формуле
е =
Здесь q— вертикальное равномерно распределенное давление в рассматриваемом слое грунта от временной нагрузки, т/м2.
425
При определении д необходимо учитывать распределение нагрузки в теле насыпи. Принимают, что вертикальное давление распределяется под углом arctg V2 к вертикали. Исходя из этого пр ед положен ня, можно определить вертикальное давление от временной нагрузки на любой глубине, а затем перейти от вертикального давления к горизонтальному по формуле, приведенной выше.
В простейшем случае, показанном на рис. XI.2, эпюра горизонтального давления грунта от временной нагрузки в верхней части имеет участок с постоянной ординатой, потому что ширина распределения вертикального давления Ър меньше ширины устоя В н горизонтальное давление передается на устой полностью. На глубине, большей ширина распределения давления Ь? больше ширины устоя В, и на устой передается лишь часть горизонтального
давления. Так, на глубине h вертикальное давление равно
2,7
Qh~q 2,7 -\-h ’
а горизонтальное (на всю ширину устоя)
_ 2'7В
eh - HQ 2,7 -у h '
Интенсивность временной нагрузки
/г
V ’
где k — эквивалентная равномерно распределенная нагрузка, которая берется по таблице из СН 200—62 для сс = 0 и длине загружеиня X, равной длине призмы обрушения поверху
tg^--\ J
-Можно принимать I — 0,5/7.
На основе схемы рис. XI .2 получены формулы для определения равнодействующих сил давления насыпи на устои и точек их приложения. Для однопутных устоев железнодорожных мостов равнодействующие прямолинейной и криволинейной частей эпюры
Ед ~ 2,7 Elg—qpB(aH—оцТ/Д
а плечи их относительно низа эпюры
2 ’ —
Значения коэффициентов а, £ приведены на рнс. XI.3. Для железнодороя ных мостов а и В определяются в зависимости от /7; ocj и в зависимости от 77
Для многопутных устоев при несимметричной относительно оси устоя н грузке можно определить равнодействующие отдельно для четырех площаде (рис. XI.4):
-- 1,35 ^77и £" = 0,5 qpb (аН — 77J;
£ju — 1,35^771; ~ 0,5 («77 — aj 77J.
426
Плечи сил Eq и определяют по формуле для е1, а сил Ед и E^v— t IГ гП1 nIV
по формуле для е , приведенным выше, причем для плеч сил и в этих формулах надо Hlt и заменить на Н\, и Vi-
Прн определении давления грунта от автомобильных, колесных и гусеничных нагрузок необходимо учитывать, что давление колес на насыпь является сосредоточенным и замена его равномерно распределенной вдоль оси дороги эквивалентной нагрузкой приведет к большим неточностям.
Давление от оси колес считается распределенным на площадь Sb, где S — расстояние между внешними гранями ободов колес, а b — длина соприкасания ската автомобиля с учетом распределения через дорожное покрытие под углом 45°.
Рис. XI.4. Давление па устой от несимметричной нагрузки
Рис. XI.5. Давление на устой от автомобильной нагрузки
Для колесной и гусеничной нагрузок b принимают равной длине призмы обрушения, но не более 3,6 ле для НК-80 и не более 5 м для НГ-60. Вертикальную нагрузку переносят к задней грани устоя под углом призмы обрушения, располагая ее наиболее невыгодным образом (рис. XI.5), а затем переходят к горизонтальной нагрузке, умножая вертикальную на р. Угол призмы обрушения можно определить из соотношения:
tgtf = —tgcpH4-J/ (1 4- tg2 <ра) (I
_____ tg Фн/
где
Если распределение давления в направлении, перпендикулярном оси моста, произойти не может, как это имеет место в устоях с обратными стенками, то равнодействующую горизонтального давления можно определить по формуле
<l tgO
Если происходит распределение нагрузки в поперечном направлении, то его учитывают, умножая значения ординат эпюры горизонтального давления на коэффициент |3, значения которого в зависимости от отношения S/Н приведены на графике рис. XI.3.
При расчете мостов, расположенных на кривой в плане, учитывают воздействие центробежной силы в виде равномерно распределенной горизонтальной нагрузки, направленной от центра кривой. Для мостов под железную до-
427
рогу нормативную величину этой нагрузки с каждого пути определяют по
формуле
mv2 kv~ 180
с — —— k, но не более 0,15 k, RgRR
где k — эквивалентная временная вертикальная нагрузка, т/лг;
v — наибольшая скорость движения поездов— 150 кэн/'ч;
R—радиус кривой, л/.
Центробежную силу считают приложенной на 2 м выше головки рельса.
Ограничение с<0,15/г введено потому, что при малых радиусах кривой скорости движения поездов, близкие к 150 oj/ч, невозможны.
Для автодорожных и городских мостов центробежную силу от каждой полосы движения учитывают при радиусе кривой R<600 м по формуле
15 %Р с~ ЮО + ТЛ'Г’
р 40Р
но не менее 0,15 при R-<250 ж н не менее при 7?>250 ж, и прикладывают в уровне верха полотна проезжей части. В этих формулах Р — вес одного грузовика; 2Р — сумма всех грузов, вводимых в расчет, I — пролет в м.
Удары колес подвижного состава учитывают в виде равномерно распределенной поперечной горизонтальной нагрузки, нормативную величину которой принимают равной $гу -^0,84 т/м для железнодорожной нагрузки с одного пути, sry 0,4 т/м для автомобильной нагрузки независимо от числа полос движения.
Для колесной нагрузки НК-80 в расчет вводят сосредоточенную силу 5гу = 5 т.
Нагрузка от горизонтальных ударов считается приложенной в уровне верха головки рельса или в уровне верха проезжей части.
Поперечная ветровая нагрузка действует па опору, на главные фермы пролетного строения, па его проезжую часть и на железнодорожный подвижной состав. Воздействие ветра па автомобили невелико и в расчетах не учитывается.
Воздействие ветра принимают в виде нагрузки, равномерно распределенной по площади расчетной ветровой поверхности. Интенсивность этой нагрузки считают равной 180 кг/м2 при отсутствии на мосту подвижной вертикальной нагрузки, 100 кг/м2 при наличии на мосту железнодорожной подвижной нагрузки и 50 кг/м2 при наличии на мосту автомобильной нагрузки.
Интенсивность 180 кг/м2, практически не наблюдающаяся, косвенно используется для обеспечения надлежащей поперечной жесткости пролетных строений.
Расчетная ветровая поверхность принимается для определения давления ветра IV5 па части опоры — по нх контуру. Для определения давления ветра Ггф на сквозные главные фермы вычисляется площадь по контуру с введением коэффициентов, учитывающих уменьшение ветровой нагрузки за счет промежутков между элементами. Так, например, для пролетных строений с двумя сквозными главными фермами этот коэффициент равен 0,4. Для определения давления ветра lFnc на железнодорожный подвижной состав расчетная поверхность имеет вид сплошной полосы высотой 3 м с центром тяжести на 2 ,м выше головки рельса. Давление ветра Тпч на проезжую часть определяют по. ее контуру за вычетом полосы высотой 0,5 м, чем учитывают, что часть высоты продольных балок закрыта поясом главной фермы.
Поперечные горизонтальные нагрузки, равномерно распределенные по длине пролета, прикладывают к опоре в виде равнодействующих сосредоточенных енл, собирая их с пролетов, примыкающих к опоре. В обычных случаях нагрузки собирают с половины каждого нз этих пролетов. Таким образом определяют равнодействующие от центробежной силы с, от горизонтальных 428
рогу нормативную величину этой нагрузки с каждого пути определяют по
формуле
mv2 kv~ 180
с — —— k, но не более 0,15 k, RgRR
где k — эквивалентная временная вертикальная нагрузка, т/лг;
v — наибольшая скорость движения поездов— 150 кэн/'ч;
R—радиус кривой, л/.
Центробежную силу считают приложенной на 2 м выше головки рельса.
Ограничение с<0,15/г введено потому, что при малых радиусах кривой скорости движения поездов, близкие к 150 oj/ч, невозможны.
Для автодорожных и городских мостов центробежную силу от каждой полосы движения учитывают при радиусе кривой R<600 м по формуле
15 %Р с~ ЮО + ТЛ'Г’
р 40Р
но не менее 0,15 при 7?<Д5О ж н не менее при 7?>250 ж, и прикладывают в уровне верха полотна проезжей части. В этих формулах Р — вес одного грузовика; 2Р — сумма всех грузов, вводимых в расчет, I — пролет в м.
Удары колес подвижного состава учитывают в виде равномерно распределенной поперечной горизонтальной нагрузки, нормативную величину которой принимают равной $гу -^0,84 т/м для железнодорожной нагрузки с одного пути, sry 0,4 т/м для автомобильной нагрузки независимо от числа полос движения.
Для колесной нагрузки НК-80 в расчет вводят сосредоточенную силу 5гу = 5 т.
Нагрузка от горизонтальных ударов считается приложенной в уровне верха головки рельса или в уровне верха проезжей части.
Поперечная ветровая нагрузка действует па опору, на главные фермы пролетного строения, па его проезжую часть и на железнодорожный подвижной состав. Воздействие ветра па автомобили невелико и в расчетах не учитывается.
Воздействие ветра принимают в виде нагрузки, равномерно распределенной по площади расчетной ветровой поверхности. Интенсивность этой нагрузки считают равной 180 кг/м2 при отсутствии на мосту подвижной вертикальной нагрузки, 100 кг/м2 при наличии на мосту железнодорожной подвижной нагрузки и 50 кг/м2 при наличии на мосту автомобильной нагрузки.
Интенсивность 180 кг/м2, практически не наблюдающаяся, косвенно используется для обеспечения надлежащей поперечной жесткости пролетных строений.
Расчетная ветровая поверхность принимается для определения давления ветра IV5 па части опоры — по нх контуру. Для определения давления ветра Ггф на сквозные главные фермы вычисляется площадь по контуру с введением коэффициентов, учитывающих уменьшение ветровой нагрузки за счет промежутков между элементами. Так, например, для пролетных строений с двумя сквозными главными фермами этот коэффициент равен 0,4. Для определения давления ветра lFnc на железнодорожный подвижной состав расчетная поверхность имеет вид сплошной полосы высотой 3 м с центром тяжести на 2 ,м выше головки рельса. Давление ветра Тпч на проезжую часть определяют по. ее контуру за вычетом полосы высотой 0,5 м, чем учитывают, что часть высоты продольных балок закрыта поясом главной фермы.
Поперечные горизонтальные нагрузки, равномерно распределенные по длине пролета, прикладывают к опоре в виде равнодействующих сосредоточенных енл, собирая их с пролетов, примыкающих к опоре. В обычных случаях нагрузки собирают с половины каждого нз этих пролетов. Таким образом определяют равнодействующие от центробежной силы с, от горизонтальных 428
ударов sry и от ветра, действующего па главные фермы И^гф, проезжую часть Й7ЛЧ и на подвижной состав 1УПс-
Давление льда на опору в направлении поперек оси моста при вертикальных гранях опоры определяют, исходя из усилия, необходимого для разрушения льда при движении ледяного поля на опору. Лед прн этом раздробляется при явлениях местного сжатия. Усилие, действующее на опору, определяют по формуле
/Л = mRbh,
it де h — толщина льда в м, принимаемая равной 0,8 от наибольшей за зим-
ний период;
b — ширина опоры в я;
т — коэффициент формы опоры; при полуциркульном очертании передней стенки он равен 0,9, при заострении уменьшается в зависимости от угла заострения, например, при угле 90° т = 0,73;
7?— нормативный предел прочности льда, принимаемый равным для определения давления льда при первой подвижке 75 /пЛи2, для определения давления льда при ледоходе на наивысшем уровне 45 т/м*.
Для рек, вскрывающихся при отри-
цательных температурах воздуха или расположенных на севере от линии Петрозаводск, Киров, Новосибирск, прочность льда увеличивается вдвое.
Если опора имеет наклонный ледорез, то давление льда определяют по формулам, учитывающим разрушение льда при изгибе. Эти формулы, а также указания по определению давления льда в более сложных случаях приведены в приложении 12 к СН 200—62.
Рис. XI.6. Перенос силы торможения в уровень центра опорных частей
Нагрузку от навала судов учитывают для опор мостов на судоходных реках в виде сосредоточенной силы SliC, приложенной на уровне расчетного -судоходного горизонта, если опора ие имеет выступов, фиксирующих уровень приложения этой нагрузки, и если более низкое положение ее не является невыгоднейшим для опоры. Величина нагрузки от навала судов изменяется в очень широких пределах (от 10 до 125 т) в зависимости от класса рекн н направления действия этой нагрузки. Значения нагрузок от навала судов приведены в СН 200—62 (п. 131).
Усилие, передающееся от пролетных строений на опору при действии торможения или силы тяги, направлено вдоль оси моста. Его прикладывают к опоре в уровне опорных частей пролетных строений. В действительности это усилие является инерционным и приложено на уровне центра тяжести подвижного состава. При переносе его в уровень опорных частей следует добавлять силы А , вызывающие перегрузку одной из опор и разгрузку другой (рис. XI.6),
ть i *
Лг =-
Величина Лт незначительна по сравнению с опорными реакциями от временной и постоянной нагрузок и ею можно пренебречь.
Тормозная сила, действующая на опору, для железнодорожной подвижной нагрузки с одного пути определяется, как сила трения, возникающая при торможении, если колеса подвижного состава нс вращаются.
Т = 0,1 kX,
где X—длина загружения (обычно пролет);
k— временная эквивалентная нагрузка для длины загружения X и а — 0; 0,1 — коэффициент трения.
429
Для двухпутных мостов учитывают тормозную силу только с одного пути.
Тормозная сила, действующая на опору, для автомобильной нагрузки учитывается в виде сосредоточенной силы, равной при длине загружения до 25 м 0,3 Р, от 25 до 50 л: 0,6 Р и свыше 50 м 0,9 Р, где Р — вес автомобиля, равный 30 т.
Тормозная сила считается передающейся на опору через неподвижные опорные части полностью. Но н через подвижные опорные части может быть передана какая-то часть* торможения вследствие наличия трения. Величина этой силы зависит от состояния опорных частей, правильности нх положения, наличия смазки и т. п. Условно считают, что через скользящие подвижные опорные части может передаваться на опору 5QJ&, а через катковые или валковые опорные части — 25% полного тормозного усилия. Если на опоре расположена неподвижная опорная часть одного пролетного строения и подвижная опорная часть другого, то сумма тормозных усилий принимается равной полному тормозному усилию от большего из опирающихся на опору пролетных строении.
К числу продольных горизонтальных нагрузок относится также продол ь-1 ное давление ветра на сквозные главные фермы 1Гпр.ф, а также на части опоры ^пр.л Первая из этих сил принимается равной 60% от соответствующего поперечного давления ветра на сквозные главные фермы 1СГф. Продольное давление ветра на опору определяют по расчетной ветровой поверхности, соответствующей направлению ветра; интенсивность ветровой нагрузки принимают такой же, как и при определении давления ветра в направлении поперек осн моста. Продольное давленые ветра на сплошные балки, проезжую часть и подвижной состав не учитывают.
В случае судоходных пролетов необходимо, кроме того, учесть нагрузку от навала судов, направленную вдоль оси моста 5Пр,н.с. При направлении движения льдин под углом к оси опоры вводится в расчет также динамическое давление от ударов льдин о боковую грань опоры (СН 200—62, приложение 12). При этом следует выбирать давление льда в начальной стадии ледохода /7пр.л или при наивысшем уровне ледохода Япр.л в зависимости от того, какая из этих нагрузок оказывает па опору более неблагоприятное воздействие (обычно — наибольший момент относительно рассчитываемого сечения опоры).
Нормативные величины нагрузок умножают на соответствующие коэффициенты перегрузки. Все усилия от воздействий, зависящих от временной вертикальной подвижной нагрузки (центробежная сила, удары колес подвижного состава, давление, грунта от нагрузки на насыпи, тормозная сила), берутся с такими же коэффициентами перегрузки, что н временная вертикальная нагрузка. Величины коэффициентов перегрузки приведены во введении, а также в п. 127 СН200--62.
Временная вертикальная нагрузка при расчете сквозных железобетонных илн стальных конструкций опор принимается с динамическим коэффициентом; при расчете массивных частей опор и их оснований динамический коэффициент не учитывают.
Нагрузки н воздействия вводят в расчет опор в наиболее невыгодных сочетаниях. Следует учесть, что одновременное действие различных нагрузок максимально возможных величин маловероятно. Поэтому целый ряд нагрузок и воздействий не вводят в одно и то же сочетание. Так, например, не учитывают одновременно горизонтальные поперечные удары колес подвижного состава и ветровую нагрузку, силы тяги и торможения н нагрузку от давления льда ина-вала судов н т. д.
Кроме того, при расчете опор,'на которые передается опорное давление от временной вертикальной подвижной нагрузки е нескольких железнодорожных путей или полос автомобильного движения, вводят понижающие коэффициенты к нормативным эквивалентным нагрузкам — 0,9 при двух,' 0,8 при тре> путях или полосах движения и 0,7 при четырех полосах движения (более тре> железнодорожных путей одновременно не загружают).
430
Усилия и моменты, действующие на опору, вводят в расчет в следующих сочетаниях:
а) только постоянные нагрузки;
б) основное сочетание постоянных и временных нагрузок;' при этом следует выбирать такое положение временной нагрузки на мосту, чтобы оно было-наиболее невыгодным для рассчитываемой части или сечения опоры;
в) дополнительные сочетания нагрузок, составляемые также наиболее невыгодным для рассматриваемого сечения образом.
Для расчета сечений опоры и естественных оснований дополнительные сочетания, включающие в себя горизонтальные нагрузки, направленные поперек и вдоль оси моста, рассматриваются отдельно (действия продольных и поперечных нагрузок не суммируются).
Для расчета свайных фундаментов при определении нагрузки на сваи в дополнительные сочетания нагрузок включают горизонтальные воздействия, направленные как вдоль, так и поперек моста.
Если не очевидно, какое из возможных сочетаний нагрузок является самым невыгодным для опоры, ее сечения и элементы следует проверить на несколько сочетаний.
§ 2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ УСИЛИЙ В СЕЧЕНИЯХ ОПОР
Рассмотрим расчет промежуточной опоры, имеющей массивную часть и расположенной в судоходных пролетах реки с интенсивным ледоходом, на которую опираются пролетные строения со сквозными главными фермами с ездой понизу.
На рис. XI.7 показаны все вертикальные силы, а также все горизонтальные силы, действующие поперек оси моста, которые в обычных случаях могут действовать на опору. На рис. XI. 8 изображены наряду с вертикальными силами горизонтальные силы, которые могут действовать вдоль оси моста. Величины этих сил определяются в соответствии с указаниями предыдущего параграфа.
Сначала рассчитывают рамную надстройку опоры. Должна быть проверена прочность и трещиностойкость надстройки.
Изгибающие моменты, нормальные и поперечные силы в сечениях подферменной плиты и стоек рамы определяют по известным правилам строительной механики. Могут быть с успехом использованы вспомогательные таблицы. Изгибающие моменты в подферменной плите определяют раздельно для изгиба в продольной и поперечной плоскостях; по этим изгибающим моментам подбирается продольная и поперечная арматура подфермениой плиты. Изгибающие моменты в стойках, при изгибе в продольной и поперечной плоскостях считают действующими совместно, так что стойки проверяют на совместное действие сжатия и косого изгиба. Сечения подфермениой плиты и стоек должны быть рассчитаны по общим правилам расчета железобетонных сечений.
Для массивной части опоры должны быть рассчитаны все поперечные сечения, ниже которых размеры резко увеличиваются. Для опоры, показанной на рис. XI.7 и XI.8, расчету подлежит сечение 7—/.
Для расчета необходимо найти нормальную силу и момент в сечении /—/ при наиболее неблагоприятном сочетании нагрузок и воздействий.
При учете действия на сечение момента в плоскости, перпендикулярной к оси моста, необходимо рассмотреть следующие сочетания:
а) только постоянные нагрузки: веса Glt G2 и опорное давление от постоянных нагрузок пролетного строения Лр;
б) основное сочетание постоянных и временных нагрузок, в которое входят все постоянные нагрузки, опорные давления пролетных строений от временной нагрузки А , а для мостов на кривой еще и центробежная нагрузка с;
в) наиболее невыгодное из дополнительных сочетаний нагрузок. Дополнительные сочетания нагрузок включают в себя все постоянные нагрузки; временные нагрузки в различных дополнительных сочетаниях вводятся разные.
431
Первое из возможных дополнительных сочетаний содержит воздействие ветра и льда в присутствии временной подвижной нагрузки на мосту. Учитываются давления от временной нагрузки на пролетных строениях А(/, центробежная нагрузка с, все ветровые нагрузки W, определяемые при интенсивности давления ветра, установленной для случая наличия на мосту железнодорожного подвижного состава (100 кг/ла2) или автомобильной нагрузки (50 кг/м2), а также одно невыгоднейшее усилие от давления льда — Нл или Нл. Вариантом этого сочетания (только для железнодорожных мостов) является случай на
Рис. XI.7, Силы, действующие на промежуточную опору (горизонтальные — поперек оси моста)
Рис. XI.8. Силы, действующие на промежуточную опору (горизонтальные— пдоль оси моста)
хождения на мосту порожняка. Для этого случая величина определяется путем загружения линий влияния опорных реакций пролетных строений равномерно .распределенной нагрузкой интенсивностью 1 /и/,и; соответственна уменьшается и величина центробежной силы. При этом нормальная сила в сечении /—/ уменьшится, что может оказаться неблагоприятным для работы этого сечения.
Второе дополнительное сочетание содержит воздействия ветра и льда в отсутствие временной вертикальной подвижной нагрузки на мосту. Здесь пс сравнению с первым дополнительным сочетанием отпадают опорные давление пролетных строений от временной нагрузки и центробежная сила, а такж* давление ветра на подвижной состав (для железнодорожных мостов), Осталь ные усилия от воздействия ветра определяются при интенсивности давлен и: ветра, установленной нормами для отсутствия на мосту временной вертикаль иой нагрузки (180 яаЛи2). Как и для первого дополнительного сочетания, учи тывается давление льда /7Л или Нп.
Третье дополнительное сочетание получается, если в первом заменить во: действие ветра и центробежной силы горизонтальными ударами колес, которь не учитываются одновременно с этими нагрузками.
Дополнительные сочетания с участием нагрузки от навала на опору суде
432
могут быть получены, если эту нагрузку вводить в первое, второе или третье сочетание вместо ветра и давления льда, совместно с которыми это воздействие^ не учитывается,
следует иметь в виду, что если величины всех нагрузок и их плечи относительно центра тяжести расчетного сечения определены, то для большинства возможных сочетаний сразу видно, могут ли они быть невыгоднейшими. Так, третье, дополнительное сочетание следует подробно рассматривать лишь в том случае, если момент от горизонтальных ударов колес относительно расчетного сечения больше, чем сумма моментов от ветра и центробежной силы; сочетания с участием нагрузки от навала судов нужно вводить в рассмотрение, только если момент от этой нагрузки больше, чем моменты от тех нагрузок, которые нагрузка от навала заменяет в первом, втором нли третьем сочетании, и т. д.
При учете действия на сечение момента в плоскости, параллельной оси моста, необходимо рассмотреть следующие сочетания:
а) только постоянные нагрузки 6\, б2, Ар и А'р‘,
б) наиболее невыгодное из основных сочетаний постоянных и временных нагрузок, в первое из которых входят, кроме постоянных нагрузок, давления от временной нагрузки на обоих пролетных строениях AQ и A'q, а во второе — только на одном пролетном строении Aq't при втором основном сочетании нормальная сила в расчетном сечении уменьшается, но момент увеличивается, что часто является неблагоприятным; ' '
'в) 'наиболее невыгодное из дополнительных сочетаний нагрузок. Постоянные нагрузки входят во все дополнительные сочетания. Кроме того, первое дополнительное сочетание включает в себя давления от временной нагрузки на обоих пролетных строениях, тормозную силу, усилия от продольного давления ветра на сквозные главные фермы и иа части опоры, а также невыгоднейшее воздействие льда 7/Прл' или 7/прл. Второе дополнительное сочетание, как и второе основное, содержит давление от временной нагрузки только_па одном^про- || летном строении Аг Тормозная сила, продольное давление'ветра'и давление || льда вводятся в расчет, как и в первом дополнительном сочетании. Направление действия этих сил принимается в сторону от незагруженного пролета к загруженному. Величина тормозной силы в первом и втором дополнительных сочетаниях может быть различной. Так, если на опоре расположены неподвижные опорные части обоих пролетных строений, то тормозная сила будет полностью передаваться на опору с двух пролетных строений в первом и с одного . пролетного строения во втором дополнительном сочетании. Если па опоре рас- • положена подвижная опорная часть одного и неподвижная часть второго про- летного строения, то при равенстве пролетов и при загружения временной на- j грузкой пролетного строения, имеющего на опоре неподвижную опорную часть, / величины тормозной силы в первом и втором дополнительных сочетаниях будут одинаковы (см. указания по определению тормозной силы в предыдущем параграфе).
Реже может оказаться невыгоднейшим третье дополнительное сочетание, включающее в себя постоянные нагрузки, ветровые усилия при нормативной интенсивности давления ветра 180 кг/м2 и давление льда.
Дополнительные сочетания с участием нагрузки от навала судов могут быть получены путем замены нагрузок от тормозной силы, а также давления ветра и льда в первом, втором или третьем дополнительных сочетаниях нагрузкой от навала судов.
Кроме моментов и нормальных сил в сечениях массивной части опоры, следует определить те же величины для сечения по подошве фундамента нли подошве свайного ростверка (сечение //—// на рис. XI.7 н XI.8). Эти силовые факторы, а также величину равнодействующих всех горизонтальных сил используют для расчета фундамента и основания опоры. Силы и моменты в сечении по подошве фундамента или плиты свайного ростверка определяют для тех же сочетаний нагрузок, что и для сечений массивной части опоры.
15 Зак. ю 433
Рассмотрим определение усилий для обсыпного устоя, показанного па рис. XI.9. Оии должны быть определены для сечений /—I, II—II и III—III.
В сочетание постоянных нагрузок, например, для сечения II—II, входят в данном случае веса частей устоя Gj—G5, вес грунта, расположенного на уступах фундамента и над наклонной передней гранью устоя Grp, горизонтальное давление на заднюю грань устоя от веса грунта насыпи Ер, а также давление от
постоянной нагрузки иа пролетном строении Ар. ЛАожет быть также учтено горизонтальное давление на опору со стороны се передней грани от веса грунта конуса Е?. Это давление обычно невелико и в запас прочности его часто не учитывают.
В основное сочетание, кроме всех постоянных нагрузок, входят опорное давление от временной нагрузки на пролетном строении и горизонтальные давления грунта от временной нагрузки на насыпи. Если отсутствие временной нагрузки па пролетном строении или иа насыпи может оказаться невыгодным для работы устоя (сравнительно редкий случай), то следует рассмотреть и это сочетание.
В дополнительное сочетание нагрузок, кроме всех нагрузок, входя
щих в основное сочетание, следует включить и тормозную силу, которая может быть направлена как в сторону пролета, так и в сторону насыпи. В последнем случае давление грунта на-
сыпи следует вводить в расчет при минимальном значении р.
Необходима, кроме того, проверка на действие постоянных нагрузок при отсутствии насыпи.
Изложенный выше порядок определения усилий и моментов в сечениях остается действительным для всех опор, имеющих массивную часть. Некоторые из введенных в рассмотрение нагрузок могут отсутствовать, может потребоваться проверка большего числа сечений в зависимости от наличия судоходства, ледохода и очертания в плане оси моста, а также в зависимости от конструкции опоры. Опоры, не имеющие развитой массивной части, состоящие из свай или столбов, переходящих в фундамент, рассчитывают по правилам, изучаемым в курсе «Основания и фундаменты».
§ 3. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ, УСТОЙЧИВОСТИ И ЭКСЦЕНТРИСИТЕТА НОРМАЛЬНОЙ СИЛЫ
Сечения опор в большинстве случаев находятся в условиях внецеитренного сжатия. Если сечение имеет арматуру, площадь которой назначается по ра-. счету, то его следует рассчитывать иа прочность и трещиностойкость, как железобетонное. Это обычно имеет место в опорах, воспринимающих значительные изгибающие моменты (например, в опорах рамных, рамно-консольиых или рамно-подвесных мостов), или в сборных опорах, монтируемых из железобетонных блоков. В этом случае применяют расчетные формулы, выведенные для железобетонных впецептренио сжатых сечений, предварительно напряженных или без предварительного напряжения.
Если в сечении нет арматуры, учитываемой в расчете, то оно проверяется, как бетонное. Возможны два расчетных случая: малый и большой эксцентриситет продольной силы.
434
Экспериментами установлено, что при малом эксцентриситете эпюра напряжений в бетоне в момент разрушения сечения криволинейна за счет пластических деформаций в бетоне. Доказано также, что величина разрушающего момента относительно менее сжатой грани Ne может быть принята постоянной. Замена криволинейной эпюры напряжений в бетоне прямоугольной (рис. XI. 10) дает небольшую погрешность, по упрощает расчет. Предполагая, что напряжения в бетоне в момент разрушения равны расчетному сопротивлению бетона центральному сжатию /?пр, получим
Nе — So Л’пр,
Здесь N— нормальная сила;
е — эксцентриситет ее относительно менее сжатой грани;
So — статический момент сечения относительно меиее сжатой грани.
Если учесть еще коэффициент продольного изгиба и представить полученное выражение в более удобной форме, то условие прочности сечения будет
Величину эксцентриситета е находят по величине эксцентриситета относительно центра тяжести сечения
М
и размерам сечения, как это показано на рис. ХЕЮ.
Коэффициент продольного изгиба <р принимают, как для бетонных элементов (СН 200—62, п. 575). При этом свободную длину опоры устанавливают в зависимости от закреплений ее концевых сечений. Так, например, для быка, на который опираются балочные пролетные строения, свободную длину можно принимать, как для стержня с одним заделанным и другим свободным концом, равной удвоенной высоте быка.
Рис. XI.10. Расчетная схема работы сечения при малом эксцентриситете
Рис. XI.11. Расчетная схема работы сечения при большом эксцснтр иситете
При большом эксцентриситете часть сечения растянута. Ввиду малого сопротивления бетона растяжению, в особенности, если учесть наличие швов между сборными блоками или швов бетонирования, растянутую зону бетона в расчете не учитывают. В сжатой зоне эпюра напряжений имеет криволинейное очертание; как обычно в расчетах па прочность, ее принимают прямоугольной (рис. ХЕИ). В момент разрушения можно считать напряжения в бетоне равными расчетному сопротивлению бетона сжатию при изгибе. Для равновесия сечения необходимо, чтобы продольная сила проходила через центр тяжести сжа-
15*= 435
той зоны. Из этого условия можно определить размеры сжатой зоны. Так,
например, для прямоугольного сечения высота сжатой зоны (рис, XI, 12)
о / 1г \
х = 2 I y — е0) .
Условие прочности получим, учтя коэффициент продольного изгиба
JL R
<pFc
где Fc — площадь сжатой зоны сечения.
Расчетные сопротивления кладки опоры на сжатие при изгибе принимают по указаниям СН 200—62, пп. 565—566. Об определении размеров сжатой зоны в опорах, сечения которых имеют форму, отличающуюся от прямоугольной, см. [1].
Для того чтобы определить, какой случай, малого или большого эксцентриситета имеет место, определяют границу сжатой зоны в предположении большого эксцентриситета и вычисляют статический момент сжатой зоны Sc относительно растянутой грани сечения. Если отношение
Рис. XI.12. Схема р а боты п р ямоу гол ь -ного сечения
^-<0,8,
то имеет место случай большого эксцентрнснтета, в противном случае — малого. Для прямоугольного сечения это условие имеет вид
^<0,225, h
Вместо проверки растягивающих напряжений в бетоие и расчета на тре-щиностойкость сечеиия опор проверяют по предельным эксцентриситетам. Этот расчет ведется по нормативным значениям продольной силы и момента, определяемым от действия нагрузок, не умножаемых на коэффициенты перегрузки.
Отношение эксцентриситета продольной силы к расстоянию от центра тяжести сечения до наиболее сжатой грани должно быть не более 0,5 для основного сочетания нагрузок н не более 0,6 для дополнительного сочетания. Эти пределы для бетонных сечений разрешается увеличивать на 10% при условии установки в растянутой зоне конструктив и ой арматуры сечением не менее 0,05% от учитываемой в расчете площади сечения.
Кроме описанных проверок сечений опоры, необходимо выполнить расчеты устойчивости положения опоры (при опрокидывании и скольжении), расчеты прочности фундамента и основания опоры, а также расчеты осадок опоры. Эти расчеты изучаются в курсе «Основания и фундаменты».
СТАЛЬНЫЕ МОСТЫ
Глава XII
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ О МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТАХ
§ 1. ОСНОВНЫЕ ВИДЫ И МАТЕРИАЛ МЕТАЛЛИЧЕСКИХ МОСТОВ
Область применения металлических мостов была выявлена в гл. IV при сопоставлении их с мостами железобетонными. В современных условиях строительства в СССР — это область мостов больших, а в некоторых случаях и средних пролетов преимущественно на железных дорогах и в меньшей степени на автомобильных дорогах н городских магистралях. Необходимо, однако, заметить, что такое ограничение примсненшг металла в мостостроении в известной мере определяется необходимостью освобождения металла для тех областей народного хозяйства, в которых металл не может быть заменен другими материалами.
По своим же свойствам металлические мосты являются наиболее приспособленными для индустриализации их изготовления и механизации монтажа.
К металлическим мостам относят мосты, имеющие металлические пролетные строения и в большинстве случаев бетонные или железобетонные опоры (в прошлом — опоры из каменной кладки); не исключена возможность устрой -ства в особых условиях и опор из металлических элементов (внадуки, путепроводы^ "
В качестве материала для основных частей пролетных строений металлических мостов применяют в настоящее время сталь углеродистую и низколегированную. Весьма перспективным следует считать использование в мостах легких металлов, в частности, сплавов алюминия, обладающих такой же прочностью, как наиболее употребительные марки стали, при значительно меньшем объемном весе, однако этого рода металлы еще не нашли широкого рас-пространения в мостостроении вследствие улх высокой стоимости.
Предметом дальнейшего нз учен ия^удут'стальные пролетные строения.
Требования к стали для мостостроения определяются соответствующими ГОСТами, которые периодически пересматриваются. Одной из важных характеристик стали является предел текучести, определяемый напряжением, соответствующим горизонтальной площадке на диаграмме «напряжения — деформации», или устанавливаемый условно, как напряжение, при котором относительное остаточное удлинение равно 0,2%.
Предел текучести определяет исходную величину, принимаемую в расчетах стальных конструкций, — основное расчетное сопротивление.
Углеродистые стали применяемых в настоящее время марок должны иметь минимальный предел текучести (так называемый «браковочный минимум») не ниже 2400 кг!см? (исключение допущено для стали марки MI6C, для которой установлена величина 2300 ,кг!см2). Минимальный предел текучести низколегированных сталей, применяемых для основных элементов пролетных строений мостов, 3400—3600 иг/см2. Ведутся исследования более высокопрочных сталей с пределом текучести 4000—8000 кг'см? (см. приложение II).
Использование высокопрочных сталей дает существенное уменьшение веса пролетных строений, что, несмотря на несколько более высокую стоимость таких 437
сталей, позволяет получить хорошие экономические показатели. Кроме сокра-
щения расхода металла, немаловажное значение имеет снижение транспорт-
ных расходов по доставке элементов пролетных строений и а место строитель-
ства, возможность вести монтаж кранами меньшей грузоподъемности.
Одной из важных задач, решаемых при проектировании пролетных строений нз высокопрочных сталей, является обеспечение необходимой жесткости конструкции. Дело в том, что полное нс пользой а и не более высоких прочностных свойств стали и, следовательно, принятие более высоких расчетных сопротивлений приводит к большим величинам вертикальных и горизонтальных прогибов пролетных строений ио сравнению с величинами прогибов при сталях, применяемых в настоящее время в СССР. Способы повышения жесткости пролетных строений приведены в дальнейшем изложении.
К механическим характеристикам сталей, проверяемым при их приемке, кроме предела текучести, относятся еще относительное удлинение при разрыве (18—24%), ударная вязкость (6—10 кгм'см2), временное сопротивление при разрыве (точно не нормируется; обычно для углеродистых сталей 3800-у 4-5200 кг см2, для низколегированных 4500—6500 кг/см2).
Содержание углерода в конструкционных сталях — от 0,12 до 0,30%. В состав низколегированных сталей в качестве легирующих добавок входят марганец, кремний, хром, никель и другие компоненты (в зависимости от марки стали) в количестве обычно до 0,8%. Полезной добавкой является медь (примерно до 0,5%), повышающая коррознестойкость стали.
Количество вредных примесей ограничивается величинами: фосфора — 0,04%, серы — 0,045—0,05%. Фосфор делает сталь хладноломкой — хрупкой при низких температурах; сера — красноломкой, т. е. способной к расслоению при обработке в горячем состоянии.
Для мостовых конструкций рекомендуется сталь, выплавляемая в мартеновских печах. В настоящее время изучается возможность использования конверторной стали.
Сталь может быть кипящей, успокоенной и пол уу спокоен ной. Успокоенная сталь получается, если ее в отличие от кипящей не сразу после варки выливают в изложницы, а выдерживают в ковще некоторое время, добавляя немного алюминия (0,8—1 кг на тонну). Для пролетных строений мостов рекомендуются успокоенные стали, как имеющие более однородную структуру и обладающие большой устойчивостью в отношении образования трещин при низкой температуре. Для сварных элементов применение успокоенных сталей — обязательное условие.
По статическим свойствам стальные мосты могут быть всех тех видов, которые были перечислены в § 1 введения: балочные, рамные, арочные, висячие, комбинированных систем.
В конструктивном отношении различают стальные пролетные строения со сплошными главными несущими конструкциями (балками, рамами, арками) и со сквозными (решетчатыми).
Особое положение занимают конструкции, в которых объединяются железобетонные н стальные элементы для совместной работы под нагрузкой (например, стальные главные балки с железобетонной плитой проезжей части).
Элементы стальных пролетных строений изготовляют из листового и профильного прокатного металла, применяя заклепочные или сварные соединения. Те же соединения и, кроме того, высокопрочные фрикционные болты используют на монтаже для объединения элементов пролетных строений в пространственную конструкцию. Фрикционные болты — это затягиваемые контролируемыми усилиями (предварительно напряженные) черные болты, обеспечивающие передачу усилий в соединениях элементов через трение по соприкасающимся плоскостям1.
1 В технической литературе эти болты обычно называют просто высокопрочными. Но так как наиболее характерной особенностью их является передача усилия через трение, то правильней, по нашему мнению, называть их «фрикционные болты», что и принято в дальнейшем изложении.
438
В зависимости от средств соединения элементов иа заводе и на монтаже стальные пролетные строения называют клепаными, клепано-сварными, болто-сварными, цельносварными.
Технология изготовления стальных пролетных строений с использованием автоматической электросварки под слоем флюса при соответствующем современным требованиям оборудовании и налаженном производственном процессе проще и дешевле, чем старая технология, при которой отдельные части элементов (листы, уголки нт. п.) соединяли заклепками.
Имеется полная возможность прн соблюдении определенных условий проектирования и осуществления сварных соединений получить прочные и долговечные сварные конструкции.
Монтажные сварные соединения не допускают при современном состоянии технологии сварки навесной сборки пролетных строений и требуют особой тщательности выполнения для предотвращения образования трещин в конструкции. Поэтому монтажные сварные соединения в настоящее время нельзя рекомендовать для типовых пролетных строений мостов.
На монтаже элементы пролетных строений можно соединять заклепками или фрикционными болтами. Более современными и прогрессивными, нашедшими широкое применение за рубежом (особенно в США, ФРГ), являются соединения на фрикционных болтах. Постановка таких болтов проще, чем заклепок. К преимуществам болтовых соединений относится также меньшая концентрация напряжений вследствие передачи усилий посредством трения и, следовательно, более благоприятные условия работы при многократном действии нагрузки.
Поэтому наилучшими можно считать болто-сварные пролетные строения, а при условии перевозки в готовом виде (без сборки на месте установки) — цельносварные.
В районах с особо низкими температурами вследствие неизученности влияния низких температур на поведение болто-сварных конструкций рекомендуется применять клепаные пролетные строения.
Заклепки изготовляют обычно из стали более мягкой, чем сталь соединяемых элементов. Например, для элементов нз стали марки Ст. 3 мостовая употребляют заклепки из стали марки Ст. 2 с пределом текучести 2100 ка/сж2, но зато с относительным удлинением при разрыве не менее 26%, Фрикционные болты следует изготовлять из высокопрочной термически обработанной стали, например, из стали марки 40Х с пределом текучести 12000—14000 кг/см2.
В мостовых конструкциях применяют заклепки расчетным диаметром 20, 23 и 26 мм. Эти размеры относятся к диаметру отверстий для заклепок. Предполагается, что заклепки, имеющие до нх постановки диаметры соответственно 18, 22 и 24 лги, полностью заполняют отверстия. Для фрикционных болтов установлены те же диаметры (18, 22 и 24 жж) и те же размеры отверстий для них (20, 23 и 26 жж), Наиболее употребительными являются заклепки диаметром 23 жж и болты диаметром 22 жж.
В сварных конструкциях применяют, как правило, автоматическую сварку качественными электродами под слоем флюса. Размер катета угловых швов не должен быть меньше 6 мм и обычно не превышает 12 мм. Стыковые швы выполняют с полным проваром соединяемых элементов с соответствующей обработкой кромок (чаще всего Х-образной).
§ 2. КОНСТРУКТИВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
На рис. XII, 1 представлен общий вид стальных пролетных строений с ездой поверху, на рнс. XII.2 — с ездой понизу.
Основными несущими конструкциями являются главные балки (см, на рис. XI 1,1) или главные фермы (см. на рис. XII.2), Главные балкн имеют сплошные вертикальные листы, главные фермы состоят из отдельных стержней, работающих, если пренебречь влиянием жесткости узлов, как правило, на осе
439
вые усилия (за исключением безр ас косных ферм и ферм с жестким нижним или верхним поясом, элементы которых воспринимают также и расчетные изгибающие моменты).
При езде поверху возможно применение не только сплошных балок, как показано на рис. XII.1, но и сквозных ферм. Точно так же при езде понизу пролет можно перекрыть сплошными балками. Однако такие решения в современной проектировке встречаются сравнительно редко.
В мостах под однопутную железную дорогу ставят две главные балки. Количество главных балок в мостах под автомобильную дорогу при езде поверху определяют технико-экономическими расчетами в зависимости от габарита проезда, конструкции других частей пролетного строения, величины пролета и тому подобных факторов.
Рис, XII. 1. Общий вид стального пролетного строения с ездой поверху:
а — под железную Дорогу; б—под автомобильную дорогу; 1 — главные балки; 2 —продольные связи; 3 — поперечные связи; <f — ребра жесткости; 5 — мостовое и ездовое полезно; б— оперьые части
При езде понизу в состав пролетного строения входят обычно две главные фермы. Разделение проезда в мостах под автомобильную дорогу дополнительными фермами, хотя и имеется в некоторых осуществленных мостах с ездой понизу, но не может быть рекомендовано по условию лучшего использования всей ширины проезда.
Исключение можно сделать при очень большой ширине проезда с четко выраженной направленностью движения по мосту благодаря устройству разделительной полосы.
Главные балки и главные фермы соединяют связями — продольными и поперечными, обеспечивающими пространственную неизменяемость и жесткость пролетного строения и воспринимающими горизонтальные поперечные нагрузки.
Для достижения этой цели минимально необходимо иметь одну систему продольных связен и поперечные связи в опорных поперечных сечениях пролетного строения. Для повышения жесткости пролетного строения, лучшего сопротивления действию нагрузки, несимметричной относительно продольной оси (кручению), для уменьшения свободной длины сжатых элементов ставят дополнительно вторую систему продольных связей, а также поперечные связи не только в опорных сечениях, но и в пролете,
В автодорожных мостах одну систему связен может заменять железобетонная плита (рис, XII.1, б) или сплошной стальной лист, являющиеся вместе с тем и элементами проезжей части.
Прн езде понизу вместо опорных поперечных связен устраивают из-за необходимости выдержать габарит приближения строений опорные рамы (порталы). Этому же габариту должно быть подчинено и очертание поперечных связей в пролете.
440
К главным балкам и к главным фермам присоединяется (или на них опирается) проезжая часть, в состав которой входят мостовое полотно (в железнодорожных мостах) или ездовое полотно н дорожное покрытие (в автодорожных мостах), продольные и поперечные балки, железобетонная плита или стальной настнл н тому подобные элементы конструкции.
В пролетных строениях с ездой поверху под железную дорогу при расстоянии между . главными балками не более 2,2—2,5 м мостовое полотно на деревянных брусьях укладывают непосредственно на главные балки (см. рис. XII.1, а). В пролетных строениях с ездой понизу мостовое полотно опирается на продольные балки, прикрепленные к поперечным балкам. По-
Рис. XII.2. Общий вид стального пролетного строения с ездой понизу:
а— под жглезную дорогу; б — под автомобильную дорогу; 1 — главные фермы; 2 — продольные связи; 3 —порта чьное заполнение; 4 — поперечные связи; 5 — проезжая часть (ездовое полотно на рис. XI [ .2,6)
следи не соединяют с главными фермами. Продольные балки имеют свою систему связей, выполняющих применительно к проезжей части то же назначение, что н связи между главными фермами.
В пролетных строениях с ездой поверху под автомобильную дорогу проезжую часть можно выполнить из одной железобетонной плиты или в виде системы поперечных и продольных балок (балочной клетки) с опиранием на них железобетонной плиты; вместо последней применяют иногда стальные листы, укрепленные ребрами.
Различные варианты проезжей части автодорожных мостов рассмотрены в последующих параграфах.
Прн езде понизу автодорожные пролетные строения имеют обычно поперечные балки, прикрепленные к главным фермам, продольные балки, железобетонную плиту или стальной настил. Здесь также возможны различные варианты, рассмотренные в дальнейшем изложении.
Дорожное покрытие в нгютоящее время устраивают главным образом из асфальтобетона п асфальта или нз цементобетона. Под верхний слой дорожного покрытия укладывают в некоторых случаях выравнивающий слой бетона, изоляционный покров, защитный слой бетона и т. п., в зависимости от типа Проезжей части и дорожного покрытия. Деревянный настил и деревянные элементы проезжей части автодорожных мостов, довольно широко распространенные в прошлом, в настоящее время в стальных мостах почти не применяют 15В. Зак. 19 441
вследствие недолговечности деревянных конструкций и больших расходов иа их ремонт.
Как было указано, отдельные части элементов стальных мостовых конструкций (листы, уголки н т. п.) соединяют на заводе сваркой или заклепками. Из элементов, соединяя их фрикционными болтами или заклепками, монтируют пролетные строения. Расстановка заклепок и фрикционных болтов подчиняется установленным в технических условиях правилам. Наименьшее расстояние между центрами заклепок (фрикционных болтов) из условия прочности скрепляемых листов — 3 диаметра по направлению вдоль и поперек действия силы и 3,5 диаметра по диагонали (при шахматном их расположении). Наименьшее расстояние до края элемента: вдоль усилия при любых кромках — 2d, поперек усилия при обрезной кромке —2 d, при прокатной кромке—1,5 d; d—диаметр заклепки или болта. Наибольшие расстояния определяются условиями обеспечения плотного прилегания частей элемента во избежание коррозии, а в сжатых элементах, кроме того, во избежание выпучивания листов на участке между заклепками. Эти расстояния для различных элементов и направлений измерения расстояний приведены в технических условиях проектирования мостов. В профильном прокате, например в уголках, заклепки (фрикционные болты) ставят на установленных для каждого профиля расстояниях от кромок (на стандартных рисках). Кроме указанных требований к расстановке заклепок и фрикционных болтов, следует учитывать современные условия изготовления стальных конструкций и применять определенные стандартные сетки расстояний между отверстиями (модульную систему). Нормальным шагом такой системы считается в настоящее время величина, равная 80 мм.
Реакции главных балок и главных ферм воспринимают опорные части, устраиваемые под каждой главной балкой (фермой). В мостах с разрезными балками на одном нх конце находятся неподвижные опорные части, на другом подвижные, обеспечивающие продольное перемещение главных балок (ферм) от изменения температуры и действия временной нагрузки.
В мостах с неразрезными балками иа одной опоре устанавливают неподвижные опорные части, на всех остальных — подвижные. Свободное продольное перемещение пролетных строений обеспечивается и в других системах, за исключением распорных систем — арочных, рамных, в которых действие нагрузки вызывает горизонтальные составляющие реакций, воспринимаемые опорами.
Выше описаны в общих чертах составные части стальных пролетных строений применительно к простейшим видам их конструкции, С той или иной полнотой, с теми или иными вариациями и дополнениями эти составные части свойственны и более сложным системам пролетных строений — с неразрезными фермами, арочпым, рамным и другим.
§ 3. МОСТОВОЕ ПОЛОТНО ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ мостов
Мостовое полотно на деревянных поперечинах (мостовых брусьях) показано на рис. XI 1.3. Мостовые брусья (мостовые поперечины) укладывают на продольные или главные балки с устройством врубки не менее 5 мм и не более 30 мм и прикрепляют к ним лапчатыми болтами. Мостовые брусья имеют длину 3,2 м. Для устройства тротуаров в тех случаях, когда они нужны, служат металлические консоли. До недавнего времени применялось и существует на многих мостах мостовое полотно с устройством тротуаров и па длинных поперечинах (рис. XI 1,4). В этом типе мостового полотна мостовые брусья (мостовые поперечины) имеют длину 3,2 и 4,2 м.
Если тротуары ие требовались, то все мостовые брусья имели одинаковую длину — 3,2 м (рис, XI 1.5,7). Для устройства тротуаров с двух сторон применяли способ укладки мостовых брусьев, показанный на рис. XII.5,//: два длинных бруса со свесами в разные стороны, затем два коротких, снова два длинных и т. д. В двухпутных мостах с общей проезжей частью брусья распо лагали или по схеме III (при отсутствии боковых тротуаров) или по схеме IV (при наличии боковых тротуаров).
442
Боковые тротуары с перилами должны устраиваться иа мостах полной длиной более 25 м, а также на всех мостах высотой более 5 м, на мостах, расположенных в пределах станций, и на всех путепроводах. Это требование относится как к однопутным, так и к двухпутным и многопутным мостам. Последние при езде поверху и общей проезжей части во всех случаях должны иметь тротуары в междупутье.
полотно с тротуарами на металлических консолях
Ряс. XI 1.3. Мостовое
Мостовое полотно с тротуарами на металлических консолях имеет существенное преимущество в том, что для него не требуется длинных мостовых брусьев, а также в том, что при таком устройстве мостового полотна облегчается смена мостовых брусьев.
Тротуары на консолях для увеличения срока их службы можно устраивать из железобетонных плит, как показано на рис. XII.3. Для уменьшения веса тротуаров целесообразно использовать керамзитобетон.
Рис. XII.4. Мостовое полотно с тротуарами па длинных поперечинах
При большой длине моста следует предусматривать площадки-убежища шириной не менее 1000 мм, расположенные в шахматном порядке через 25 м, для склада материалов и укрытия людей от проходящих поездов. Эти площадки совмещают с опорами или, прн больших пролетах, устраивают на удлиненных консолях (см. рис. XII.3 справа). Расстояние между мостовыми брусьями опре-' деляется двумя условиями: 1) работой рельсов на изгиб; 2) обеспечением движения по брусьям сошедшей с рельсов колесной пары без излома брусьев.
По первому условию расстояние между брусьями в свету можно было бы сделать равным 25—30 см. Однако по второму условию это расстояние в существующем типовом мостовом полотне принято не более 15 см (н не менее 10 с.и), Увеличения этого размера можно достигнуть специальными мероприятиями против ударов по брусьям сошедших с рельсов колес, например, за пол
15В* 443
пением пространства между путевыми рельсами и контррельсами металлическими листами (заменяющими рельсовые подкладки).
В отдельных местах, например, у поперечных балок, укладка на которые мостовых брусьев может привести к усиленному ржавлению поперечных балок, расстояние между мостовыми брусьями допускается увеличивать, но не более чем до 55 см между их осями (по условию работы рельсов па изгиб).
Рис. XII.5. Эпюры укладки мостовых брусьев
В этих местах для предупреждения провала колес сошедшего с рельсов подвижного состава устраивают переходные мостики из коротких кусков рельсов или швеллеров (рис. ХП.б).*!^ укладывают на пояса поперечных балок в промежутки между устройствами, ограничивающими отклонение сошедшего
с рельса колеса от путевого рельса. Такими устройствами являются контррельсы или контруголки и, как вторая линия защиты от чрезмерного смещения подвижного состава, противоугонные (охранные) брусья.
Контр рел ьсы ил и ко нтр -уголки должны быть уложены при мостовом полотне на поперечинах иа всех мостах, полная длина которых превышает 5 лц на всех путепроводах и на всех мостах, расположенных на кривых радиусом меньше 1000 .и.
Контррельсы могут быть легче путевых рельсов, но для хорошей сопротивляемости воздействию сошедшего с рельса колеса они не должны быть легче рельса более чем на один тип. Контруголки по тем же соображениям следует принимать нс легче уголка 160+ + 100X14 мм, причем большая полка должна занимать вертикальное положение. Расстояние
Kf далее
Рис. XII.6. Устройство мостового полотна у поперечных балок; ।
7—поперечная балка: 2 —уголки 1404-30x10; 3—рельсы
Р38 или i-a; 4 — вагонный швеллер;^ 5—путевой рельс;
6 —контррельс
между внутренней гранью головки путевого рельса и контррельсом или контруголком делают равным: при рельсах типов Р50 и легче — 220 мм, прн рельсах Р65 в связи с большей шириной рельсовой подкладки — 240 мм.
Применение кон тру гол ков рекомендуется на больших мостах, на мостах с ездой поверху прн большом расстоянии между фермами и во всех случаях вместо контррельсов типа Р50. Эти рекомендации обусловлены большей надежностью контруголков как охранного устройства. Контррельсы (контруголки) на протяжении 10 м за задней гранью устоя сводят к оси пути «челноком» (рис. XII.7), в конце которого ставят металлический башмак или устра
444
ивают скос концов контррельсов. Это делается для того, чтобы в случае схода с рельсов подвижного состава на подходе к мосту сошедшие колесные скаты были бы введены в желоб между путевым рельсом н контррельсом (контруголком). Перед особо ответственными большими мостами, преимущественно на направлениях скоростного движения, должны быть уложены специальные приспособления — вкатыватели, обеспечивающие автоматический вход сошедших с рельсов колес на путевые рельсы.
Назначение упомянутых выше противоугонных (охранных) брусьев состоит не только в том, что они являются дополнительным к контррельсам средством, ограничивающим смещение сошедших с рельсов колес, по, главным образом, в осуществлении продольной связи между мостовыми брусьями, в предупреждении их сдвижки и образования тем самым мест провала сошедших с рельсов колес.
В местах пересечения с мостовыми брусьями в противоугонных брусьях делают врубку глубиной 30 мм (см. рис. XI 1.3), а стыки их выполняют впол-
Не мЕиее 'Ом
Рис. XII,7. Схема укладки контррельсов перед мостом
дерева. Противоугонные брусья прикрепляют болтами диаметром 19 — 22 мм к каждому второму мостовому брусу. Расстояние от наружной грани путевого рельса до противоугонного бруса в свету установлено не менее 300 мм и не более 400 мм.
Для противодействия угону всего мостового полотна в целом служат противоугонные уголки с вертикальной полкой не менее 120 мм. Этими уголками крайние мостовые брусья прикрепляют к продольным балкам. При отсутствии балочной клетки противоугонные уголки ставят не менее двух на пролет и не реже чем через 5 м. На особо ответственных мостах вместо противоугонных брусьев целесообразно укладывать продольные противоугонные уголки сечением 160— 100X 14 мм (вертикальная полка 160 ш/) на том же расстоянии от путевых рельсов, что и противоугонные брусья. К мостовым брусьям противоугонные уголки прикрепляют шурупами или костылями.
Размеры поперечного сечения мостовых брусьев назначают в зависимости от расстояния между осями продольных балок или ферм, определяющего изгибающий момент в брусе, и от того, уложены ли контррельсы или контруголки. Последние создают лучшие условия работы мостовых брусьев под воздействием сошедшего с рельсов колеса. При расстоянии между осями продольных балок или ферм не более 2 м сечение типовых мостовых брусьев 200x240 мм. Размеры мостовых брусьев при больших, чем указанное выше, расстояниях приведены в «Инструкции по содержанию искусственных сооружений».
В связи с перемещениями пролетного строения от изменений температуры, а также и от временной нагрузки необходимо предусмотреть возможность таких же перемещений рельсового пути на мосту. Для этой цели над подвижными опорными частями укладывают уравнительные приборы. Схема уравнительного прибора показана на рис. XII.8. На длинные подкладки, носящие название
445
лафетов, укладывают рамные рельсы, слегка отогнутые в плане, и остряки, т. е. рельсы со срезанными на острие концами. Головки рамных рельсов и остряков подвергают строжке так, чтобы получить плавное сопряжение их, не препятствующее взаимным продольным перемещениям.
Согласно «Инструкции по содержанию искусственных сооружений» уравнительные приборы следует укладывать при так называемом «температурном пролете» более 100 м. Под этим названием надо понимать длину, в пределах которой может происходить накопление перемещений от изменения темпера-
Рис, XII,8, Уравнительный прибор
туры, например, расстояние между неподвижными опорными частями соседних пролетных строений. Необходимо заметить, что прн переходе на бесстыковым путь величину температурного пролета придется изменить, причем в сторону его уменьшения.
Кроме описанного выше мостового полотна на поперечинах (мостовых брусьях), можно иметь на стальных пролетных строениях путь на балласте илн с прикреплением рельсов к железобетонной плите. Устройство такого пути аналогично описанному в разделе «Железобетонные мосты».
В отдельных случаях (в особенности при большом расстоянии между балками) вместо деревянных мостовых брусьев при устройстве пути па мосту укладывали металлические поперечины^из _вотеренов.
§ 4. ЕЗДОВОЕ ПОЛОТНО АВТОДОРОЖНЫХ И ГОРОДСКИХ МОСТОВ
Простейшим типом дорожного покрытия на мостах является двойной дощатый настил, укладываемый по деревянным поперечинам. Доски верхнего настила имеют толщину 5—6 см и в расчет не вводятся. Толщину нижнего настила определяют расчетом; обычно она равна 6—10 см.
Большой недостаток деревянного настила — быстрый износ верхнего настила и загнивание нижнего, вследствие чего сроки смены верхнего настила 1—2 года, нижнего (без пропитки антисептиком) — 5—8 лет- Более длительные сроки службы имеет дорожное покрытие из асфальтобетона толщиной 5—6 см, уложенного по деревоплите, но и этот тип ездового полотна уступает другим, более совершенным конструкциям.
Как уже было указано, деревянные покрытия в стальных пролетных строениях в настоящее время почти не применяют.
Наиболее употребительный тип дорожного покрытия — асфальтобетон иногда с выравниванием поверхности покрытия асфальтом без щебеночной добавки, особенно в городских мостах.
Вместо асфальтобетона можно применять обычный бетон (цементобетон), особенно в тех случаях, когда бетонное покрытие принято для дороги, на которой находится мост. Асфальтобетонные и цементобетонные покрытия устраивают так же, как и в железобетонных мостах.
446
р- *0-/5 CM Р .777777^
Li [J ?=!СМ2мм
a
Асфальтобетонное н цементобетон ное покрытия можно устраивать и по металлическому настилу (рис. XII.9). Стальные листы толщиной 10—12 мм укрепляют приваренными к ним ребрами и обычно вводят в работу главных балок под нагрузкой в составе так называемой ортотропной плиты (см, § 7 гл, XIII). Изоляционный покров при ЭТОМ отсутствует; стальные листы защищают от коррозии специальными составами. Для лучшего
сцепления покрытия с метал- Рис. XI 1.9. Металлический листовой настил лом, в особенности при цемен-
тобетонцом покрытии, к настилу приваривают сетку нз арматурных стержней диаметром 6 мм с шагом в обоих направлениях 10—15 см.
В зарубежной практике в некоторых мостах применен сквозной металлический настил (рис. XII. 10), имеющий небольшой вес. Металлические полосы/
укладываются на поперечные балкн 3; к полосам 1 прикрепляются болтами 4 фасонные полосы 2. Заслуживает внимания настил нз алюминиевых сплавов, например, в виде П-образных профилей с гребенчатой верхней плитой (рис. XII. 11).
Рис. XII.10. Сквозной металли ческий настил
Рнс, XII.11. П-образные алюминиевые профили для дорожного настила
В некоторых городских мостах требуется укладка трамвайных путей, используемых иногда также для движения железнодорожных составов. Устройство проезжей части в этом случае аналогично рассмотренному в гл. V применительно к железобетонным мостам.
Глава XIII
СТАЛЬНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СПЛОШНЫМИ БАЛКАМИ
§ 1. ГЛАВНЫЕ БАЛКИ
Общая схема пролетного строения со сплошными главными балками была приведена в § 2 гл. XII (см. рис. XII. 1).
Показанные на рис, XII. 1 элементы пролетных строений (главные балкн, связи и т. д.) входят в нх состав как при разрезных, так и при неразрезных и консольных балках. Рассмотренные далее конструктивные формы этих элементов и соображения по выбору их размеров относятся к пролетным строениям
447
со всеми упомянутыми видами главных балок и иллюстрируются примерами с разрезными и неразрезными балками различных конструктивных типов.
Особенности образования схем пролетных строений с неразрезными и консольными балками изложены в § 9 этой главы.
Главные балки выполняют или клепаными (более старая конструкция) или сварными (более новая и прогрессивная конструкция, см. рис. XIII. 1). Балки могут быть одностенчатыми (рис, ХП1.1, а) или двухстенчатьши (П-об-разными, рис. XIII. 1, б). Кроме того, возможно деление балки иа монтажные блоки по высоте (рис. XI 11.1, в). Наиболее часто применяют одностенчатые балки по типу, показанному на рнс, XIII. 1, а. Двухстеячатое сечение балок в большей степени, чем одностенчатое, обеспечивает нх устойчивость при изгибе и сопротивляемость кручению. Такое сечение может оказаться целесооб-
разным при большом расстоянии между балками и редком расположении связей между ними, например, в пролетных строениях с ездой понизу.
Балки по типу, представленному на рис. ХШ.1, в, были применены в проектах пролетных строений с ездой поверху под железную дорогу пролетами 45— 66 м, а также в некоторых пролетных строениях под автомобильную дорогу. Деление на блоки по высоте было сделано для уменьшения веса каждого блока и в особенности для вписывания элементов главных балок в перевозочный габарит при сохранении относительно большой общей их высоты между обушками уголков (Vg.s I -г Via 0- Однако сложность соединения блоков на монтаже при недостаточно точном совпадении соприкасающихся плоскостей, например, при'короблении горизонтальных листов при сварке, заставила отказаться от такой конструкции, и в последующих проектах для тех же пролетов, кроме I = 66 ж, были приняты балки, вписывающиеся в перевозочный габарит, без деления их на монтажные блоки по высоте, но с несколько пониженной относительной высотой (V121 -?• Vis 0-
Клепаные одностенчатые балки образуют из вертикального листа, четырех уголков и пакета горизонтальных листов, причемЩоличество горизонтальных листов меняется по длине балки в соответствии с изменением изгибающего момента.
Выбор высоты главных балок зависит от следующих условий:
1) вес главных балок должен быть близок к наименьшему возможному;
2) вертикальная жесткость главных балок должна удовлетворять установленным требованиям;
3) размеры монтажных блоков должны, как указано выше, допускать их перевозку, а также соответствовать грузоподъемности монтажных средств;
448
4) строительную высоту пролетного строения желательно иметь возможно меньшей с тем, чтобы облегчить проектирование подходов к мосту и снизить их стоимость;
5) предпочтительно применять для стенки балки прокатную сталь нормальных по сортаменту размеров, если представляется возможным — без горизонтального стыка (для умеренной величины пролетов) с расположением листов направлением проката вдоль пролета.
Влияние высоты балки на ее вес определяется соотношением весов поясов и стенки: чем больше высота балки, тем меньше вес ее поясов и больше вес стенки.
На основании теоретических соображений и данных практики наивыгод-пейшая по весу высота главных балок может быть определена по формуле
/аМ
Яд ’
где а принимается равным 2,5—2,7;
М — расчетный изгибающий момент;
Я — расчетное сопротивление;
6 — толщина стенки.
Необходимо иметь в виду, что изменение веса главных балок вблизи наи-выгодпейшей высоты происходит медленно, а поэтому отступления от нее впол-
не допустимы и оправдываются выполнением других из перечисленных выше требований.
При серийном просктировгшии типовых пролетных строений высоту балок унифицируют для нескольких пролетных строений разных длин, принимая ее как осредненпую из оптимальных для каждого пролетного строения данной серии.
Высота главных балок железнодорожных мостов при пролетах до 33 м в типовых проектах составляла Vg—1/10 от расчетного пролета (при езде на поперечинах). При больших пролетах целесообразно применять конструкции с включением железобетонной плиты в совместную работу с балками и устраивать езду па балласте пли непосредственно по железобетонной плите. Для разрезных балок в таких конструкциях высоту их стенки можно задавать ориентировочно в 1/ю—1/15 пролета (/=33—66 ле).
В автодорожных и городских мостах высота разрезных главных балок составляет обычно1/! в—х/2о пролета. Перазрезные и консольные балки при достаточно больших пролетах часто делают переменной высоты, хотя возможны и варианты е постоянной высотой иа всей длине пролетного строения. Примерные высоты неразрезных и консольных балок приведены в § 9 этой главы.
Толщину стенки балки следует назначать в соответствии с расчетом па поперечную силу (по касательным напряжениям) и на местную устойчивость, но не менее 10 мм, а для сварных-балок во избежание коробления стенки — ие менее 12 мм.
В прежних технических условиях проектирования мостов для определения толщины стенки были рекомендованы такие формулы: не менее (в си) Л для балок из углеродистой стали и не менее у^У/i для балок из низколегиро-
ванной стали, где h — расстояние в свету между поясами в см. Формулы эти для современных условий проектирования имеют ориентировочное значение и не являются обязательными.
Уголки в клепаных балках принимают по действующему сортаменту в зависимости от величины расчетного изгибающего момента так, чтобы совместно с горизонтальными листами и вертикальным листом получить нужный по расчету момент сопротивления. Обычно по всей длине балки сохраняют один и тот же калибр уголков. Наименьший допустимый размер поясных уголков 100+ + Ю0Х 10 мм.
44&
Ширина горизонтальных листов должна быть не менее (2Ь 6 + 2х
Х5) мм, где b — ширина горизонтальной полки поясных уголков, 5 — тол-
щина стенки, 5 мм — минимальный свес листов, необходимый в связи с до-
пусками в размерах листов и уголков.
В железнодорожных мостах с ездой на поперечинах наименьшая ширина горизонтальных листов лимитируется условием опирания мостовых брусьев величиной в 240 леи.
Наибольшая ширина горизонтальных листов определяется величиной их свободного свеса (по отношению к ближайшей риске заклепок, прикрепляющих горизонтальные листы к уголку), который по условию местной устойчивости нс должен быть больше: в железнодорожных мостах 10 6 н 0,3 м; в автодорожных и городских мостах 15 6 и 0,4 м\ здесь б — толщина пакета горизонтальных листов.
Толщину каждого из горизонтальных листов рекомендуется принимать не более 20 мм, так как при этом легче обеспечить требуемое качество стали. Кроме того, при небольшой толщине листов получается лучшее соответствие фактического момента сопротивления балки нужному по эпюре моментов за счет обрыва горизонтальных листов. Наименьшая толщина листов по конструктивным соображениям 10 мм.
Наибольшая толщина пакета горизонтальных листов, включая толщину полки уголка и стыковых накладок, ограничена допустимой толщиной склепки, равной 4,5 d, а прн применении удар но-пневматнчес кой поддержки или скобы — 5,5 d, где d — диаметр заклепки. При этом число склепываемых тел не должно быть больше: прн диаметре заклепок 23 мм в первом случае — 7; во втором — 8; при диаметре заклепок 26 лш соответственно 8 н 9.
Рекомендуется сохранять разумное соотношение между площадью поперечного сечения горизонтальных листов и уголков во избежание перенапряжения уголков, через которые пояса связаны с вертикальным листом. Хорошим решением можно считать такое, при котором площадь поперечного сечения уголков составляет примерно 30—40% полной площади пояса балки.
В железнодорожных мостах при укладке мостовых брусьев па верхние пояса балок один из горизонтальных листов верхнего пояса необходимо довести до концов балки. Невыполнение этого условия приводит к большим местным напряжениям у обушка уголка, вызванным нажатием мостовых брусьев на уголок. и как следствие к развитию усталостных продольных трещин.
В § 1 гл. XII были упомянуты как особый тип балки с железобетонной плитой, включенной в совместную работу с ними. В таком решении конструкция стальной части балки становится несимметричной: площадь поперечного сечения верхнего пояса представляется возможным сделать меньше площади поперечного сечения нижнего пояса (см. ниже рнс. XIII.23).
Стенку балки укрепляют уголками жесткости, обеспечивающими местную устойчивость вертикального листа (рис. XIII.2). Расстановку уголков жесткости следует производить в соответствии с расчетом на местную устойчивость, причем в местах постановки поперечных связей обязательно должны быть уголки жесткости, так как к ним прикрепляют вертикальные фасоики поперечных связей^(см. рис. XI 11.2).
Уголками жесткости необходимо захватить поясные уголки, что достигается или устройством высадки (см. рис. ХШ.2, г справа) или применением между верхними'и нижними поясными уголками прокладок тон же толщины, что и полка поясного уголка (см. рис. ХШ.2, г слева).
На рис. ХШ.2, а опорные вертикальные уголки показаны па прокладках, остальные уголки жесткости — па высадках.
Постановка уголков жесткости иа прокладках упрощает заводское изготовление конструкции (не требуется кузнечных работ), но связана е дополнительным расходом металла, поэтому применяется преимущественно в невысоких балках, а также при передаче через уголки жесткости значительных сосредоточенных сил (например, опорного давления через опорные уголки жесткости).
450
7!60 Н х Ш
а)
Г)ЗГ>С‘
Рис. XIII.2. Клепаное пролетное строение I == 23,0 м. под железную дорогу:
а — фасад; б—план верхних ' связей; в — план нижних связей; £? — поперечные связи
Для более эффективного использования уголков жесткости рекомендуется ставить их симметрично по обе стороны вертикального листа; выступающая полка уголка должна быть не менее ф- 40 мм (h— высота вертикального
листа в дни). При большой высоте стенки к вертикальным уголкам жесткости добавляют горизонтальные в соответствии с расчетом на местную устойчивость стенки.
В состав сварных балок входят обычно вертикальный лист и горизонтальные листы. Высоту балки и толщину стенки выбирают, руководствуясь теми же соображениями, что и при назначении высоты клепаной балки.
Наибольшая толщина листов, образующих пояса сварных балок, по СН 200—62 равна: для проката из углеродистой стали — 50 лии; из низколегированной стали — 40 мм. При большей толщине листов встречаются затруднения в получении требуемого предела текучести при
Рис. ХШ.З. Изменение ширины и толщины листов в сварных балках (в скобках — наибольшие уклоны длл сжатых элементов)
Рис. XIII.4. Скосы оканчивающихся в пролете горизонтальных листов сварных балок;
а — скос по толщисе; 6 — скос по ширине; в—листы трапециевидной формы
сохранении других характеристик стали. В зарубежных сварных местах имеются случаи использования в сварных балках и более толстых листов — до 80—100 мм.
Ширина иеокаймленного свеса сжатого пояса сварных балок не должна превышать величин, указанных выше для свеса клепаных балок, причем, если пояс балки состоит только из горизонтальных листов, то свес следует считать от оси балкн.
Изменение площади поперечного сечения поясов сварных балок по длине пролета достигается применением листов разной ширины (рис. ХШ.З, и, б. в) н толщины (рис. ХШ.З, г), соединяемых сваркой встык. Переход от одних размеров листа к другим надлежит выполнять плавно во избежание концентрации напряжений, для чего устраивают скосы с уклонами не круче: для растянутого пояса 1 : 8, для сжатого — 1:4. Изменение ширины листа можно осуществлять и на значительно большей длине, чем та, которая соответствует указанным наибольшим допустимым уклонам, применяя листы трапецеидальной формы (см. рис. ХШ.З, в). Такая форма, отвечая эпюре изгибающих 'моментов, вместе с тем при раскрое из листа нормальной ширины двух трапецеидальных листов дает экономию в расходе металла.
Если по расчету требуется толщина горизонтального листа, превышающая указанные выше значения, то пояс балки составляют из пакета листов, предпочтительно не больше чем из двух.
452
Ширина листов в- пакете должна быть разной с тем, чтобы можно было наложить валиковые швы, соединяющие листы. Расстояние от края широкого листа до края более узкого листа из этих соображений следует делать не ме-нее 5 мм. :
Взаимное расположение более узкого и более широкого листов может быть любым и зависит от удобства изменения сечения пояса по длине пролета. Наложения так называемых «потолочных» швов легко избежать, применяя кантователи.
Заканчивающиеся в пролете горизонтальные листы должны иметь толщину на концах 10 мм с постепенным уменьшением до этой величины при по-
Узел 4 53-вОмм
Рис. XIII.5. Попе-
речные и продольные ребра жесткости
мощи скоса, имеющего уклон Fie круче 1 :8 (рис. XIII.4, а); по ширине листы так же должны быть скошены на концах примерно до 50 лш с уклонами не круче 1 :4 (рис. ХШ.4, б); еще лучше заканчивать листы, придавая им на большей части длины трапециевидную форму (рис. ХШ.4, в).
Все эти требования вызваны стремлением понизить концентрацию напряжений, сильно влияющую на усталостную прочность конструкции. С той же целью полезно предусмотреть в стыках растянутых поясов (в частности, в местах изменения сечения поясов) механическую обработку, обеспечивающую плавный переход (с радиусом не менее 5 мм) от металла шва к основному металлу.
В сварных балках вместо уголков жесткости применяют ребра жесткости — приваренные к стенке балки полосы толщиной обычно 10—12 мм (за исключением ребер в опорных сечениях, толщина которых увеличивается до 20— 30 .им). Ширина этих элементов при отсутствии горизонтальных ребер должна быть не менее указанной выше ширины выступающей полки уголков жесткости в клепаных балках.
Рекомендуется ребра жесткости делать парными (по обе стороны стоики), симметричными,
В балках большой высоты для обеспечения местной устойчивости стейки одних поперечных ребер может оказаться недостаточно (по расчету); в таких случаях ставят дополнительно горизонтальные ребра жесткости (рис. ХШ.5) также парные, симметричные.
При наличии вертикальных и горизонтальных ребер жесткости их размеры подчиняют следующим указаниям СН 200—62 (выведенным на основании тсо-
453
ретических и экспериментальных исследований) о моментах инерции ребер I
относительно осей, проходящих через центры тяжести ребер и параллельных
плоскости стенки:
для поперечных ребер
I = Зйб3;
для продольных ребер
7 = (2,5 —0,45^) \ h ) п
но не менее 1,5/гб3 и не более 7йб3.
Здесь h — высота стенки балки;
б — ее толщина, а—взаимное расстояние между поперечными ребрами жесткости *.
Продольные ребра жесткости целесообразно ставить ближе к сжатому поясу балки, так как в этой зоне стенка балки наиболее нуждается в укреплении на местную устойчивость. Ориентировочно можно принимать следующие расстояния от сжатого пояса до ребер: при одном ребре 0,20 Й4-0.25 А; при двух и трех ребрах: до первого ребра 0,15 /г 4- 0,20 h, до второго 0,40 /1—0,50 й; третье ребро располагают в растянутой зоне стенки.
Окончательная расстановка ребер жесткости определяется расчетом на местную устойчивость стенкн.
Поперечные ребра жесткости приваривают к горизонтальному листу сжатого пояса балкн. Приварки к растянутому поясу следует избегать, применяя между торцом ребра и поясом балки прокладки толщиной 16—20 лги и шириной 30—40 льи (рис. ХШ.5, а). Прокладки плотно забивают на место и приваривают только к ребрам жесткости, по не к поясу. Эта предосторожность вызвана тем, что наличие в поясе сварных швов, направленных поперек действия растягивающих усилий, может снизить усталостную прочность металла пояса. Поэтому такой способ примыкания ребер жесткости следует считать обязательным для железнодорожных пролетных строений, допуская исключение лишь для ребер жесткости в опорных сечениях балкн, где ребра приходится приваривать к поясам, учитывая необходимость воелринятия ими опорных реакций.
Та же рекомендация распространена в СН 200—62 и на автодорожные пролетные строения; однако для них она имеет несколько меньшее значение, и в ряде проектов автодорожных пролетных строений допущена приварка ребер жесткости к растянутым поясам (рис. XIII,5, б).
Во избежание пересечения сварных швов и возникновения в таких местах концентрации напряжений концы вертикальных ребер жесткости должны иметь вырезы (см. рнс. ХШ.5, а) нлн скосы (см. рис. ХШ.5, б).
Предпочтительнее устраивать скругленные прямоугольные вырезы высотой 80—120 мм, шириной 50—80 мм с радиусом закругления не менее 20 мм (см. деталь А на рис. ХШ.5), принимая для вырезов на концах ребер, примыкающих к поясам балки, преимущественно большие из указанных размеры.
Пересечение вертикальных и горизонтальных ребер жесткости в осуществленных сварных мостовых конструкциях выполнено в основном по двум „вариантам: а) вертикальные ребра — во всю высоту стенки; горизонтальные — между ними с приваркой к вертикальным (см. рис. XIII.5, б); б) горизонтальные ребра жесткости проходят, не прерываясь у вертикальных,- последние прерывают у горизонтальных ребер и приваривают к иим с устройством скругленных вырезов (см. рис. XIII.5, а). Вырезам придают указанные выше размеры, причем допускаются меньшие их значения.
Второй вариант позволяет лучше использовать оборудование для автоматической сварки (наложение длинных швов, прикрепляющих горизонталь-
1 Эти же указания относятся к выступающим пол кам уголков жесткости, причем для клепаных балок /i — расстояние между ближайшими к продольной оси стенки рисками поясных уголков.
454
ные ребра жесткости). Отсутствует в этом варианте пересечение (примыкание) швов, прикрепляющих вертикальные ребра к стенке, и швов, прикрепляющих горизонтальные ребра к вертикальным.
По этим соображениям СН 200—62 рекомендуют непрерывные горизонтальные ребра жесткости, допуская непрерывные вертикальные ребра при условии приварки к ним горизонтальных с полным проваром по толщине.
В пролетном строении железнодорожного однопутного моста имеется обычно, как указано в гл. XII, две главные балки. Наименьшее расстояние между их осями с целью получить более податливое мостовое полотно (за счет прогиба мостовых брусьев) и уменьшить динамическое воздействие нагрузки принимали равным 1,8—2,0 ж.
Кроме того, расстояние между осями главных балок должно удовлетворять условию устойчивости пролетного строения против опрокидывания, что проверяется расчетом на горизонтальное давление ветра или на горизонтальное воздействие подвижного состава (в зависимости от того, что является более невыгодным). Этот расчет выполняется аналогично изложенному для деревянных мостов. Если расстояние между главными балками получается более 2,5 я, то применение деревянных мостовых брусьев становится практически невыполнимым вследствие чрезмерно больших размеров их поперечного сечения. Использование железобетонной плиты (наиболее рекомендуемое решение), металлических поперечин нли балочной клетки из поперечных и продольных балок становится в этих случаях обязательным. Заметим, что при пролете 66 я в железнодорожном пролетном строении с ездой на балласте расстояние между главными балками в 2,4 м оказалось достаточным.
Расстояние между главными балками определяет также горизонтальную жесткость пролетного строения я его общую пространственную устойчивость. Чрезмерная амплитуда горизонтальных колебаний, как следствие недостаточной горизонтальной жесткости, неблагоприятно отражается на прохождении подвижного состава по мосту.
В двухпутных мостах ставят обычно два раздельных пролетных строения с двумя главными балками в каждом.
В автодорожных и городских мостах расстояние между главными балками и их число, как уже было указано, зависит от габарита проезда и конструкции проезжей части. Это расстояние определяется технико-экономическим сравнением различных вариантов. Если железобетонную плиту укладывают непосредственно на главные балки, то расстояние между ними следует принимать равным ориентировочно 3,0—4,0 м. Возможно, а в некоторых случаях целесообразно увеличить это расстояние до 5—6 м, применив вспомогательные продольные балки, опертые на поперечные балки или на поперечные связи (см. рис. ХШ.28).
Можно рассмотреть и другие варианты проезжей части (см. гл. XIV), а также вариант ортотропной плиты (см. гл. ХШ, § 7).
§ 2. СВЯЗИ МЕЖДУ ГЛАВНЫМИ БАЛКАМИ
Между главными балками ставят горизонтальные продольные и вертикальные поперечные связи (см. рис. XII.1).
В железнодорожных пролетных строениях при мостовом полотне на брусьях обязательно должны быть поставлены верхние продольные связи, как непосредственно воспринимающие удары подвижного состава и наилучшпм образом обеспечивающие устойчивость верхних сжатых поясов; в большинстве случаев ставят также и нижние связи. Для связей принимают обычно треугольную или крестовую решетку (см. рис. XIII. 2). В автодорожных мостах часто проектируют связи по полураскосной схеме (см. ниже рис. XIII.27), в особенности если расстояние между главными балками больше длины панели связей.
455
числе на горизонтальные фасонки и
Рис. XIII.6. Прикрепление фасонок связей в плоскости поясов
При большом числе главных балок продольные связи в виде стержневой неизменяемой системы достаточно устроить между соседними, обычно двумя, главными балками, ограничившись лишь распорками на участках между полученными таким путем секциями пролетных строений (см. рис. ХШ.42). Элементы связей выполняют из одиночных или двойных уголков.
В железнодорожных мостах между верхней плоскостью горизонтальных фасонок, посредством которых связи прикрепляют к верхним поясам балок, и низом мостовых брусьев необходим достаточный зазор для того, чтобы мостовые брусья при прогибе не могли нажимать на элементы связей (в том на заклепочные головки). Этот зазор с учетом наибольшей допустимой врубки мостовых брусьев (3 см) должен быть не менее 4 см.
Между главными балками, соединенными железобетонной плитой, верхние горизонтальные связи можно не ставить, если только они не нужны при монтаже пролетного строения.
Элементы продольных и поперечных связей прикрепляют к поясам посредством фасонок (см. рис ХШ.2). Такой же способ прикрепления рекомендуется п при сварных балках.
Прикрепление сварными швами ие^ посредственно к горизонтальным листам поясов не допускается как создающее большие остаточные напряжения ГГ очаги концентрации напряжений.
Фасонки связей можно расположить в плоскости поясов по рис. XII 1.6.
Соединение фасонки с поясом балки встык (рис. ХШ.6, а) в железнодорожных мостах с ездой на поперечинах возможно лишь при достаточно большой толщине горизонтального листа пояса балки, так как необходимо оставить зазор между низом мостового бруса и фасонкой не меиее 4 см.
Соединение внахлестку (рис. XIII.6, б) возможно, если принять меры, уменьшающие концентрацию напряжении, — плавное очертание концов фасонки, механическая зачистка швов.
Наиболее удачным следует признать прикрепление фасонок продольных связей к стенке балки с некоторым смещением плоскостей связей по отношению к плоскостям поясов (рис. XII 1.7 и XIII.8). Прн этом, однако, нарушается непосредственное воспринятие поясами балки продольных составляющих „усилий в диагоналях связей (от ветровой нагрузки); кроме того, уменьшение свободной длины сжатого поя с а" балки осуществляется тоже не непосредственно связями, а через ребра жесткости. Поэтому СН 200—62 допускают смещение плоскости связей относительно уровня поясов не более чем на Vs высоты стенки, а для систем связей, отличных от крестовой и полураскосной (например, для треугольной), требуют постановки ветровых поясов, которыми могут быть непрерывные горизонтальные ребра жесткости.
В конструкции, показанной на рис. XII 1.7 и XIII.8, диагонали связей состоят из одиночных уголков, верхние распорки в местах расположения поперечных связей — из двух уголков, образующих Z-образное сечение; все остальные распорки — из одиночных уголков.
Распорки приваривают к ребрам жесткости, диагонали продольных связей — к горизонтальным фасонкам, в свою очередь приваренным к стенке балки. Диагонали поперечных связей приваривают к уширенным ребрам жесткости внахлестку,
Фасонки продольных связей состоят из двух частей для пропуска без стыка ребра жесткости (рис. XIII.9). Фасонки должны иметь выкружки, с меха-456
Рис, XII1-7, Прикрепление продольных связей поясов
со смещением относительно уровня
Рис. XIII.8. Поперечные разрезы к рис, XIII.7
457
нической обработкой прикрепляющих их сварных швов. Минимальные радиусы выкружек показаны на рис. XII 1,9. Наименьшее расстояние между швами 60 мм.
Показанная на рис. Х111.7—XIII,9 конструкция относится к категории
цельносварных.
Такне конструкции приемлемы, если они вместе с тем и цсльиоперевози-мые, не требующие, сварочных работ на монтаже. В противном случае элементы связей надлежит прикреплять заклепками или лучше фрикционными болтами.
В таких конструкциях фасонки связей, так же как и в цельносварных
пролетных строениях, прикрепляют сварными валиковыми швами к стенке балки. В сечениях, в которых находятся поперечные связи, необходимо или прервать ребра жесткости для размещения горизонтальных фасонок (см. рис. XIII.22 и XIII.23, пример
конструкции пролетного строения I 55 м, прикрепление нижних связей) или разрезать эти фасонки, как показано на рис. ХШ.9. В первом варианте получаются короткие куски ребер жесткости, но зато лучше выполняются условия снижения концентрации напряжении. СН 200—62 рекомендуют применять непрерывные горизонтальные фасоикн связей и их швы (первый вариант) с устройством скругленных прямоугольных вырезов на концах ребер жесткости, примыкающих к фасонкам.
a>,2Rt, 0.53
Рис. XIII.9. Деталь прикрепления фасонки продольных связей к стенке балки и к ребру жесткости
В сечениях, где нет поперечных связей, фасонкн продольных связей можно расположить между ребрами жесткости (см. рис. XIII.22), которые прн этом не потребуется составлять нз двух частей.
Элементы связей можно прикреплять к горизонтальным ребрам жесткости, если их расположение соответствует указанным выше требованиям,
и также к внутренним поясным листам при сечении пояса в виде
двутавра.
Если при этом прикрепление элементов связей осуществляется сварными швами (в цельносварных пролетных строениях), то расстояние между поясом балки и ветровым поясом (горизонтальным ребром жесткости) должно быть не мснсс М- высоты балкн.
§ 3. СТЫКИ ГЛАВНЫХ БАЛОК
Стыки балок бывают заводские н монтажные. Первые обусловлены предельной длиной листов и профильного металла по нормальным сортаментам проката; вторые — условиями перевозки элементов конструкций и нх монтажа.
Для заводских стыков необязательно совмещение в одном сечении стыков всех частей балки. В монтажных стыках, наоборот, все части балки — стенка, уголки, горизонтальные листы — должны прерываться в одном сечении или в нескольких, но близко расположенных, обеспечивающих удобство монтажа, сечениях.
В клепаных балках стыки их частей перекрывают накладками, прикрепляемыми преимущественно заклепками илн в монтажных стыках фрикционными болтами. Необходимо прн конструировании стыков обращать внимание на обеспечение правильного протекания в стыке силового потока без перенапряжения в отдельных местах и на прикрепление каждой части балкн необходимым для нее числом заклепок.
458
Так, например, перекрытие стыка вертикальной стенки балки накладками, имеющими высоту, равную расстоянию между поясными уголками (рис. ХШ.10, а), нельзя'признать удовлетворительным по изложенной выше причине. Для улучшения работы стыка следует добавить накладки, перекрывающие горизонтальные полки уголков и часть вертикальных накладок (рис. ХШ.10, б). В соответствии с эпюрой нормальных напряжений интенсивнее работают заклепки, наиболее удаленные от нейтральной оси. Целесообразно поэтому увеличить число наиболее удаленных заклепок и уменьшить
Рис. ХШ.10. Стыки вертикального листа балки, перекрытые накладками постоянной ширины
Рис. XIII.11. Стык вертикального листа балки, перекрытый накладками разной ширины
число заклепок, ближе расположенных к нейтральной оси, что приведет к об щему сокращению числа заклепок и площади накладок. Стык, удовлетворяющий этому условию, изображен на рис. ХШ.11.
Стыки уголков можно перекрывать уголковыми накладками, но удобнее плоскими накладками, что позволяет не производить обработки обушка стыкового уголка, необходимой в связи с наличием внутреннего закругления в
прокатных уголках.
Горизонтальные листы перекрывают горизонтальными накладками. Заводские стыки нескольких горизонтальных листов могут быть ступенчатыми (рис. XIII. 12).
Монтажные стыки должны быть совмещенными, нс иметь узких щелей между листами или между полкой уголка и листом, в которые прн монтаже необходимо заводить выступающие листы одной из стыкуемых частей балки (рис, XIII.13).
Монтажные стыки должны допускать соединение монтажных блоков вертикаль-
Рлс. XIII.12. Ступенчатый стык горизонтальных листов
ним их перемещением.
На рнс. XIII. 14 показан монтажный стык двух горизонтальных листов (в каждом поясе балки), вертикального листа и уголков.
Совмещенный стык горизонтальных листов перекрыт парными горизон-
тальными накладками, стык стенки-—-парными вертикальными накладками той же высоты, что и стенка. Для этого уголки прерваны у вертикальных накладок и перекрыты уголковыми накладками, принимающими усилия на участках /-—Г.
Чтобы придать нижней накладке такую же ширнпу, какую имеют горизонтальные листы, и не делать для этого вырубки в вертикальном листе, можно зазор между кромкой вертикального листа и горизонтальным листом сде-
459
лать равным толщине нижней накладки плюс 2—3 мм-, в стыке этот зазор заполняется стыковой накладкой (рис. XIII. 15).
Рис. XIII.13. Монтажная вилка
Совмещенный стык трех горизонтальных листов показан на рис. XIII.16. Два ближайших к стенке балки горизонтальных листа перекрыты накладками / и II. Третий, верхний горизонтальный лист перекрыт накладкой III, принимающей и передающей усилие на участках а и Ь.
Накладка II поставлена в плоскости горизонтальных полок уголков, которые в этом месте прерваны и перекрыты стыковыми уголковыми накладками.
Такой же прием можно применить при псрекры-
Рис. X 111.14. Совмещенный стык двух горизонтальных
Рис. XIII.15. Зазор между уголком и листом пояса для нижней накладки в совмещенном стыке
ЛИСТОВ к
В стыке, изображенном на рис. XIII. 16, использован принцип развития фронта заклепок, более удаленных от нейтральной оси, для прикрепления вер
тикальных стыковых накладок.
Монтажный стык балок клепаного автодорожного пролетного строения I — 42,5 м показан иа рис. XIII. 17. Стейка балки перекрыта парными наклад-
Рис. XIII.16. Совмещенный стык трех горизонтальных ЛИСТОВ
ками толщиной 8 мм, поставленными между поясными уголками. Уменьшение высоты накладок по сравнению с высотой вертикального листа балки в данном стыке не имеет существенного значения вследствие неболь шого различия в высотах стенки и накладок и наличия накла-
док на полках уголков. Стык нижних поясных уголков 125+125x16 перекрыт вертикальными накладками толщиной 20 мм и горизонтальными накладками толщиной 12 мм, наложенными на пояса сверху. Стык трех горизонтальных листов нижнего пояса выполнен по схеме, показанной на рис. XIII. 16 для верхнего пояса.
Стык горизонтального листа верхнего пояса балки перекрыт горизонтальной накладкой. Верхний пояс имеет меньшую площадь поперечного сечения по сравнению с площадью поперечного сечения нижнего пояса, так как плита
460
проезжей части включена через упоры в совместную работу с главными балками. На том же рисунке показано перекрытие горизонтальных уголков жесткости, прерванных у вертикальных стыковых накладок, а также прикрепле-
Рис. XIII. 17. Монтажный стык балки клепаного автодорожного пролетного строения I ~ 42,5 м
ние иижних продольных связен, расположенных в несколько повышенном уровне. Система связей — полураскосная (см. рис. XIII,27).
В сварных балках заводские стыки выполняют, как правило, двусторонней сваркой встык. Если в соответствии с размерами листового металла, предусмотренными нормальным сортаментом, необходимо иметь горизонтальный
стык стенки балки, то расстояние между горизонтальным стыком стенки балки и горизонтальным ребром жесткости должно быть не менее десяти толщин стенки. При несоблюдении этого условия могут возникнуть большие остаточные напряжения от наложения двух близко расположенных швов.
Допускается и другая конструкция горизонтального стыка стенки: посредством приварки угловыми швами к непрерывному горизонтальному листу, например, к горизонтальному ребру жесткости (рис. XIII.18). Удобнее для исполнения и качественнее, однако, соединенные встык.
Монтажные стыки сварных балок следует выполнять преимущественно на фрикционных болтах или в крайнем случае на заклепках. Способы перекрытия та-
Р^с. XIII.18. Стык. стенки балки с приваркой к горизонтальному ребру
ких стыков аналогичны описанным выше применительно к клепаным конструкциям главных балок. Далее (см. гл. XIII, § 5, 6) приведены некоторые примеры монтажных стыков сварных балок.
461
§ 4. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С ГЛАВНЫМИ СТАЛЬНЫМИ БАЛКАМИ, ОБЪЕДИНЕННЫМИ С ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПЛИТОЙ
В стальных автодорожных пролетных строениях проезжая часть обычно представляет собой железобетонную плиту. Целесообразно включить се в совместную работу с главными балками посредством особых упоров с тем, чтобы снять часть металла с верхних поясов, Прл этом стальная часть конструкции балок будет воспринимать постоянную нагрузку без участия плиты (1-я стадия работы), а временную нагрузку п небольшую часть постоянной (вес выравнивающего слоя бетона, изоляции, дорожного покрытия и т. п.) — совместно с плитой (2-я стадия работы).
Специальными приемами, о которых будет сказано дальше, можно вовлечь железобетонную плиту и в более интенсивную работу.
Рис, XIII.19, Жесткие упоры для объединения железобетонной плиты с балками
В железнодорожных пролетных строениях с ездой поверху и со сплошными балками тоже рационально применить объединение их с железобетонной плитой, устраивая путь на балласте пли укладывая рельсы непосредственно на железобетонную плиту (через упругую прокладку). Некоторое увеличение собственного веса такой конструкции компенсируется уменьшением веса стальной ее части. Кроме того, получается более совершенное устройство пути па мосту.
Упоры могут быть различных типов. Па рис. XIII,19 показаны некоторые из них. Наиболее распространенным является упор, состоящий из поперечной (к оси балки) планки, усиленной двумя или одним (в зависимости от ширины упора) ребрами (рис, XIII,19, а, б).
Упор приваривают непосредственно к верхнему поясу балки или сначала к горизонтальной планке, которую заклепками или фрикционными болтами прикрепляют к балке (рис, XIII. 19, в).
Первый тип относится к сварным балкам, второй -— к клепаным. Необходимо отметить, что наложение швов, в особенности поперечных, прикрепляющих упоры, па верхний пояс нежелательно, как понижающее усталостную прочность металла. Этот тип прикрепления может быть допущен лишь для автодорожных пролетных строений,
В железнодорожных пролетных строениях следует из указанных выше применять второй тип также и в сварных балках.
Вместо планок, соединенных сваркой, можно использовать для упоров уголки (рис. XIII.19, г), если обеспечивается требуемое по расчету соотношение -162
между толщиной и шириной вертикальной полки и если количество заклепок, размещающееся в горизонтальной полке, соответствует расчетному.
Упоры можно изготовлять и из арматурных стержней, согнутых в виде петель и приваренных к плапкам (рис, ХШ.20), Планки прикрепляют к поясу балки фрикционными болтами, заклепками или сварными фланговыми швами. Последнее для железнодорожных пролетных строений нежелательно.
На рис. ХШ.20 показан упор, предназначенный для передачи касательных усилий двух знаков.
При однозначных усилиях все петлн будут направлены в одну сторону.
На рис. XIII.19, д показан еще один тип упоров — в виде цилиндрических шпоиок, примененный на одном из мостов в СССР. Объединение железобетонной плиты со стальными балками можно осуществить также посредством
$20.
Рис. ХШ.20. Упор из арматурных стержней
фрикционных болтов. В зарубежной практике применяли н другие типы упоров в виде стержней с головками приваренных к поясам балок, стержней с отогнутыми концами и т. п. 130].
Наиболее изученными и рекомендуемыми типами упоров в настоящее время можно считать жесткие упоры по рис. XIII.19, о, б, в и гибкие упоры по рис. ХШ.20.
Перспективным типом соединения, требующим, однако, дополнительного экспериментального изучения, является соединение на фрикционных болтах.
Объединяемая со стальными балками железобетонная плита может быть и ребристой (рис. XIII.21) —для размещения петель арматуры упоров типа, показанного на рис. ХШ.20, а также для более концентр и рован кого размещения железобетона, предназначенного для совместной работы со стальными балками.
Плиты рекомендуется делать сборными. В железнодорожных пролетных строениях деление на блоки возможно поперечными швами (см. рис. XIII.21).
В автодорожных пролетных строениях, кроме того, плиту разрезают над балками (см. рис. XIII.28 и XIII.29). Размеры блоков сборных плит определяют условия перевозки их и монтажа. Стыкование железобетонных плит осуществляется обычными способами: сваркой выпусков арматуры, посредством петлевых стыков и т. п, с омоноличиванием бетоном-
В автодорожных и городских мостах железобетонные плиты, объединенные сглавиыми балками и являющиеся вместе с тем и элементами проезжей части, при расстоянии между главными балками 2,5—3,5 л укладывают только па
463
Нижние продольные связи
Поперечный разрез но опоре
Поперечный разрез в пропете
Рис. XIII.21. Пролетное строение со сварными балками I — 55,0 it под железную дорогу
главные балки. При относительно большом расстоянии между главными балками (порядка 4 Л!) имеет смысл включить в проезжую часть продольные балки, опертые на специальные поперечные балки, или, экономнее, на поперечные: связи, используемые как поперечные балки (см. рис. ХШ. 28).
§ 5. КОНСТРУКЦИЯ ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНОГО ПРОЛЕТНОГО СТРОЕНИЯ СО СПЛОШНЫМИ БАЛКАМИ
РАСЧЕТНЫМ ПРОЛЕТОМ 1=55 м
В 1962 г. Гипротрансмостом составлены типовые проекты унифицированных пролетных строений под железнодорожную нагрузку пролетами 44 и 55 л из низколегированной стали с ездой поверху на балласте. Ниже приведенс краткое описание пролетного строения расчетным пролетом 55 м.
Главные балки сварные. Железобетонная ребристая плита включена в совместную работу со стальной конструкцией балок (см. рис.ХШ.21).
Высота стенки балок 360 см. Верхние горизонтальные листы имею' сечение 450 X 20 мм. Нижние горизонтальные листы на протяжении 468 с? от опор имеют такое же сечение, к середине пролета ширина нижних поясны: листов увеличивается постепенно до 900 мм, а толщина до 30 мм и добавляете: в каждой балке второй горизонтальный лист сечением от 420 X 20 до 600 > хЗО мм.
Нижнне связи — крестовой системы из уголков. Верхние продольны связи заменяет ребристая плита. Между верхними поясами поставлен! (примерно через 5,0—5,28 м) распорки, входящие в систему поперечных связеь 464
В опорных сечениях предусмотрены поддомкратные балки (см. рис. XIII.21), прикрепленные к ребрам жесткости фрикционными болтами. Стенка балки усилена вертикальными и одним горизонтальным ребрами
faff 200'20*770©
§
—iSfaW'S
li Гл 550'20
1320 — -—1320^&&
2'001302'00
-------5200
5200
-P1WM
8л 1200'12'5200
Внутренний фасад
55000 г
___ 55005 5200
lSO+№S
Рис. XIII.22. Часть внутреннего фасада и плана пролетного строения I = 55,0 .н
0120'10'27150
'МО'№2770
&Л.КОО*12*52О0
\(М50*30'9000\
к—126 0—-J— 7Ш
йГ~ т— (1л ан продольных едязей . - 26 00------------------------------3960-
Га 500 <№ t062ff\ ©И.Н. 500'12*560 2620----------------------------
вн.н(0
'©360'20'2‘fOO
^Вняозофиоо©
—Стык Ш50*00
|ff |f |2Г' МО'П©
\s 8н. SWxMxWlD
v
О
жесткости (рис. XII 1.21 и XI 11.22). Горизонтальное ребро жесткости проходит без перерыва по всей длине балки. Вертикальные ребра жесткости прерываются у горизонтального ребра и привариваются к нему с устройством скругленных прямоугольных вырезов (рис. ХШ.23).
16 Зак. 19 465
Рис, ХШ.23. Поперечный разрез пролетного строения I — 55,0 м
К верхнему поясу поперечные ребра жесткости приварены; иа нижний пояс они опираются через прокладки сечением 20 X 40 мм.
Стейка имеет один горизонтальный заводской стык на расстоянии 1200 мм от верхнего пояса и вертикальные заводские стыки через 5200 мм, за исключением крайних участков, длина которых (до первого от опоры стыка) равна 7100 мм.
Монтажный стык (см. рис. XIII.22) устроен посередине пролета. Монтажные соединения осуществляются при помощи фрикционных болтов диаметром 24 лш из стали 40Х. Стенка балки перекрыта парными накладками толщиной каждая 12 мм.
Верхний горизонтальный лист иижнего пояса имеет стык в сечении /—/ в середине пролета. Нижние, более узкие листы прерываются в сечениях II—II и 1Г—1Г. Вместо них вставлена накладка 3 шириной 950 мм и толщиной 30 лш, перекрывающая вместе с внутренними накладками 2 и 2', наложенными на пояс балки сверху, стык широкого горизонтального листа.
Для перекрытия более узких горизонтальных листов служат наружная накладка 1 и внутренняя 2. Кроме того, поставлены короткие наружные накладки 4 и внутренняя 5. Стык горизонтального листа верхнего пояса перекрыт наружной накладкой 6 сеченном 450x12 мм и двумя внутренними 7 сечением каждая 200x20 мм.
Стык усилен двумя уголками,
заменяющими вертикальное ребро жесткости. Горизонтальное ребро жесткости остается не перекрытым. Плоскости продольных связей смещены по отношению к уровню поясов.
Диагонали и распорки нижних продольных связей прикреплены болтами к фасонкам, приваренным к стенке балки. Распорки между верхними поясами балки прикреплены болтами к уширенному в месте их прикрепления вертикаль
Н
Рис. ХШ.24. ПоперечЕЕЫй и продольный разрезы ребристой железобетонной плиты
ному ребру жесткости (см. рис, XIII,23), К этому же ребру, а также к нижней, тоже уширенной на конце его части прикреплены и диагонали поперечных связей.
Вертикальные ребра жесткости, к которым прикрепляются поперечные связи, прерваны у горизонтальных фасопок и приварены к ним с устройством скругленных прямоугольных вырезов, что привело к применению коротких отрезков, поставленных между фасонками и нижним поясом (см. рис. ХШ.23). 466
Чтобы ограничить количество прерываемых у фасонок ребер жесткости только теми, которые находятся в сечениях с поперечными связями, размещение остальных ребер жесткости сделано так, что фасонки продольных связей находятся между ребрами жесткости (см. рис. XII 1.22).
Соединение железобетонной ребристой плиты со стальными балками осуществляется посредством петлевых упоров и фрикционных болтов. Ребра плиты снабжены закладными деталями в виде горизонтальных планок с приваренной к ним наклонной петлевой арматурой (гибкими упорами) (рис. XIII.24). Планки имеют заплечики, в которых рассверлены отверстия для болтов. Отверстия с таким же рисунком их расположения предусмотрены в верхнем поясе балок (см. рис. XII 1.22).
В зависимости от величины касательного усилия, на которое рассчитаны соединения плиты с балками, количество болтов в каждой планке принято равным 34 (в крайних панелях), 24 и 16 (в средних панелях).
Армирование ребристой плиты обычное для железобетонных конструкций. Плиты сборные состоят из секций длиной (вдоль пролета балок) 240 см. Стыкование плит выполняется посредством сварки выпусков арматуры и омоноличи-вания промежутков между плитами шириной 14 см.
§ 6. КОНСТРУКЦИЯ АВТОДОРОЖНОГО ПРОЛЕТНОГО СТРОЕНИЯ
СО СПЛОШНЫМИ БАЛКАМИ РАСЧЕТНЫМ ПРОЛЕТОМ I = 63 м
Рассматриваемое пролетное строение представляет собой часть нсразрез-ной конструкции (крайний пролет), предназначенной для перекрытия четырех пролетов по 63,0 м (Проектстальконструкция, 1962 г.). Это пролетное строение по своим деталям характерно и для разрезных балочных пролетных строений.
Материал стальных конструкций пролетного строения — низколегированная сталь. Главные балки сварные, объединенные с железобетонной плитой.
На рис. XI 11.25 показана часть общего вида стальной конструкции описываемого пролетного строения.
Высота стенки балки, постоянная по всему пролету, равна 3200 мм. Стенка состоит из двух вертикальных листов 1600X14 мм, сваренных встык посередине высоты стенки. Горизонтальный лист верхнего пояса балки на протяжении примерно 2/з пролета имеет сечение 300 X16 мм и только вблизи средней опоры ширина и толщина его начинают увеличиваться, причем па участке перехода от ширины листа 400 мм до ширины 300 мм применены листы трапецеидальной формы (см. рис. XIII.25). Над промежуточной опорой добавлено еще по листу переменной ширины (от 50 X 20 до 300 x 20 мм) длиной 6800 мм (по 3400 мм в каждую сторону от опорного сечения).
Ширина и толщина горизонтального листа нижнего пояса балки меняются в соответствии с огибающей эпюрой моментов в неразрезной балке. Вблизи промежуточной опоры, так же как и в верхнем поясе, применены листы трапецеидальной формы и добавлен второй лист.
Различие в поперечных сечениях нижнего и верхнего поясов балки объясняется участием в ее работе верхней железобетонной плиты, воспринимающей в зоне положительных изгибающих моментов значительную часть сжимающих усилий. Это позволяет придать горизонтальному листу верхнего пояса сравнительно небольшие размеры поперечного сечення и на большой длине сохранить их постоянными.
В зоне отрицательных моментов верхняя железобетонная плита попадает в часть сечения, работающего на растяжение, и выключается из совместной работы. В этой зоне сечения поясов становятся одинаковыми.
Местная устойчивость балок обеспечена постановкой симметричных относительно плоскости стенки вертикальных и горизонтальных ребер жесткости. Горизонтальные ребра жесткости в зависимости от знака изгибающего момента находятся ближе или к верхнему поясу или к нижнему, а па небольшом участке моментов двух знаков стоят и вверху и внизу (см. рис. Х111.25).
16* 467
Рис. XIII.25. Общий вид сварной балки пролетного строения L — 4 х 63,0 .и под автомобильную дорогу
^ZOdoZOO^ZO
Непрерывными, в отличие от конструкции, приведенной в § 5, являются поперечные ребра жесткости. Продольные ребра приварены к поперечным. Сравнение двух способов пересечения ребер жесткости было приведе
но выше.
Монтажные стыки балок назначены примерно через 12 м. Конструкция стыка показана на рис. XIII.26. Применены соединения стыкуемых элементов с накладками посредством заклепок. Более современными следует считать соединения иа фрикционных болтах. Стенка перекрыта парными накладками,
горизонтальные листы — наружными накладками.
Прерванные в пределах вертикальных накладок ребра жесткости возмещены уголками, увеличивающими местную устойчивость стенки в стыке.
На рис. XIII.26 приведены также упоры типа, показанного на рис. ХИГ.19,п.
Нижиие продольные связи между балками — полураскосной системы (рис. XII 1.27).
Поперечные связи поставлены через 5,25 .и. На средний узел этих связей опирается продольная балка проезжей части, поддерживающая железобетонные плиты (рис, XIII.28), для чего плоскость верхней распорны поперечных связей смещена по отношению к верхнему поясу главных балок,
Диагонали продольных связей прикрепляются к фасонкам, приваренным к стенке балки и к вертикальным ребрам жесткости.
Для прикрепления нижних распорок и диагоналей поперечных связей к этим ребрам приварены небольшие фасонки.
Показа иные на рис. XIII, 28 двутавровые балки, подвешенные снизу к распоркам продольных связей, служат для движения по ним смотровой
широкими и внутренними узкими
Рис, XIII.26. Монтажный стык балки пролетного строения L = 4 х 63,0 м
тележки.
Как видно из сравнения пролетного строения I = 66 м под железную дорогу и пролетного строения I = 4x63 м под автомобильную дорогу, в последнем применены более простые способы конструирования, относящиеся к сварным соединениям (приварка горизонтальных ребер жесткости к стенке балки и к поперечным ребрам, приварка поперечных ребер жесткости к растянутым поясам, скосы ребер жесткости вместо скругленных прямоугольных вырезов и др.).
Однако эти способы в меньшей степени гарантируют от возникновения большой концентрации напряжений и от больших остаточных напряжений. Применение подобных конструкций для автодорожных мостов оправдывается иным характером нагрузки — меньшая цикличность обращения тяжелых нагрузок на автомобильных дорогах.
Проезжая часть — из железобетонных плит сборной конструкции, за исключением крайних монолитных участков (рис. ХИГ.29).
Плиты в основном двух видов: прямоугольной формы и с консольными
469
2900-^- гзоо
Рис. XIII.27.
Продольные связи между балками пролетного строения L — 4 X
X 63,0 м
Рис. XIII.29. План расположения плит проезжей части в пролетном строении L — 4 х 63,0 Л! (отверстия для упоров показаны только в одной плите)
470
выступами для опирания иа них тротуарных блоков. Кроме того, в некоторых плитах сделаны выкружки для закладки водоспускных трубок.
Во всех плитах имеются прямоугольные отверстия по линии упоров на главных балках и вырезы по линии упоров на дополнительной продольной балке. Стыки плит омоноличены.
Для обеспечения равномерного опирания плит и отсутствия щелей между верхними поясами балок и плитой предусмотрена укладка плит на выравнивающий слой бетона толщиной 80 мм иа главных балках и 40 мм иа средней балке.
Армирование, плит, конструкция тротуаров, изоляции, водоотвода и т. и. — обычные для железобетонных конструкций. Бетон плит проезжей части М-300, тротуарных плит М-200.
§ 7. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С ОРТОТРОПНОЙ ПЛИТОЙ
Как было указано в § 4 гл. ХП, асфальтобетонное покрытие можно устраивать по металлическому настилу. Настил состоит нз стального листа, продольных и при необходимости поперечных ребер; он может быть использован не
Рис. XIII.30. Типы ортотропных плит
только как элемент проезжей части, но и в составе главных балок как их верхний пояс, если, конечно, придать настилу устойчивость на действие сжимающих усилий.
Такая конструкция называется ортотропной плитой. Она заменяет также верхние продольные связи между главными балками. В результате применения ортотропной плиты получается существенное уменьшение расхода металла на пролетное строение.
Продольные ребра (прогоны) в осуществленных ортотропных плитах представляют собой: гладкие полосы (рис. XIII.30, а); полосы с утолщениями на конце (так называемые бимсы, рис. XIII.30, б); уголки преимущественно неравнобокие (рис. XIII.30, в); тавры прокатные или сварные (рис. XIII.30, г); швеллеры (рис. XI 11.30, 5); элементы коробчатого сечения кругового или трапецеидального очертания (рис. XIII.30, е, ж). Соединения с листом выполняют сварными швами.
Наилучшими из перечисленных типов ортотропной плиты можно признать типы б (требующие, правда, специального проката), а, г; типы е, ж сложнее в изготовлении вследствие применения специальных прокатных профилей, но имеют повышенную крутильную жесткость, что может иметь немаловажное значение при расчете пролетного строения как пространственной конструкции.
Прогоны прикрепляются к поперечным балкам. При больших расстояниях между поперечными балками предусматривают поперечные ребра в виде полос, бимсов, тавров и т. п.
На рис. XIII.31 приведена конструкция ортотропной плиты моста через р. Саву (иеразрезиые балки, средний пролет 261 м, см. рис. XIII.37, в).
471
Продольные ребра в ней выполнены нз полос толщиной 12—18 мм, имеют высоту 150 мм и расставлены на расстоянии около 30 см одно от другого. Поперечные балки совмещены с поперечными рамами, расстояние между которыми равно 9,375 м, На этом участке ортотропной плиты дано пять поперечных ребер. Таким образом, отсек листа, имеющего толщину от 10 до 25 .war, равен 30X X156 см.
Особое внимание было обращено иа устранение концентрации напряжений в местах приварки продольных ребер к поперечным. В последних сделаны, скругленные вырезы против сварных швов, прикрепляющих продольные ребра к горизонтальному листу.
Рис. XIII.31, Поперечное сечение пролетного строения моста через р. Саву у г. Белграда
В конце швов, прикрепляющих продольные ребра к поперечным, устроены отверстия в поперечных ребрах.
Нижние пояса балок в рассматриваемом пролетном строении клепаные, обычной конструкции с концентрацией материала по осям балок,
Можно, однако, и нижние пояса выполнить, как верхние, рассредоточив необходимую площадь поперечного сечения нижних поясов иа всю ширину конструкции. Примеры такого решения для автодорожных мостов приведены на рис. XIII.32 и XIII.33. В первом из них (мост через р. Тигр у Кат) верхняя плита имеет тавровые прогоны, нижняя — из уголков и пол у цилиндрических элементов. Степки балок усилены поперечными ребрами из полос, а также горизонтальными уголковыми ребрами, В целом получается пространственная коробчатая конструкция.
Во втором из приведенных примеров (мост через р. Тигр у Амары) аналогичными средствами образованы две коробчатые пространственные конструкции.
Та же идея пространственного размещения материала, используемого для одновременного выполнения различных функций — н для воспринятая местного воздействия нагрузки, и для выполнения функции основной несущей нагрузку конструкции, и для связи отдельных частей пролетного строения, — находит реализацию и в железнодорожных мостах.
На ряс. ХШ.34 погсазан поперечный разрез пролетного строения путепровода через Шонталерштрассе на линии Аахен — Кёльн пролетом 36 м. Усиленные тавровыми прогонами листы представляют собой ортотропную плиту, включенную в общую работу конструкции, как ее верхний пояс. Нижний пояс образован широким горизонтальным листом.
472
Рис. XIII.32. Поперечное сечение пролетного строения моста через р. Тигр у р, Кат
Рис. XIII.33. Поперечное сечение пролетного строения моста через р. Тигр у г. Амара
Рис. XIII.34. Поперечное сечение пролетного строения путепровода через Шонталерштрассе
16В. З^к» 19
473
Пространственная жесткость конструкции достигается постановкой поперечных связей.
Верхний горизонтальный лист, являющийся дном балластного корыта, защищен от коррозии специальной асфальтобитумной мастикой.
Конструкции, выполненные как пространственные в соответствии с принципами проектирования, показанными на приведенных выше примерах, следует признать прогрессивными и экономичными.
§ 8. ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАПРЯЖЕНИЕ ГЛАВНЫХ БАЛОК СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Предварительное напряжение главных балок имеет целью получить экономию стали и может быть выполнено: 1) включением в состав пролетного строения стальных канатов (нли пучков высскопрочной проволоки), соединяемых с главными балками и на-
прягаемых при монтаже; 2) предварительным напряжением железобетонной плиты после се объединения с главными балка-
Рис. XIII.35. Пролетное строение моста через канал в Неккаре
ми; 3) созданием начальных напряжений в балках их поддомкрачиванием на опорах или временным загруженном.
Первый способ применим как для разрезных, так и для неразрезных балок. Напрягаемые начальным усилием канаты
до л ж ны быть р а сп о л оже ны в растянутой от внешней нагрузки зоне с тем, чтобы получить начальные моменты обратного знака по отношению к моментам от постоянной и временной нагрузок; на временную нагрузку н на часть постоянной нагрузки (или па всю постоянную нагрузку в зависимости от способа монтажа) будет работать сечение балки совместно с канатами.
Рис. XIII.36. Схемы расположения напрягаемой арматуры в стальных неразрезных балках;
а — пролетное строение моста в Монтабаре; б — пролетное строение моста в Дюссельдорфе
В канатах, таким образом, будут складываться предварительные напряжения и напряжения от внешней нагрузки.
Наличие же обратных начальных моментов позволит уменьшить сечение балок при небольшом добавлении металла в канаты, т. е. получить в итоге меньший общий расход стали.
В качестве примера предварительного напряжения стальных балок по первому способу на рис. XI 11.35 показано пролетное строение моста через ка-474
нал в Неккаре (ФРГ). В коробчатого сечения ннжних поясах главных балок
размещены предварительно напряженные пучкн 1 нз 52 проволок диаметром
5,3 мм. От коррозии пучкн защищены посредством заполнения коробчатых
ннжннх поясов битумом.
В пролетных строениях с неразрезными балками напрягаемые канаты в середине пролета должны быть внизу, а на промежуточных опорах — наверху, что достигается криволинейным или полигональным их очертанием (рнс. XIII.36, а, б). Необходимо иметь в виду, что конструкции с предварительным напряжением балок вследствие меньшего их момента инерции, чем балок без предварительного напряжения (при прочих равных условиях), будут иметь и больший прогиб от временной нагрузки.
Предварительное напряжение по второму и третьему способам применимо только к статически неопределимым системам, в частности, к пролетным строениям с неразрезными балками- Примеры осуществления этих видов предварительного напряжения приведены в § 9 данной главы.
§ 9. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СПЛОШНЫМИ НЕРАЗРЕЗНЫМИ И КОНСОЛЬНЫМИ БАЛКАМИ
Для перекрытия средних и больших пролетов выгодно применять неразрез-иые и консольные системы. Можно полагать, что в автодорожных пролетных строениях уже при пролетах свыше 40 м неразрезные главные балки получаются меньшего веса, чем разрезные. Кроме того, при неразрезиых балках можно уменьшить размеры опор вследствие центральной передачи на них вертикальной нагрузки. Неразрезность балок позволяет наиболее просто устроить опоры в виде шарнирно опертых колонн (рис. XII 1.37, ж), например, в путепроводах.
Рис, XIII,37. Схемы пролетных строений с неразрезпыми балками
Количество пролетов, перекрываемых одной системой неразрезных балок,, может быть различным и доходит до 6—8. Лимитирующим обязательством, как об этом уже было сказано применительно к железобетонным мостам, является не столько число пролетов, сколько большая протяженность удлиняющейся от изменения температуры и временной нагрузки части системы (с учетом расположения неподвижных опорных частей на одной из опор). При большом числе пролетов накапливаются большие перемещения в месте
I6B* 475
сопряжения неразрезного пролетного строения с крайними опорами или с соседними пролетными строениями, что осложняет конструкцию сопрягающих устройств проезжей части. Несмотря на этот недостаток, имеются примеры весьма длинных стальных неразрезных балок (например, мост «Европа» в Австрии, имеющий 6 пролетов, перекрытых неразрезпыми балками по схеме 81 + 108 + 198 -| 108 1-2X81 м, всего 657 ж).
Многое, относящееся к характерным схемам железобетонных неразрез-ных и консольных мостов со сплошными балками, справедливо и для стальных мостов тех же систем. Исторически же большинство новых систем впервые было осуществлено в металле и впоследствии использовано в железобетонных мостах.
Исходя из принципа наименьшего веса металла, крайние пролеты неразрезных стальных балок, так же как и железобетонных, следует делать меньше средних, придерживаясь примерно отношения пролетов, равного 0,75—0,80 (рис. XIII.37, а). Однако конкретные условия проектирования приводят часто к значительным отступлениям от оптимальной разбивки на пролеты. Такими условиями являются; наименьшая допустимая величина судоходных пролетов, перекрытие крайними пролетами проездов вдоль реки и т. п. По этим причинам крайние пролеты неразрезных балок иногда составляют 0,3—0,5 от средних; в ряде случаев оказывается целесообразным вес пролеты сделать одинаковой длины (особенно при небольшой их величине, порядка 60 ж).
В много пролетных мостах удачной может получиться разбивка на пролеты, увеличивающиеся к середине моста, как, например, показанная на рис. XIII.37, а для одного из больших мостов в СССР. Пролеты 120 и 140 м (в свету) обусловлены здесь требованиями судоходства.
При резко уменьшенных крайних пролетах неразрезных балок могут возникать отрицательные опорные реакции на крайних опорах, что так же, как и в железобетонных мостах, обязывает или устраивать в опорных частях анкерные закрепления, воспринимающие отрицательные реакции, или загружать концевые участки пролетного строения противовесами, уничтожающими отрицательные реакции.
Очертание неразрезных балок подчиняется обычно желанию увеличить высоту их в опорных сечениях (кроме крайних) вследствие большой величины опорных моментов.
Это достигается или устройством вутов (рис. XIII.37, б), или плавным изменением высоты балок (рис. XIII.37, в, г, д). Последнее решение особенно подходит для городских мостов, как создающее лучший внешний вид, а также для мостов больших пролетов, как позволяющее получить минимальную высоту балок посередине пролета и тем самым понизить уровень проезда при заданной высоте подмостового габарита-
В современных проектировках неразрезпые балки конструируют, как балки, объединенные с железобетонной плитой или с ортотропной стальной плитой. Для таких балок отношение их высоты при постоянной ее величине вдоль пролета к длине пролета может быть назначено около , при боль-
8 I \ .
Г98 = 2^ / ' криволинейного очертания:
ших пролетах немного меньше (например, в упомянутом выше мосте
«Европа» .—- = t макс
йоп _ 1 _ 1__. йер £ L . А(1П 1,1
I ~ 20 ’ '30 ’ I ~ 43 ' 60 ’ I 25 ' 30 ’
Здесь йоп—высота над промежуточными опорами;
— высота над крайними опорами;
Лер — высота посередине пролета;
I — длина пролета (в дроби с /гоп— большего из примыкающих к опоре, с hQn — крайнего).
'76
В балках, имеющих вуты, вьгсота в опорных сечениях составляет 1,2—1,3 от высоты посередине пролета, а эта последняя — около — X пролета.
Приведенные ориентировочные данные относятся к автодорожным и городским мостам. Условия, влияющие на выбор высоты неразрезных балок, те же, что и для балок разрезных, изложены в § 1 гл. XIII, Дополнительно заметим, что, меняя соотношение высот неразрезной балки посередине пролета и на опоре, можно в некоторых пределах менять и расчетные моменты в этих сечениях (если, конечно, вести расчет балок с учетом переменного их момента инерции и действительного распределения собственного веса).
Увеличения жесткости опорных сечений можно достигнуть, применяя дополнительно к балке сжатый стержневой пояс — так называемые «подпруги» (рис. XIII.37, ё). Если все опорные части, кроме одной, сделать подвижными, то показанная па рис. XI 11.37, е система будет в отношении опорных реакций неразрезной балочной.
Удачное решение в ряде случаев можно получить сочетанием нсразрезных балок с радиально или параллельно расположенными вантами, аналогично изложенному в гл. VI. При этом высота балок сохраняется постоянной ва всей длине пролетного строения.
На рис. XIII.38 показаны схемы пролетного строения городского моста через Рейн в Дюссельдорфе с неразрезными балками при пролетах 108+ +260+108 м, усиленными вантами с параллельным их расположением (рис. XIII.38, а — осуществленный вариант), и по радиальной схеме (рис. XIII.38, б — один из конкурсных проектов) [32, 33].
При некоторых условиях оказывается целесообразным вместо двух плоскостей ваит по краям проезда принять одну плоскость их расположения — по оси моста на разделительной полосе. К осуществленным но такой схеме мостам относятся мост на Юлихерштрассс в Дюссельдорфе (рис. XIII.39) [34] с пролетами 31,8 . 98,7 -31,8 м, мост Нордерэльбе [35] с пролетами 64,0+171,9+ —64,0 м.
Размещен не наит по оси моста позволяет, вынося часть проезда на консоли, уменьшить ширину опор по сравнению с двухплоскостпой схемой вант (рис. X 111.40), а также уменьшить вес поперечных балок.
Железобетонная плита, являющаяся элементом проезжей части и включаемая в совместную работу со стальной конструкцией, в нсразрезных балках иа участках отрицательных моментов оказывается в зоне растяжения. Полезно на этих участках плиту сделать предварительно напряженной, что повысит жесткость балок, а при некоторых условиях и их несущую способность (см. гл. XVI); бетон плиты будет гарантирован от трещин.
При этом возможны два, принципиально различных решения. Первое — предварительное напряжение создается только в железобетонной плите; объеди-
477
пение плиты с балками выполняется после передачи усилий в напрягаемой арматуре на бетон. Второе — плита обжимается усилиями в напрягаемой арматуре после соединения се с балками посредством омоноличиваиия мест расположения упоров, чем достигается предварительное напряжение не только железобетонной плиты, но и стальной конструкции балок.
Способы натяжения арматуры и ее анкеровки, применяемые в указанных выше случаях, аналогичны тем, которые приняты вообще для предварительно напряженных железобетонных конструкций и описаны в гл. V.
Эффективным средством повышения жесткости конструкции и получения дополнительной экономии металла является устройство железобетонной плиты,
Рис. ХШ,39. Мост на Юлихерштрассе в Дюссельдорфе
объединенной со стальными балками, в сжатой их зоне на участках отрицательных моментов, т. е. в плоскости нижних поясов балок. Пример такой конструкции приведен ниже.
Предварительное обжатие железобетонной плиты в неразрезиых балках можно осуществить также посредством специальных приемов монтажа пролетного строения.
Так, например, для трехпролетиых иеразрезпых балок в типовом проекте автодорожного пролетного строения I = 63,0 + 84,0 63,0 м, разработан-
ном Проектстальконструкцией, предусмотрен следующий порядок омоиолн-чиваиия плит.
Укладку сборных железобетонных плит выполняют при средних опорах балок, поднятых на 157 см против линии, соединяющей крайние опоры. В таком положении балок омоноличивают плиты иа крайнихТфолетах и на участках длиной 18,35 м среднего пролета (рис. ХШ.41, а). Затем после затвердения бетона швов опускают средние опоры на 111 см (рис. ХШ.41, б), в результате чего верхние пояса балок совместно с железобетонной плитой сжимаются; в омоноличениых участках плиты создастся предварительное напряжение. После этого омоноличивают плиты среднего участка пролетного строения длиной 47,3 м н по затвердении бетона швов на этом участке производят даль-478
нейшее опускание средних опор до проектного положения, показанного на рис. XIII.41, в. Эта операция вызывает обжатие железобетонных плит среднего участка и дополнительное обжатие ранее омоноличенных плит. В итоге получается регулирование действия постоянной нагрузки, обеспечивающее отсут-
Рис. XII 1.40. Поперечное сечение моста на Юл и хер шт рассе в Дюссельдорфе
ствие растяжения в плнте от полной нагрузки и более выгодное использовав пие плиты в совместной работе со стальными балками.
Заметим, что под омонолнчнванием плит следует понимать не только бет о-пирование швов между балками плит, ио и заполнение отверстий для упоров.
Рис. XIII.41. Схемы регулирования напряженного состояния объединенных неразрезных стальных балок, объединенных с железобетонной плитой
Регулирование напряженного состояния объединенных балок можно производить также посредством временного загружения перед омополичиванием плит отдельных участков пролетного строения, например, песком и последующей их разгрузки после объединения плнт с балками.
Возможны и комбинированные способы предварительного напряжения объединенных балок — применением напрягаемой арматуры, поднятием и опусканием опор и временным загружепием балластом.
479
При наличии временных сборочных опор в пролетах моста регулирование напряженного состояния балок в некоторых случаях удается выполнять поддомкрачиванием балок на этих опорах. Прн этом временные опоры должны иметь конструкцию, обеспечивающую малую их податливость под воздействием усилий в домкратах.
Конструкции неразрезных балок, связей между ними, проезжей части и других элементов пролетных строений аналогичны описанным в § 1—7 гл. XIII.
На рис. ХШ.42 показаны часть общего вида и часть плана пролетного строения (проектировки Проектсталькоиструкцин) с неразрезными объеди-
Поперечный разрез в пролете
Рис. XIII.42. Часть общего вида и плана пролетного строения с яеразрезными балками по схеме 66 4- 126 -У 147 4" 126 4- 66 м
ненными балками одного из мостов в СССР, выполненного по схеме 66 4-126 + + 147 4- 126 -г 66 м (см. рис. XIII.37, г). На рис. Х111.43 изображен поперечный разрез пролетного строения на средней опоре.
Высота стенки балки в опорном сечении 6549 мм.
Верхний пояс состоит из одного горизонтального листа 500 X 16 лиг. Нижний пояс в сечении на средней опоре — из трех листов: верхнего 750 X X 30 мм, среднего 700 X 30 мм и нижнего переменной ширины от 650 до 200 мм при толщине 20 мм. В зависимости от эпюры моментов число листов нижнего пояса, их толщина и ширина меняются.
На рис. XIII.43 показан еще 4-й лист — это короткая накладка в месте опирания балки на опорные части.
На протяжении 31,5 м в обе стороны от средней опоры каждая балка делится по высоте на две части, соединяемые на монтаже посредством склепываемых стыковых горизонтальных рсбер, которые являются вместе с тем и ребрами жесткости. Заводские сварные стыки вертикальных листов устроены через 7,0м. Монтажные совмещенные стыки всех элементов — преимущественно через 21,0 м.
Кроме стыковых горизонтальных ребер, балки имеют в зонах отрицательных моментов еще два наклонных ребра жесткости в нижней, сжатой части 480
балки. В зонах положительных моментов горизонтальные ребра жесткости (по одному двустороннему на каждую балку) находятся в верхней части балки.
Так же, как в пролетном строении, описанном в §6 гл. ХШ, вертикальные ребра жесткости непрерывные, горизонтальные и наклонные прерываются у вертикальных ребер и привариваются к ним.
Рис, XI 11.43, Поперечный разрез над средней опорой (к рис. XIII,42)
На взаимных расстояниях от 3,23 до 6,46 м поставлены поперечные связи из парных уголков, выполненные по полураскосной схеме (см. рис. XIII.42),
Между крайними балками в плоскостях, параллельных нижним поясам, но отстоящих от них на 200мм (см. рис. XIII.43), размещены нижние продольные связи треугольной системы, Диагонали этих связей прикреплены заклепками к наклонным фасонкам, приваренным к стенке балки. Нижняя распорка поперечных связей расположена несколько выше и прикреплена к вертикальному ребру жесткости (см, деталь прикрепления связей на рис. ХШ-43).
481
В опорных сечениях находятся домкратные балки, включенные в систему опорных поперечных связей (см. рис. ХШ.43). В эти балки упирают домкраты при подъемке и опускании балок.
Домкратная балка состоит из вертикального листа высотой 3154 мм н толщиной 16 мм, горизонтальных листов 400 X 16 мм и вертикальных ребер: высокого 2 X 190 X 16 мм и двух низких 2 X 190 X 30 мм. Последние поставлены в месте опирания домкрата.
Рис. ХШ.44. Железобетонные плиты пролетного строения 66 + 126 4-4- 147 + 126 + 66 м
Рис. ХШ.45. План сборных плит
Железобетонная плнта сборной конструкции опирается на главные балки. Расстояние между крайней н средней балками 2,4 м, между средними балками 3,0 м (рис. ХШ.44).
Над балками устроены омоноличнваемые на монтаже петлевые стыки плит.
В плитах имеются отверстия, заполняемые бетоном, в местах расположения упоров. Тротуарные плиты двух видов: прямоугольные и тавровые в плане с бортовыми балками по наружному краю (рис. XIII.45),
Надопорные участки плит (за исключением участков над крайними опорами) — предварительно напряженные, причем предварительное напряжение, создаваемое натяжением тросов, распространяется и на стальную конструкцию балок.
Напрягаемая арматура из семипроволочных пряден размещена над верхними поясами балок (см. рнс. ХШ.44). Диаметр проволок — 5 мм. Натяжение осуществляется посредством устройства, показанного на рис. ХШ.46, с ис
пользованием специальных упоров. Упор состоит из вертикальных ребер,, по два на каждый пучок, приваренных к горизонтальному листу главной балки. В наклонно срезанные кромки этих ребер упирается анкерная колодка, в которой посредством конусной пробки закрепляются проволоки натягиваемого
пучка аналогично тому, как это делается в предварительно напряженных железобетонных конструкциях. Перегиб пучка происходит вокруг стального валика диаметром 50 мм. Натяжение пучков осуществляли домкратом двойно го действия.
В надопорпом участке тросы расположены в 4 ряда.
Количество тросов в сечениях главных балок меняется в соответствие с эпюрой моментов.
Упоры для связи балок с плитой (не предназначенные для натяжени тросов) образованы двумя взаимно перпендикулярными ребрами (см. рис XIII.46 слева). Расстояние между ними 70 и 80 см.
482
На рис. ХШ.47 показан поперечный разрез на промежуточной опоре пролетного строения городского моста с иеразрезными трехпролетными балками по схеме 78,6 + 108,0 + 78,6.и (см. рис. ХШ.37, д) проектировки Гилротранс-моста.
Первой особенностью конструкции этого пролетного строения является наличие не только железобетонной плиты, объединенной для совместной работы с верхними поясами стальных балок (по всей их длине), но и железобетонной плиты, объединенной с нижними поясами стальных балок (иа участках отрицательных моментов).
При»
Рзсплетенные пмймшц трвм
Рис. XIII,46. Натяжное устройство
Вторая особенность — предварительное напряжение железобетонной плиты (иа тех же участках) до соединения ее со стальными балками в отличие от конструкции, описанной выше, в которой предварительное напряжение распространялось и на плиту, н на стальные балки.
При ширине проезда 35,46 м рассматриваемое пролетное строение имеет 12 цельносварных балок; расстояние между их осями — 3,755 м. Толщина верхней плиты переменная — от 30 см в сечениях над промежуточными опорами до 18 см в середине среднего пролета и в опорных участках боковых пролетов. Толщина нижней плиты постоянная — 30 см.
Соединение плит со стальными балками осуществлено посредством цилиндрических упоров, приваренных к горизонтальным листам верхнего и нижнего поясов (рис. ХШ.48). Плиты в зонах положительных моментов сборные из блоков в виде параллелограммов в плане (мост косой) размерами 7,26 X 2,70 м с петлевыми стыками. Участки предварительного напряжения верхней плиты длиной над каждой промежуточной опорой 47,1 At, а также анкерныеДчоки были выполнены как монолитные. В местах расположения упоров были оставле
483
ны в плитах ниши, заполнявшиеся бетоном при омоноличивании плит. На уча-стках предварительного напряжения соединение плит с балками производили после окончания натяжения арматуры.
Напрягаемая арматура состояла из пучков, уложенных в открытых сверху каналах. Пучки были образованы из 39 прядей по 7 проволок прочностью
Рис. XIII.47. Поперечный разрез части пролетного строения с трехпролстными неразрезными балками по схеме д рис. XIII.37
15 000 кГ/см2, диаметром 5 мм и были заанкерены одним концом в неподвижном и другим концом в подвижном блоках. Заанкеривание прядей выполнено по схеме, изображенной на рис. XIII.49, я. На рис. XIII.49, б показано размещение прядей в открытых каналах. Напряжение арматуры осуществляли гидравлическими домкратами грузоподъемностью 500 и 200 т, поставленными между напрягаемой плитой и подвижным блоком (рис. XIII, 50). Для упора дом
кратов были сделаны утолщения плит и применены вертикальные пакеты из
Рис. XIII.48. Упоры для объединения верхней и нижней железобетонных плит со стальными балками
двутавровых балок. Одновременно предварительное напряжение создавали в секциях плит шириной 7,0 м, для чего требовалось суммарное усилие в домкратах, равное 3600 т.
Для того чтобы усилие в домкратах вызывало предварительное напряжение только плиты, ее низ был поднят иа 2,5 см над верхними поясами балок и снабжен 4-миллиметровыми листами. Между этими листами и поясами балок прокладывали катки из калиброванных кусков гладкой арматуры, что обеспечивало необходимые перемещения плиты относительно стальных балок. По окончании предварительного напряжения плиты в зазоры между низом плиты и полкой балки инъектировали цементный раствор, предварительно заделав раствором эти зазоры у кромок балок. Затем омоноли-чивали отверстия в плитах у упоров.
Для более эффективного участия плиты в работе сжатой зоны объединенных балок было выполнено регулирование напряженного состояния балок с использованием временных опор, После окончания монтажа стальных балок они были оставлены опн-
рающимися на постоянные опоры № 1, 2, 3, 4 и на четыре временные опоры: две в среднем пролете (Б и Б') и по одной в каждом крайнем пролете (А и
484
Рис. XIII,49. Расположение пучков напрягаемой арматуры и их анкеровка
Рис, XIII.50, Домкратная установка для натяжения арматуры:
I — гидродомкраты груишодъем костью 2йй т: 3—гидродомкраты грузоподъсмностыо 5СО tn. 3 —подставки под 200-тонные домкраты; 4—анкерный блок; 5—опалубка-помост для скольжения натяжного блока;
£--пакет 3 двутавра Лз
485
А') (рис. ХШ.51). Балкн в этой стадии работали как семипролетиые нераз-резиые по схеме 29,1 + 43,5 + 24,0 + 60,0 + 24,0 + 43,5 -г 29,1 м. В таком состоянии стальных балок были уложены на них сборные железобетонные плиты, а участки монолитных плит забетонированы. Затем на участках между опорами № 1 (постоянной) и А (временной), № 4 и А', а также между временными опорами Б и Б' в среднем пролете плиты были замоноличеиы и объединены со стальными балками. После этого временные опоры были опущены иа 5 см, плиты омоиоличены на всей длине пролетного строения, временные опоры убраны. Балки превращены в трехпролетпые неразрезиые.
Применение инжней железобетонной плиты в зонах отрицательных моментов значительно повысило жесткость пролетного строения по сравнению с аналогичными конструкциями, ио имеющими только верхнюю плиту. При иеболь-
Рис. XIII. 51, Схема расположения опор прн регулировании напряженного состояния балок поддомкрачиванием
шой высоте балок, равной в середине среднего пролета 2,45 м (V^ пролета) и над промежуточными опорами 3,18 м (1/34 пролета), прогиб от временной нагрузки равен всего 1/9i0 пролета.
Предварительное напряжение плиты до объединения ее со стальными балками способствовало более четкому осуществлению проектного напряженного состояния и потребовало относительно меньшего усилия в домкратах; при этом несколько увеличился расход металла иа главные балкн.
Как видно из рассмотренных схем осуществленных мостов с иер аз резными сплошными балками, а также некоторых примеров их конструкции, пролеты таких мостов могут быть весьма большими (например, в мосту через р. Саву в Белграде 260 .и). В недавнем прошлом прн столь больших пролетах, как правило, применяли сквозные фермы. Возможность экономически оправданного использования иеразрезных балок больших пролетов объясняется целым рядом новых решений в этой области: применение высокопрочных сталей, широкое внедрение сварных конструкций, включение железобетонной плнты в совместную работу со стальными балками, переход на пространственные, с ортотропной плитой конструкции пролетных строений, предварительное напряжение конструкций, наконец, использование новых систем — иеразрезных балок, усиленных подпругами или вантами.
Особенности перечисленных новых направлений в проектировании мостов со сплошными неразрезнымн балками были рассмотрены в § 1—8 гл. XIII.
Кроме иеразрезных балок со сплошными стенками, находят применение консольные балки со сплошными стенками. Схемы консольных стальных балок аналогичны схемам консольных железобетонных балок, описанных в гл. VI. Конструкция консольных балок со сплошной стенкой такая же, как н неразрезных. Характерная деталь — опирание «подвесного» пролетного строения на консоли, выполняемая обычно постановкой опорных частей между концами сопрягаемых балок, высота которых в этом месте соответственно уменьшается (рис. XII 1.52). Неподвижность в продольном направлении одного конца «подвесной» балки создается соответствующим конструированием опорных частей (см. гл. V). При больших пролетах вместо простейших опорных частей, показанных иа рис. XII,52, следует проектировать более совершенные (см. гл. XIV). Возможно также соединение балок «подвесного» пролетного строения с балками консолн посредством шарнирно прикрепленных плаиок, как в железо-486
бетонных мостах. Закрепление от продольных перемещений в этом случае можно осуществить посредством горизонтального листа (листового шарнира), прикрепленного к средним узлам поперечных связей.
Применение консольных пролетных строений вместо иеразрезиых диктуется главным образом тем, что при неравномерных осадках опор в иеразрез-кых балках возникают дополнительные напряжения, которые при неблагоприятных геологических условиях могут оказаться опасными. Недостатками консольных балок являются: меньшая жесткость по сравнению с керазрез-
ными, переломы линии прогибов, большее количество разрывов ездового полотна.
го» пролетного строения на консоль
Рис. XIII.53. Схема рамных стальных мостов
Большие прогибы консольных балок, переломы линий прогиба делают в большинстве случаев такую систему непригодной для железнодорожных мостов (при сплошных балках).
При перекрытии относительно больших пролетов (свыше 40 л), в особенности в условиях проектирования, требующих максимального уменьшения строительной высоты пролетного строения, могут оказаться подходящими рамные стальные конструкции (рис. XIII.53,а, б). Конструкцию по схеме б следует выполнять как предварительно напряженную. Временным загруженном участков ab, ab' до постановки элементов ас, а'с создаются отрицательные изгибающие моменты. Затем ставятся элементы ас, а’с', а нагрузка с пролетов ab, а’Ь' удаляется. В результате получим предварительное напряжение балок (ригелей рам), уменьшающее суммарные изгибающие моменты в средней части рамной системы, в каковую превратится рассматриваемая конструкция после ее замыкания элементами ас, а'с'.
Возможны и другие варианты рамных стальных мостовых конструкций. Изложенное в гл. VI применительно к схемам железобетонных рамных мостов может быть использовано и при проектировании стальных рамных мостов. Примеры рамных конструкций стальных пролетных строений приведены в [31].
Глава XIV
КОНСТРУКЦИЯ БАЛОЧНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ СО СКВОЗНЫМИ ФЕРМАМИ
§ 1. ГЛАВНЫЕ ФЕРМЫ
1, СХЕМЫ РЕШЕТОК И ОСНОВНЫЕ РАЗМЕРЫ СКВОЗНЫХ ФЕРМ
Общее представление о пролетных строениях со сквозными фермами было дано в § 2 гл. XII (см. рис, XII.2).
Сочетания элементов ферм должны давать геометрически неизменяемые системы в предположении шарнирности узлов. Исключение представляют так называемые безраскосные фермы, неизменяемость которых достигается за счет
487
жесткости узлов. Сочетания элементов ферм могут быть весьма разнообразными. На рис. XIV. 1 показаны различные схемы решеток ферм.
Решетка по схемам 1 и 2, в которой раскосы и пояса образуют равнобедренные треугольники, условно называется треугольной. В мостах с ездой понизу опорные стойки и первые панели верхнего пояса по схеме 1 (элементы ab и Ьс) необязательны, так как опорные рамы можно устроить в плоскостях первых раскосов; точно так же при езде поверху в схеме 2 можно обойтись без опорных стоек и первых панелей нижнего иояса, устроив опорные узлы в точках Ь.
Решетка по схемам 3 и 4 носит условное название раскосной. Замечание, сделанное выше относительно опорных стоек и первых панелей поисов, остается в силе и для раскосной решетки.
Решетка по схеме 5 называется полураскосно й.
Й/WKKI -ИИйМ
5
МЖ1
Рис. XIV.1. Схема решеток ферм
На схеме 6 показана схема ромбической решетки. В общем случае ферма с решеткой, составленной только из ромбов, будет геометрически изменяемой. Чтобы сделать ее неизменяемой, необходимо поставить замыкающий элемент, например щи, иа схеме 6.
Система, показанная на схеме 7, хотя и похожа по внешнему виду на решетку по схеме б, по отличается от нее своими опорными концами и имеет иные свойства — она статически неопределима. Решетку по схеме 7 условно называют д в у х р е ш е т ч а т о й. Эта решетка получается наложением двух простых треугольных решеток (без вертикальных элементов). Соединяя несколько простых схем, получим схемы типов 8 и 9, носящие соответственно названия многорешетчатых (8) и многораскосных (5) ферм.
Выбор типа решетки производится по соображениям экономическим (наименьшие вес и стоимость), производственным (удобство изготовления и монтажа) и архитектурным (внешний вид моста).
Сравнивая показанные на рнс. XIV. 1 варианты, можно отметить, что треугольная решетка при равных условиях должна иметь меньший вес, чем раскосная. Действительно, сопоставим схему 1 со схемой 3. Пояса в обеих схемах находятся примерно в одинаковых условиях. Раскосы имеют нопансльно одинаковые усилия в обеих схемах, отличие лишь в том, что в схеме 3 все раскосы сжаты (при загружен ни всего пролета), а в схеме / часть раскосов растянута. Можно полагать, что существенного расхождения в весе раскосой не должно быть, но зато все вертикальные элементы в схеме 1 (стойки н подвески) будут легче вертикальных элементов в схеме 3. Подвески в схеме / работают лишь иа местную нагрузку; стойки являются так называемыми нулевыми элементами при езде понизу), т. е. не имеют усилий от основной вертикальной нагрузки. 488
В схеме 3 все стойки работают на основную вертикальную нагрузку. Это
различие станет понятным, если сравнить линии влияния для подвесок в схеме 1 и для стоек в схеме 3. Отсюда, ясно, что в схеме 3 понадобится большее по-
перечное сечение для стоек, и суммарный вес будет больше, чем в схеме /.
Те же рассуждения могут быть распространены и на схемы 2 и 4.
Дальнейшее сравнение схем приводит к выводу, что при езде понизу це-
лесообразнее схема /, а не схема устранить элементы ab и Ьс за счет некоторого утяжеления опорного раскоса (он становится элементом опорной рамы) все же с конечной экономией в весе.
, так как прн применении схемы 1 можно
При езде поверху выгоднее всего схема 2 с «острыми» опорными узлами, т. е. без элементов ab и ас. Если же эти элемен-
План нижних связей
ты решено сохранить, например,
для сокращения кладки опор или P]iC- х^.2. Схема .пролетного строения авто-r г дорожного моста
из-за внешнего вида моста, то
схема У даст меньший вес ферм, чем схема 2 за счет разницы в весе опорных стоек.
Полураскосная решетка (схема 5), несомненно, тяжелее треугольной; она позволяет, правда, уменьшить длину панели при том же угле наклона раскосов, что и в треугольной решетке, а также сократить свободную длину раскосов, но этого можно достигнуть и при треугольной решетке другими средствами (устройством шпренгелей). Полураскосная решетка для главных qjepM в настоящее время не применяется. Она может оказаться рациональной для связен, в особенности при значительном расстоянии между осями ферм (см. рис. ХШ.27).
Двухрешетчатая и ромбическая системы не имеют каких-либо преимуществ перед треугольной, если не считать уменьшения свободной длины раско
рме. XIV.3. Схемы ферм со шпрепгелъной решеткой
сов. Недостатки двухрешетчатых и ромбических ферм: большее количество узлов н элементов, а следовательно, и различных деталей и, кроме того, в фермах с ромбической решеткой более сложная сборка, так как до постановки замыкающего элемента ферма, не имея еще достаточно жестких склепанных узлов, является изменяемой системой. Последнего можно избежать, поставив замыкающие элементы в крайних панелях, но тогда при симметричной решетке ферма обратится в статически неопределимую. Фермы двухрешетчатые и с ромбической решеткой часто получают при сборке зубчатый профиль.
Сложные статически неопределимые системы решеток, как, например, показанные на схемах 8 и 9, в современной практике для мостов капитального типа не применяются.
Из изложенного вытекает, что одной из лучших решеток является треугольная.
Фермы с треугольной решеткой могут и не иметь вертикальных элементов (подвесок и стоек, рис. XIV.2), что упрощает конструкцию узлов, но по срав
48&
нению со случаем репгетки с подвесками и стойками увеличивается вдвое длина панели (при тех же высоте ферм и угле наклона раскосов). При больших пролетах для уменьшения длины панели без изменения угла наклона раскосов применяются решетки со шпрепгелямн (рис, XIV.3). Шпрснгели обычно ставят внизу, так как в этом случае увеличиваются усилия в нижних растянутых поясах, а не в верхних сжатых и понижается центр давления поперечного ветра. Подвески шпренгелей обычна продолжают в виде стоек до верхнего пояса с тем, чтобы уменьшить его свободную длину. Для уменьшения свободной длины стоек и подвесок полезно поставить горизонтальные стяжки (см. рнс. XIV.3).
Геометрическую схему ферм, кроме тина решетки, определяют основные размеры их, влияющие на экономические и технические свойства пролетных строений.
К основным размерам ферм, кроме пролета, относятся высота ферм, длина панели, расстояние между осями ферм, От двух первых размеров и типа решетки зависит угол наклона раскосов, также имеющий важное значение для характеристики схемы фермы.
Высота ферм определяется: условием наименьшего веса; условием допускаемого прогиба ферм; габаритом приближения строений (при езде понизу) или желательной строительной высотой пролетного строения (при езде поверху); производственными соображениями; в особых случаях — компоновкой внешнего вида сооружения,
Увеличение высоты фермы вызывает уменьшение усилий в ее поясах, а следовательно, и их веса, но при этом увеличивается вес решетки вследствие того, что все ее элементы становятся длиннее. Очевидно, что в отношении веса нерациональны ни слишком высокие, ни слишком низкие фермы; для каждого случая должна быть найдена своя наиболее экономична я высота ферм. По условию обеспечения вертикальной жесткости высота ферм не должна быть меньше той, прн которой расчетный прогиб от статической временной вертикальной нагрузки становится равным максимальному, установленному техническими условиями.
Зависимость высоты ферм от габарита при езде понизу вытекает из желательности поставить между фермами верхние продольные связи. Высота габарита приближения строений приведена в § 3 введения. Учитывая примерное расстояние от оси нижнего пояса до головки рельсов или до уровня дорожного покрытия, размеры верхнего пояса и портальной распорки, получим расчетную высоту ферм (между центрами тяжести поясов) не менее 8—8,5 м в железнодорожных мостах и не меиее 6—6,5 м в мостах автодорожных и городских.
При езде поверху с высотой ферм связана строительная высота всего пролетного строения, которая может быть ограничена местными условиями проектирования. Увеличение строительной высоты пролетных строений связано с увеличением высоты насыпи на подходах к мосту, что должно быть учтено при оценке экономики всего мостового перехода.
Высота ферм может быть неодинаковой по пролету, т. е. вместо фермы с параллельными поясами можно применить ферму с полигональным очертанием одного из поясов. Такое очертание выгодно при достаточно больших пролетах (более 80 -100 At). Смысл изменения высоты ферм заключается в следующем. У опор получаются раскосы с наибольшими усилиями; пояса, наоборот, имеют сравнительно небольшие усилия. Выгодно уменьшить длину этих раскосов хотя бы и за счет некоторого увеличения веса поясов, т. е. дать у опор меньшую высоту. Посередине пролета наблюдается обратная картина: работа поясов связана с большим изгибающим моментом, работа раскосов — с относительно небольшой поперечной силой, Целесообразнее ферме в этом месте придать большую высоту, чем на опоре. Примеры ферм с полигональным очертанием поясов показаны на рис. XIV.3. Влияние очертания верхнего пояса иа вес фермы весьма незначительно, примерно 2—3%, и обнаруживается только прн достаточно большой высоте ферм в середине пролета (Vs—Ув пролета). 490
Длина панели ферм влияет иа вес проезжей части: чем меньше панель, тем легче про дольные н поперечные балки, но число поперечных балок увеличивается. Можно найти иаивыгодисйшую длину панели в отиошеини веса всей проезжей части.
Чем меньше угол наклона раскоса_к вертикалу* тем меньше и усилие в нем, уменьшается также н длина, влияющая для сжатых раскосов на коэффициент снижения расчетных сопротивлений прн расчете иа устойчивость, следовательно, становится меньше и необходимая площадь поперечного сечения раскоса. Мо, с другой стороны, с уменьшением угла наклона увеличиваются число и общая длина раскосов.
Можно найти наивыгоднейший угол наклона раскосов, дающий наименьший вес решетки фермы; такой угол получается равным примерно 40°.
Кроме учета влияния утла наклона раскосов на вес фермы, необходимо иметь в виду, что слишком малые н слишком большие углы наклона приводят к неконструктивным решениям узлов фермы. Рекомендуется не выходить нз границ 30—50° к вертикали.
Расстояние между осями ферм при езде понизу определяется из условия соответствия этого расстояния габариту приближения строении (см. введение, § 3, рис. 31, 32), причем в автодорожных и городских мостах тротуары выгоднее вынести иа консоли, за пределы пространства между фермами, предусмотрев на проезжей части лишь так называемые «полоски безопасности».
Для однопутных железнодорожных пролетных строений с ездой понизу по условию габаритиости требуется иметь между осями ферм не менее 5,5 м, а в двухпутных — не менее 5,5--4,1 =9,6 м (4,1 м— расстояние между осями путей).
При езде поверху расстояние между осями крайних ферм определяется аналогично изложенному для пролетных строений со сплошными балками. В автодорожных и городских мостах это расстояние зависит от общей ширины проезда и тротуаров, а число ферм и, следовательно, расстояния между ними — ют конструкции проезжей части и наименьшей стоимости пролетного строения (см. гл. XIV, § 3).
В железнодорожных мостах с ездой поверху наименьшее возможное расстояние между осями ферм устанавливают расчетом устойчивости против опрокидывания поперечными горизонтальными нагрузками. Кроме того, расстояние между осями крайних ферм влияет на горизонтальную жесткость пролетных строений.
Можно ориентировочно считать, что для пролетных строений со сквозными фермами по условию горизонтальной жесткости расстояние между осями ферм следует назначить ие менее 1/зо—V25 пролета при езде понизу и ие меиее Vie—’/йо— при езде поверху.
Таковы основные условия, определяющие геометрическую схему фермы. Нетрудно убедиться в том, что эти условия могут оказаться противоречащими одно другому, так как высота ферм, длина панели и угол наклона раскосов находятся в геометрической зависимости и выбор двух из этих параметров определяет собой величину третьего. В решении задачи может оказать помощь применение шпреигельиых решеток, но нельзя забывать о том, что раскосы шпреигелей сами по себе дают дополнительный вес и увеличивают общий расход металла.
Расстояние между осями ферм в некоторых случаях также может зависеть от выбранной высоты ферм; при большой высоте увеличивается площадь, подверженная действию ветра, что может потребовать раздвижки ферм. Поэтому нельзя назначать основные размеры ферм, исходя из обособленного рассмотрения указанных выше условий, только оценка их во взаимной связи может дать верное решение. Точно так же неправильно искать геометрические размеры фермы, дающие ее наименьший вес, без учета веса проезжей части, так как длина панели, с одной стороны, связана с размерами, влияющими иа вес фермы, а с другой — определяет вес проезжей части,
491
При выборе геометрической схемы пролетного строения необходимо учесть также производственные условия его изготовления и сборки. Так, например, удобнее иметь меньшее число элементов, т. е. достаточно большую (в разумных пределах) длину панели, так как чем меньше элементов, тем меньше узлов, меньше монтажных заклепок или болтов, меньше разного рода деталей в виде
фасонок, накладок и т. п. Простая треугольная решетка в этом отношении лучше шпренгельной и сложных решеток по схемам рис. XIV.1. Схема фермы должна давать удобные для монтажа и перевозки длины элементов, число переломов поясов должно быть возможно меньшим и т. п.
12*55^60
ЖЖ I*— 8 *5.з -i4,G—=*"!
/ГФ4\Й\jZN/tk
U—10*5,5^5,0—J I
Рис. XIV.4. Схемы
Таким образом, выбирать рациональную схему пролетного строения следует на основании сравнения вариантов.
Для облегчения изготовления пролетных строении, в особенности при сверлении монтажных отверстий по кондукторам, желательна идентичность в геометрической схеме различных узлов ферм. В этом отношении параллельность поясов ферм имеет преимущество перед полигональным очертанием верхнего пояса. Фермы с параллельными поясами удобнее и для монтажа, так как допускают свободное перемещение сборочного крана по верхним поясам.
Дальнейшее развитие принципа учета условий изготовления и монтажа1 прн проектировании типовых пролетных строений выдвигает задачу стандартизации геометрических размеров пролетных строений различных пролетов по определенным их группам (сериям), т. е. делает необходимым введение модульной системы.
Стандартизация геометрических размеров пролетных строений и объединение их в серии имеет большое значение особенно в связи с современной технологией сверления отверстий для монтажных заклепок и болтов по кондукторам, так как позволяет использовать одни и те же кондукторы для изготовления всех пролетных строений одной серии. Становятся общими и некоторые другие операции по изготовлению пролетных строении (исполнение продольных и поперечных балок, заготовки частей для элементов ферм и т. д.). Облегчается также стандартизация оборудования для монтажа.
Весьма большое значение при проведении стандартизации имеет правильное установление градации расчетных пролетов типовых пролетных строений.
До 1924—1925 гг. у нас не было регламентированной системы расчетных пролетов металлических пролетных строений; в дореволюционной России к
1 Технология изготовления стальных пролетных строений и способы их монтажа изучаются в курсе постройки мостов.
492
Расчетные пролеты железнодорожных стальных пролетных строений со сквозными фермами при езде понизу в м.
Проектировка 1924—1925 гг. Проектировка 1931—1 933 гг. Проектировка ПСК 1 944— 1951 гг. Приняты как типовые (про-
Расчетные про- Расчетные про- П риблиэнтельное Расчетные про- ектировка Гипротранс-моста)
деты: леты отверстие в свету леты
33,6 33,6 32 33 33(33,8)**
44,6 45,0 43 44 44(44,8)
55,0 55,0 53 55 55
66,0 66.0 64 66 66
76,8 76,8 75 77* 77
87,5 87,6 85 88 88(87,52)**
-—. 98,4 96 99* —
109,2 109,2 106 ПО 110(109,52)**
— 127,0 124 132 127,4
144,8 141,5 1 —
— 158,4- 155 — —
* В проектировке 1 95 i г. исключены.
•* В скобках приведены расчетные пролеты ферм е измененными крайними панелями (для замены пролетных строений в существующих мостах старой проектировки).
Рис. X1V-5. Схемы ферм проектировки ПСК 1951 г.
тому же размеры назначались в саженях, а не в метрах. При установлении в типовых проектах расчетных пролетов пришлось в какой-то мере считаться с размерами пролетных строений существующих мостов, так как типовые пролетные строения нужны не только для мостов на новых железнодорожных линиях, но и для замены старых пролетных строений, а также для мостов на вторых путях. Поэтому при составлении в 1924—1925 гт. типовых проектов стальных пролетных строений со сквозными фермами были приняты величины расчетных пролетов, наиболее часто встречающиеся в существующих мостах. Эти величины были немного изменены при типовом проектировании в 1931 — 1933 гг. (см. таблицу).
По типовым проектам 1931 —1933 гг. построено мно
го мостов до Великой Отечественной войны и частично в послевоенный период. Величины расчетных пролетов, принятые в этих проектах, не позволяют ввести единую модульную длину панели, между тем этот размер весьма важен для унификации геометрических ферм, а также и элементов проезжей части. Поэтому в 1944 — 1945 гг. проектной организацией «Проектстальконструкция» (ПСК) при составлении проектов стальных пролетных строений были сделаны отступления от расчетных пролетов, принятых в проектах 1931—1933 гг., и установлены расчетные пролеты, кратные стандартной длине панели в 5,5 л/. Вместе с тем все пролетные строения были разбиты на две серии (рис. XIV.4):
1) пролетами от 33 до 66 м с одинаковой в пределах серии высотой ферм 8,5 м и простой треугольной решеткой;
2) пролетами от 77 до ПО м с Двухрешетчатыми фермами высотой 14 м.
Система решетки второй серии оказалась необходимой для сохранения при подходящем угле наклона раскосов длины панели в 5,5 м. Расстояние между осями ферм было принято для всех пролетных строений равным 5,8 м.
Схемы ферм второй серии проектировки Проектстальконструкция в проектном задании 1951 г. изменены: принята другая стандартная длина панели—
493
11 м и простая треугольная решетка (рис. XIV.5.). Расчетные пролеты 77,0 и 99,0 м при этом исключены из типовых и добавлен расчетный пролет 132,0 м.
Гипротраясмостом в 1953 г. предложен новый вариант выбора расчетных пролетов и унификации основных размеров главных ферм стальных пролетных строений с разбивкой на три серии. Этот вариант с некоторыми изменениями принят для типового проектирования, законченного в 1955 г, (рис. XIV.6J-
Рис. XIV.6. Схемы ферм типовых пролетных строений проектировки Гипротрансмоста.
Приведен полный вес металла по основным типам (включая нее опорных частей, мостового полотна и смотровых приспособлений)
В первую серию типовых проектов 1955 г. входят пролетные строения-с расчетными пролетами 33, 44 и 55 м, с высотой ферм 8,5 м, т. е. такие же, как и на рис. XIV.4.
Для приближения длины пролетных строений к принятой в мостах прежних проектировок, что необходимо при переустройстве старых мостов и строительстве вторых путей, крайние панели ферм пролетами 33 и 44 м могут быть заменены панелями длиной 5,9 м. Расстояние между осями ферм b ~ 5,6 At.
Вторую серию составляют пролетные строения с расчетными пролетами 66 и 77 ж, с высотой ферм 11,25 лс и основной панелью 8,25 ж (см. рис. XIV.6).
Пролетные строения с расчетными пролетами 88 и НО At представляют третью серию. Длина панели принята равной 11,0 At; высота ферм 15 At, ближе к оптимальной, чем принятая в проектах Просктсталькоиструкции высота 494
14 м.. Для привязки к длинам пролетных строений прежних проектировок введены крайние панели длиной 10,76 м.
К указанным типовым проектам пролетных строений для железнодорожных мостов в 1958 г. добавлен проект пролетного строения с расчетным пролетом 127,4 к, необходимого для перекрытия пролета в свету, равного 120 м (судоходный пролет на водных путях и I и Ш классов).
Сократить число элементов и увеличить высоту ферм при сохранении небольшого пролета продольных балок и оптимального угла наклона раскосов можно, конструируя _____________________
нижний пояс как балку /\ /\ /\*
жесткости и располагая / \ \ \ / \ е
поперечные балки не / \ \ \ / \ 7
только в узлах фермы, iiiiiiiiiixicm но и между ними (рис. i | *
XIV.7). Такая по суще- F” '—::
Ству комбинированная рис XIV.7. Схема фермы с жестким нижним поясом статически неопредел и- проектировки НИИ мостов
мая система разработана
Научно-исследовательским институтом мостов МПС (предложение проф. К. Г. Протасова) для сварных пролетных строений, но может быть применена и для клепаных при средних величинах пролетов. Эта система дает экономию в весе по сравнению с обычными типами ферм. Жесткий нижний пояс прн по-
1SM.0
Рис, XIV.8. Схемы фермы с жестким нижним поясом типовых клепано-сварных автодорожных пролетпых строений проектировки ПСК
лигоиальном верхнем поясе имеют также типовые клепано-сварные фермы автодорожных пролетных строений проектировки Проектстальконструкции (рис. XIV.8, а, б, а).
Переход на простую решетку при достаточно больших пролетах приводит к длинным раскосам. Становится затруднительным удержать их гибкость (отношение свободной длины к радиусу инерции сечення) в требуемых или экономически целесообразных границах, что особенно важно для сжатых раскосов. Уменьшение же свободной длины в плоскости ферм может быть достигнуто постановкой дополнительных, не работающих на основную нагрузку элементов, показанных на рис. XIV.5 и на рис. XIV.8, в, что, однако, усложняет изготовление конструкции по сравнению с простой треугольной решеткой. Умснь-
495
шенне свободной длины раскосов с одновременным уменьшением длины панели достигается также применением шпренгельной решетки. Для особенно больших пролетов, как, например, 127, 158м и больше, варианты ферм со шпренгельной решеткой могут оказаться наиболее выгодными.
Стремление к уменьшению свободной длины раскосов при сохранении простой решетки приводит к уменьшению высоты ферм. Теоретически наивыгоднейшей высотой, если не учитывать влияния длины раскосов на их гибкость, т. е. при возможности соответствующего увеличения радиуса инерции сечения, можно считать высоту в_2/5—Уб пролета как'В железнодорожных, так и в автодорожных мостах. Однако в рядё случаев, в особенности прн типе сечений элементов, затрудняющих их развитие (Н-образные сечеиия), а также при объединении пролетных строений с различными расчетными пролетами в одну группу с одинаковой высотой, отношение высоты ферм к пролету принимают меньше указанного выше, например, в 1/7—Ув пролета. Для пролетных строений с ездой поверху высоту ферм для снижения строительной высоты также принимают равной V7—% пролета, Высота ферм во всех случаях не должна быть меньше той, прн которой прогиб ферм равен допускаемому.
Как уже отмечено в гл. XII, прогиб ферм, исполненных нз высокопрочных сталей, получается тем больше прн одинаковой высоте ферм, чем выше предел текучести стали и определяемое этой характеристикой расчетное сопротивление. Если принимать нормы прогибов единые для пролетных строений из различных марок стали (что принципиально правильно, так как минимально допустимая жесткость ферм должна быть установлена из условий безопасного н удобного движения по мосту), то для удовлетворения этим нормам высоту ферм из высокопрочной стали, как правило, придется принимать большей, чем для ферм из обычной углеродистой или низколегированной стали. Таким образом, для ферм из высокопрочных сталей более характерными являются схемы ферм со шпренгельной решеткой. Особенно удачными могут оказаться фермы с жестким нижним поясом (рис. XIV.7, XIV,8). Для уменьшения свободной длины раскосов и элементов сжатого пояса полезно поставить дополнительные треугольники, как на схеме по рис. XIV.8, в (что, естественно, возможно и при параллельных поясах), Уменьшение свободной длины элементов ферм нз высокопрочной стали также важно, так как вследствие большего основного расчетного сопротивления коэффициенты его уменьшения при расчете на устойчивость получаются относительно меньшими.
При полигональном очертании верхнего пояса высоту на цервой от опоры подвеске назначают равной 0,6—0,7 высоты посередине пролета и не менее высоты, требуемой габаритом. Исключение составляют фермы с резко выраженным полигональным, очертанием верхнего пояса, приближающимся к очертанию арочных пролетных строений (см. рис. XIV.8).
2. ПОПЕРЕЧНЫЕ СЕЧЕНИЯ ЭЛЕМЕНТОВ ФЕРМ
В старых мостах поперечное сечение поясов ферм представляло собо? одну вертикальную стейку с уголками и горизонтальными листами (рис. XIV.9) В соответствии с формой поясов н остальные элементы ферм были приспособ лены для прикрепления к одиночным листам. Такие элементы называются одно стенчатыми. Недостаточная жесткость одностенчатых элементов относнтельи« оси стенки заставила перейти к двухстенчатым сечениям, которые, кроме тоге более приспособлены для развития площади их поперечного сечения и фронт расстановки заклепок в узлах ферм. Такие сечения более соответствуют у си ляям в тяжелых мостовых фермах.
При применении соединений на заклепках можно выделить три основны типа элементов ферм: 1) с Н-образными поперечными сечениями; 2) с короС чатыми поперечными сечениями и уголками, повернутыми внутрь коробкЕ 3) с коробчатыми поперечными сечениями и уголками, повернутыми наруж коробки. Первый тип составляется из четырех уголков и листа между ним (рис. XIV. 10,а). Изменение площади поперечного сечения поясов в соотве 496
ствин с различными в разных панелях усилиями осуществляется добавлением вертикальных листов, как показано на рнс. XIV. 10, б, в. Можно также менять
толщину вертикальных листов н уголков, но разность толщин в соседних панелях должна быть не менее 4 мм. Это ограничение обусловлено необходимостью
применять в стыках прокладки, толщина которых конструктивно не должна
быть слишком малой. Ширину вертикальных полок уголков желательно со-
хранять постоянной по всей длине пояса, для того чтобы не нарушать риски,
по которым в стыках располагаются заклепки. Такое же поперечное сечение можно придать раскосам, проектируя их в зависимости от необходимой по усилию пло-
щади без вертикальных листов нли с вертикальными
листами.
Рис. XIV.9. Одностенчатые Рис. XIV.10. Н-образные сечения элементов пояса (верхний и нижний)
кондукторах дает точное положение от-
Достоинством Н-образных сечений является простота нх изготовления — все заклепки могут быть поставлены машинным способом на скобе; сверление отверстий для монтажных заклепок производится на объемлющих стационарных кондукторах; для объединения ветвей в единый элемент ие требуется никаких дополнительных частей (планок, диафрагм, соединительной решетки).
Прн наличии отмеченных достоинств Н-образные элементы имеют н существенные недостатки. Соединительные листы горизонтальных поясов Н-об-разного сечення образуют вместе с полками уголков и вертикальными листами закрытые снизу корыта, которые легко засоряются, вода, несмотря на наличие в горизонтальных листах специальных дренажных отверстий (диаметром обычно в 50 мм), застаивается н может вызвать интенсивное ржавление металла. Сверление отверстий для монтажных заклепок на стационарных двухплоскостпых
верстий только на вертикальных плоскостях, вследствие чего стыки горизонтальных листов непосредственно не перекрываются: площадь их поперечного сечения возмещается в стыке набором необходимой площади поперечного сечения вертикальных накладок. Такое непрямое перекрытие стыков, как показали теоретические и экспериментальные исследования, ведет к местным, иногда довольно большим перенапряжениям металла. Этот недостаток, впрочем, может быть устранен применением накладных кондукторов и соответствующим конструированием узлов ферм, допускающим выклепку монтажных заклепок нли постановку фрикционных болтов в горизонтальных накладках.
Развитие поперечного сечения Н-образных элементов ограничено условием местной устойчивости вертикальных листов. Поэтому Н-образные элементы при большой их длине имеют большую гибкость в плоскости ферм. Следствием этого являются пониженные по сравнению с элементами других поперечных сечений значения коэффициентов уменьшения расчетных сопротивлений 17 Зак. 19 497
в сжатых элементах, невыгодное использование металла н повышенные напряжения от изгиба под действием собственного веса элементов. При больших усилиях Н-образные элементы, кроме того, оказываются весьма неконструктивными: большое число толстых вертикальных листов создает большую толщину склепываемых пакетов и большое число телодыр для заводских заклепок; для перекрытия стыков требуются, кроме основных, дополнительные узкие накладки и прокладки.
Поперечные сечения коробчатого (двухшвеллерного) типа с уголками, повернутыми внутрь коробки, показаны на рис. XIV.11. Изменение площади поперечного сечения элементов поясов таких сечений достигается такими же приемами, как в элементах Ы-образного сечення. При необходимости можно применять листы, поставленные в плоскости полок уголков, причем нх ширина должна равняться расстоянию между кромками вертикальных полок уголков за вычетом не менее 1 см (за счет допусков в размерах проката). Такие листы, однако, требуют большего числа связующих заклепок, так как вдоль нх кромок требуется меньший заклепочный шаг.
Рис. XIV.13. Сечения нижних поясов и раскосов коробчатого типа с уголками наружу
Отдельные ветви элементов коробчатого сечения соединяются широкими планками (преимущественно) или (в прежних проектировках) решеточкой из узких планок и уголков (см. § 1, п. 3, гл. XIV). Эти соединительные детали показаны на рис. XIV.11 пунктиром.
Такого типа сечення, как на рис. XIV.ll, придают обычно нижним поясам и раскосам, но возможно их применение и для верхних поясов. Достоинством элементов коробчатого сечения является большая возможность нх развития по сравнению с Н-образными элементами и, следовательно, более выгодное использование металла в сжатых элементах при значительных усилиях и больших длинах элементов.
Для рассматриваемого типа поперечных сечений при сохранении во всех элементах одинаковой ширины по наружному контуру имеется возможность сверления отверстий для монтажных заклепок на стационарных объемлющих кондукторах.
Недостаток элементов, имеющих показанные на рис. XIV. 11 поперечные сечення, в том, что планки или соединительную решетку нельзя приклепать машинным способом (на скобе).
Для устранения отмеченного недостатка коробчатых сечений следует повернуть уголки наружу, в результате чего получится третий тип поперечны* 498
сечений элементов ферм (рис. XIV.12 и XIV.13), Из иих сечения, показанные на рис. XIV.12, пригодны для верхних поясов и первых раскосов, являющихся ногами портальных рам, сечения же, показанные на рис. XIV.13, — для нижних поясов и раскосов. Изменение площади поперечного сечения в разных па-
нелях осуществляется аналогично указанному выше.
Элементы, имеющие поперечные сечения типа, представленного иа рис. XIV.12 и XIV.13, могут быть полностью (включая и соединительные планки) склепаны машинным способом на скобе. Однако сверление отверстий для монтажных заклепок на стационарных кондукторах простейшего типа при таком поперечном сечении уже невозможно. В этом случае отверстия сверлят по накладным кондукторам с предварительным образованием маячных отверстий на пространственном кондукторе. Отметим, что небольшим недостатком коробчатых сечений с уголками, повернутыми наружу, является, как увидим дальше, усложнение прикрепления поперечных балок (при езде понизу).
При оценке различных типов сеченнй элементов ферм, кроме изло
женного выше, надо принять во внимание н влияние допусков в толщи-
не металла на точность изготовления элементов.
В элементах, имеющих Н-образные и коробчатые с уголками внутрь сечения, необходимо точно выдержать расстояние между наружными гранями элемента; при коробчатых сечениях с уголками наружу — расстояние в свету внутри коробки. В первом случае однозначные допуски в толщине
Рис. XIV.14, Разновидности поперечных сечений элементов
всех листов вертикального пакета существенно влияют на точность изготовления, во втором случае точное расстояние между внутренними гранями вертикальных пакетов легко обеспечить внутренними поперечными листами (диафрагмами), которым придается точный размер по ширине.
Дополнительно к показанным на рис. XIV.10—XIV.13 типам поперечных сечений элементов ферм приведем некоторые разновидности сечений (рис. XIV.14). Элементы с поперечными сечениями по рис. XIV.14, а и бмогли бы быть использованы в качестве верхних поясов пролетных строений с ездой поверху. Если мостовые брусья укладываются непосредственно на верхние пояса, то уменьшение ширины горизонтального листа, получаемое в типах по рис. XIV. 14, а и б, по сравнению с типом согласно рис, XIV. 12 полезно как приводящее к более центральному давлению от мостовых брусьев. Некоторое преимущество сечения по типам а и б (см, рис. XIV,14) могут иметь для крайних раскосов, входящих в состав опорных рам. Отсутствие верхних наружных уголков упрощает прикрепление таких элементов к узловым фасонкам, так как поперечный лист без выреза его в узлах свободно входит внутрь узла между фасонками (см. ниже рис. XIV.55),
Сечение по типу б (см. рис. XIV.14) используется иногда для сжатых раскосов в связи с тем, что наличие сплошного листа, соединяющего ветви сечения, облегчает работу планок, расположенных bJ плоскости, показанной на рисунке пунктиром (см. гл. XVI, § 3).
Сечення по типу, представленному на рис. XIV.14, в, могут оказаться рациональными для очень мощных сжатых элементов, так как наличие среднего соединительного листа существенно облегчает работу соединительных плаиок, плоскости расположения которых показаны пунктиром.
Из приведенных характеристик различных типов поперечных сечений элементов ферм можно сделать вывод, что наиболее простыми для изготовления являются элементы Н-образиого сечення, ио только для элементов с относительно небольшими усилиями н небольшой длины (в особенности, если элементы сжаты), т. е. в фермах малых н средних пролетов. В фермах больших пролетов прн большой длине элементов (например, при простой решетке без шпренгелей) предпочтительнее иметь элементы коробчатого сечения, а именно:
17* 499
для верхних поясов и крайних раскосов (портальных ног) — по рис. XIV. 12,
для нижних поясов и раскосов — по рис. XIV.I1 или XIV.13 при условии
использования пространственного кондуктора для образования маячных от-
верстий.
Возможно и смешанное решение: часть элементов делают Н-образного сечения (например, растянутые раскосы, подвески), а другую часть — коробчатого (сжатые пояса, сжатые раскосы).
Основные размеры поперечного сечения элементов ферм — высота (размер в плоскости фермы по направлению, перпендикулярному оси элемента) и ширина — диктуются наиболее выгодным использованием металла и некоторыми конструктивными и производственными соображениями. Для наиболее сильно сжатых элементов — в средних панелях верхнего пояса и в опорных раскосах— желательно иметь примерно равные гибкости в плоскости фермы и из плоскости фермы, т, е. при равных свободных длинах примерно одинаковые моменты инерции сечения относительно двух главных осей. Этим условием будет определяться оптимальное расстояние между ветвями элемента (ширина коробчатого сечеиия). Кроме того, свободный просвет (расстояние между уголками в сечениях типа, показанного иа рис. XIV. 11) для возможности сборки и клепки стыков должен быть не менее 200 мм. Из тех же соображений расстояние между стенками элементов ферм не следует назначать менее 400 мм, допуская лишь для невысоких легких элементов 300 мм, С другой стороны, излишняя ширина сечеиия увеличивает вес металла на соединительные планки, диафрагмы и т. п.
Высота элементов ферм зависит от необходимой площади поперечного сечения и возможности удовлетворительного конструктивного изменения сечения в разных панелях (для поясов). В фермах, рассчитываемых в предположении шарнирного соединения элементов в узлах, высота элементов не должна превышать 1/15 их длины. Если это условие не выполнено, учет жесткости узлов является обязательным.
При назначении ширины элементов необходимо обращать внимание на расположение фасонных листов в узлах фермы относительно прикрепляемых к ним элементов. Прикрепление элементов решетки ферм как к нижиим, так и к верхним узлам должно осуществляться без искривления листов и других частей элементов н по возможности без применения прокладок. Надо также обеспечить удобное перекрытие стыков элементов поясов, имеющих разное число вертикальных листов или разную их толщину. Для выполнения этого условия расстояние между узловыми фасонками в свету, как правило, должно быть одинаковым во всех узлах, а значит и соответствующие размеры элементов решетки (наружные или внутренние, в зависимости от типа сечения) должны быть тоже одинаковыми. Соединение элементов поясов совершается с использованием в некоторых узлах прокладок. При этом толщина пакета листов (включая стыковые накладки, фасонки и полки уголков) для удовлетворительного выполнения клепки не должна быть более величин, указанных на стр. 450.
Для всех сжатых стержней должны быть выполнены требования допускаемого соотношения между толщиной пакета и расстоянием Ъ или с между ближайшими рисками заклепок, прикрепляющих пакет к уголкам (см. рис. XIV. 11 и XIV-12), а также соотношения между толщиной листа нлн пакета и расстоянием Ь\ (см. рис, XIV, 10) от неокаймленного края одиночного листа или пакета до ближайшей риски заклепок. Эти требования обеспечивают местную устойчивость пакета листов (см. приложение 13).
В состав элементов решетки ферм лучше включать в каждую ветвь одиночные листы (если это позволяет получающаяся толщина листа), а не пакеты листов, так как последние увеличивают число связующих заклепок.
Элементы стальных пролетных строений и их детали должны составляться из листов и уголков, наименьшие размеры которых ограничены условиями сопротивляемости ржавлению и возможности постановки заклепок достаточного диаметра, а также и другими конструктивными требованиями. Листы должны иметь толщину не менее 10 мм, уголки в основных элементах — калибр не менее 80 + 80 X 8 . Наибольшую толщину проката в кле-500
паных конструкциях рекомендуется принимать (согласно СН 200—62) не более 20 мм.
Размеры поперечных сечений элементов ферм должны быть подчинены также габаритным размерам оборудования, на котором онн изготовляются (например, размерам скобы для клепки, расстоянию между плоскостями стационарного кондуктора и т. д.), а также унифицированным расстояниям между заклепками, соответствующим конструкции кондукторов, по которым сверлят отверстия для монтажных заклепок, шагу сверлильных станков при «бездыр-ной» сборке элементов и т, п, (обычно эти расстояния делают кратными 80 мм).
Сечения сварных элементов главных ферм приведены на рис. XIV. 15. Наиболее технологичными являются элементы Н-образного сечення (рис. XIV. 15, а), допускающие удобное использование оборудования для автоматической сварки под слоем флюса и наименее подверженные короблению при сварке. Однако в связи с недостатками Н-образных сечений, отмеченных выше, чаще применяются, в особенности для сжатых элементов большой длины, ко-
Ф г) 8)
Рис. XIV.15. Сечения сварных элементен главных ферм
робчатые сечения различных типов (рнс. XIV. 15, б — е). Сечения типа б пригодны для нижних поясов, типа в — для верхних поясов, типа г— для раскосов, типа <9 - для всех основных элементов ферм. Вместо соединительных планок нлн решетки в сварных элементах следует применять перфорированные листы (см. рис. XIV. 19). В зарубежной практике имеются примеры полностью замкнутых сеченнй элементов ферм (рис. XIV.15, с). По концам таких элементов ставят глухие диафрагмы, препятствующие проникновению влаги внутрь элементов. Такие сечення особенно выгодны для сжатых элементов.
Небольшие выпуски свариваемых листов (см. рнс. XIV. 15, в) устраивали для обеспечения необходимых условий наложения швов.
В настоящее время на наших заводах освоены автоматы как для наложения наружных угловых швов без выпусков листов, так и для сварки листов со стороны внутренней полости коробчатых элементов, н, таким образом, необходимость выпусков листов отпадает, если только онн не вызваны стремлением увеличить площадь поперечного сечения, как, например, в элементе по типу б.
Высота и ширина сеченнй сварных элементов определяются в основном теми же соображениями, что и элементов клепаных.
Условна, связанные со сверлением отверстий на концах элементов при монтажных соединениях на фрикционных болтах или заклепках, сохраняются и для сварных элементов.
Дополнительно надо учесть, что для сварки внутри элемента его внутренние размеры должны отвечать габариту сварочного автомата (для автомата, имеющегося на Воронежском заводе металлоконструкции, этот габарит — 440 X 460 мм).
Изменение площади поперечного сечення сварных элементов поясов в различных панелях достигается изменением толщины листов прн сохранении высоты элементов. Разность толщин стыкуемых в узле листов не должна быть, так же как я в клепаных элементах, меньше 4 мм. Наибольшая толщина проката в сварных мостовых конструкциях принята равной 50 мм для углеродистой стали н 40 мм для низколегированной. Столь значительные величины приняты исходя из конструктивных особенностей сварных элементов (нежелательности применять пакеты листов) с учетом обязательного использования только успокоенных сталей. Однако без крайней необходимости не следует прибегать к та-»
501
ким большим толщинам, так как чем толще прокат, тем труднее обеспечить
требуемые для металла механические характеристики; лучше ориентировать-
ся на толщины не более 20—30 мм.
Наличие отверстий для монтажных заклепок или болтов приводит к необходимости учета преимущественно в растянутых элементах ослабления сечеиия элемента при его подборе и заставляет делать сварные элементы с такой же площадью поперечного сечения, как и клепаные. Чтобы получить снижение веса болто-сварных или клепано-сварных пролетных строений по сравнению с клепаными, можно применить на концах элементов так называемые усилители (компенсаторы). Их устройство заключается в том, что вертикальные листы в месте примыкания элемента к узлу заменяют другими, обычно большей тол-
Пт)
Фасонка
„ Усилитель
Ось элемента _>
ф ^Фасонка.
; Вертина/м- Усилитель-лист _________________ i
\Ось элемента. ' Г
’ "Усилитель I
I Ось элемента
Рис, XIV.16, Усилители (компенсаторы ослаблений)
щины, с таким расчетом, чтобы площадь поперечного сечения элемента в узле с учетом ослабления была равна площади его поперечного сечения вне узла.
Усилители можно устраивать различно: 1) с утолщением внутрь элемента; 2) с утолщением в наружную сторону и 3) в виде накладки (рис, XIV, 16). При первом способе (рис, XIV. 16, а) можно сохранить одинаковое расстояние между наружными плоскостями всех элементов при разной толщине листов усилителя, что удобно для сверления отверстий на стационарных двухплоскостных кондукторах, по требует вырезки соединительного листа. Второй способ (рис. XIV, 16, б) не имеет этих неудобств, но для возможности сверления отверстий на одном стационарном кондукторе при такой конструкции необходимо иметь усилители во всех узлах одинаковой толщины (при одинаковой ширине перпендикулярных к вертикальной плоскости листов), что приводит к некоторому перерасходу металла по сравнению с первым способом. Устройство усилителей как накладок (рис. XIV. 16, в) с приваркой валиковыми швами требует специального расчета для обеспечения вибрационной прочности таких соединений.
Хотя применение усилителей и позволяет получить некоторую экономию металла, но усложняет производственный процесс, так как появляется много ответственных швов в стыках усилителей с основными элементами. При этом стыковании часто наблюдается коробление концов элемента. Поэтому целесообразность использования усилителей должна быть тщательно проверена экономическими подсчетами и оправдана соответствующей технологией сварки, исключающей недопустимые деформации элементов.
3. СВЯЗИ МЕЖДУ ВЕТВЯМИ ЭЛЕМЕНТОВ ФЕРМ
Для обеспечения совместной работы обеих ветвей элемента двухст ей чато го сечения и для придания ему достаточной жесткости иетолько'в плоскости фермы, но и из плоскости фермы ставят планки (рис, XIV,17), соединительную решетку из уголков и полос (рис. XIV. 18) или перфорированные листы (рис. XIV, 19). 502
В сжатых и сжато-вытянутых элементах соединительные планки ставят по расчету на условную поперечную силу, придавая им для обеспечения местной устойчивости толщину не менее х/45 расстояния между ближайшими рисками заклепок, прикрепляющих плаики к уголкам. Толщина планок, кроме того, должна быть ие менее 10 мм в основных элементах железнодорожных пролет*
Г*—. с —
1 И ^13
с J
а—-н
Рис. XIV.I7. Соединительные планки
ных строений и не менее 8 мм в элементах автодорожных пролетных строении,
а также в дополнительных элементах железнодорожных пролетных строений (элементы, работающие только на постоянную нагрузку, растянутые элементы связей).
Размер планок вдоль оси элементов а (см. рис. XIV. 17) как в сжатых, так и в растянутых элементах делают не менее 0,75 Ь. Расстояние с между планками (между крайними заклепками) в растянутых элементах конструктивно назначается обычно рав-
ным 2 Ь.
Вблизи концов элементов рекомендуется ставить планки, имеющие длину (размер вдоль оси элемента) в сжатых и сжато-вытянутых элементах в 1,7 раза, а в растянутых — в 1,3 раза больше, чем длина промежуточных планок.
Концевые планки должны быть поставлены воз-
Рис. XIV.18. Соединительная решетка
можно ближе к узлу, но так, чтобы не мешать производству работ по клепке в узле. Назначение концевых планок, кроме соединения ветвей, — выравнивать усилия в ветвях элемента, а также погашать моменты от виецентренного прикрепления ветвей элементов к узловым фасонкам.
Соединительная решетка нз уголков и полос менее удобна в отношении изготовления элементов и в современном проектировании применяется редко. Некоторые типы соединительных решеток показаны на рис. XIV. 18, а. Решетка по типу / образована уголками, повернутыми полками в разные стороны и поставленными на общие заклепки. Решетка по типу II также представляет собой треугольную решетку из уголков, но с полками, обращенными в одну сторону, вследствие чего каждый уголок приходится прикреплять своими заклепками. Вместо уголков при той же схеме соединительной решетки можно применять узкие полосы, если это оправдывается расчетом. Крестовая решетка из полос изображена на рис. XIV. 18, тип III.
503
Угол между диагоналями соединительной решетки и осью элемента должен быть при двойной решетке не менее 45е, а при одиночной — не менее 60е. В противном случае решетка будет плохо выполнять свое назначение, так как при небольших деформациях диагоналей будут возможны значительные изменения расстояния между ветвями элементов фермы.
Рис. XIV.19. Соединительные перфорированные листы
Следует по возможности стремиться к центрированию прикрепления диагоналей решетки — оси сходящихся диагоналей и ось ветви элемента должны пересекаться в одной точке.
По концам элементов и при наличии соединительной решетки также ставят широкие планки (см. рис. XIV. 18, б).
1! *
а) цо ' 6)
Рис. XIV.20. Диафрагма в элементах фермы; а —в клепаных: б—в сварных
Применение перфорированных листов в клепаных элементах целесообразно в тех случаях, когда количество заклепок для прикрепления планок по рис. XIV. 17, а вследствие этого и ширина планок становятся чрезмерно большими. При мощных ветвях устройство раздельных планок, так же как и соединительной решетки, может оказаться даже неосуществимым (по^ условию нх прикрепления).
В сварных элементах железнодорожных пролетных строений применение соединительных планок и решетки не допускается (за исключением слабо работающих элементов связей) вследствие концентрации напряжений в местах приварки планок или соединительной решетки и опасности появления здесь усталостных трещин. Для соединения ветвей сварных элементов железнодорожных пролетных строений следует применять только перфорированные или сплошные листы.
В сварных элементах автодорожных пролетных строений соединительная решетка из уголков или полос по той же причине также не допускается. Соединительные плаики как создающие меньшую концентрацию напряжений применять можно, но и в этих пролетных строениях предпочтительнее иметь вместо планок перфорированные листы.
В тех случаях, когда сечение замкнуто со всех сторон и не изолировано от-
504
проникания внутрь влаги, по крайней мере, один нз листов должен иметь перфорацию шириной не менее 250 лш для возможности окраски металла.
К связям между ветвями элементов относятся еще диафрагмы — листы, поставленные перпендикулярно осн элемента н прикрепленные к его ветвям уголками и заклепками в клепаных элементах (рнс. XIV,20, а) и сварными швами в сварных (рис. XIV.20, б). Назначение диафрагм в сжатых и сжатовытянутых элементах — препятствовать потере устойчивости стержня по диагональному направлению, т. е. искажению прямоугольного сечения в параллелограмм (рис. XIV.21). Диафрагмы, кроме того, нужны во всех коробчатых элементах ферм для придания нм необходимой жесткости н неизменяемости формы их поперечного сечения прн нзготовленнн на заводе, перевозке, погрузке, подаче на монтаж и т. п. Диафрагмы в сжатом элементе рекомен
Рис. XIV.21, Возможная деформация элемента при отсутствии диафрагм
Рис. XIV.22. Соединение ветвей элементов двутаврового сечения
дуется ставить вблизи его концов н по всей длине с промежутками не более 3 эй. Диафрагмы в растянутых элементах ставят (по условиям оформлення*эле-ментов на заводе н нх перевозки) в концевых участках, возможно ближе к узловым фасонкам.
В сварных элементах диафрагмы следует приваривать только к вертикальным листам, причем расстояние от свободной кромки диафрагмы до соответствующего листа должно быть не менее 50 мм. Приварка диафрагмы по всему контуру привела бы к большим остаточным напряжениям в ней н к понижению вследствие этого усталостной прочности конструкции.
В элементах двутаврового профиля планки нли соединительная решетка зажимаются между уголками (рис. XIV.22, а) или приклепываются на полки уголков (рнс. XIV.22, б), К недостаткам первой конструкции относится наличие узких щелей между уголками стержня, затрудняющих окраску, вследствие чего эти щели рекомендуется заполнять прокладками. Недостатком второй конструкции является эксцентричное прикрепление диагоналей решётки. Поэтому наилучшим решением для двутавровых элементов ферм следует считать постановку сплошного листа между уголками элемента двутаврового сечения (рнс, XIV.22, s), несмотря на получающийся при этом несколько больший его вес; но и конструкция с зажатыми между уголками планками вполне допустима.
§ 2. ПРОЕЗЖАЯ ЧАСТЬ ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Проезжая часть пролетных строений состоит, как указано в § 3 гл. XII, из мостового полотна, продольных и поперечных балок, связей между продольными балками. В пролетных строениях с ездой поверху, имеющих расстояние между осями ферм не более 2,3—2,5 м, продольные и поперечные балки не нужны, и проезжая часть, следовательно, состоит только из мостового полотна. 17В Зак. 19 .505
Конструкция продольных и поперечных балок во многом идентична с конструкцией главных балок пролетных строений со сплошными балками, описанной в § 1 гл. XIII. Клепаные продольные балки составляют из вертикального листа, четырех уголков и горизонтальных листов. По причине, указанной в § 1 гл. XIII, верхний пояс продольной балки при опирании на нее мостовых брусьев обязательно должен иметь горизонтальный лист, протянутый на всю длину балки.
Рис. XIV.23. Прикрепление продольных балок к поперечным и связи между продольными балками iio типовому проекту пролетных строений под железную дорогу / = 66,0—77,0 м (Гипротрансмост)
В состав нижнего пояса также, как правило, входит горизонтальный лист, но если при минимально допустимом калибре уголков (100 + 100 х 10), при минимальной толщине и ширине верхнего горизонтального листа (240 X X 10 лиг) и принятой высоте продольной балки ее сечеиие проходит по расчету без нижнего горизонтального листа, то последний нет необходимости ставить.
Нормальное расстояние между продольными балками 1,9—2,0 лг.
Из удобства прикрепления продольных балок к поперечным их высоты желательно сделать одинаковыми — примерно около .j-rVo.s пролета продольной балки. В двухпутных пролетных строениях такое решение в связи с большим расчетным пролетом поперечной балки становится неэкономичными высоты балок — продольной и поперечной — часто приходится делать разными. Поперечные балкн также имеют двутавровое поперечное сечение обычно с одиой-двумя парами горизонтальных листов. По одному листу в каждом поясе балки рекомендуется довести до ее опорных сечений. Вторые листы можно закончить по эпюре моментов. В сварном исполнении продольные и поперечные балки имеют двутавровое сечение из вертикального и горизонтальных листов.
Назначение размеров частей продольных и поперечных балок, конструкция и размещение уголков или ребер жесткости освещены в § 1 гл. ХШ. 506
Прикрепление продольных балок к поперечным проектируют исходя из условий передачи поперечной силы и опорного момента, который является следствием фактической (хотя и неполной) неразрезиости продольных балок.
На рис. XIV.23 показано прикрепление продольных балок к поперечным по типовому проекту пролетных строений II серии (Гипротрансмост), Одинаковая высота балок позволяет поставить верхнюю и нижнюю горизонтальные накладки, воспринимающие опорный момент (так называемые «рыбки»1).
Эти накладки двойные, толщина каждого листа 10 мм. В верхнем поясе одна накладка поставлена в плоскости горизонтального листа, вторая сверху. Это сделано для уменьшения глубины врубки в мостовых брусьях, укладываемых на верхние пояса продольных балок, а в крайних их участках на «рыбки». Кроме того, при этом получаются хорошие условия прикрепления «рыбок» — одна накладка перекрывает стык уголков, другая — горизонтальных листов.
Внизу в связи с отсутствием горизонтального листа в нижнем поясе балки
Рис. XIV.25. Конструкция концевых частей крайних продольных балок
Рис. XIV.24. Поперечный разрез к рис. XIV.23
накладки уложены одна на другую и перекрывают горизонтальные полки уголков. Длина иакладок разная, что улучшает работу заклепок, прикрепляющих накладки.
Вертикальные листы продольных балок зажимают между парными уголками, которые другими своими полками прикрепляют (монтажными заклепками) к стенке поперечной балки. Через эти уголки и прикрепляющие их заклепки передается поперечная сила (опорная реакция продольной балки). Верхняя и иижпяя кромки вертикального листа продольной балки скошены, что позволяет не делать вырубки этого листа на толщину горизонтальной полки уголка поперечной балки (как это делали в прежних проектах) и не применять прокладки под полки уголков, прилегающие к стенке поперечной балки.
Между продольными балками в плоскости их верхних поясов должны быть устроены продольные связи. Через 3—4 м ставят поперечные связи (рис. XIV.23 и XIV.24). Продольные и поперечные связи имеют такую же конструкцию, как и в пролетных строениях со сплошными главными балками.
1 Название «рыбки»— условное, возникшее тогда, когда накладки, воспринимающие опорные моменты в месте прикрепления продольных балок, проектировали переменной ширины; накладки имели рыбообразное очертание,
17В:
507
•Ф- заводская заклепка, * фрикционный Ssjm)
Рис, XIV-26. Конструкция продольных связей между сварными балками. Проект железнодорожного пролетного строения (=110 м (Гипротрансмост)
Рис. XIV.27. Прикрепление продольной балки пролетного строения при помощи «столика»
Между мостовыми брусьями и фасонками связей следует иметь достаточный зазор (3—4 см) для того, чтобы мостовые брусья не нажимали при прогибе на фасонки элементов связей между продольными балками. Для этого между горизонтальными полками уголков продольных балок и фасонками связей предусмотрены прокладки. Поперечные связи прикрепляют к уголкам жесткости и к’горизонтальным фасонкам продольных связей, как показано на рис, XIV,24, Нижняя фасонка в среднем узле поперечных связей выпущена вниз и используется для подвешивания к поперечным связям диагоналей продольных
фермами,
XIV. 25 показана конструкция консолей, продольных балках для сопряжения
связей между
На рис. на крайних
устраиваемых железнодорож-
Рис. XIV-28. Прикрепление продольной балки пролетного строения 158,4 м (Лентранс-мостпроект) с применением двух «рыбок»
кого пути на соседних пролетных строениях или на пролетном строении и устое. В отличие от прежних проектировок в действующих типовых проектах коисоль сделана одинаковой высоты с продольной балкой, что допускает постановку верхней и нижней накладок («рыбок»), надежно прикрепляющих консоль.
Верхний пояс консоли представляет собой два неравнобоких уголка 200 ф- 120 х 12, на которые через накладку опирается мостовой брус, соединяемый с противоугонным уголком (см. описание мостового полотна, §3,гл. XII).
Аналогично выполняется прикрепление сварных балок к поперечным, если монтажные соединения выполняются иа заклепках. Вместо скоса кромок вертикального листа для уменьшения концентрации напряжений лучше делать выкружки.
При монтажных соединениях на фрикционных болтах продоль
508
ные связи между продольными балками целесообразно расположить в несколько пониженном уровне, прикрепляя диагонали связей к фасонкам, приваренным к стенке балки (рис. XIV.26). При такой конструкции гайки болтов не будут мешать укладке мостовых брусьев.
Если продольная балка ниже поперечной, то применяется прикрепление при помощи верхней «рыбки» и «столика» (рис. XIV,27). В качестве варианта прикрепления продольной балки к поперечной при разной их высоте на рис. XIV.28 приведена конструкция, в которой столики соседних продольных балок соединены в уровне низа поперечной балки накладками-«рыбками», что совместно с верхней «рыбкой» лучше соответствует передаче опорного момента, чем прикрепление по типу рис. X1V.27.
Прикрепление поперечных балок к главным фермам обычно осуществляют при помощи вертикальных уголков и угловых фасонок, нижние кромки КО-
Рис. XIV.29. Поперечная балка типовых железнодорожных пролетных строений пролетами I = 66,0—77,0 м (Гн протрансмост)
торых посредством горизонтальных уголков прикрепляют к верхнему поясу поперечной балки (рис. XIV.29). Нижние пояса поперечных балок соединяют с фасонками продольных связей между фермами.
Развитие фронта заклепок нли фрикционных болтов, прикрепляющих поперечную балку к элементам главных ферм, обусловливается необходимостью передать поперечную силу и, кроме того, несколько улучшить воспринятое заклепками опорного момента, который при рассматриваемом способе прикрепления поперечных балок неизбежно возникает, хотя и уменьшается за счет податливости заклепочных соединений. При этом верхние заклепки, поставленные в вертикальных полках, перпендикулярных плоскости поперечных балок, работают на отрыв головок.
В опорных поперечных балках высоту вертикальных уголков, прикрепляющих их к главным фермам, приходится уменьшать, чтобы не увеличивать высоту фасонки в опорном узле сверх необходимой по прикреплению к узлу элементов фермы (см. рис. XIV.29, справа).
Особенность конструкции опорной поперечной балки состоит еще в том, чтоона должна быть приспособлена к воспринятою давлений домкратов, посредством которых производят подъемку пролетного строения (при монтаже, при выправке опорных частей и в тому подобных случаях). С этой целью ставят дополнительные уголки жесткости, прокладки и накладки, усиливающие стенку балки (см. рис. XIV.29).
Сварные поперечные балки можно прикреплять к главным фермам так же, как и клепаные, с тем различием, что угловые фасонки приваривают заводскими швами к верхнему горизонтальному листу поперечной балки (рис. XIV.30). Во избежание концентрации напряжений нижний острый угол фа-
509
Рис. XIV.30. Прикрепление сварных балок к главным фермам. Проект пролетного строения 1= = 110 ж (Гнпротрансмост)
сонки смягчают устройством выкружки. Вертикальные уголки в конструкции па рис. XIV.30 показаны приклепанными заводскими заклепками к стенке поперечной балки и к угловой фасонке. В других полках этих уголков следует поставить монтажные фрикционные болты или в клепано-сварной конструкции заклепки.
При использовании фрикционных болтов часть верхних болтов будет воспринимать растягивающие усилия от опорного момента. Эти усилия, складываясь с усилиями предварительного натяжения болтов, могут вызвать напряжения в них, превосходящие расчетное сопротивление материала. Поэтому, как и в случае применения заклепок, при прикреплении фрикционными болтами угловые фасонки и развитие фронта постановки болтов нужны, причем рекомендуется определять опорный момент, рассматривая поперечную раму, составленную из поперечной балкн, подвесок или стоек ферм и верхней распорки продольных связей (или поперечных связей, если они имеются), а затем рассчитать болтовое соединение, например, по способу, изложенному в гл. XVI.
Вместо вертикальных уголков прикрепления можно было бы предусмотреть лист, приваренный к кромкам вертикального листа поперечной балки
и угловой фасонки.
Однако при такой конструкции возможный изгнб поперечных балок из
их плоскости под действием сил, направленных вдоль оси пролетного строения, вызывает неблагоприятные условия работы швов, прикрепляющих приваренный
Рис. XIV.31. Прикрепление сварной поперечной балки к клепапо-сварной ферме при Н-образном нижнем поясе
с!50+10№в
Рис. XIV..32. Прикрепление поперечной балки к ферме прн коробчатом нижнем поясе с уголками, повернутыми горнзон-тальными полками наружу (варианты Ги-протрансмоста)
510
к поперечной балке лист (один из швов работает на отрыв). Поэтому прикрепление вертикальными уголками надежнее и рекомендуется СН 200—62.
При Н-образных нижних поясах ферм фасонку, к которой прикрепляется нижний пояс поперечной балкн, проще всего расположить в плоскости горизонтального листа нижнего пояса (рис. XIV.31). К этой же фасонке прикрепляются и диагонали продольных связей между фермами. Фасонка прикрепляется уголками 1, вертикальные полки которых предпочтительнее принять не меиее 180—200 лш с тем, чтобы расположить заклепки или фрикционные болты в два ряда и тем самым уменьшить работу уголков на «размалковку», а заклепок— на отрыв головок. Вертикальные
полки уголков, прикрепляющих горизонтальную фасонку, можно использовать как накладки, перекрывающие совместно с вертикальными фасонками и внутренними накладками стык элементов нижнего пояса, что и показано на рис. XIV.31. Стейка поперечной балки прикрепляется уголками 200 -| 120 X 12. Применена угловая фасонка для увеличения фронта размещения заклепок.
На рис. X1V.32 отражены особенности прикрепления поперечной балки в пролетных строениях, имеющих нижиие пояса коробчатого сечения с уголками, повернутыми наружу. В связи с этим фасонный угловой лист, вставленный в плоскость вертикального листа поперечной балки, имеет внизу вырез. Во избежание концентрации напряжений сопряжение кромок в месте выреза необходимо сделать по окружности радиусом не менее 50 л-ьи. Кроме того, прилегающую к вырезу часть фасонного листа усиливают накладками.
Рис. XIV.33. Проезжая часть при езде поверху с «этажным» расположением балок
Стык стенки балки с фасонным угловым листом перекрыт накладками. Замену фасонным листом вертикального листа поперечной балки в месте ее прикрепления (как иа рис. XIV.32) рекомендуется делать в тех случаях, когда в пределах высоты поперечной балки размещается мало заклепок или фрикционных болтов (примерно менее 60—70% общего их числа, необходимого для прикрепления поперечной балки).
Если фронт размещения заклепок непосредственно в стенке поперечной балки достаточен, следует применять более простой способ прикрепления без вставки фасонного листа (например, как на рис. XIV.29).
При езде поверху в тех сравнительно редких случаях, когда не представляется возможным уложить мостовые брусья непосредственно на верхние пояса ферм, проезжую часть можно устроить так, как показано на рис. XIV.33, а именно: прикрепить поперечные балки к главным фермам с совмещением в одном уровне верха поперечной балки и пояса главной фермы; продольные балки при этом ставят на поперечные. Продольные связи между фермами приклепывают к фасонкам, прикрепленным к верхним поясам ферм сверху. К этим же фасонкам прикрепляют и верхние пояса поперечных балок. Конструкция несложна в изготовлении, ио постановка продольных балок на поперечные увеличивает строительную высоту пролетного строения. Если опустить продольные балки, прикрепив их к поперечным в одном уровне, так же как и при езде понизу, то диагонали продольных связей ферм, расположенные по-прежнему в плоскости верхних горизонтальных фасонок, при встрече их с продольными балками придется прерывать, что усложнит изготовление и монтаж связей. Если же поставить связи между фермами в плоскости фасонок, приклепанных к нижним поясам поперечных балок, то горизонтальная ферма, которую должны представлять
5П
связи, не будет иметь поясов, непосредственно связанных с решеткой (с диагоналями связей).
Хорошее решение получается, если горизонтальные фасонки связей прикрепить к нижним уголкам верхних поясов ферм и к этим же фасоикам приклепать верхние пояса поперечных балок, опустив их ниже верхних поясов ферм (рис. XIV.34). Продольные балки, так же как и в конструкции по рис. XIV.33,
Рис. XIV.34. Проезжая часть при езде поверху с пониженным расположением поперечных балок
ставят на поперечные. Верхние пояса при этом могут иметь более рациональное сечение — с уголками, повернутыми наружу, между тем как в конструкции по рис. XIV.33 нижние уголки поясов нужно повернуть внутрь, чтобы ие устраивать вырезов в стенке поперечной балки.
Использование при езде поверху железобетонной плиты как элемента проезжей части значительно расширяет возможности перекрытия расстояния между фермами. Плиту можно опереть непосредственно иа фермы и обойтись без поперечных и продольных балок.
Воздействие нагрузки на пролетное строение вызывает деформацию поясов ферм.
Так как проезжая часть жестко соединена с фермами, то деформации поясов ферм отражаются на напряженном состоянии элементов проезжей части. Так, например, если продольные балки не соединены с диагоналями продольных связей между фермами, то характер влияния деформаций поясов на работу проезжей части будет таким, как это показано (для езды понизу) на рис. XIV.35. Поперечные балки изгибаются к середине пролета; в продольных балках появляются растягивающие усилия. При этом усилия в нижних поясах ферм несколько уменьшаются, но в поперечных балках от их горизонтального изгиба 512
возникают большие дополнительные напряжения. Эти напряжения можно* уменьшить, устраивая примерно через 50—60 м продольно-подвижное опирание продольных балок (разрыв проезжей части). Пример устройства такого опирания приведен на рис. XIV.36 применительно к клепано-сварному пролетному строению I -= 88,0 л со сварными продольными балками. Такое же устройство применяется и при клепаных балках, Как усматривается из рис. XIV.36, вертикальные листы продольных балок, примыкающих к месту разрыва проез-
Рис. XIV.35. Схема деформации проезжей части при удлинении поясов
жеи части, вырезаны с уменьшением их высоты и усилены вертикальными накладками. К нижней кромке вырезанной части стенки приклепаны горизонтальные уголки, которыми через простейшего типа опорные части продольные балки опираются на консоли, приклепанные к поперечной балке. Для вос-принятия момента консоль притянута парными горизонтальными наклад-
Рис, X1V-36. Конструкция разрыва проезжей части в клепано-сварном пролетном строении I = 88 м (Гнпротрансмост)
ками // к стенке продольной балки, примыкающей к поперечной с другой стороны от консоли. Эти накладки пропущены через щель с закругленными краями, сделанную в стенке поперечной балки.
В плоскости опирания продольных балок на консоли имеются вертикальные опорные уголки, к которым приклепаны поперечные связи, выполненные раздельно для концов продольных балок и для консолей.
Здесь же заканчиваются верхние продольные связи между продольными балками. Крайняя распорка этих связей является вместе с тем н распоркой поперечных связей.
Средние фасонки верхних и нижних поперечных связей в плоскости опирания продольных балок на консоли соединены вертикальной планкой 240 X 10 мм, препятствующей подъему концов продольных балок с опорных частей; вместе с тем эта планка за счет своей гибкости не препятствует продольному перемещению балок.
На рис. XIV.37 показан другой вариант устройства разрыва проезжей части — для сварных балок с монтажными соединениями на фрикционных болтах. В этом варианте концам продольных балок, опирающихся на консоли, а также и консолям придана необходимая форма вырезанием вертикальных 513
.листов и окаймлением их приваренными к ним узкими листами. Поперечные связи прикреплены фрикционными болтами к ребрам жесткости. Вертикальная планка, препятствующая подъему концов продольных балок, имеется и в этом варианте. Изгибающий момент в опорном сечении консоли воспринят верхней и нижней накладками («рыбками»).
Как видно, полное использование возможностей, представляемых сваркой, позволило значительно упростить конструкции разрыва проезжей части, в частности, избежать постановки накладок Я, имеющихся в первом варианте, а следовательно, и устройства щелей в стенках поперечных балок для пропуска указанных накладок.
Устройство разрывов проезжей части, однако, не всегда дает хорошее решение. Часто трудно запроектировать поперечные балки так, чтобы выдержать с учетом совместной работы проезжей части и поясов ферм установленное расчетное сопротивление на выносливость, не размещая для этого разрывы про-
Рис. XIV.37. Конструкция разрыва проезжей частив болто-сварном пролетном строении / = НО м (Гипротрансмост)
езжей части чрезмерно близко. При наличии разрывов не представляется возможным эффективно разгрузить пояса ферм, передав часть усилий в них на продольные балки. Свободное опирание продольных балок в местах разрывов проезжей части представляет н некоторый недостаток в эксплуатационном отношении, являясь возможным источником ударов от проходящего подвижного состава. По этим соображениям в последнее время в наших проектных и научно-исследовательских организациях наметилась тенденция не устраивать разрывов проезжей части, а включать ее в совместную работу с поясами ферм на всей длине пролетного строения.
Для падежной передачи части усилий в поясах на продольные балки следует поставить специальные горизонтальные фермы («диафрагмы»). Возможны различные варианты их расположения, влияющие и иа условия совместной работы рассматриваемых элементов пролетного строения. На рис. XIV.38 приведем один из таких вариантов применительно к пролетному строению с расчетным пролетом ПО ,и (проектировка Гипротрансмоста). Горизонтальные фермы (диафрагмы) по этому варианту поставлены в крайних панелях н в панелях 2—3, 7—8. Для включения в совместную работу с поясами ферм продольных балок достаточно иметь диафрагмы только в крайних панелях. Промежуточные диафрагмы намечены для разгрузки поясов ферм в панелях 0—3 при навесном их монтаже посредством включения в этой стадии в совместную работу с поясами продольных балок на этом участке.
Элементы горизонтальных ферм — двутаврового сечения в сварном исполнении. Высота их равна высоте нижних поясов, что позволяет прикрепить диагонали горизонтальных ферм к поясам посредством парных фасонок, как показано на рис. XIV.38. Пересечение горизонтальных ферм с продольными 514
балками осуществляется с использованием также парных фасонок, причем нижняя прикрепляется к нижнему поясу продольной балки (па рис. XIV.38, слева), а верхняя — к стенке продольной балки (на рис, XIV.38, справа). Верхняя фасонка соединяется с распоркой горизонтальной фермы посредством «рыбки», пропущенной через щель в стенке продольной балки, что освобождает уголки прикрепления от «размалковки», а заклепки в вертикальных полках уголков прикрепления — от работы на отрыв головок,
Диагонали нижних продольных связей в рассматриваемом варианте проходят под продольными балками и к ним не подклепаны. Уменьшение свободной
Рис, XIV.38. Конструкция горизонтальной фермы при включении проезжей части в совместную работу с поясами ферм на всей длине пролетного строения
длины диагоналей связей выполнено подвешиванием их к поперечным связям между продольными балками (см. рис. XIV-24).
Постановка горизонтальных ферм существенно меняет работу элементов проезжей части: поперечные балки почти не испытывают горизонтального изгиба (только за счет податливости горизонтальных ферм, весьма небольшой), в продольных балках возникают дополнительные продольные усилия; в поясах ферм усилия уменьшаются.
§ 3. ПРОЕЗЖАЯ ЧАСТЬ АВТОДОРОЖНЫХ И ГОРОДСКИХ МОСТОВ
Конструкция проезжей части пролетных строений со сквозными фермами автодорожных и городских мостов при езде понизу зависит от типа ездового полотна и от таких основных размеров, как длина панели главных ферм и расстояние между их осями.
Как было указано в § 4 гл, XII, в современных мостах ездовое полотно устраивают или по железобетонной плите или в виде стального настила, 515
в большинстве случаев включаемого в ортотропную плиту. Железобетонную плиту проезжей части можно опереть только на поперечные балки, если расстояние между ними, являющееся расчетным пролетом плиты, не слишком велико — порядка 3—4 м. Такая конструкция проезжей части более подходит для пролетных строений, имеющих фермы с жестким нижним поясом (см. рис. XIV.8). Плиту целесообразно объединить с поперечными балками посредством упоров и уменьшить тем самым расход металла на поперечные балки. При большой длине панели главных ферм и отсутствии в них жестких поясов нужны, кроме поперечных балок в узлах ферм, продольные балки. Расчетным пролетом плиты будет расстояние между продольными балками, которое следует назначать исходя из оптимальной толщины плиты 12—15 см равным 2,5—3,5 м. Увеличение толщины плиты сверх 15 см, позволяющее уменьшить количество продольных балок, обычно не оправдывается, так как. ведет к утяжелению проезжей части и, следовательно, к увеличению постоя и-
Рис. XIV.39. Проезжая часть автодорожного пролетного строения с опиранием железобетонной плиты на продольные балки
ной нагрузки. Весьма перспективным является применение для плиты проезжей части легких бетонов, в частности, керамзитобетона. Использование железобетонной плиты для совместной работы со стальными балками при балочной клетке из поперечных и продольных балок принципиально возможно, но менее целесообразно, чем прн балочной клетке только из поперечных балок. Действительно, если плиту объединить с поперечными балками, то сжимающие напряжения в ней при работе совместно" с поперечной балкой и при работе на изгиб с пролетом между продольными балками будут суммироваться. Объединение же плиты с продольными балками обычно не вызывается необходимостью вследствие сравнительно небольшой величины изгибающих моментов' в продольных балках.
Продольные и поперечные балки автодорожных пролетных строений следует проектировать исходя из общих положений, изложенных в § 1 гл. ХИГ и в § 2 гл. XIV, применяя преимущественно сварные заводские соединения, на фрикционных болтах — монтажные и учитывая особенности автодорожных нагрузок, более легких по сравнению с железнодорожными. В связи с этим продольные балки иногда удается выполнять из прокатных двутавров. Необходимо, однако, заметить, что для укладки сборных плит на продольные балки надо иметь достаточную ширину полки двутавра, т. е. применять преимущественно широкополые двутавры или двутавровые сварные балки.
Высота продольных балок получается обычно меньше высоты поперечных балок и прикрепление первых ко вторым производят посредством столика и верхней «рыбки» (рис. XIV.39).
Прикрепление поперечных балок к главным фермам при большой высоте1 поперечных балок можно осуществлять без угловых фасонок, если, конечно, необходимое по расчету количество заклепок или фрикционных болтов раз-516
Рис. XIV.40. Проезжая часть автодорожного пролетного строения с этажным расположением балок: продольной балки на поперечную
мешается в пределах высоты поперечной балки. Такое прикрепление может оказаться более удобным для устройства тротуара. При сравнительно небольшой высоте поперечных балок применение угловых фасонок для размещения расчетного числа заклепок или фрикционных болтов становится обязательным.
Тротуары в пролетных строениях с ездой понизу целесообразно выносить за внутренний габарит проезда и устраивать на консолях. С внутренней стороны ферм должны быть предусмотрены полоски безопасно
сти шириной не менее 25 см. В городских мостах полезно отделять тротуар от полоски безопасности перилами небольшой высоты.
Конструкция проезжей части с опиранием железобетонной плиты на продольные балки приведена на рис. XIV.39. Поперечные балки и консоли тротуаров прикреплены посредством уголков, приклепанных к вертикальным листам; другими полками эти уголки фрикционными болтами соединены с главными фермами. На рис. XIV. 39 нот горизонтальной фасонки для прикрепления диагоналей продольных связей, так как изображенная иа этом рисунке конструкция относится к пролетному строению с ромбической системой связей (см. рис. XIV.2).
Железобетонные плиты под проездом рекомендуется делать сборными, выполняя стыки одним из способов, описанных в гл. V, например, в виде петлевой арматуры с последующим омоиоличиванием. Тротуарные плиты укладывают на бортовую стенку железобетонных плит проезда и иа тротуарные продольные балки, поставленные иа консоли. Тротуарные плиты должны быть съемными с тем, чтобы можно было использовать пространство под тротуаром для прокладки кабелей, водопроводных и газовых труб и т. п. (это особенно важно в городских мостах). Плиты, опирающиеся на бортовую стенку н на ближайшую продольную тротуарную балку, должны иметь отверстия для пропуска элементов главных ферм.
Другой тип конструкции проезжей части автодорожных мостов — с этажным расположением балок — показан на рис. XIV.40. Продольные балки устанавливают и а поперечные, перекрывая стыки продольных балок вертикальными и горизонтальными накладками. Для обеспечения устойчивости продольные балки в местах опирания их на поперечные поддерживают боковыми упорами. Конструкция железобетонной плиты и тротуара такая же, как и в первом, описанном выше, типе.
При этажном расположении балок проще установка продольных балок, но
Рис. XIV.41. Проезжая часть автодорожного пролетного строения с железобетонными П-об-разными блоками
увеличивается строительная высота пролетного строения, что часто имеет решающее влияние на выбор конструкции проезжей части.
Стальные продольные балки и железобетонную плиту, показанные на рис. XIV.40, можно заменить железобетонными П-об-разными блоками (рис. XIV-4I), что при небольшом увеличении веса проезжей части даст некоторую экономию врасходе металла.
517
Конструкция проезжей части с опиранием железобетонной плиты только' на поперечные балки показана на рис. XLV.42. Пролетное строение, в состав которого входит эта проезжая часть, имеет главные фермы с жестким нижним поясом по схеме, изображенной на рис. XIV.8, в. К поперечным балкам прива-
Рис. XIV.42. Проезжая часть автодорожного пролетного строения I — 104 ж с жесткими нижними поясами главных ферм (Проектстальконструкция)
рсны угловые фасонки с торцовыми листами, прикрепляемыми монтажными заклепками или фрикционными болтами к жестким нижним поясам главных балок. Аналогично прикрепляются тротуарные консоли.
Сборная железобетонная плита объединена посредством упоров со стальными поперечными балками, имеет над ними петлевые стыки.
Рис. XIV.43, Поперечный разрез автодорожного пролетного строения моста в г. Норильске (Гипротрансмост)
Блоки сборных железобетонных плит должны удовлетворять по габаритным размерам и весу условиям перевозки и монтажа. При частом расположении поперечных балок (в конструкциях с жесткими нижними поясами) стыки блоков плиты можно устроить на поперечных балках, что и определяет один из размеров блока.
При перевозке по железной дороге этот размер лимитируется шириной перевозочного габарита (3,0—3,2 л). Другим размером блока плиты будет или вся ширина проезда нли часть се, определяемая указанными выше условиями. 518
При большой длине панели проезжей части блоки плиты делят поперечными и, кроме того, обычно продольными швами, укладывая блоки па продольные балки.
Примером такой конструкции является проезжая часть построенною в 1965 г. моста в г. Норильске (проект Гипротрансмоста).
Мост имеет два пролетных строения на общих опорах — железнодорожное и автодорожное. Пролет ферм, имеющих в обоих пролетных строениях одинаковую схему, равен 66 м, Автодорожное пролетное строение запроектировано под нагрузку Н-30 н НК-80, а так?ке на два трубопровода диаметром 1,0 лг, располагаемых под тротуарами.
На рис. XIV.43 изображена часть поперечного разреза автодорожною пролетного строения посередине пролета.
Рис. XIV.44. Проезжая часть автодорожного пролетного строения .моста в г. Норильске
б) 3 а кладпг,я деталь №7
Железобетонные блоки представляют собой ребристую конструкцию (рис. XIV.44, а), имеют габаритные размеры 205X426 см; вес одного блока не превышает 4,45 т. Блоки оперты на продольные балки и прикреплены к ним высокопрочными болтами (без включения в совместную работу). Для постановки болтов предусмотрены каналы диаметром 50 лыс н закладные детали для упора головок болтов (рис. XIV.44, б). После затяжки болтов каналы инъецировали цементным ^раствором через специальные канавки. Кроме поперечных швов, имеется продольный шов — над средней продольной балкой. Над швами уложены арматурные сетки. По верху железобетонных плит уложено ездовое полотно обычного типа.
Стальной настил нз листов в качестве ездового полотна в пролетных строениях с ездой понизу можно использовать в различных вариантах. Листовой настил можно приварить к часто расположенным швеллерам. Настил с швеллерами оформляют в виде щитов, укладываемых на поперечные балки (при сравнительно небольшой длине панели) или на балочную клетку из поперечных и продольных балок (при большой длине панели).
Листовой настил может быть использован как часть ортотропной плиты. К поперечным балкам прикрепляют продольные балки (тем же способом, что и в конструкции по рис. XIV.39), верхним поясом которых является стальной лист, усиленный ребрами в виде, уголков, тавров, листов с утолщениями (бульбами) и т, п. (см. гл. XIII). При такой конструкции проезжей части можно иметь фермы с большими панелями (до 11—15 м).
Конструкция проезжей части пролетных строений со сквозными фермами при езде поверху такая же, как н в пролетных строениях со сплошными балками.
519
§ 4. СВЯЗИ МЕЖДУ ФЕРМАМИ
к ПРОДОЛЬНЫЕ И ПОПЕРЕЧНЫЕ СВЯЗИ
Главные фермы при езде понизу соединяют, как правило, верхними и нижними продольными связями. В автодорожных и городских мостах верхние связи иногда не ставят. В таких пролетных строениях устойчивость верхних поясов обеспечивается поперечными рамами, в состав которых входят поперечные балки и элементы решетки главных ферм — подвески, стойки, а если их нет, — раскосы. Эти элементы должны быть рассчитаны соответственно условиям их работы. Это обычно приводит к необходимости их усиления по сравнению с расчетом при наличии верхних продольных связей. Поэтому экономия металла, получаемая за счет отсутствия верхних связей, в значительной мере погашает-
Рис. X1V.45. Варианты решеток связей между фермами
ся дополнительным расходом металла на указанные элементы ферм и на верхние пояса вследствие увеличения их свободной длины. Поперечная жесткость пролетного строения при отсутствии верхних продольных связей, несомненно, уменьшается. Поэтому в пролетных строениях под железную дорогу наличие и верхних, и ннж-иих связей надо считать обязательным. В автодорожных и городских мостах также можно рекомендовать ставить обе системы связей, допуская отсутствие верхних связей при полигональном очертании ферм в тех сечениях, в которых свободная высота при наличии связей недостаточна по габариту приближения строений.
В пролетных строениях с ездой поверху, имеющих железобетонную плиту, верхние продольные связи можно не устраивать, если они не нужны по условиям монтажа, ограничившись лишь постановкой между фермами распорок, входящих в состав поперечных связей.
Варианты решеток продольных связей между фермами показаны на рис. XIV.45. Ромбическая решетка (рис. Х1У.45,в)при расположении распорок в узлах главных ферм вдвое уменьшает свободную длину сжатого
пояса (из плоскости ферм). В нижней системе связей распорками являются поперечные балки (при езде понизу), и использование ромбической решетки допускает прикрепление поперечных балок при Н-образиых нижних поясах по рис. XIV.39, т. е. без горизонтальных фасонок. Однако ромбическая решетка связей является причиной изгиба поясов при их удлинении (укорочении), схематически показанного на рис. XIV.46. Тот же недостаток присущ и треугольной решетке (см. рис. XIV.45, б), которая если и применяется, то только в небольших пролетных строениях. Наилучшей схемой связей для железнодорожных пролетных строений можно считать двойную, крестовую решетку (см. рис. XIV.45, а), при которой изгибу поясов противодействуют распорки связей (или поперечные балки), а диагонали связей от деформации поясов работают на осевые усилия.
При расстоянии между фермами, заметно превышающем длину панели, могут оказаться полезными схемы решеток по рис. XIV,45, г и д, причем в полураскосной схеме при удлинении (укорочении) поясов распорки работают на изгиб, а поэтому, несмотря на некоторое усложнение узлов, схема, представленная на рис. XIV.45, д, в железнодорожных пролетных строениях заслуживает предпочтения. В автодорожных и городских мостах широкое применение нашли ромбические и полураскосные связи.
Серьезный вопрос при проектировании связей — уменьшение свободной длины диагоналей и придание им достаточно жесткого сечения. Свободную длину диагоналей связей можно уменьшить скреплением их с продольными балками. Диагонали в этом случае могут быть образованы двумя уголками, склепанными в виде тавра (рис. XIV.47, а).
520
Подклепывание диагоналей связей к продольным балкам, однако, усиливает зависимость между деформациями поясов ферм, продольных балок и связей и увеличивает дополнительные напряжения в связях и элементах проезжей части. Чтобы несколько ослабить это явление, диагонали связей можно
было бы скрепить с продольными балками болтами в овальных отверстиях,
но вследствие неплотного прилегания соединяемых частей создались бы очаги
развития ржавления. Целесообразно поэтому приклепать диагонали связей к продольным балкам, но учесть при конструировании продольных балок и их прикреплений дополнительные условия, вызванные совместной работой проезжей части, связей и поясов ферм.
Еще один способ уменьшения свободной длины связей — это прикрепление их к вертикальным фасонкам,
выпущенным вниз из узлов поперечных связей между
продольными балками (см. рис. XIV.24). Нижняя рас- рмс XIV46 ДеЛоо-порка поперечных связей при этом располагается не- мацйя поясов ферм при сколько выше нижних поясов продольных балок с тем, ромбической решетке чтобы вертикальные фасонки, к которым прикрепляются
диагонали связей между фермами (в месте их пересечения прн крестовой решетке), обладали бы достаточной гибкостью н представляли листовые шар-
ниры.
Между низом продольных балок и диагоналями связей следует оставить зазор не менее 3 см для того, чтобы продольные балки при прогибе не нажимали на элементы связей и для возможности окраски.
Если свободная длина диагоналей связей не уменьшена прикреплением к продольным балкам, то применение для них уголков одиночных или в виде тавра может оказаться недостаточным вследствие малой величины радиуса
Рис. XIV.47. Типы сечений элементов связей между фермами;
Ф —фасонки, к которым прикрепляются элементы связей; И — прокладки в местах прикрепления элементов (пунктиром показаны плоскости расположения соединительных планок)
инерцин сечения таких связей. В этом случае диагонали связей можно образовать из двух ветвей в виде швеллеров (прокатных, клепаных или сварных), соединенных планками.
Выбирая тнп сечения элементов связей, необходимо также учитывать, будут ли они растянуты илн сжаты от воздействия на них деформации поясов, сильно влияющей на расчетные усилия в элементах связей. Понятно, что сжатым элементам следует придавать сечеиия по возможности с большими радиусами инерции относительно обеих главных осей инерции, в особенности если свободную длину этих элементов не представляется возможным уменьшить (как, например, диагоналей верхних связей из их плоскости).
Немаловажное значение имеет выбор типа сечения элементов связей и их прикрепления к узлам ферм для создания лучшей сопротивляемости поясов ферм кручению. В особенности это относится к сжатым поясам.
Этому требованию удовлетворяют сечения типов в, г, д (см. рнс. XIV.47)
521
с прикреплением элементов к двум фасонкам, расставленным на высоте пояса -
Если диагонали связей прикрепляются в узле к одиночной фасонке (например, при Н-образных сечениях поясов), то сечение связей следует принять по рис. XIV. 47, б и применить в месте прикрепления прокладки. Зазор между ветвями диагоналей должен быть не менее 40—50 мм с тем, чтобы наличие так называемой «вилки» не затрудняло ведения монтажа. Если же элементы связей соединяют с поясами ферм двумя фасонками (верхние связи и коробчатые сечения поясов), то диагоналям связей можно придать внд по рис. XIV.47, в, г или д.
Диагонали двутаврового поперечного сечения можно прикреплять и к одиночным фасонкам, устраивая скосы стенки на концах диагоналей
(рис. XIV.47, а)- В сварном исполнении такая форма элементов связей не представляет особых трудностей для их изготовления. Так же, как и при сечениях типа б, между сведенными полками двутавра следует оставлять достаточный зазор и применять прокладки между полками и фасонкой. Вертикальный лист связей, как неприкрепленный в расчетное сечение при этом вводить ие следует.
Описанные выше способы уменьшения свободной длины диагоналей связен посрсдстаом прикрепления к продольным балкам в местах их взаимного пересечения или подвешивания листовым шарниром к поперечным связям между продольными балками свойственны преимущественно конструкциям железнодорожных пролетных строений.
В автодорожных пролетных строениях высота продольных балок (если они имеются) обычно значительно меньше высоты поперечных балок, и указанные способы становятся неприемлемыми, приходится для уменьшения гибкости элементов связей развивать их сечение в соответствии с изложенным выше.
В качестве распорок одной из систем продольных связей можно, как уже указывалось, рассматривать поперечные балки. Распоркам связей в плоскости другого пояса ферм, в особенности если он сжат, по изложенным выше соображениям целесообразно придать двутавровое сечение.
Диагонали связей не должны составлять стишком острых углов с осью пояса, иначе нх участие в придании пролетному строению поперечной жесткости будет недостаточно эффективным, а прикрепление к узлам — неконструктивным. Приемлемое решение получается, если тангенс угла между осью диагонали связей и осью пояса не меньше 2/з и не больше 3/а.
Поперечные связи применяются в основном для увеличения поперечной жесткости пролетных строений. В зависимости от высоты связей получают оформление их в виде той или иной геометрически неизменяемой решетки (рис. XIV.48).
При малом расстоянии между верхом габарита приближения строений и верхним поясом вместо поперечных связей в виде фермочки устраивают по возможности жесткое соединение распорок со стойками, придавая распоркам в этом случае высоту, равную высоте пояса (схема /). Из прнведен-522
ных на рис. XIV.48 схем поперечных связей наиболее простыми по конструкции являются схемы 2, 3, 4. Схема 5 применяется вместо схемы 2 при малой высоте ферм. Схемы 6 и 7 могут понадобиться прн шпренгельной решетке главных ферм для того, чтобы поддержать средние узлы сжатых раскосов в случаях, когда по условию соблюдения габарита проезда применение схемы <3 не представляется возможным. Вообще же к преимущественному использованию рекомендуются схемы 2t 3, 4,
Конструкция продольных и поперечных связей в пролетных строениях со сквозными фермами при езде поверху такая же, как и в пролетных строениях со сплошными балками (см. § 2 гл. XIII).
2. ОПОРНЫЕ РАМЫ
В пролетных строениях с ездой понизу для обеспечения пространственной неизменяемости пролетного строения и передачи ветровых усилий с верхних продольных связей па опоры устраивают опорные рамы илн порталы. Опорные рамы можно расположить: в плоскости первого восходящего раскоса (рис. XIV.49, а), в плоскости опорных стоек (рис. XIV.49, б) и в плоскости первой подвески (рис. XIV.49, а). Первый способ заслуживает предпочтения как наиболее экономичный и вполне соответствующий назначению опорных рам. Второй способ дает больший вес пролетного строения за счет добавления лишних элементов и применяется по архитектурным соображениям прн желании закончить пролетное строение вертикальными элементами. Третий способ дает весьма простое решение для первого верхнего узла фермы, аналогичное решению для остальных верхних узлов, и по экономичности стоит наравне с первым способом или даже несколько впереди него.
Отрицательной особенностью третьего способа является непрямая передача на опоры воздействий от ветровой нагрузки с верхних связей, вследствие чего приходится увеличивать сечеиия элементов первой панели нижних связен.
По конструкции различают два вида опорных рам: со сплошным верхним заполнением (см. рис. XIV.48, 1) н со сквозным заполнением (рис. XIV.48, 2—7), Второй вид экономичнее, проще в изготовлении и, как показывает практика, вполне удовлетворяет эксплуатационным требованиям. Варианты сквозного заполнения портала такие же, как для поперечных связей, отличие лишь в том, что элементы портального заполнения расположены обычно
Рис. XIV.49. Схемы расположения опорных рам
в наклонной плоскости (в плоскости опорного раскоса) и имеют большие площади поперечных сечений по сравнению с элементами поперечных связей.
Применяя схемы 5, 6, 7 (см, рис. XIV.48) н им подобные, можно получить меньшую свободную длину ног рамы (опорных раскосов), чем при схемах 2, 5, 4, за счет имеющихся в габарите приближения строений скосов верхней его части, но в изготовлении и монтаже, как уже отмечалось, проще портальные заполнения по схемам 2, <3, 4.
523
3. ТОРМОЗНЫЕ РАМЫ
Передача тормозных усилий иа узлы ферм и далее на опоры происходит через проезжую часть. В пролетных строениях железнодорожных мостов с ездой на поперечинах, имеющих продольные балки, не соединенные непосредственно с продольными связями главных ферм, требуется устраивать специальные тормозные связи. Это требование не распространяется на пролетные строения автодорожных и городских мостов, так как тормозные усилия в них значительно меньше, а в плоскости проезда находится железобетонная или стальная плнта.
Рис, XIV.50, Схемы тормозных связей
Тормозные связи лучше устраивать посередине пролета, а прн наличии разрывов продольных балок (продольно-подвижных соединений) — посередине участка пролетного строения между разрывами продольных балок (рис. XIV.50).
Если диагонали связей между фермами приклепываются к продольным балкам н расчетом учитывается совместная работа проезжен части, связей и поясов ферм, то тормозные связи целесообразно поставить по концам пролет-
Рис, XIV-51. Образование тормозных связей яри разной высоте продольных и поперечных балок
ного строения (нлн участка между разрывами продольных балок) с тем, чтобы наиболее надежно обеспечить совместную работу указанных элементов. Прн одинаковой высоте продольных н поперечных балок тормозные связи можно образовать из диагоналей продольных связей, если поставить распорки между продольными балками (в местах пересечения диагоналей с продольными балками) и соединить элементы в получившихся узлах (рис. XIV.50, а). Включенные в схему тормозных связен участки диагоналей соответственно усиливают, причем симметричность схемы позволяет прн любом направлении сил торможения рассчитывать диагонали только иа дополнительные растягивающие усилия. Другая схема тормозных связей показана на рис. XIV.50, б. При этой схеме усилия от торможения с продольных балок передаются посредством дополнительных диагоналей на узел пересечения основных диагоналей связей и далее через них на пояса главных ферм. Устройство тормозных связей по схеме рнс. XIV.50, б удобно в том отношении, что оно не зависит от разбивки на панели связей между продольными балками.
524
Если продольные балки имеют меньшую высоту, чем поперечные, н диагонали связей проходят под продольными балками, не касаясь нх, то для образования тормозных связей делают надставку продольных балок вниз (рис. XIV.51) для соединения нх с диагоналями связей и специально поставленной распоркой между ними.
§ 5. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ И СТЫКОВ В ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЯХ СО СКВОЗНЫМИ ФЕРМАМИ
1. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ УЗЛОВ ФЕРМ
При проектировании узлов ферм необходимо руководствоваться следующими основными положениями. Элементы, сходящиеся в узле, располагают так, чтобы нх оси, как правило, пересекались в одной точке, соответствующей центру узла в геометрической схеме фермы. Каждый элемент прикрепляется достаточным количеством заклепок или фрикционных болтов определенным расчетом, причем прочность прикрепления элемента или его стыка должна превышать прочность самого элемента (по его расчетному поперечному сечению) не менее чем на 11% (учитывается коэффициент условий работы, равный 0,9). Заклепки н фрикционные болты следует размещать так, чтобы центр тяжести площадей поперечных сечений группы заклепок (фрикционных болтов) в прикреплении элемента (центр прикрепления) был по возможности на осн элемента. Прочность узловых фасонных листов н накладок по любому разрезу также должна превышать прочность присоединяемых элементов не менее чем на 11% (см, гл. XVI). В конструкциях узлов не следует допускать мест, где могли бы скапливаться вода и грязь, узких щелей, замкнутых пространств, а также мест, трудноокрашнваемых. Фасонным листам надо придавать возможно меньшие размеры н возможно более простое очертание; в частности, следует избегать входящих О>180°) углов в фасонках. Конструкция узла должна быть удобна для изготовления пролетного строения на заводе, для его перевозки, сборки и клепки (или постановки фрикционных болтов). Конструкция различных узлов фермы должна иметь возможно большее число участков, одинаковых по своим размерам н по расположению заклепок илн фрикционных болтов, для применения современных методов изготовления металлических конструкций.
При проектировании узлов необходимо помнить, что они являются частями пространственного пролетного строения. Кроме элементов фермы, соединяемых в узле, к тому же узлу обычно прикрепляются; поперечная балка или распорка связей, диагонали связей. Все это необходимо учесть при конструировании.
В узлах ферм обычно устраивают монтажные стыки поясов. В типовых пролетных строениях эти стыки совмещаются с центром узла, что позволяет вести сборку пролетных строений любым способом; на сплошных подмостях, без подмостей (навесная сборка), с постановкой временных опор (пол у навесная сборка). Вместе с тем получается симметричной конструкция правой н левой половин фермы, что важно для заводского изготовления пролетного строения. В индивидуальных проектах стыки поясов можно и выносить за узлы, но при навесной и по л у навесной сборке стыки нужно располагать впереди центра узла по ходу сборки (илн в центре узла). Это необходимо для образования при монтаже неизменяемей замкнутой части в пределах каждой панели.
Элементы фермы соединяют в узлах посредством фасонных листов (фасонок) , которые обычно используют и как накладки, для перекрытия^стыков по-ясов. Как уже указывалось, расстояние между фасонками во всех узлах должно быть одинаковым, что достигается применением прокладок нужной толщины в тех узлах, где число вертикальных листов уменьшается по отношению к панели пояса, имеющей наибольшее число таких листов.
525
^120*80*10
Рис. XIV.52. Узел нижнего пояса фермы
Рассмотрим на примере узла Н2 нижнего пояса фермы пролетного строения с ездой понизу порядок выявления контура узлового фасонного листа (рис. XIV.52), К узлу подходят элементы нижнего пояса Н1 — Н2, Н2— НЗ коробчатого сечения, раскос В1 — Н2 Н-образного сечения, раскос Н2 — ВЗ коробчатого сечения н стойка Н2—В2. Элемент Н1— Н2 имеет по одному вертикальному листу толщиной 12 мм в каждой ветви, элемент Н2 — НЗ — по два, толщиной 16 мм.
К этому же узлу прикрепляются поперечная балка (см. рис. XIV,29) идиагонали связей между фермами.
В центре узла имеется стык нижних поясов. Каждая ветвь пояса перекрыта фасонкой как наружной накладкой, наложенной на нее еще одной наружной накладкой НН1 и двумя внутренними накладками В Н1 (между кромками вертикальных полок уголков) н ВН2 (наложенной на полки уголков). Число заклепок определено по большей площади поперечного сечения стыкуемых элементов Н2— НЗ (см. гл. XVI, § 3, п. 8); столько заклепок надо поставить в накладках и в той части фасонки, которая является накладкой, по обе стороны от центра узла с тем, чтобы к центру узла элемент Н2 — НЗ уже был полностью прикреплен. В связи с разным количеством вертикальных листов в левой половине узла применена
Заклепки, прикрепляющие накладки и фасонку, размещены на сетке из вертикальных и горизонтальных линий с шагом в обоих направлениях, равным 80 мм. Этот шаг близок к минимальному для заклепок d ~ 23 мм. Расстановка заклепок только на стандартной сетке обеспечивает возможность рассверловки отверстий в элементах пояса с использованием кондуктора.
Исключение составляет только один шаг — между рядами заклепок, ближайшими к центру узла, подчиненный расстоянию между вертикальными рядами заклепок, прикрепляющих к фасонке поперечную балку. Это можно допустить, так как отверстия в фасонке и накладках сверлят по накладным кондукторам или по разметке.
Стойки и раскосы входят внутрь между фасонками и прикрепляются внахлестку. Расстановка заклепок, прикрепляющих раскосы, также ориентирована на стандартную сетку 80x80 мм.
Кромку фасонки аб определяет количество заклепок, передающих усилие от поперечной балки, В связи с тем, что к узлу подходит так называемая «нулевая» стойка, все усилие от поперечной балкн должно быть передано через заклепки, прикрепляющие обе ветви стойки к фасонкам.
Границы фасонки по направлению осей элементов можно найти во количеству заклепок, прикрепляющих эти элементы. 526
соседних панелях и разной нх толщиной в прокладка толщиной 2x16—12 = 20 мм.
Если заклепки поставить иа всех пересечениях стандартной сетки («рисок» и «дорожек»), то получим очертание фасонкн, показанное иа рис. XIV.52 пунктиром. Но такое очертание имеет входящие углы (в точках г, д) и слишком сложно. Поэтому площадь фасонкн несколько увеличена н ей придано более простое очертание: верхняя кромка горизонтальна, боковые — вертикальны. Количество же заклепок оставлено без изменения (т. е. то, которое получено расчетом), в связи с чем заклепки поставлены не во всех пересечениях стандартной сетки, а с пропуском некоторых нз них, но с соблюдением по возможности симметричного рисунка относительно осей элементов. При этом в первом ряду (от края фасонкн) стоит меньшее число заклепок, чем в последующих. Такой прием уменьшает расчетное ослабление сечения элемента, так как в сечении по второму ряду будет действовать неполное усилие в элементе; часть усилия через заклепки первого ряда будет передана фасонке. Размещая заклепки не иа всех пересечениях стандартной сетки, надо следить за тем, чтобы расстояния между заклепками нигде ие превышали наибольших, допустимых по условию плотности соединения частей конструкции (листов и уголков элементов с фасонками, с накладками и т. п.).
Изложенная выше методика конструирования узлов относится н к фермам с соединениями иа фрикционных болтах, а также к фермам, имеющим сварные элементы, но клепаные или болтовые монтажные узлы и стыки.
Особенности конструкции наиболее характерных узлов ферм пояснены на приведенных далее описаниях некоторых проектов пролетных строений,
2. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ ПРОЛЕТНОГО СТРОЕНИЯ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ
I = 110 м СО СВАРНЫМИ ЭЛЕМЕНТАМИ И МОНТАЖНЫМИ СОЕДИНЕНИЯМИ НА ФРИКЦИОННЫХ БОЛТАХ
Схема пролетного строении под железную дорогу расчетным пролетом НО м из низколегированной стали марки 15ХСНД показана па рис. XIV,53 (проектировка Гипротрансмоста).
Элементы ферм — сварные. Монтажные соединения — на фрикционных болтах. Сечение поясов — коробчатое со сплошным верхним горизонтальным листом и перфорированным нижним. Раскосы, стойки н подвески коробчатого и Н-образного сечення. Монтажные стыки поясов— по центрам узлов.
Расстояние между внутренними плоскостями фасонок принято равным 526 мм. Такой же размер по наружному контуру имеют все элементы решетки ферм, прикрепляемые к фасонкам внахлестку.
Изменение площади поперечного сечения элементов нижнего пояса в зависимости от величины расчетных усилии в них осуществляется применением вертикальных листов толщиной 16 мм в панелях НО — Ш, Ш — Н2 и толщиной 32 мм в панелях Н2 — НЗ, НЗ — Н4, Н4 — Н5. Соответственно меняется ширина горизонтальньйг листов, равная 494 мм, в панелях НО — Н2 и 462 мм в панелях Н2 — Н5. Этим достигается постоянный размер элементов по ширине во всех панелях пояса. Кроме того, толщина горизонтальных листов меняется от 12 мм в крайних панелях до 25 мм в средних.
Аналогично выполнено изменение сечений верхнего пояса.
Отверстия для фрикционных болтов в узлах расположены, как правило, на стандартной сетке 80x80 мм.
На рис, XIV,54 показан опорный узел фермы (НО), имеющий в каждой ветви по две фасонки толщиной 12 мм № 1 и № 2. Двойные фасонки применены для увеличения их прочности на выкалывание, а также для увеличения площади торцов, через которые передается опорное давление фермы на нижнюю горизонтальную фасонку Л® 3 и затем на опорные части.
С внутренней стороны узла в фасонках предусмотрены отверстия для фрикционных болтов, прикрепляющих поперечную балку. Для выравнивания плоскости прилегания полок уголков, посредством которых происходит прикрепление поперечной балки, на фасонку / наложена прокладка ПР № 4.
527
Раскос НО — Bl н элемент нижнего пояса НО — Н1 заходят внутрь узла и прикрепляются фрикционными болтами.
'Так как очертание фасонки № 1 выявилось нз условия прикрепления поперечной балки и придания фасонке простой формы, то в прикреплениях элементов НО — BI и НО — Н1 отверстия для фрикционных болтов назначены не во всех пересечениях стандартной сетки. Количество поставленных болтов несколько превышает необходимое по расчету н обусловлено обеспечением плотного соединения листов во избежание нх коррозии. Из этих соображений по краям листов болты поставлены с меньшим шагом, чем в средней части.
(11120-
Рис. XIV.53. Схема пролегкого строения под железную дорогу расчетным пролетом НО м
Кроме того, более частое размещение болтов в верхней зоне прикрепляемс части раскоса НО — В1 приближает центр прикрепления к центру тяжесс элемента.
В плоскости поперечной балки внутри узла поставлены диафрагмы: вер няя —до уровня горизонтального листа пояса и нижняя — в пределах высо-пояса. Кроме того, такая же диафрагма имеется вблизи левой (по рисуни вертикальной кромки фасонок. Фасонки обеих ветвей соединены также пле ками по верхней, вертикальной и наклонной кромкам. Перечисленные дета объединяют фасонки узла в пространственно жесткую конструкцию. Ннжи часть фасонок Л® 1 и Л® 2 продолжена влево за центр узла, н в ней имею-отверстия для болтов, которыми можно соединить в монтажной стадии фер соседних пролетных строений при навесной или полунавесной сборке. В э плуатациопиой стадии эти болты служат для соединения фасоиок № 1 н Л" Снизу к фасонкам Л® 1 и № 2 посредством уголков № 5 прикреплена фасо Л® 3, а к ней иижннй пояс поперечной балки н диагональ связей между 4 мами, состоящая нз двух уголков 125+80x12 мм. Нижиие кромки фаса Л® 1 и Л® 2 должны быть приторцованы к фасонке Л® 3 для передачи через опорного давления.
Узел В1 представлен иа рис. XIV.55. В этом узле имеются одиночные сонки Л® 1, к которым прикрепляются элементы НО — Bl, Hl — Bl, В Н2 и В1 — В2. Количество болтов прикрепления элементов НО — В1 н Я В2 соответствует расчетному. В элементах Bl --В2 и Н1 — В1 конст тивпо поставлено несколько большее число болтов по отношению к расчета 528
SUNS
18 Зак. 19
529
К узлу Bl прикрепляется диагональ верхних продольных связей (к фасонке № 2) и распорка В1— В'1 между фермами (см, рис, XIV.53), являющаяся элементом портального заполнения н вместе с тем и элементом верхних продольных связей. Вследствие такого ее назначения она имеет трубчатое треугольного вида поперечное сечение, в состав которого входят четыре уголка 1254-80x8, соединенные планками (рис. XIV.56) и расположенные в разных плоскостях: вертикальной н перпендикулярной к оси элемента НО — В1. По концам распорки между ее ветвями поставлены треугольной формы диафрагмы. Верхние уголки вертикальной ветви распорки прикреплены к горизонтальной фасонке № 2; нижние уголки этой ветви — к фасонке № 3. Уголки наклонной ветви распорки прикреплены к фасонке ЛНн к той части фасонки № 3, которая расположена в плоскости нижнего перфорированного листа эле-
Рис. XIV.56. Распорка В1—В'1 (к рис, XIV.53)
мента НО—В1. Фасонка № 3 имеет перегиб. Верхний край фасонки № 4 тоже отогнут в горизонтальную плоскость и прикреплен к фасонке № 2 снизу.
Наклонный участок фасонки №4 и обе плоскости фасонки Л& 3 прикреплены к основным фасонкам узла (.V 1) посредством уголков.
Элемент верхнего пояса В1 — В2 заканчивается в центре узла. Площадь поперечного сечения этого элемента возмещена двумя вертикальными наружными накладками № 5, горизонтальной фасонкой № 2 и горизонтальной накладкой № 6.
Посредством этих накладок усилие с верхней левой части узла, имеющей горизонтальный лист № 7 такой же толщины, как и в элементе В1 — В2, может быть передано на элемент В1 — В2. Это необходимо, во-первых, для того, чтобы закрепить верхний пояс за центром узла н ввести его сеченне по центру узла полностью в работу, и, во-вторых, для воспрннятия усилия в соединительном элементе между соседними пролетными строениями при навесной или пол у навесной сборке. Для последней цели предусмотрены отверстия для монтажных болтов в левой верхней части фасонок № 1.
Соединение правой и левой фасонок № 1 в поперечном направлении достигается входящими внутрь узла элементами ферм и горизонтальным листом № 7; дополнительно поставлены диафрагмы: по вертикальной кромке фасонок (из уголков и двух планок) и по оси элемента НО— В1 (из четырех уголков и листа между ними).
Один из основных узлов нижнего пояса (Н2) изображен на рис. XIV.57. Стык элементов нижнего пояса перекрыт фасонками № 1, наружными вертикальными накладками Л? 2, внутренними вертикальными накладками Л® 3 и горизонтальными накладками: верхней № 4 и нижней Л® 5, В связи с разной толщиной вертикальных листов в панелях Н1 — Н2 и Н2 — НЗ применены прокладки (на рнс. XIV.57 заштрихованы). Количество фрикционных болтов 530
в накладках (включая и части фасонок, являющихся накладками), перекрывающих стык, поставлено нз расчета по площади поперечного сечения элемента Н2 — НЗ, т. е. по большей площади стыкуемых элементов. Это количество болтов поставлено справа н слева от стыка элементов нижнего пояса. Тем самым элемент И2 — НЗ введен в работу полностью, начиная от сечения по центру узла, что обеспечивает отсутствие перенапряжений в фасонках.
Рис, XIV.57. Узел Н2 (к рис. XIV.53)
Высота фасонок определилась расстановкой болтов, передающих усилие от поперечной балки. При этом все расчетное число болтов, необходимое для прикрепления поперечной балки, поставлено в отличие от конструкции, приведенной на рис. XIV.52, в пределах одной фасонки, что обеспечивает непосредственную передачу усилия от поперечной балки на узел фермы. Количество болтов, поставленных в соединениях элементов В1 — Н2 и Н2— ВЗ с фасонками, соответствует с небольшим округлением расчетному. Указанные элементы заходят в узел насколько возможно. Фасонкам придана простая форма за счет некоторого увеличения нх площади. Вследствие этого прн расстановке в элементах В1 — Н2 и Н2 — ВЗ расчетного числа болтов часть пересечений стандартной сетки пропущена. В элементе Н2 — ВЗ болты в верхней части зоны прикрепления расположены чаще, чем в нижней, чтобы приблизить центр прикрепления к центру тяжести сечения элемента. К нижнему листу элементов пояса присоединена горизонтальная фасонка, к которой прикрепляются диагонали продольных связей и инжннй пояс поперечной балки.
18* 531
г л j80*n /I 5В?»П
Рис. XIV. 58. Узел НЗ (к рис. XIV.53)
Рис- X1V.59. Узел НЗ (к рис. XIV.53)
532
На рис. XIV.58 приведен узел нижнего пояса (НЗ), к которому подходит только подвеска. В узле устроен стык элементов Н2 — НЗ и НЗ — Н4, имеющих одинаковое поперечное сечение. Стык перекрыт фасонками № 1, вертикальными наружными накладками Л& 2, внутренними вертикальными накладками № 3 и горизонтальными накладками №4 и № 5.
К подвеске прикрепляется поперечная балка. Чтобы выровнять плоскости, к которым должны прилегать полки уголков прикрепления поперечной балки, применены две прокладки толщиной по 12 мм; одна начинается от края фасонки, другая заходит на фасонку и начинается от края наружной накладки.
Усилие от поперечной балки почти полностью передается непосредственно подвеске н только часть этого усилия, соответствующая прикрепляющей способности восьми болтов, поставленных в пределах нижнего пояса, воспринимается помимо подвески. Поэтому нет необходимости развивать фасонки узла из расчета прикрепления подвески по ее площади поперечного сечения; достаточно соединить подвеску с фасонкой количеством болтов, передающим ту часть усилия в поперечной балке, которая нс воспринята подвеской непосредственно (с учетом передачи через две фасонки).
Иначе прикрепляются подвески в верхних узлах. Здесь необходимо поставить полное расчетное число болтов по площади поперечного сечения подвесок, как, например, в узле ВЗ на рис. XIV.59. В этом узле, так же как и в других узлах, имеется стык элементов пояса по центру узла, перекрытый фасонками Л" /, наружными Л? 2 и внутренними Л£ 3 вертикальными накладками, верхней горизонтальной фасонкой ЛН и горизонтальными накладками: наружной Л? 5 и внутренней ./V 6.
Кроме подвески НЗ — ВЗ и элементов пояса, к узлу подходят раскосы Н2 — ВЗ и ВЗ — Н4. В прикреплениях этих элементов поставлено расчетное число болтов, но расстановка их в раскосе Н2 — ВЗ выполнена так, чтобы центр прикрепления совпал с центром тяжести элемента, вследствие чего часть пересечений стандартной сетки не использована для устройства отверстий.
К горизонтальным фасонкам прикреплены диагонали и распорки верхних связей, имеющие двутавровое сечение. Соединение распорки связей с главными фермами усилено угловыми фасонками Л? 7, присоединенными болтами посредством уголков № 8 к внутренней вертикальной фасоике и уголков Л'° 9 к распорке связей.
3. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ КЛЕПАНОГО ПРОЛЕТНОГО СТРОЕНИЯ ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ ДОРОГУ 1= 127,4^
Схема пролетного строения по типовому проекту Гипротрансмоста 1958 г. из низколегированной стали марки 15ХСНД показана на рис. XIV.60. Элементы ферм — клепаные; монтажные соединения — на заклепках.
Сечения элементов нижнего пояса коробчатые с уголками, повернутыми горизонтальными полками внутрь. Наибольшее число вертикальных листов в каждой ветви сечения равно двум при толщине 20 мм. Сечеиие элементов верхнего пояса тоже коробчатое, но с уголками, повернутыми горизонтальными полками наружу (по типу, показанному иа рис. XIV. 12).
В средних узлах фасонки наложены непосредственно па наружные вертикальные листы элементов нижнего пояса. Расстояние между фасонками во всех узлах принято равным 510 мм.
На рис. XIV.61 показан узел Н4 нижнего пояса фермы. Стык элементов НЗ — Н4 и Н4 — Н5 выполнен по центру узла и перекрыт фасонками Л® 1, наружными накладками № 2, внутренними накладками № 3, поставленными между полками уголков, и внутренними накладками 4, наложенными на накладки 3.
Так как в панели НЗ — Н4 в каждой ветви ннжнего пояса по одному вертикальному листу, а в панели Н4 — Н5 по два, то в стыке применены прокладки с тем, чтобы можно было наложить фасонки иа элементы нижнего пояса. Расстановка заклепок выполнена по стандартной сетке. Для сокращения раз-
533
2Ь50
Рис. XIV.60. Схема пролетного строения / = 127,4 м под железную дорогу
Рис. XIV.61. Узел Н4 (к рис. XIV.60)
534
мерой фасонок в прикреплениях раскосов поставлены так называемые «коротыши» — уголки, посредством которых развивается фронт расположения заклепок.
На рис. XIV.62 изображен узел верхнего пояса В6 того же пролетного строения.
Б соответствии с видом поперечного сечения элементов верхнего пояса в узле В6 фасонки заведены внутрь сечения пояса и служат накладками для
Рис. XIV.62. Узел В6 (к рис. XIV.60)
перекрытия стыка элементов В5 — В6 и В6 — В7. Для этой же цели даны наружные накладки — узкие (между кромками вертикальных полок уголков) и более широкие, а также горизонтальная накладка, перекрывающая стык горизонтальных листов и горизонтальных полок верхних уголков элементов пояса. Конструкция узла В2 обусловила расстояние между внутренними гранями вертикальных полок уголков верхнего пояса равным 590 мм. Поэтому для сохранения постоянного расстояния между фасонками (510 мм) потребовалось в узле В6 поставить прокладки толщиной 8 мм (со стороны панели В6 — В7) и 12 мм (со стороны панели В5 — В6). Разная толщина прокладок объясняется тем, что в панели В6 — В7 толщина вертикальных листов верхнего пояса равна 20 мм, а панели В5 — В6 — 16 мм.
Прикрепление к фасонкам узла В6 раскосов и подвески выполнено в соответствии с общей методикой конструирования узлов ферм. Заклепки расставлены на стандартной сетке 80x80 мм, причем в первых и последних рядах заклепок, прикрепляющих раскосы, поставлено меньшее число заклепок, чем в остальных рядах, что снижает расчетное ослабление сечения элемента.
535
Особыми узлами рассматриваемого пролетного строения являются сред-
ние узлы, вызванные шпренгельной решеткой. Один из них (СЗ) показан на
рис. XIV.63.
С узлом совмещен стык раскоса В2 — СЗ — Н4, перекрытый фасонками Л5 1, внутренними накладками № 2, 3 и накладками Л® 4, наложенными на полки уголков, перпендикулярные вертикальным листам раскоса. Подвеска НЗ — СЗ и шпренгельный раскос И2 — СЗ прикреплены заклепками, число
№
Рис. X1V.63. Узел СЗ (к рис. XIV,60)
которых соответствует их площадям поперечного сечения. Стойка СЗ — ВЗ и стяжка С2 — СЗ, уменьшающие свободные длины верхнего пояса и подвески И2 — В2 как не несущие расчетных усилий прикреплены конструктивно поставленными заклепками.
К узлу СЗ подходят раскос и распорка поперечных связей между фермами (см. рис. XIV.60), прикрепляемые к фасонке, зажатой между уголками, приклепываемыми (на монтаже) к внутренней фасонке М 1.
4. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИИ ПРИ Н-ОБРАЗНЫХ СЕЧЕНИЯХ ВСЕХ ЭЛЕМЕНТОВ ФЕРМ
Как было указано, изготовление сварных элементов получается наиболее простым, если они имеют Н-образное сечение. Несмотря на отмеченные в § 1, п. 2, гл. XIV недостатки таких сечений, их можно принять при относительно небольших пролетах (в частности, для I серии типовых пролетных строений 536
Рис. XIV.64.
Узел нижнего пояса при Н-об-разных сечениях элементов ферм
28л. ^0
2lfOO*fOWWS8
Гл. 436*10
1!л.240*12
Pre. XIV.65, Прикрепление рнепорки верхних продольных связей при 11-образном сечении пояса
38В. Зак. 19
537
железнодорожных мостов I — 33 — 55 м, для автодорожных пролетных строений).
В качестве примера на рнс. XIV.64 показан один из средних узлов железнодорожного пролетного строения I = 44 м проектировки Гипротрансмоста. Элементы ферм — сварные, монтажные соединения—клепаные, но могут быть (предпочтительнее) и на фрикционных болтах. Стык нижних поясов перекрыт фасонками, внутренними узкими накладками ВН (см. рис. XIV.31, относящийся к тому же узлу, что и показанный на рис. XIV-64), наружной накладкой НН па одной ветви сечения и вертикальными пачками уголков, прикрепляющих горизонтальную фасонку, на другой ветви.
Горизонтальный лист, включенный в расчетную площадь поперечного сечения, тем не менее оставлен без непосредственного перекрытия накладками, что является некоторым недостатком, обусловленным причинами, изложенными в § I, п. 2, гл, XIV.
На рис. XIV-65 изображено прикрепление верхних связей к одному нз узлов верхнего пояса Н-образного сечения. К этому узлу подходит только стойка фермы. Верхний пояс стыка в этом узле не имеет, так как в связи с небольшой длиной панели ферм (5,5 ла) монтажные стыки назначены в основных узлах.
Горизонтальная фасонка связей расположена в плоскости горизонтального листа верхнего пояса и прикреплена двумя утолкамн к его вертикальному листу. Распорка связей прикреплена к горизонтальной фасонке и, кроме того, к поясу и стойке. Для пропуска уголка прикрепления фасонки в стенке распорки сделан вырез. Все монтажные соединения клепаные нли на фрикционных болтах.
5. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ ФЕРМ С ЖЕСТКИМ нижним поясом
Жесткому нижнему поясу (см. рис. XIV.7 и XIV.8), работающему на осевую силу и изгиб, целесообразно придавать форму двутавра. Элементы же верхнего пояса и решетки выполняют обычно двухстенчатыми.
В узлах нижнего пояса таких ферм приходится, следовательно, сопрягать одностенчатый нижний пояс с двухстенчатыми раскосами. Сопряжение можно выполнить посредством двойных или одиночных фасонок.
Первый способ применительно к конструкции узла НО автодорожного пролетного строения расчетным пролетом 104 м (см. рис. XIV.8, в) показан на рнс. XIV.66. Фасонки приварены к горизонтальному листу нижнего пояса, ширина которого в пределах узла уменьшена с 480 до 440 мм за счет скосов кромок.
Кроме того, фасонки соединены сварными швами посредством трапециевидных приставок с ребрами, приваренными к стенке иижнего пояса. К фасонкам заклепками прикрепляется элемент НО — В1 верхнего пояса («арки»), имеющий Н-образиое поперечное сечеиие. По верхним кромкам фасонки соединены планками, приваренными к двум полосам. Последние приклепывают к фасонкам при монтаже.
В пределах узла к нижнему поясу прикрепляются опорная (домкратная) н промежуточная поперечные балки.
Второй способ — прикрепление элементов решетки к нижнему поясу посредством одиночных фасонок — применен в том же пролетном строении во всех узлах, кроме опорных.
Один нз этих узлов (И4) показан на рис, XIV.67. Одиночная фасонка приварена к горизонтальному листу нижнего пояса. Полки Н-образных раскосов и заменяющие их утолщенные листы — компенсаторы ослаблений — при подходе к узлу сходятся, охватывают фасонку с двух сторон и прикрепляются к ней заклепками через прокладки.
Срединные листы раскосов вблизи узла имеют стык со вставками клиновидной формы, 538
Рие. XIV.66, Узел НО 'пролетного строения I = 104 м с жестким нижним поясом под автомобильную дорогу
Рис, XIV.67, Узел Н4 пролетного строения / = 104 .и под автомобильную дорогу
I8B*
539
Рис. XIV.68. Узлы пролетного строения моста через р. Эльбу у Лауенбурга
Cfol/Tlb!? раСКОСЫ
Растянутые
раскосы
Получается так называемая «внлка». Но так как прокладки имеют толщину 25 мм, а толщина фасонки — 8лги, следовательно, раскрытие вилки составляет 58 мм-, таким образом, наведение раскоса на фасонку не должно представлять каких-либо затруднений, свойственных конструкциям с узкими вилками.
6. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ ПРОЛЕТНОГО СТРОЕНИЯ
ПОД ЖЕЛЕЗНУЮ И АВТОМОБИЛЬНУЮ ДОРОГИ ЧЕРЕЗ Р. ЭЛЬБУ У ЛАУЕНБУРГА (ФРГ)
Как'было указано в § 1 гл. XIV, в зарубежной практике применяются фермы с элементами трубчатого замкнутого сечения. Одним из мостов, имеющим этого вида фермы, является мост под совмещенную езду в одном уровне через р. Эльбу у Лауенбурга. Фермы—двухпролетные неразрезные 2Х 104,6 м. Решетка треугольная, без стоек и подвесок. Пример узла фермы показан на рис. XIV.68.
7. КОНСТРУКЦИЯ УЗЛОВ ЦЕЛЬНОСВАРНЫХ ФЕРМ
Конструкцию цельносварных ферм пролетных строений мостов нельзя считать отработанной в технологическом отношении; наиболее рациональными конструкциями с применением сварки являются пролетные строения со сварными заводскими соединениями и болтовыми (на фрикционных болтах) или, в крайнем случае, клепаными монтажными.
Представление о конструкции узлов цельносварных ферм дают рис. XIV.69 и XIV.70. Первый из иих относится к ферме с жестким нижним поясом пролетом 66 м проектировки НИИмостов при ЛИИЖТе, показанной на рис. XIV.7. Пролетное строение с такими фермами было осуществлено как опытное.
540
В узлах применены одиночные фасонки, приваренные к горизонтальным листам поясов фермы в плоскости их вертикалов. Фасонки имеют выкружки, так как такое очертание, как показали экспериментальные исследования, лучше всего соответствует распределению силовых потоков и не создает концентрации напряжений.
Вертикальные листы раскосов приварены монтажными швами встык к фасонкам. Так как толщина фасонок 20 мм, а толщина стенок раскосов 10 мм, то на концах раскосов даиы переходные участки длиной 500 мм, имеющие толщину 20 мм и соединенные заводскими швами с листами толщиной 10 мм (с постепенным изменением толщины листов устройством скосов).
Рис. XIV* 69. Конструкция узлов цельносварной фермы с жестким нижним поясом (проектировки НИИмостов)
Полки раскосов имеют стыки с приваренными к фасонкам ребрами, представляющими собой продолжение полок раскосов на фасонку с постепенным уменьшением их ширины. Стык стенки и полок раскоса с фасонкой и приваренными к ией ребрами — совмещенный в одном сечении.
Возможны и другие варианты узлов ферм рассматриваемой комбинированной системы.
В конструкции, приведенной па рис. XIV.70, раскосы прикрепляются посредством сварки встык вертикальных листов с фасонками и соединительного листа с наклонными диафрагмами, приваренными к узловым фасонкам. Монтажный стык нижнего пояса назначен в месте начала фасонок, со стороны узла НО.
Одним из существенных вопросов при разработке конструкции цельносварных пролетных строений является вопрос о способах монтажа и, в частности, о получении при изготовлении настолько точных длин элементов, чтобы при сборке зазоры в стыках соответствовали требованиям наложения стыковых швов. Одно из средств удовлетворения этому требованию — применение в монтажных стыках элементов вставок, пригоняемых по месту. На рис. XIV.70
541
такие вставки показаны для стыков стенок (соединительных листов) раско-
сов с узловыми диафрагмами. Предполагается, что стыки полок (верти-
кальных листов) удастся высококачественно выполнить н без монтажных
вставок.
Конечно, прикрепление элементов к узлам ферм значительно упростилось бы, если сделать его внахлестку с приваркой угловыми швами. Однако
Рис, XIV.70. Узел цельносварной фермы с треугольной решеткой без подвесок и стоек
такое прикрепление имеет пониженную вибрационную прочность, в особенности если принять во внимание, что в узлах будут получаться участки с близким расположением швов.
8. ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУКЦИИ УЗЛОВ ФЕРМ АВТОДОРОЖНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Изложенные выше основные положения конструирования узлов распространяются и на автодорожные пролетные строения. Вследствие меньших усилий в элементах ферм, более оправданными чем в железнодорожных мостах, могут оказаться Н-образные сечения всех элементов ферм, в том числе поясов и сжатых раскосов, для большего диапазона пролетов.
Несколько иная конструкция прикрепления к фермам поперечных балок в автодорожных пролетных строениях (отсутствие или меньшие размеры угловых фасонок) в ряде случаев позволяет прикрепить поперечные балки в пределах фасонки и делает излишними монтажные отверстия в стойках и подвесках выше фасонок.
Если принята схема ферм без стоек и подвесок (см. рис. XIV.2), то прикрепление поперечных балок только к фасонкам становится обязательным, что должно быть учтено при назначении высоты фасонки.
542
Удачное решение для проезжей части получается, если приняты фермы с жестким нижним поясом, причем необязательно по рис. XIV.8; возможны и более простые варианты — с параллельными поясами (по типу рис. XIV.7). Конструкция узлов такого типа ферм пояснена на рис. XIV.66 и XIV.67.
Таким образом, содержание предыдущих параграфов может служить материалом для изучения и проектирования узлов ферм также й автодорожных пролетных строений.
§ 6. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СКВОЗНЫМИ НЕРАЗРЕЗНЫМИ И КОНСОЛЬНЫМИ ФЕРМАМИ
1. СХЕМЫ НЕРАЗРЕЗНЫХ ФЕРМ
В § 9 гл. XIII были приведены схемы неразрезных пролетных строений со сплошными балками и рассмотрены условия их проектирования. Все эти схемы относятся к мостам с ездой поверху и преимущественно к мостам автодорожным и городским. Те же схемы можно использовать, применяя сквозные фермы с одной из систем решеток, описанных в § 1 гл. XIV, Одиако преимущество сплошных балок по условиям изготовления и монтажа, а в ряде случаев и забота об архитектурном оформлении мостового перехода привели к тому, что в настоящее время неразрезные пролетные строения автодорожных и городских мостов при езде поверху проектируют со сплошными балками даже при больших пролетах (ель, например, рнс. XIII,37, tf, мост через р. Саву в Белграде, средний пролет 261 м).
В железнодорожных мостах с ездой поверху неразрезные сквозные фермы могут найти применение в особых условиях, например в высоких виадуках, как допускающие навесной монтаж без дополнительных соединительных элементов, необходимых, если фермы разрезные, и как имеющие меньшие, чем у сплошных'б ал ок, веса монтажных элементов. Это может иметь значение в горных районах и вообще^ при трудных условиях доставки тяжелых блоков к месту работ.
В таких условиях целесообразны неразрезные фермы с параллельными поясами и треугольной решеткой. Длину панели и высоту ферм следует принять по возможности такими же, как в типовых пролетных строениях с ездой понизу.
Из сказанного ясно, что область применения неразрезных сквозных ферм — главным образом пролетные строения с ездой понизу в мостах больших пролетов.
Основное преимущество неразрезных ферм перед разрезными — лучшая приспособленность их к навесному монтажу. Что касается экономии в весе металла, то она сильно зависит от технических условий проектирования и от того или иного учета работы ферм при их монтаже.
Большое значение имеют принятые при проектировании условия расчета элементов ферм на выносливость [формула для коэффициента уменьшения расчетных сопротивлений, способ загружения линий влияния (см. гл. XVI)]. В неразрезных фермах больше, чем в разрезных, элементов, воспринимающих резко меняющиеся по величине усилия, в том числе знакопеременные усилия. Следовательно, при неразрезанное™ сильнее влияет на вес ферм расчет их элементов на выносливость. Чем больше отношение временной нагрузки к постоянной, тем сильнее это влияние. Поэтому в пролетных строениях под автодорожную нагрузку можно получить большую экономию в весе за счет нсраз-резности ферм, чем в пролетных строениях под железнодорожную нагрузку, чему способствует также и менее регулярное повторение расчетных нагрузок, позволяющее установить в автодорожных мостах для расчета на выносливость меньшее снижение расчетных сопротивлений. Ясно также, что чем больше пролет, тем выгоднее, неразрезные, фермы.
Влияние на вес неразрезных ферм работы их в условиях монтажа зависит от того, предусматривается ли навесной монтаж на весь пролет или предполагается использование временных промежуточных опор (лолунавесной монтаж).
543
При первом способе монтажа усилия в некоторых элементах крайних панелей получаются от монтажных нагрузок большими, чем от нагрузок в стадии эксплуатации, Можно предусмотреть временное усиление таких элементов нли же во избежание этого рассчитать их на монтажные нагрузки. Естественно, что вес ферм от этого может увеличиться.
На основании выполненных проектов пролетных строений с неразрезными фермами можно считать, что в автодорожных пролетных строениях получается экономия в весе по сравнению с разрезными пролетными строениями порядка 5—10% прн пролетах 100—200 м; в железнодорожных пролетных строениях, спроектированных по СН 200--- 62, эта экономия едва ли превысит 4—5% при пролетах порядка 150 ле. Более того, в разработанном Гипротрансмостом проекте пролетных строений под железную дорогу с неразрезными фермами пролетом ПО м вес их оказался практически одинаковым с весом пролетных строений с разрезными фермами того же пролета. Следует заметить, что в этом проекте было принято некоторое увеличение площади поперечного сечення части элементов по условию нх работы при навесном монтаже на полный пролет,
К достоинствам неразрезных ферм относится также их большая жесткость, что позволяет при сохранении установленных норм для прогибов ферм выполнять их из сталей более высокой прочности (чем больше напряжение в элементах ферм, тем больше прогиб). При проходе нагрузки по пролетным строениям с неразрезными фермами получается более плавная линия прогиба (без перелома, имеющегося при разрезных фермах).
В связи с центральным опиранием неразрезных ферм на промежуточные опоры можно, применяя неразрезные фермы вместо разрезных, получить экономию на объеме опор, если только расчет на продольные силы (торможение, продольный ветер) позволит это сделать.
Недостатками неразрезных ферм считают индивидуальное гх изготовление и чувствительность к неодинаковым осадкам опор. Однако, как будет показано ниже, схемы неразрезных ферм вполне возможно составить с сохранением принятых для разрезных ферм основных размеров и приблизить, таким образом, их изготовление к условиям изготовления типовых пролетных строений.
Чувствительность к неодинаковым осадкам опор может иметь значение только при слабых грунтах. Вообще же дополнительные напряжения от небольших перемещений опорных узлов в неразрезных фермах пролетами 100 ле и более ие очень велики (примерно 200 кг/см2 в ферме с двумя пролетами по 100 ле с отношением высоты к пролету Ч10 при осадке средней опоры на 10 см); к тому же положение опорных частей неразрезных ферм в случае осадок опор может быть выправлено.
Неразрезные фермы больших пролетов применяют преимущественно в виде двухпролетных или трехпролетных схем. Большее число пролетных строений, соединенных в неразрезную систему, не дает дальнейшей заметной экономии в весе. Между тем при большем числе пролетов неразрезных ферм накапливаются перемещения концов ферм от изменения температуры (неподвижной обычно делается одна нз средних опор), затрудняющие устройство и исправное содержание сопряжений пути и ездового полотна, Кроме того, чем больше сумма пролетов неразрезных ферм, тем большая величина тормозной силы передается на одну нз опор, что заставляет увеличивать ее размеры.
Основные размеры и схемы неразрезных ферм должны быть подчинены условию получения наименьшего веса пролетного строения, конструктивным и производственным требованиям (изготовление, монтаж), а также условию достаточной вертикальной и горизонтальной жесткости. Наиболее просто очертание с параллельными поясами (рис, X1V.71). В показанных на рис. XIV.71, б, в, г схемах приняты унифицированные в соответствии с типовыми разрезными фермами длины панели и расстояние между осями ферм, а в схемах б, в также и одинаковая с ними высота ферм.
В схеме а высота ферм также может быть принята равной 15 ле, что приведет к унификации основных размеров этой схемы и типовых схем разрезных 544
ферм (высота ферм, равная 14 л?, была принята в связи с тем, что такую высоту имели типовые разрезные фермы проектировки Проектстальконструкции). Эти примеры показывают, что вполне возможна широкая унификация пролетных строений с разрезными и иеразрезными фермами, исключающая удорожание изготовления последних.
Рис, XJV.71, Схемы неразрезных ферм с яарадлельньшгГпоясами: а — один из вариантов (и еос уще.ствлг нкый) железнодорожного моста через р. Волгу; б—двухпролетные неразрезные фермы по типовому проекту Гипротраис-моста; в — трехпролетныс иеразрезныс фермы по типовому Проекту Гипротранс-моста; г — трехпролетные неразрезные фермы железнодорожного пролетного строения по проекту Проектстальконструкции; d — двух пролетные нерязрезные фермы автодорожного моста по проекту Проектстальконструкции
Высота ферм на крайних опорах может быть снижена (рис. XIV.72, а)„ что дает некоторую экономию в весе за счет уменьшения длины портала и крайних раскосов, но нарушает стандартность геометрических размеров фермы.
Постоянная высота неразрезной фермы приводит к резкому изменению усилий в поясах в соответствии с эпюрой изгибающих моментов. Поэтому поперечные сечения поясов должны быть подобраны так, чтобы площади их могли быть изменены в соответствии с изменением усилий. Чтобы несколько облегчить переход от одного сечения к другому без излишней затраты металла, можно
Рис. XIV-72, Схемы двухпролетных неразрезных ферм с полигональным очертанием верхнего пояса:
а —схема со сниженной высотой па крлрнцх опорах; б—схема ферм моста через р. Огайо
дать фермам немного большую высоту над средней опорой, как, например, на рис, XIV.72, б, но такое очертание нарушает одинаковость длин элементов и затруднит движение сборочного крана по верхним поясам.
Было бы ошибочным подчинить очертание неразрезной фермы эпюре изгибающих моментов, как это иногда предлагалось; ничего, кроме усложнения конструкции узлов и затруднений при сборке, такое очертание не даст. Экономии в весе не получится, так как снижение высоты фермы в местах уменьшения.
545
изгибающего момента увеличивает усилия в поясах., а следовательно, потребует запроектировать их более тяжелыми.
Точно так же нельзя признать правильным ни в конструктивном, ни в архитектурном отношении придание неразрезным фермам очертания, внешне напоминающего висячие мосты (при езде понизу) или арочные мосты (при езде поверху).
Для неразрезных ферм пригодны те же схемы решеток, какие были показаны для разрезных ферм. Желательно в среднем опорном узле иметь сходя-
Рис. XIV.73. Узел двухпролетной неразрезной фермы над средней опорой
щиеся к нему раскосы (см. рис. XIV.71), что разгружает опорную стойку, усилие в которой значительно возрастет, если опорные раскосы будут сходиться в узле верхнего пояса.
Выбор между простой треугольной (см. рис, XIV.71, б — д) и шпренгельной (см. рис. XIV.71, а) решеткой делается по тем же соображениям, какие были приведены для разрезных ферм. При особо больших пролетах (как, например, на рис. XIV.71, а и XIV.72, б) шпренгельная решетка необходима. В схеме д на рис. XIV.71 для применения простой треугольной решетки при пролете 140 м пришлось дать средний пояс (на рисунке не показан), чтобы уменьшить свободную длину сжатых раскосов и принять высоту ферм, меньшую оптимальной.
Высоту неразрезных ферм можно назначить несколько меньшей, чем в разрезных фермах, как по условиям жесткости, так и в отношении получения хороших весовых показателей. Выбор высоты ферм зависит от ряда параметрон и особенностей проектирования. Так, для шпренгельной решетки можно взять 546
высоту несколько больше, чем для простой треугольной; при Н-образных элементах большая высота окажется менее выгодной, чем прн элементах коробчатого сечения, и т. п. Ориентировочно можно считать оптимальную высоту неразрезных ферм равной
Иногда, в особенности~в автодорожных и городских мостах, принимаются для неразрезных ферм еще меныпне высоты —около 1/10 от пролета, что объясняется или архитектурными требованиями — ннзкне фермы имеют лучший внешний внд, чем высокие, нлн стремлением использовать стандартные основные размеры, установленные для типовых разрезных ферм.
В трехпролетпых неразрезных фермах для получения наименьшего веса крайние пролеты следует принимать несколько меньшими, чем средний (примерно 0,75—0,8 среднего). Прн этом соотношение пролетов должно быть таким, чтобы длина панели получалась одинаковой во всех трех пролетах, а на опорах, как сказано выше, раскосы сходились в узлах нижнего пояса.
На рис, XIV.71, г показана схема трехпролетиой неразрезной фермы, примененная для одного нз мостов в СССР (проект института «Проектсталь-конструкция»). Схема составлена с ориентировкой на 11-метровую панель, вследствие чего крайние пролеты взяты равными ПО м, средний пролет — 132 м (отношение 0,835).
Однако не всегда представляется возможным выдержать указанное оптимальное соотношение пролетов. Часто по условиям судоходства требуется несколько пролетов одинаковой величины, в соответствии счемн в трехпролетных щеразрезных фермах крайние пролеты делают равными среднему.
По этим соображениям, а также с целью большей унификации в типовых проектах Гипротрансмоста (см. рис. XIV.71, а) принято равенство всех трех пролетов.
Пролетные строения с неразрезнымн фермами обладают относительно большей жесткостью не только в вертикальном, но н в горизонтальном направлении. Поэтому при прочих равных условиях расстояние между осями неразрезных ферм можно принимать несколько меньшим, чем между осями разрезных ферм. Например, в пролетном строении, схема ферм которого представлена на рнс, XIV.71, г, расстояние между осями ферм равно 5,8 ж, т. е. почти 1/23 расчетного пролета. Чтобы получить большую жесткость в горизонтальном направлении, следует продольные связи между неразрезными фермами выполнять также, как неразрезные системы. Для этого необходимо устраивать опорные рамы над всеми опорами: в плоскости крайних раскосов н в плоскостях стоек над средними опорами.
Типы сечений элементов неразрезных ферм выбирают на основе тех же соображений, какие были изложены применительно к разрезным фермам (смЛ.гл. XIV, §1, п. 2).
Дополнительно следует иметь в виду, что в неразрезных фермах часть элементов нижнего пояса работает на сжатие илн на знакопеременные усилия. Поэтому прн большой величине усилий наиболее рациональными типами сеченнй нижнего пояса будут замкнутые коробчатые сечення с перфорацией одного из горизонтальных листов (предпочтительней ннжнего во избежание попадания воды в пояса).
Узлы неразрезных ферм компонуют так же, как узлы ферм разрезных. В качестве примера па рис. XIV.73 показан характерный для неразрезных ферм узел над средней опорой (типовой проект Гипротрансмоста, схема б на рнс. X1V.71),
2, СХЕМЫ КОНСОЛЬНЫХ ФЕРМ
Пролетные строения с консольными фермами находят применение прн слабых грунтах, вызывающих опасение возможной существенной неравномерной осадки опор.
Увеличением глубины заложения фундаментов эти осадки могут быть уменьшены, однако такое решение часто оказывается экономически нецелесообразным.
547
Проектируя консольные фермы вместо разрезных, можно получить при-
мерно такую же экономию в весе, как и при неразрезных фермах. Недостаток
консольных ферм — меньшая вертикальная жесткость и наличие переломов
в линии прогиба, что особенно неблагоприятно для железнодорожных мостов.
Рис, XIV,74. Схемы консольных ферм с полигональным очертанием верхнего пояса
В некоторых условиях консольные фермы могут облегчить монтаж пролетных строений. Консолн допускают навесной монтаж, а так называемое «подвесное» пролетное строение (см. ниже) можно установить, используя плавучие средства.
Мост с консольными фермами проектируют по различным схемам в зависимости от его назначения и характера мостового перехода. В консольной системе различают анкерные и сборные пролеты. Сборный пролет включает в себя коисоли анкерного пролета и подвесное пролетное строение. Фермы могут быть одноконсольными (рис, XIV,74, а) или двухконсольными (рис, XIV.74, б).
Существенное значение при проектировании моста с консольными фермами имеет правильный выбор соотношений величин сборного н анкерного пролетов, длины консоли и высоты ферм.
Кроме соображения о весе ферм, при назначении указанных параметров геометрической схемы необходимо учесть требования, относящиеся к жесткости ферм, условиям производства работ по изготовлению и монтажу пролетных строений и к поведению пролетных строений в эксплуатации. Прогиб конца консолн по нашим ТУ не должен превышать l/Ss0 длины консоли.
Рис, XIV,75, Схема консольных ферм с полигональным очертанием нижнего пояса
Прогибы ферм анкерного пролета не должна превышать для железнодорожных мостов 1/с0() пролета, для автодорожных и городских мостов Лля подвесного пролетного строения нормы прогиба те же/что и для разрезных ферм.
В производственном отношении следует стремиться к такой разбивке иа пролеты и к таким схемам ферм, которые в нанлучшей мере позволяли бы организовать навесную сборку пролетных строений, т. е, к возможному увеличению сборного пролета и сокращению анкерного.
Для случая, когда местные условия допускают достаточно свободный выбор величин пролетов моста, отношение сборного пролета к анкерному целе-548
сообразно принять примерно 1,3—1,4. Оптимальная длина консоли при этом около 0,3 от величины анкерного пролета.
Высота ферм в середине анкерного и подвесного пролетов может быть задана несколько меньшей, чем в разрезных фермах, т. е. примерно 1/6t5—V7 величины пролета. Высота над опорой, к которой примыкает консоль, должна быть около 2/з длины консоли; в противном случае требования ТУ, относящиеся к прогибу конца коисоли, могут оказаться невыполненными. Таким^образом,
Рис. XIV,76. Схема консольных ферм с полигональным очертанием обоих поясов
представляется желательным высоту консольной фермы сделать различной в разных частях ее, что достигается полигональным очертанием одного из поясов ферм: нижнего (рис.;ХIV.75) или верхнего (см. рис. XIV.74), Второй вариант меиее удобен в производственном отношении, так как затрудняет про-
Рис. XIV.77, Схема консольных ферм с параллельными поясами
движение сборочного крана по верхним поясам. Первый вариант, при котором верхний пояс горизонтален, представляет наибольшие удобства для иавесиой сборки, но связан при шпренгельной решетке с необходимостью вынести все или часть шпреигелей к верхнему поясу,
Рис. XIV.78. Схема ферм Квебекского моста
На рис, Х1У.76*показана схема ферм одного из больших мостов в СССР с полигональным очертанием обоих поясов, которое при большой величине пролетов вполне оправдано. Отношение сборного пролета к анкерному в этом мосту равно 1,38. При очертании ферм по типу, представленному на рис, XIV.75 и XIV.76, получается также некоторая экономия в кладке опор.
Наконец, возможно решение и с параллельными поясами, как это было принято на одном из построенных в СССР мостов (рис. XIV.77).
Длину панели в консольных фермах желательно, руководствуясь общими соображениями, изложенными применительно к разрезным фермам, назначать одинаковой на всем протяжении фермы (включая и подвесной пролет).
Расстояние между осями ферм определяется из тех же соображений, что и в мостах с разрезными фермами.
549
Решетка консольных ферм в основном не отличается от решетки ферм разрезных. Переход от консолн к подвесному пролету по рис. XIV.74, б, XIV.75 и XIV.76 позволяет устроить шарнир на подвеске, что весьма удобно в производственном н конструктивном отношении. Переход по рис. XIV.74, а потребует более сложного шарнира. Типы поперечных сечений элементов консольных ферм выбирают исходя из тех же соображений, что и разрезных.
Приведенные выше данные об основных соотношениях геометрической схемы консольных ферм отнюдь не следует рассматривать как какие-то «зако-
Рис. XIV.79.
Схема ферм Фортского моста
ны»'образовапия этих схем — это лишь примерные указания для предварительного решения задачи; прн окончательном проектировании целесообразность принятой схемы должна быть оправдана сравнением вариантов.
Примерами особых случаев применения консольной системы являются такие мосты, как Квебекский (рнс. XIV.78), Фортский (рис. XIV-79) и др. Сильное развитие консолей ферм этих мостов объясняется специфическими условиями постройки моста: отсутствие промежуточных опор и как следствие навесная сборка на большую длину. Схему Квебекского моста нельзя считать удачной. Было бы экономичнее выдвинуть опоры в реку, увеличить анкерные пролеты и уменьшить сборный пролет.
3. ШАРНИРНЫЕ СОПРЯЖЕНИЯ В КОНСОЛЬНЫХ ФЕРМАХ
В консольных фермах, кроме опорных частей, служащих для передачи давления фермы на опоры моста, должны быть устроены соединения подвесных ферм с консолями, допускающие свободный поворот одних по отношению
Рис. XIV.8O. Шарнирное сопряжение ферм с устройством консольного выступа в узле
к другим. На одном конце подвесной фермы соединение должно быть шарнирно-неподвижным, иа другом — шарнирно-подвижным.
Из различных применявшихся в консольных мостах способов устройства шарнирных соединений отметим следующие наиболее характерные:
550
1) постановка в узле сопряжения подвесной фермы и консолн опорных частей с приданием фасонкам соответствующего очертания (рис. XIV.80);
2) постановка в сопряжении качающихся стоек (рис. XIV.81);
3) применение подвесок для передачи опорных реакций с подвесной фермы на консоли (рис. XIV.82). s. f
При первом способе сохраняется треугольная решетка иа всем протяжении подвесной фермы и консолей (см. рис. XIV.74,a). На шарнир но-подвижном конце ставят подвижные опорные части (например, секторноготипа), на шарнирно-неподвижном конце— неподвижные опорные части.
Рис. XIV.81. Шарнирное сопряжениеj ферм посредством качающихся стоек
Рис. XIV.82. Шарнирное сопряжение ферм посредством подвесок
Элемент пояса, противоположный узлу, в котором осуществляется опирание подвесной фермы («нулевой» элемент, не имеющий расчетного усилия в эксплуатационном состоянии пролетного строения), должен иметь па одном конце шарнирное, а на другом подвижное закрепление, что легко выполнить в виде болтового соединения, причем для болта на одном из концов элемента следует устроить продольный вырез.
Сопряжение, показанное на рис. XIV.81, требует такой разбивки ферм на панели и такой схемы ферм, при которых опорные раскосы подвесной фермы будут направлены в верхние узлы втместе сопряжения, а раскосы консольной фермы — в нижние узлы (см. рис, XIV.77).
На неподвижно-шарнирном соединении, соответствующем конструкции с качающейся стойкой, нижний узел подвесной фермы закреплен от продольных смещений шарнирной планкой.
Сопряжение по схеме, показанной на рис. XIV.81, может быть также выполнено с устройством взамен шарнирных опорных частей болтов-шарниров, проходящих через отверстия в фасонках, подобно описанному ниже сопряжению посредством подвесок.
Способ сопряжения посредством подвесок (см. рис. XIV.82) требует такого направления раскосов в месте сопряжения, которое показано на рис. XIV.74, б, XIV.75 и XIV-76. В этом случае, следовательно, так же, как и 551
при сопряжении посредством качающейся стойки, требуется изменение иа участке сопряжения треугольной решетки на раскосную.
Фасонкн, к которым примыкает подвеска, усиливаются накладками, и внутрь узлов пропускаются концы подвески, также усиленные накладками. В отверстия, сделанные в фасонках, листах подвески и усиливающих накладках, вставляются болты-шарниры. Заклепки, прикрепляющие накладки,
Рис. XIV.83. Шарнирное соедине- Рис. XIV.84. Шарнирное соединение посредст-
ние связей в консольных фермах вом кинематической связи пролетных строений
имеют по плоскостям соприкасания фасоиок и подвески потайные головки. Так называемые «нулевые» элементы и при этом способе сопряжения прикрепляются на одном конце шарнирно (болтом достаточно большого диаметра), а на другом конце — с сохранением продольной подвижности (болтом в прямоугольном вырезе или уголком, входящим в паз между двумя другими уголками и т. п.).
Из перечисленных способов сопряжения подвесного пролетного строения с консолями наиболее удобным и экономичным следует считать третий способ — прикрепление подвесками. При этом способе можно вести без особых осложнений полунавесную илн навесную сборку подвесного пролетного строения, временно закрепив «нулевые» элементы (заглушив шарниры). Можно также подвесное пролетное строение, собрав его в стороне, поднять и «подвесить» к консолям. Для растянутых соединительных элементов’(подвесок) требуется меньший расход металла, чем для сжатых стоек (как во втором способе).
Сопряжение по первому способу ие столь удобно по условиям сборки пролетного строения; кроме того, устройство опорных частей в местах сопряжения подвесного пролетного строения н консолей при больших величинах опорных давлений может вызвать сильное развитие и усложнение опорных узлов и оказаться неконструктивным.
Шарнирность соединения подвесного и консольного пролетных строений должна быть выдержана не только в фермах, ио и в проезжен части, а также в связях. Свободный поворот в проезжей части достигается свободным опиранием продольных балок в одной из примыкающих к месту сопряжения панелей. Шарнирность в связях получим, применяя в примыкающих панелях 552
полураскосную решетку и конструктивно обеспечивая возможность поворота в среднем узле. Примером последнего служит конструкция, показанная иа рис. XIV.83. Узел разделен на две части. В вырез фасонки А, прикрепленной к поперечной балке или к распорке, входит фасонка Б. Последняя притянута болтами к вертикальному листу, представляющему собой листовой шарнир. Продольная подвижность осуществляется удлинением отверстий для болтов.
Соединение фасонок продольных связей можно выполнить и настоящим шарниром.
Принципиально иная конструкция соединения связей, обеспечивающая шар ни рн ость в горизонтальной плоскости, представлена на рис. XIV. 84. Между подвесным и консольным пролетными строениями поставлены горизонтальные планки (толщиной 40—50 мм) А В и CD, причем А, С и D — неподвижные шарниры, а конец В шарнирно соединен с ползунками, имеющими возможность перемещаться в прямоугольном отверстии, которое устроено в части Е. Показанные на рис. XIV.84 элементы дают возможность свободного продольного перемещения пролетных строений; вместе с тем обеспечивается передача горизонтальной силы от продольных связей подвесного пролетного строения на продольные связи консольной части моста.
§ 7. ОПОРНЫЕ ЧАСТИ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ БОЛЬШИХ ПРОЛЕТОВ
В § 4 гл. V приведены конструкции опорных частей для пролетных строений небольших пролетов. Описанные в этом параграфе однокатковые и двухкатковые унифицированные опорные части можно применять в стальных пролетных строениях под железную дорогу с ездой понизу (сквозные главные фермы)
Рис. XIV.85. Подвижная опорная часть с четырьмя цилиндрическими катками, изготовляемая из толстого проката:
1 — продольная шпонка; 2—первая плита нижнего балансира; 3 —нижняя плита; 4— анкерный болт;
5 — шайба анкерного болта; 6 — каток с зубом; 7 — опорный вкладыш; 5 —шпонка опорного вкладыша; 5 —вторая плита нижнего балансира; 10—футляр; 11—верхний балансир; 12— болт М24
при пролетах до 66 м включительно и с ездой поверху (сплошные балки, железобетонная плита, езда на балласте) при пролетах до 43,5 л (44,0 м)-
При больших пролетах предусмотрена установка подвижных опорных частей с четырьмя катками.
В проекте унифицированных опорных частей в качестве основных типов разработаны опорные части с преимущественным использованием толстого проката и с цилиндрическими катками.
На рис. XIV. 85 изображена подвижная опорная часть с четырьмя цилиндрическими катками. Она состоит из двух комплектов двух катковых опорных
553
частей, описанных в § 4 гл. V, объединяющей их второй плиты нижнего балансира 9, верхнего балансира 11 и нижней плиты 3.
Крепление верхнего балансира к стальным пролетным строениям производят посредством болтов 12. Крепление нижней плиты к оголовку опоры осуществляется анкерными болтами 4 так же, как и в двухкатковых опорных частях (см. § 4 гл. V).
Соединение верхнего балансира И с верхней плитой нижнего балансира 9 и последней с нижними плитами нижнего балансира 2 выполнено посредством опорных вкладышей 7.
Наибольшая толщина проката, нужного для изготовления рассматриваемой опорной .части, равна 150 мм (позиции 9 и 11).
Конструкция неподвижной опорной части соответствует описанной в § 4 гл. V.
При отсутствии толстого проката с необходимыми механическими и химическими характеристиками стали опорные части изготовляют с литыми балансирами. Такого типа подвижная опорная часть с четырьмя цилиндрическим/! катками приведена на рис. XIV.86.
На катки опирается общий для них нижний балансир 6, имеющий головку с цилиндрической поверхностью, а на него — верхний балансир 7. Оба балансира литые.
Против сдвига верхнего балансира относительно нижнего в поперечном направлении поставлена шпонка 8. Сдвигу в продольном направлении, так же как и в ранее описанных типах опорных частей, препятствуют закраины (упоры) в верхнем балансире. Нижний балансир имеет прямоугольного поперечного сечения приливы с отверстиями для подвешивания при установке.
Конструкция катков, нижней плиты, анкерных болтов, футляров аналогична описанной применительно к другим типам опорных частей.
При перемещениях пролетных строений используется только часть поверхности цилиндрических катков; боковые части катков можно удалить, применяя так называемые срезные катки. Это позволяет уменьшить расстояния между центрами катков и, следовательно, ширину нижней плиты.
Особое значение это свойство срезных катков приобретает при большом их диаметре. Увеличение диаметра вызывается необходимостью уменьшить напряжения на контакте нижнего балансира и плиты с катками (плоскости с цилиндрической поверхностью) при больших величинах опорных реакций.
Подвижная опорная часть с четырьмя срезными катками и литыми балансирами показана на рис, XIV,87, Детали этой опорной части те же, что и детали опорной части по рис. XIV.86, за исключением катков, имеющих диаметр 330 мм вместо 200 мм и срезанные боковые грани. Соответственно увеличена длина зубьев, удерживающих катки от угона, а в данной конструкции также от опрокидывания. Срезные катки в рассматриваемом типе опорной части можно изготавливать из проката толщиной 150 мм.
Неподвижная опорная часть, соответствующая подвижным по рис. XIV.86 и XIV.87, представляет собой верхний и нижний балансиры, отличающиеся от балансиров в подвижных опорных частях только тем, что в ннжнем балансире отсутствуют выточки для зубьев (рис. XIV.88). Неподвижные опорные части такой конструкции вследствие меньшей их высоты по сравнению с подвижными ставят на железобетонные постаменты.
Те же типы опорных частей можно применять и в автодорожных пролетных строениях, выбирая тип, число и диаметр катков в зависимости от величины "опорного давления.
Перемещения концов пролетного строения, вызванные изменением температуры, происходят не только вдоль пролета, но и в поперечном направлении. При большой ширине пролетного строения по СН 200—62 прн расстоянии между осями главных ферм более 15 м это обстоятельство должно быть учтено при проектировании опорных частей.
Одним из возможных вариантов в этом случае является устройство одной опорной части неподвижной, одной с продольным перемещением, одной с по-554
Рис, XIV.86. Подвижная опорная часть с четырьмя цилиндрическими катками, с литыми балансирами:
I—продольная шпонка; 2 —анкерный болт; 3 —шайба анкерного болта; 4 — каток; 5 — нижняя плита; & —нижний балансир; 7 —верхний балансир; S —поперечная щпонка; 9~футляр
Рис. XIV.87. Подвижная опорная часть со срезными катками:
/—продольная шпонка; 2—анкерный болт; .3 —шайба анкерного болта; 4~каток; 5—нижняя плита; 6 —нижний балансир; 7—верхний балансир; S —поперечная шпонка; Р —футляр )Q
Рис, XIV,88. Неподвижная опорная часть:
/ — анкерный болт; 2— шайба анкерного болта; 3 — нижний балансир; 4—верхний балансир; 3—поперечная шпонка
555
Рис. XIV.89. Схема расположения опорных частей в пролетном строении большой ширины. Стрелками показаны направления перемещения подвижных опорных частей
перечным перемещением и одной с перемещением по диагонали (рис. XIV.89). Направление перемещения определяется соответствующим расположением катков. Одиако лучшим решением можно считать применение вместо опорной части с перемещением по диагонали опорной части с продольно-поперечным перемещением.
Для осуществления такого перемещения катки располагают в два яруса: в направлении вдоль и поперек пролета.
Конструкция опорной части с продольно-поперечным перемещением (мост нм. Калинина в Москве) показана на рис. XIV.90.
Выше описаны наиболее современные типы опорных частей, при проектировании которых для улучшения условия их изготовления была проведена унификация основных размеров и конструкции деталей.
В недавнем прошлом применяли и другие типы опорных частей, Например, вместо свободного касания верхнего и нижнего балансиров устраивали шарнир в виде цилиндрического стержня с плотным касанием в нем обоих балансиров. Практика показала, что такой шарнир не всегда обеспечивает свободный по
Рис. XIV.90. Опорная часть с продольно-поперечным перемещением
ворот опорных сечений пролетного строения. Балансирам придавали сложную ребристую форму, что прн незначительном снижении веса усложняло их литье и т. п. Эти конструкции опорных частей можно считать устаревшими.
§ 8. СМОТРОВЫЕ ПРИСПОСОБЛЕНИЯ
Для осмотра, очистки, окраски и ремонта пролетных строений прн их эксплуатации необходимо обеспечить удобный доступ ко всем их элементам. С этой целью устраивают смотровые приспособления.
На рис. XIV.91 показаны смотровые приспособления, предусмотренные в проекте унифицированных пролетных строений под железную доро-
556
гу, включая и проект перазрезиых пролетных строений 2 X110,0 и ЗХПО.Ол/.
В смотровые приспособлениявходят: смотровая тележка Л перемещающаяся по нижним поясам; катучая балка 2, перемещающаяся по верхним поясам;
Рис. XIV.91. Смотровые приспособления в унифицированных стальных пролетных строениях
подвешенная к ней подъемная люлька 3, лестницы по опорным раскосам 4; лестницы для спуска на опоры 5. В неразрезных пролетных строениях, кроме того, устраивают переходные площадки 6, позволяющие подняться на верхний пояс фермы.
Нижняя смотровая тележка 1 представляет собой платформу из швеллеров с деревянным настилом, к которой по концам ее прикреплены болтами рамы из вертикальных и горизонтальных швеллеров. В верхние узлы рам вмонтированы оси катков, служащих для перемещения смотровой тележки. Катки опираются на двутавры, прикрепленные посредством консольных уголков к нижним поя-
Рис. XIV.92, Верхняя катучая балка
сам ферм. Перемещение смотровой тележки осуществляется вращением рукояток, передающимся через систему зубчатых колес осям катков.
Верхняя катучая балка 2 выполняется так же, как платформа, нз швеллеров (рис. XIV.92). Передвижение катучей балки осуществляется по приваренным к верхним поясам шинам посредством расположенной посередине балки лебедки и идущих от нее к каткам валов.
К катучей балке можно подвесить подъемные люльки Снаружи или внутри пролетного строения.
Люльки подвешивают на тросах, наматываемых на лебедки.
Лестницы, переходные площадки представляют собой простые конструкции, изготовляемые из полосовой и круглой стали, уголков, швеллеров и т. п.
557
558
L8(hN*W
Рис. XIV,93. Переходная площадка, лестницы по раскос;', лестница для спуска на опоры
Рнс. XIV.94. Сход с проезжей части на опоры в пролетных строениях с ездой поверху
На рис, XIV.93 показана переходная площадка, часть лестницы по раскосу и лестница для спуска иа опору. Конструкция их ясна без пояснений. По лестнице, устроенной вдоль раскоса, попадают на небольшую площадку, с которой по вертикальной стремянке можно подняться на к ату чую балку.
В разрезных пролетных строениях переходные площадки не нужны, так как иа верхний пояс можно попасть непосредственно по наклонной лестнице.
Все смотровые приспособления ограждаются перилами.
В пролетных строениях с ездой поверху должны быть устроены сходы с проезжей части на опоры и предусмотрены смотровые тележки. На рис, X1V.94 показан сход на опору в виде вертикальных стремянок применительно к типовым сварным железнодорожным пролетным строениям с ездой поверху на балласте. В данном проекте в качестве путей катания смотровой тележки использованы уголки, усиленные диафрагмами и приваренные к ребрам жесткости главных балок. Конструкция смотровой тележки аналогична описанной выше.
В автодорожных пролетных строениях также следует предусмотреть смотровые приспособления, подобные рассмотренным. Так, например, в пролетных строениях, конструкция которых была приведена в § 6 гл. ХШ, для движения смотровой тележки к нижней распорке поперечных связей прикреплены двутавры (см, рис. XII 1.28).
Глава XV
АРОЧНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Арочные стальные мосты под железную дорогу строили ие так часто, как мосты с балочными пролетными строениями.
Причина этого, во-первых, в том, что арочиые пролетные строения не поддаются в той же мере, как балочные, стандартизации размеров, и, во-вторых, в том, что при наличии некоторой экономии по сравнению с балочными в металле (ориентировочно до 15%) арочные мосты требуют сооружения при распорной системе более дорогих опор. При использовании системы с воспринятым распором экономии в металле обычно не получается.
Поэтому арочиые стальные мосты являются объектами индивидуального, а ие типового строительства. Они уместны как один из возможных вариантов в тех случаях, когда особое внимание должно быть уделено внешнему виду моста, как, например, при сооружении мостов в пределах крупных городов, что предопределяет преимущественное применение рассматриваемого вида пролетных строений для автодорожных и городских мостов.
Необходимо, впрочем, заметить, что современной архитектуре городских зданий часто более соответствуют не классические очертания арки, а более индустриальные и простые формы балочных пролетных строений, и имеется немало примеров удачного вписывания в архитектурные ансамбли городов балочных мостов достаточно больших пролетов.
Арочные конструкции использовали, а иногда используют и в настоящее время, кроме указанных выше случаев, для перекрытия больших пролетов прн большой высоте опор по соображениям облегчения монтажа, осуществляя его навесным способом.
Общее разделение мостов по их видам относится, разумеется, и к арочным мостам: по расположению езды они могут быть с ездой поверху, понизу или посередине, по конструкции — со сплошными арками или со сквозными арочными фермами.
559
Как в любой арочной системе, арки металлических мостов можно сделать бесшариириыми, двухшариириыми и трехшарнириыми, причем наиболее соответствующими конструктивными формами применения металла являются двухшарнирные арки и арочные фермы. Системы арочных стальных пролетных строений примерно такие же, как и арочных железобетонных пролетных
Рис. XV. 1, Системы пролетных строений со сплошными арками строений (см. гл. VII), причем многие из них были осуществлены первоначально из металла.
По воздействию иа опоры арочные пролетные строения могут быть распорными (рис. XV. 1, а б, в) н с воспринятым распором (внешне безраспориые, рис. XV. 1, а, д> ё).
§ 2. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СПЛОШНЫМИ АРКАМИ
Так же, как и в железобетонных мостах, стальные арочиые пролетные строения с ездой поверху состоят из арок и иадарочного строения: стоек и проезжей части. Кроме того, имеются продольные и поперечные связи в различных плоскостях, о чем будет сказано ниже.
Если момент инерции сечеиия арок значительно превышает момент инерции продольных балок надарочиого строения, то такая конструкция будет обычной арочиой с воспринятом арками и нормальных сил, и изгибающих моментов (см. рис. XV. 1, а).
При значительном превышении моментом инерции балок момента инерции арок (примерно в 80—100 раз) получается система в виде гибкой арки с жесткой балкой (рис. XV. 1, б), в которой все моменты переданы на балку, а арка работает только па сжатие. Сравнение этих двух систем и предпосылки выбора той или другой приведены в гл. VII применительно к железобетонным мостам, они остаются справедливыми н дли стальных пролетных строений.
Арочиые пролетные строения с ездой посередине аналогичны по схеме таким же железобетонным пролетным строениям (рис. XV. 1, в).
Системы с воспринятым распором показаны на рис. XV. 1, г, д, е. Применительно к стальным пролетным строениям целесообразно проектировать конструкции по этим схемам, как жесткие балки с гибкими арками, что упрощает монтаж и придает мосту лучший внешний вид по сравнению с пролетными строениями, выполненными по таким же схемам, но с жесткими арками.
Схемы б и е представляют собой решение для перекрытия одного большого и двух меньших пролетов с усилением балок в среднем пролете гибкими арками. В схеме д балки неразрезные, в схеме е~- консольные.
Распор арок воспринимается балками среднего пролета. Системы — внешне безраспориые.
560
Перекрытие трех пролетов при крайних значительно меньших среднего возможно и с применением полуарок (рис. XV. 1, ж), как это было показано для железобетонных мостов. Балку жесткости в этой схеме можно использовать как затяжку, причем тогда все опорные части, кроме одной, должны быть подвижными.
Можно распор от арок в среднем пролете передать на опоры, а затяжку использовать лишь как растянутый пояс консолей в крайних пролетах. Выбор одной из указанных статических схем определяется экономическим сравнением различных вариантов, а также условием обеспечения жесткости пролетного строения.
В некоторых из приведенных иа рис. XV, 1 схемах (б, г, д, е, ж при жесткой затяжке) имеется сочетание элементов балочной и арочиой систем. Эти схемы, следовательно, можно отнести к комбинированным системам мостовых конструкций.
Для стальных арок выбор их оси по кривой давления имеет меньшее значение, чем для арок железобетонных, так как сталь одинаково хорошо работает иа сжатие и на растяжение. Поэтому стальным аркам обычно придают очертание по дуге круга или по параболе. Для упрощения изготовления арки можно проектировать из прямых элементов, вписанных в очертание круга.
Пологость арок (отношение стрелы подъема к пролету) определяется условиями, которые были изложены в гл. VII.
В мостах с ездой поверху в стесненных по высоте условиях проектирования пологость стальных арок доходит в исключительных случаях
1 1
дОу^-у^. Но возможности ие следует проектировать арки положе 1 1 А “
~g'Iq в связи с большой величиной распора в них и как следствие большим объемом опор.
При езде понизу и посередине аркам надо придавать оптимальную стрелу подъема примерно в 1/я пролета, по архитектурным соображениям иногда немного меньше — около 1Д.
В двухшариириых арках при схемах айв (см. рис. XV. 1) наибольшие изгибающие моменты возникают примерно в четвертях пролета. Однако развитие высоты сечения арок и от замка, и от пят к четверти — неконструктивно. Плавное уменьшение высоты сечения от замка к пятам, применявшееся в прошлом (так называемые серповидные арки), ие соответствует эпюре моментов. Наиболее правильное решение — постоянная высота арок на длине, немного большей, чем между сечениями в четвертях пролета, а затем плавное уменьшение высоты сечения к пятам. Другой вариант — постоянная высота иа всей длине арки, что проще в изготовлении, но связано с несколько большим расходом металла на арки.
Целесообразная высота сплошных арок зависит от соблюдения условий, дающих наименьший вес конструкции, от обеспечения требуемой вертикальной жесткости, соображений архитектурной композиции сооружения и в некоторой степени от конструктивно-производственных условий (устройство вертикальной стейк и из листов предельной по сортаменту ширины без горизонтального стыка).
Ориентировочно можно полагать наиболее подходящими отношениями высоты сплошных арок посередине пролета к величине пролета в для железнодорожных мостов и примерно в Цео—1/70 для автодорожных и городских.
В системах с гибкими арками их высота обычно сохраняется постоянной по всей длине н делается возможно меньшей так, чтобы выдержать указанное в начале § 2 отношение моментов инерции сечений арки и балки жесткости. Высота последней, кроме обычных требований экономичности, часто определяется условием допустимого прогиба в четверти пролета при загружения половины пролета и динамическими характеристиками пролетного строения (частотой колебаний).
19 Зак. 19 561
Ориентировочная высота балки жесткости 1/4оЧ-1/бо пролета.
Аркам, предназначенным для воспринятня не только нормальных сил, но и изгибающих моментов (см. рис. XV. 1, а, в), придают обычно коробчатые сечения — открытые снизу (рис. XV.2, а) или замкнутые с перфорацией нижних листов, а при большой высоте сечения со сплошными листами по всему периметру (рис. XV.2., б, в, г).
Сеченне клепаных арок набирают из уголков и листов, сечение сварных арок —только из листов, по возможности одиночных (но не превышающих уста-
Рис. XV.2. Поперечные сечения арок
нов ленную в СН 200—62 наибольшую толщину 40 мм), в крайнем случае в виде сварных пакетов (см. рис. XV.2, г). Двутавровое поперечное сечение для таких арок меиее пригодно, так как для обеспечения их устойчивости в поперечном направлении потребуются часто расположенные поперечные связи, малая длина панели продольных связей; двутавровое сечение может быть принято лишь при небольших пролетах.
Для сохранения неизменяемости коробчатого сечения ставят диафрагмы; при большой высоте арок, кроме вертикальных, ставят также и горизонтальные диафрагмы (см. рнс. XV.2, в, г). Во избежание выпучивания диафрагм их полезно при большой свободной поверхности укрепить уголками или ребрами жесткости (см. рис. XV.2, а, в). Для прохода внутри арок с целью осмотра, окраски, клепки в диафрагмах оставляют отверстия.
Гибким аркам можно придать Н-образное или коробчатое сечение, заботясь при этом о получении необходимой площади поперечного сечения при сравнительно небольшом моменте инерции его относительно горизонтальной оси и достаточно большом относительно вертикальной оси.
562
ветробой
между орками
Рис. XV.3, Поперечный разрез арочного пролетного строения под железную Дорогу
Балки жесткости арочных пролетных строений имеют обычно двутавровое сечение, в некоторых случаях, в особенности при езде понизу, — коробчатое, замкнутое или открытое снизу.
Количество арок в однопутных железнодорожных пролетных строениях с ездой поверху равно двум, в двухпутных — двум или четырем. Первое решение (две арки), если учесть сокращение объема опор, обычно получается более экономичным.
Расстояние между осями крайних арок не должно быть по условию поперечной жесткости меньше Узо пролета и получается поэтому больше нормального расстояния между продольными балками проезжей части железнодорожного пролетного строения. В связи с этим на стойки надарочного строения в пролетных строениях по схеме а (см. рис. XV. 1) опираются поперечные балки, к которым прикрепляются продольные балки аналогично тому, как это выполняется в балочных пролетных строениях с ездой поверху (см. § 3 гл. XIV). В плоскостях арок ставят так называемые ветровые пояса — элементы, входящие в состав верхних продольных связей (рис. XV.3).
Длину панели выбирают так же, как и в балочных пролетных строениях, порядка 8—11 м.
Кроме продольных связей, в плоскости проезжей части нужны продольные связи между арками. В зависимости от высоты арок устраивают одну или две системы таких связей.
При двух системах продольных связей арки соединяют также поперечными связями (см. рис. XV.3). Прн одной системе связей арки достаточно соединить распорками, являющимися и элементами продольных связей.
В плоскостях стоек надарочного строения ставят поперечные связи — обязательно над пятами арок, а для увеличения сопротивления всего пролетного строения кручению — ив плоскостях промежуточных стоек.
В автодорожных и городских пролетных строениях с ездой поверху количество арок зависит от габарита проезда и ширины тротуаров и выбирается на основании экономического сравнения различных вариантов. Расстояние между осями крайних арок также должно быть не меньше 1/зо пролета. Проезжую часть составляют поперечные и продольные балки, а также обычно железобетонная плита (рис, XV.4). Возможно и применение стального листового иастила (ортотропной плиты). Продольные связи в плоскости проезжей части заменяет железобетонная плита, и они нужны лишь для осуществления монтажа пролетного строения. Между арками, по архитектурным соображениям, предпочтительнее иметь одну систему продольных связей, соединяя арки с распорками связей жесткими угловыми фасонками (см. рис. ХУЛ). Поперечные связи (кроме опорных) необязательны, а при желании увеличить поперечную жесткость пролетного строения эти связи могут быть выполнены, как рамные (см. рис. XV.4).
Для продольных связен применяют крестовую, полураскосную или ромбическую решетки. Возможно устройство продольных связей по безраскосной схеме — из распорок, соединенных угловыми фасонками с арками.
Стойкам надарочиого строения придают обычно двутавровое сечение.
19* 563
В коротких стойках возникают большие изгибающие моменты от совместной
работы арок и надарочного строения. Стедует учитывать эти моменты нли
конструктивно освобождать стойки от изгиба устройством шарниров.
Имеются примеры арочных пролетных строений с трубчатыми стойками, оканчивающимися наверху н внизу шаровыми опорными частями (мост через р. Москву в Москве, мост через озеро Меллар и др.).
Рис. ХУЛ. Поперечный разрез арочного пролетного строения городского моста
Сопряжение иадарочиого строения с устоем, с промежуточной опорой или с соседним пролетным строением должно быть свободным (см. рис. XV. 1, а). Здесь применимы те же приемы, что и в железобетонных мостах (см. гл. VII).
Пространство над пятовым шарниром можно также перекрыть балочкамн, ио шарнирно прикрепленными к надарочному строению и свободно опертыми на устой.
Сечения
8 середине пролета у одной из стоек
Рис, XV.5. Поперечный разрез пролетного строения с гибкими арками и балками жесткости (при езде поверху)
В пролетных строениях с гибкими арками и балками жесткости (см. рнс. XV. 1, б) последние, являясь основными несущими элементами конструкции, должны иметь значительные размеры сечения. Поэтому может оказаться целесообразным иметь балок больше, чем арок (рнс. XV.5), а также объединить железобетонную плнту с балками жесткости посредством упоров для совместной работы. При этом в связи с наличием моментов разных знаков надо принять меры, обеспечивающие в плите начальные сжимающие напряжения (см. § 4 гл. XIII).
В конструкции, показанной на рис. XV.5, четыре балки жесткости двутаврового сечення. Арок две — Н-образного сечення, что соответствует условию 564
работы нх, как гибких. Балки жесткости опираются на аркн через поперечные, соответственно усиленные связи, расположенные в узлах надарочного строения. В середине пролета опирание поперечных связей происходит непосредственно на арки; в остальных узлах — через стойки двутаврового сечения.
Конструкция балок, связей между ними и проезжей части в таких пролетных строениях аналогична описанной выше. В пролетных строениях с ездой посередине (см. рис. XV.1, в) необходимо выключить проезжую часть из работы на распор от арок. Это делается так же, как и в подобных железобетонных пролетных строениях.
Конструкция проезжей части арочных пролетных строений с ездой посередине аналогична конструкции проезжей части балочных пролетных строений с ездой понизу.
Пролетные строения по схемам г, д, е рис. XV. 1 можно проектировать, или расчленяя их на проезжую часть и две основные несущие конструкции, составленные из балок и арок, или рассматривая пространственную работу всего пролетного строения. В последнем случае продольные балки проезжей части превращаются в главные балки, число их в автодорожных мостах устанавливается по экономическимсоображениям (ориентировочно с взаимными расстояниями 3—4 ле); распор от арок через горизонтальные фермы распределяется между всеми балками. Взаимодействие между арками и балками жесткости, осуществляемое подвесками, также распределяется между всеми балками посредством поперечных диафрагм.
Аркам по схемам а, д, е рис. XV. 1 придают Н-образное или коробчатое сечение, балкам жесткости — двутавровое или коробчатое.
Сопряжение арок и подвесок с балками жесткости выполняется подобно описанному в § 5 гл. XIV применительно к пролетным строениям с жесткими нижними поясами и полигональными верхними поясами.
§ 3. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ СО СКВОЗНЫМИ АРОЧНЫМИ ФЕРМАМИ
Сквозные арочные фермы находят применение при большой высоте моста и при езде понизу в сочетании с большой величиной пролета (свыше 100—150 л).
Наивыгоднейшая в отношении веса высота арочных ферм посередине пролета должна составлять, насколько можно судить по имеющимся исследованиям этого вопроса, в мостах железнодорожных Vie,5—'/и,5 пролета, в мостах автодорожных и городских V'ss—1/io,5 пролета.
Однако в осуществленных мостах высота арочных ферм из желания придать им лучший внешний вид обычно меньше определяемой указанными отношениями и составляет: в мостах железнодорожных 1/хз—Vas пролета, в мостах автодорожных и городских Vae—l/io пролета.
Высоту ферм можно уменьшать от среднего сечення к пятам на всей их длине (серповидные арочные фермы, рис. XV.6, а), сохранять постоянной (рис. XV.6, а, д), увеличивать к опорам (рис. XV.6, г) или, оставляя постоянной на большей части длины, резко уменьшать в пределах крайних панелей (рис. XV.6, б, е).
При схеме по рис. XV.6, в порталы, через которые ветровая нагрузка с продольных связей между арочными фермами передается на связи в плоскости проезжей части н далее на опоры, расположены в плоскости подвесок или в плоскостях первых панелей верхних поясов. При схеме по рис. XV.6, г порталы представляется возможным устроить в плоскостях опорных стоек, передавая через них горизонтальные силы с верхних связей непосредственно на опоры, чем и объясняется применение этой схемы в некоторых осуществленных мостах. Такое решение диктуется и архитектур ними соображениями.
Фермы по схемам а, б — распорные системы, фермы по схемам а, а, д могут быть выполнены н как распорные, и как внешне безраспориые с превра.
565
щением горизонтальных элементов в уровне проезжей части в затяжки (последнее встречается чаще). Из перечисленных наиболее удовлетворяющими условиям индустриального изготовления являются фермы с постоянной высотой. Если распор передается на опоры, то для более равномерной работы поясов арочной фермы следует ее пояса свести к пятовым шарнирам, меняя высоту фермы в крайних панелях (см. рис. XV.6, б).
Представленные на рис. XV.6, а, б, в, г схемы арочных ферм имеют тот недостаток, что длина их элементов и углы между элементами в узлах неодинаковы по длине арки, т. е. не соответствуют требованию унификации геометрических размеров с целью наибольшей приспособленности к современным условиям изготовления. Для удовлетворения этим условиям Проектстальконструк-цией предложены и осуществлены арочные фермы, в которых оба пояса вписаны
Рис. XV.6. Схемы пролетных строения со сквозными арочегыми фермами;
а—-мост пл совмещенную езду в СССР (по проекту мроф. Н. С. Стрелецкого); б—мост под автомобильную дорогу через р. Гломма В Норвегии (сварные элементы; монтажные соединения на заклепках); в—проект городского моста В Москве (Гипротрансмост); а —железнодорожный мост в СССР; Й—мост под два железнодорожных пути в СССР (Проектстальконструкция); е — мост под автомобильную дорогу через р. Москву (Проектстальконструкция)
в дуги крута и разбиты на панели одинаковой длины; в этом случае применена треугольная решетка, дающая одинаковые углы сопряжения элементов в узлах. Расстояния между подвесками при этом получаются неодинаковыми, в связи с чем применено впеузловое прикрепление поперечных балок (проезжая часть разбита на равные панели), а в плоскости арок поставлены затяжки или продольные балки (в распорных системах), способные работать на изгиб от воздействия на них опорных давлений балок.
На рис. XV.6, д показана такого рода ферма с затяжкой в уровне пятовых шарниров. Верхний и нижний пояса вписаны в концентрические дуги круга. Все элементы поясов фермы имеют одинаковую длину — верхнего пояса 11,0 м, нижнего пояса 10,28 м, за исключением крайних панелей, в которых 566
длина элементов нижнего пояса сделана равной 9,858 jh для того, чтобы получить вертикальные порталы.
На рис. XV.6, е показан другой пример ферм с унифицированными длинами элементов (за исключением крайних панелей) с повышенным расположением проезжей части.
Так же, как и при сплошных арках, в пролетных строениях со сквозными арочными фермами возможны сочетания их с балочными фермами или сплошными балками, перекрывающими соседние, меньшей величины, пролеты. Вся конструкция превращается прн этом в неразрезную (рис. XV.7, а) нлн консольную (рис. XV.7, б).
В среднем пролете целесообразно поставить затяжки н сделать систему внешне без распорной.
Возможны и другие сочетания арочных н балочных ферм, объединенных в неразрезные или консольные системы.
Отношение стрелы подъема арочных ферм (считая ее от линии, соединяющей пятовые шарниры до середины высоты ферм в среднем сечении) к пролету может быть, как видно из схем, приведенных на рис. XV.б, различным.
Рис. XV.7. Схемы сочетаний арочных и балочных ферм:
й —мост под автомобильную дорогу через р. Москву (Проектстальконструкция); б—городской мост через канал им. Москвхя (Проектсталькоиструкция)
При желании уменьшить распор и создать более выгодные условия для проектирования опор указанное отношение доводят до Из—для арочных ферм с затяжками оптимальное отношение стрелы подъема к пролету — около V&.
Поперечные сечеиия элементов сквозных ферм будут иметь в основном тот же вид, что н поперечные сечения элементов балочных ферм.
Выбирая конструкцию элементов арочных ферм, следует помнить, что в арочных фермах оба пояса работают па сжатие, поэтому форма со сплошным поперечным листом для них предпочтительнее. Особенно можно рекомендовать сечения И-образные или Н-образные с окаймляющими уголками, повернутыми наружу, тем более, что ранее отмеченный недостаток этого типа сечеиий, заключающийся в опасности скопления воды и снега в поясах, теряет свое значение в арочных фермах, имеющих сильно наклонные пояса.
Не исключено применение и коробчатых сечений.
Узлы арочных ферм проектируются в основном по тому же методу, что и узлы балочных ферм, следуя указаниям, изложенным в § 5 гл. XIV, но с учетом особенности геометрических схем арочных ферм и способов их сборки.
Глава XVI
РАСЧЕТ СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
§ 1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
Расчет стальных пролетных строений производят по первому и второму предельным состояниям, В расчет по первому предельному состоянию входит определение несущей способности элементов конструкции по прочности, общей и местной устойчивости формы и по выносливости. В отличие от расчета железобетонных пролетных строений расчет по выносливости обязателен не только для железнодорожных мостов, но и для мостов автодорожных и городских.
Для пролетных строений в целом требуется расчет на устойчивость положения (на устойчивость против опрокидывания).
Расчетные нагрузки и коэффициенты перегрузки являются общими для мостов железобетонных и стальных. Основные данные о расчетных нагрузках для различных их сочетаний и для каждого предельного состояния приведены во введении § 3.
Динамический коэффициент для временной вертикальной нагрузки на основании экспериментальных данных принимается равным:
а) при расчете железнодорожных пролетных строений
18
1 + ^ = 1 + 30 + v <XVLI>
но не менее 1,20 в расчетах на прочность и не менее 1,10 в расчетах на выносливость;
б) при расчете автодорожных и городских мостов
1 5
Н^=1+ЗЛ5+Т' (XVI.2)
Эти значения динамических коэффициентов относятся к элементам стальных пролетных строений всех систем, за исключением пилонов и главных ферм висячих мостов, также и к элементам, объединенным с железобетонной плитой.
В формулах (XVI.1) и (XVI.2) величина А, принимается так же, как и при расчете железобетонных пролетных строений, равной для основных элементов длние пролета или длине загружения линии влияния, если она больше пролета (в неразрезных и консольных системах); для элементов проезжей части и для элементов, работающих только на местную нагрузку, •— равной длине загруже-иия соответствующей этим элементам линии влияния (см. введение, § 3).
Горизонтальные нагрузки принимают без динамического коэффициента, полагая 1 -ф И = 1 •
При определении расчетных сопротивлений для стальных конструкций, в том числе и мостовых конструкций, принимают, как известно, в качестве нормативной величины предел текучести стали. Хотя состояние текучести не является эквивалентным разрушению конструкции, но оно обусловливает значительное развитие пластических деформаций элементов конструкции и потому должно рассматриваться как предельное.
Расчетные сопротивления установлены различными при действии осевых сил н при изгибе с повышением последних примерно до 1,05/?о, где — расчетное сопротивление придействии только осевых сил. Такое повышение объясняется учетом влияния пластических деформаций, в результате которых эпюры сжимающих и растягивающих напряжений в изгибаемом элементе приближаются к прямоугольным. Отношение действительной несущей способности 568
к определенной по обычной треугольной эпюре напряжений зависит от формы поперечного сечения элемента, соотношения размеров поясов и стенки балки. В среднем это отношение принято, как указано выше, равным 1,05.
В остальном расчетные сопротивления для элементов стальных пролетных строений получены по общей методике предельных состояний с введением, как это принято для мостовых конструкций, коэффициента условия работы = = 0,9.
Основные расчетные сопротивления сталей для элементов пролетных строений приведены в таблице.
Основные расчетные сопротивления сталей
Характеристика стали Расчетные сопротивления, ке/см*
Iipn действии _ осевых сил ПРИ изгибе
Углеродистые стали с пределом текучести 2400 кг[см2 (для стали М16С—2300 кг/си3) . . 1900 2000
Низколегированные стали с пределом текуче- ( сти 3500 кг/см2 j 2700 2800
Примечание. Расчетные сопротивления сталей С-40, С-80 см. приложение И.
В зависимости от основного расчетного сопротивления находятся различные производные расчетные сопротивления — на срез, смятие торцовой поверхности, срез и смятие в заклепочных соединениях и т. п.
Коэффициенты перехода к производным расчетным сопротивлениям приведены в СН 200—62 и частично в дальнейшем изложении. В частности, для основного расчетного сопротивления на срез принят коэффициент перехода 0,6, соответствующий энергетической теории прочности. По этой теории, приравняв так называемые приведенные напряжения опр пределу текучести, имеем:
одр — 1/। Зт3 од.
(XVI.3)
Полагая о = 0, получим предельные касательные напряжения;
т = = 0,578 ог ~ 0,6 ог.
1/3
При неравномерном по высоте сечения элемента распределении касательных напряжений их предельные значения можно увеличить умножением иа коэффициент с'.
Согласно СП 200—62;
при
при
-Тм;,кс < 1,25
Гер
Тмакс Тср
1,50
с' = 1,0;
с' = 1,25;
(XVI4)
при промежуточных значениях Тмакс с' определяется по линейной интер-тср
Q полиции. Здесь тср = осредненное касательное напряжение, вычисленное
в предположении передачи поперечной силы Q только на стенку элемента высотой /г и толщиной 6.
При действии осевой силы и изгиба в одной из главных плоскостей расчетное сопротивление принимают равным А?о, если > ojW, и равным 7?и, если ол-<0чю o.v — напряжения в сечении от осевой силы, — от изгибающего момента.
19В Зак. 19
569
При действии изгибающих моментов в двух главных плоскостях (косой изгиб) расчетное сопротивление принято равным где
с = 1 0,3—'*но не|более 1,15; (XVI.5)
oag и — большее (от Afj) и меньшее (от М3) напряжения в проверяемой точке сечения от изгибающих моментов.
В расчетах иа общую устойчивость необходима учитывать понижение несущей способности сжатых элементов введением коэффициента ф, величина которого зависит от гибкости элемента 1 , где —свободная длина
элемента, г = ~ —радиус инерции его сечения. Для внецентренно
сжатых элементов коэффициент ф зависит, кроме того, и от относительного • Cfi ИДр _
эксцентриситета t — гдр р = 7? “ ядровое расстояние по направлению, р Д бр
противоположному эксцентриситету е0.
Значения коэффициентов ф приведены в приложении 8.
В расчетах па выносливость вводят коэффициент у понижения расчетного сопротивления, определяемый согласно СН 200—62 для металла клепаных и сварных конструкций прн преимущественном растяжении, а также для заклепочных и болтовых соединений по формуле
V — Г» —TV~ < I* (XVI. 6)
4- b) — (др — b) р
В этой формуле р— эффективный коэффициент концентрации напряжений, р—характеристика цикла переменных напряжений
Оми и > имаке где ойзкс и £>ыин — наибольшее и наименьшее (по абсолютной величине) значения напряжений со своими знаками (плюс — растяже ние, минус — сжатие);
а и b — коэффициенты, зависящие: коэффициент а — от режим; нагрузки, коэффициент b— от отношения основного рас четного сопротивления /?0 к временному сопротивлении стали на растяжение аБр-
Для элементов, испытывающих от внешних нагрузок преимущественно сжатие (<тмакс < 0), при проверке по с>макс
V “ ~7 ft и ~ j»<~ • (XVI.6a
,(л£ — Z>) — (ар Д if) р
Методика определения коэффициентов р, а, b и вывод формул (XVI.6 и (XVI.6а) изложены в [1].
Для основных элементов из углеродистой стали принято а ~ 0,55 b = 0,26; из низколегированной стали — а = 0,65, Ь = 0,30.
Для элементов проезжей части и элементов главных ферм, работающг на местную нагрузку, при длине загружения /.<Д2 м вследствие ним режима нагрузки, а именно максимального колебания напряжений от оМИ1[ j амакс при проходе каждой вагонной тележки, а не всего поезда коэффициент а увеличиваются умножением на величину Д, равную
А = Б — ВХ>1.
Значения Б и В зависят от коэффициента р. Величины А в функцт от л и р приведены в приложении 10.
570
Для элементов и соединений автодорожных и городских мостов величины а во всех случаях принимаются уменьшенными на 30%.
Принятая в СН 200—62 методика определения коэффициентов у содержит ряд условных положений. Возможно, что формула (XVI.6) и связанные с ней коэффициенты будут изменены с учетом экспериментальных данных.
Как было показано в § 3 введения, основное условие первого предельного состояния для стальных конструкций можно записать в форме, аналогии’ ной принятой в методе расчета по допускаемым напряжениям, с тем отличием, что расчетные факторы, вызванные нагрузками (нормальные силы, изгибающие моменты и т. д.), определяют от расчетных нагрузок с предусмотренными в методе предельных состояний коэффициентами, а полученные напряжения сопо* ставляют с расчетными сопротивлениями.
Так как за основную характеристику принят предел текучести, ненамного превышающий для стали технический предел пропорциональности, то работу стальных конструкций можно рассматривать в упругой стадии и применять обычные формулы сопротивления упругих материалов.
Расчеты статически неопределимых систем также можно вести, используя расчетный аппарат, созданный для упругих систем. В действительности несу-щая способность статически неопределимых систем отличается (как правило в большую сторону) от полученной обычным расчетом, так как состояние текучести сначала возникает в одном элементе или одном сечеиии, и если при этом не нарушается геометрическая неизменяемость системы, то система продолжает нести нагрузку и дальше при постоянном усилии в том месте, в котором напряжения по всему сечен ню оказались равными пределу текучести.
Однако методы расчета, учитывающие указанные обстоятельства, не приняты при проектировании стальных мостовых конструкций вследствие неизучена ости факторов: влияния пластических шарниров на деформаций системы, влияния ограниченной длины площадки текучести или полного ее отсутствия й т. д.
Расчет заклепочных соединений производится по срезу и смятию. Удобно использовать значения величин, на которые надо умножить рабочие площади элементов, чтобы получить число заклепок, необходимое для их прикрепления.
Предельное усилие на одну заклепку равно: по одиночному срезу
Scp=-7-4cp«o..; (xvi.
по смятию
SCM = d6k^R0, (XVI.7а)
где йср и йсм — соответствующие коэффициенты перехода к производным расчетным сопротивлениям;
— основное расчетное сопротивление для металла заклепок; d— диаметр заклепки;
6 — толщина листа.
Предельное осевое усилие в элементе
Хэл — о раб /По-
следовательно, количество заклепок, необходимое для прикрепления элемента, равно:
по срезу
л = ^=^У^ = РсрЛ,аб; (XVI.8)
оср дл, р
'£ср Ло.з
ПО СМЯТИЮ
" = Йм = 7ЩГДГ = Ис“ Fpa6’ (XVI.ea)
19В* 571
1
где
1
Иср кР, 'Ra., '
4
_ 1
Исм" '
Для заводских заклепок /гср = 0,8; &см ~ 2,0; для монтажных заклепок вследствие менее гарантированного качества их постановки #ср = 0,7;
1,75.
п
Отношение ~ 1, если прикрепляемый элемент и заклепки пзготов-лены из металла соответствующих по прочности марок, например, элемент из стали марки Ст. 3 мост., а заклепки из стали марки Ст. 2. Если же, как это иногда делают, основной элемент из низколегированной стали, а заклепки (для упрощения их постановки) из стали марки Ст. 2, то р 2700
-—-2- = ^---.= 1,42. В СН 200—62 для этого случая при расчете на срез i\Q,3 1У Ои
з\
т. е. равными при заводских
У заклепках 0,55, при монтажных—0,50.
Для заклепочных соединений, находящихся в сложных условиях работы, принимают при их расчете коэффициенты условий работы т2> значения которых будут приведены в дальнейшем изложении.
Под рабочей площадью элемента следует понимать: для растянутых элементов Ент, для сжатых — (рЕбР. При расчете на выносливость элементов, работающих от внешней нагрузки на преимущественное сжатие, принимая Ераб — Ент, необходимо в правую часть формул (XV 1.8, 8а) ввести множитель равный отношению соответствующих коэффициентов для основного металла ус у
и для заклепок у3, —, так как формула (XVI.6а) относится только к ос-"V 3
новному металлу, а для заклепок остается в силе формула (XV1-6). Для у
элементов, работающих на преимущественное растяжение, — — 1.
Фрикционные болты рассчитывают на предельное усилие, которое можно воспринять силон трения между соединяемыми частями. Это усилие принимают равным (на каждую плоскость контакта);
X = 0,75 Nf,
(XVI.9)
nd2
гцеN=^k~Е"—расчетное усилие натяжения одного болта;
k—коэффициент однородности;
f—коэффициент трения, принимаемый (при пескоструйной или огневой очистке поверхностей контакта) для углеродистой стали равным 0,45 и для низколегированной — 0,55;
— временное сопротивление материала болта (для стали 40X после закалки Ен = 14 000 кг/см2)}
0,75 — коэффициент условий работы.
Для болтов диаметром 18, 22 н 24 жж из стали 40Х в СН 200—62 принято N равным соответственно 13, 20 и 24 т.
Для болтовых соединений, так же как и для заклепочных, можно найти значения рб, определяющие количество болтов па единицу площади поперечного сечення прикрепляемого элемента:
Ео Мб 0,75 Nf ‘
(XVI. 10)
572
Приведенные значения предельных усилий для фрикционных болтов получены из лабораторных опытов, выполненных Научно-исследовательским институтом мостов, и относятся к соединениям элементов, имеющих ровные плотно прилегающие плоскости контакта.
В действительности, вследствие некоторого коробления сварных элементов плотное касание соединяемых элементов может отсутствовать, и несущая способность фрикционных болтов будет снижаться. Поэтому, принимая указанные выше значения S, необходимо обеспечить точное соблюдение установленных допусков для размеров и формы соединяемых элементов.
Сварные соединения встык считают имеющими ту же прочность, что и основной металл. При расчете таких соединении на выносливость принимают коэффициенты у по формуле (XVI. 6) или (XVI.ба) с подстановкой соответствующего соединению коэффициента {3 (см. приложение 9).
Угловые сварные швы рассчитывают по следующим формулам: на прочность
^-<0,75 7?„; (XVI. 11)
Г иг
на выносливость
< 0,75^0, (XVI. 12)
г UI
где Лп = Ап—суммарная площадь угловых швов;
—при автоматической сварке высота катета шва без учета его усиления (выпуклости), при ручной сварке — 0,7 высоты катета шва также без учета усиления;
0,75 /?о — расчетное сопротивление на срез (с учетом коэффициента с', см. стр. 569).
§ 2. РАСЧЕТ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ СО СПЛОШНЫМИ ГЛАВНЫМИ БАЛКАМИ
1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ
Если при применении сплошных балок в качестве’пролетных строений железнодорожных мостов езда устраивается на поперечинах, то обычно мостовое полотно укладывают непосредственно на главные балки, которые и подлежат расчету.
При наличии железобетонной плиты она как в железнодорожных, так и в автодорожных пролетных строениях рассчитывается в соответствии с изложенным применительно к железобетонным мостам в гл. IX, как элемент проезжей части.
Так как сопротивляемость кручению стальных балок обычно невелика по сравнению с жесткостью железобетонной плиты, то последнюю можно рассматривать в железнодорожных пролетных строениях как двух кон сольную свободно опертую на главные балки, а в автодорожных пролетных строениях — как перазрезную. Можно произвести более точный расчет пролетного строения как пространственной системы с учетом кручения балок.
В некоторых конструкциях автодорожных пролетных строений плита поддерживается вспомогательной продольной балкой, опирающейся на поперечные связи, в состав которых входят и поперечные балки (см. гл. XIII, рис. XIII.28). В таких конструкциях расчет плиты и продольной балки необходимо производить с учетом податливости среднего узла поперечных связей как упругой опоры. Для определения коэффициента податливости прикладывают к этому узлу единичную силу и вычисляют прогиб поперечной фермы. Дальнейшие расчеты ведут по общим методам строительной механики.
573
Кроме того, железобетонную плиту, если она объединена со стальной конструкцией, рассчитывают как элемент главных балок или балок проезжей части (см. гл. XVI, § 2, п. 6).
Стальной настил подлежит расчету и на местную нагрузку, и как образующий ортотропную плиту в составе главных балок (см. гл. XVI, § 2, п. 7).
Для расчета главных балок необходимо определить наибольшие величины изгибающих моментов и поперечных сил от постоянной и временной нагрузок, а также построить эпюры изменения моментов и поперечных сил по длине пролета.
Так как в расчетах па прочность и выносливость принимают при установлении расчетных нагрузок различные сочетания коэффициентов (см. введение, § 3, п. 4, то указанные выше величины и эпюры надо найти для обоих видов расчетов/
Определение изгибающих моментов и поперечных сил следует выполнять по общим правилам, используя линии влияния и эквивалентные нагрузки. Для автодорожных мостов дополнительно вычисляют коэффициент поперечной установки, руководствуясь изложенным в гл. IX, § 4, так как способы определения коэффициента поперечной установки идентичны для стальных и железобетонных мостов.
Напомпйм, что автодорожные пролетные строения рассчитывают: а) на нагрузку от автомобилей Н-30 и толпы; б) па колесную нагрузку НК-80.
Следовательно, при определении изгибающих моментов и поперечных сил необходимо сравнить получаемые их значения от двух видов нагрузок. Для пролетов свыше 40 м обычно превалирует первый вид загружения.
Расчет по выносливости автодорожных пролетных строений производится только на нагрузку от колонн автомобилей, так как колесная нагрузка не является периодически действующей.
2. ПОДБОР СОСТАВА ГЛАВНЫХ БАЛОК
Поперечные сечения главных балок должны удовлетворять условиям прочности, выносливости, устойчивости (первое предельное состояние) и жесткости (второе предельное состояние).
Прочность проверяется по нормальным напряжениям
(xvi.13)
Ж НТ
по касательным напряжениям ^<0,6c'7?o (XVI.14)
О/бр
и по приведенным напряжениям
/0,8 о2 +'2,4Т2 < (XVI. 15)
.Момент сопротивления нетто U7HT определяют, учитывая ослабление сечения отверстиями для заклепок. В сварных балках, имеющих монтажные стыки на заклепках или фрикционных болтах, сечения по стыкам также проверяют по IFH1, остальные сечения по Wgp (если в них пет ослаблений).
Коэффициент с' в формуле (XVI.14) принимают согласно (XVI.4).
Формула (XVI. 15) получена из формулы (XVI.3) заменой предела текучести от расчетным сопротивлением, которое по сравнению с можно увеличить как относящееся не ко всему сечению примерно на 10—15%. Принято 1,12 Разделив после указанной замены на 1,12 обе части равенства (XVI.3), получим формулу (XVI.15).
Подбор сечения главных балок постоянной высоты по формуле (XVI.13) следует делать по наибольшему изгибающему моменту, руководствуясь требованиями конструктивного характера, изложенными в гл. XIII, § 1. При этом 574
толщина стенкн должна быть назначена такой, чтобы было удовлетворено условие (XVI.14).
Затем полученное из условия прочности сечение балки проверяется на выносливость
ПГ-С'УЯи, (XVI. 16)
где М! — значение изгибающего момента от нагрузок, установленных для расчетов на выносливость;
у —по формуле (XVI.6) в зависимости от р = . В разрезных
У макс
балках смин определяют от одной постоянной нагрузки, омакс — от постоянной и временной нагрузок. Для сечения балок, имеющих двузначные линии влияния, омин и омакс определяют соответствующим загруженном временной нагрузкой участков линии влияния разных знаков (см. гл. IX, § 6).
Далее надлежит проверить общую устойчивость балки. Эту проверку допускается заменять условным расчетом сжатого пояса на устойчивость из плоскости балки как центрально сжатого стержня по формуле
Fп‘ бР
И. бр Ф
(XVI. 17)
Здесь /щ.бр — площадь сечення пояса брутто;
стп — напряжение на уровне центра тяжести пояса.
Коэффициент ф уменьшения несущей способности сжатого элемента по общей устойчивости определяют в зависимости от гибкости пояса балки X = = Прн этом за свободную длину Zo принимается расстояние между центрами узлов продольных связей в плоскости сжатого пояса (длина панели связей), а радиус инерции г вычисляют относительно вертикальной оси, рассматривая сечение пояса как состоящее: в клепаных балках — из уголков, горизонтальных листов и части вертикального листа в пределах вертикальных полок уголков; в сварных балках — только нз горизонтальных листов.
Напряжение оп в формуле (XVI-17) относится к центру тяжести площади поперечного сечения пояса в указанном выше составе и определяется по формуле
Un — ! >
'бр
(XVI. 18)
где 7бр—момент инерции всей балки брутто;
уц — расстояние от центра тяжести всего сечення балки до центра тяжести сжатого пояса.
При достаточном, развитии сжатого пояса в ширину нет оснований опасаться потери общей устойчивости балки.
Установлено, что если расстояние межу узлами продольных связей не превышает 15-кратной ширины сжатого пояса для углеродистой стали или 13-кратной для низколегированной, проверку по формуле (XVI.17) можно не делать.
Кроме общей устойчивости балки, необходимо обеспечить и местную устойчивость ее стенки, что достигается при принятой толщине вертикального листа расстановкой уголков или ребер жесткости (см. п. 3 этого параграфа).
Расчет по приведенным напряженним разрезных балок обычно не приводит к необходимости изменения их поперечного сечения, удовлетворяющего всем указанным выше расчетам, и носит, следовательно, проверочный характер. Приведенные напряжения зависят от нормальных напряжений о и касательных т. Поэтому вычислять приведенные напряжения надо для тех сечений и для тех мест по высоте сечения, в которых можно ожидать сочетание больших
575
значений а и т. Такими местами по высоте сечения будут: для клепаных балок —
по осн поясных заклепок, для сварных — по нижней плоскости горизонталь-
ного листа (см. на рнс. XV 1.1 эпюры нормальных и касательных напряжений).
В разрезных балках не представляется возможным сразу решить, в каком сечении по длине балкн получатся наибольшие приведенные напряжения, так как-изгибающий момент, а следовательно, в основном и о уменьшаются от середины пролета к опорам; поперечная сила, а следовательно, и т при этом в основном увеличиваются. Проверку приведенных напряжений в таких балках следует выполнять в местах изменения состава сечения, т. с. там, где о и т имеют местные скачкообразные увеличения.
В неразрезных балках (а иногда и в консольных) имеются сечения, где совпадают наибольшие значения изгибающего момента и поперечной силы. Оче-
По прочности
Рис. XVI. 1. Рис. XVI.2
Рис. XVI.1. Эпюры нормальных и касательных напряжений в изгибаемых балках
Рис. XVI.2. Определение мест обрыва горизонтальных листов;
11 —теоретические длины листов по условию прочности; // — теоретические длины листов по условию выносливости
видно, в этих сечениях в первую очередь необходимо проверить приведенные напряжения, причем эта проверка может оказаться решающей для определения размеров н состава балки. При переменном сечении балки не исключается проверка приведенных напряжений в местах изменения сечения и в этих случаях.
Прн постоянной высоте клепаной балки изменение поперечного сечения ее в соответствии с изменением изгибающего момента осуществляется обычно обрывом горизонтальных листов. Чтобы найти сечения, в которых количество горизонтальных листов можно уменьшать, необходимо на эпюры изгибающих моментов от нагрузок, принятых в расчетах на прочность и в расчетах на выносливость, нанести значения моментов, воспринимаемых сечениями балки с различным числом горизонтальных листов (рис. XV 1.2). По условию прочности воспринимаемый балкой изгибающий момент равен
Л1 = W'HT по условию выносливости
ЛГ = JFhtYAh,
где IFHT — момент сопротивления сечений балкн с разным числом горизонтальных листов.
Коэффициент уменьшения расчетных сопротивлений по выносливости у зависит от р = и, следовательно, имеет разные значения по
<^макс Й4макс
5 76
местные вертикальные сжимающие напряжения иа кромке стенки от временной нагрузки р.
Нормальные напряжения о определяют для наиболее сжатой кромки отсека по среднему значению изгибающего момента в пределах его длины, если она не превышает высоты отсека. В противном случае напряжения о вычисляют по среднему значению изгибающего момента на участке отсека длиной, равной его высоте. При этом выбирают тот участок отсека, на котором момент имеет наибольшее значение для данного отсека. Средние касательные напряжения т при отсутствии продольных ребер определяют по формуле
9
т = ?-тмакс1 (XVI. 19)
О
где тыакс— максимальное касательное напряжение в сечении отсека, найденное по среднему значению поперечной силы в пределах отсека. При наличии продольных ребер
t = , (XVI.20)
где Ti и т2 — соответственно касательные напряжения на верхней н нижней границах отсека, вычисленные тдже по среднему значению поперечной силы.
Местные напряжения р в железнодорожных пролетных строениях определяют от нагрузки 27( = 28 т/м пути (для С14), полагая что давление от осн в 2,5 Кт распределяется на 1,25 м.
В автодорожных пролетных строениях давление колеса прн определении р принимается распределенным на площадку
(а + 2Н) б,
где а — длина опирания колеса вдоль пролета балки;
И—расстояние от верха дорожного покрытия до верха стенки;
б — толщина стенки.
Напряжения о и т определяют с учетом коэффициентов динамики и перегрузки от постоянной и временной нагрузок, причем величина X, входящая в расчетные значения указанных коэффициентов, принимается такой же, как и в основном расчете на прочность.
Напряжение р определяют только от временной нагрузки; коэффициенты перегрузки и динамики в железнодорожных пролетных строениях вычисляют для условного значения А. — в автодорожных — принимают X равным длине распределения давленйяколеса а + 2Н.
Условие, характеризующее местную устойчивость стенки, имеющей только поперечные ребра жесткости,
<т’ (XVL21)
где т— коэффициент условий работы, равный 1,0 для клепаных и 0,9 для сварных балок;
со, ро, то—критические напряжения: нормальное, местное сжимающее и касательное (см. приложение 14).
Для сварных балок принят несколько мсньшнй коэффициент условий работы в связи с возможными начальными искривлениями стенки при сварке, понижающими местную ее устойчивость (эти искривления не должны быть больше 0,003 высоты стенки).
При наличии поперечных н одного продольного (в сжатой зоне) ребер расчет местной устойчивости стенки производится по формулам:
578
а) для отсека между сжатым поясом и горизонтальным ребром
, ,Pi + £ / ti \2 ffoi Poi ”mlr01 /
т;
(XVI. 22)
б) для отсека между растянутым поясом н горизонтальным ребром
]/(- + —-?+ (—V<m. (XVI.23)
V \Оо2 Рои ) \Т02 / V ’
Коэффициент условий работы m имеет те же значения;
Tn Pi, ffoi, хоь poi относятся к отсеку между сжатым поясом н ребром и определяются, как указано выше, для стенки только с поперечными ребрами жесткости;
<г2, т2> Рз, <то2» *02, Роз относятся к отсеку между растянутым поясом и ребром и определяются аналогично тому, как это делается для первого отсека. Местные сжимающие напряжения ра определяют по формуле
р2 = р^р, (XVI.24)
где h — расчетная высота стенки;
— высота отсека у сжатого пояса;
р — местное давление на верхнюю кромку стенки (в плоскости приложения нагрузки). В сварных балках Л —полная высота стенки, h-г — расстояние от кромки стенки до продольного ребра; в клепаных балках Л и hx измеряются от ближайших к оси балкн рисок заклепок в поясных уголках.
Аналогично проводится расчет местной устойчивости стенки при наличии поперечных и нескольких продольных ребер.
Проверка местной устойчивости отсека стенки, находящегося в растянутой зоне, производится по формуле
Г
л/ (Р~ПГ^\2 (*\2
V [~рН (XVI.25)
Здесь коэффициент условий работы т имеет прежнее значение, hQ — расстояние от кромки балки, к которой приложена нагрузка (или от соответствующей риски заклепок), до ближайшей к ней кромки проверяемого отсека.
Как видно из изложенного выше, проверка стенки балкн на местную устойчивость зависит от размещения ребер жесткости. Определив толщину стенки из расчета на касательные напряжения и по практическим данным, следует далее наметить положение ребер жесткости. Сначала ставят те ребра жесткости, которые соответствуют прикреплению поперечных связей, а также ребра в опорных сечениях балкн. Полученная прн этом длина отсека обычно оказывается чрезмерной, пе обеспечивающей местной устойчивости стенкн, в особенности для опорных участков балкн.
Эту длину следует уменьшить постановкой дополнительных поперечных ребер на расстояниях, равных примерно высоте стенки. Полученные отсеки проверяют по приведенным выше формулам и по результатам расчета вносят изменения в расстановку ребер жесткости.
В высоких балках (прн высоте, большей 3—3,5 лг), кроме поперечных ребер жесткости, обычно необходимы горизонтальные ребра. Рекомендуемое расположение их, а также размеры ребер и другие конструктивные указания приведены в гл. XIII, § 1.
Если получается слишком частая расстановка ребер, следует попробовать вариант с увеличенной толщиной стенкн.
579
4. РАСЧЕТ ПРИКРЕПЛЕНИЯ ПОЯСОВ БАЛКИ К ЕЕ СТЕНКЕ
Рис. XVI.3- Усилия, действующие на поясную заклепку
Шаг заклепок, прикрепляющих пояса клепаных балок к стенке, или толщину поясных швов в сварных балках рассчитывают на сдвигающую силу и на местное давление временной нагрузки, передаваемое через мостовые брусья, железобетонную плиту, металлический настил.
Местное вертикальное давление р в железнодорожных пролетных строениях принимается равным 2,5 V — 35 т/м пути из расчета распределения давления одной оси на длину в 1 лн В автодорожных пролетных строениях местное давление определяется так же, как и в расчетах на местную устойчивость стенки.
Коэффициенты перегрузки и динамический коэффициент при расчете на местное давление принимаются согласно указаниям в п. 3 этого параграфа.
При расчете поясных заклепок на сдвигающую силу находим касательные усилия на уровне поясных заклепок, действующие па единицу длины стенки:
„ QS ’
где Q — поперечная сила в данном сечении;
S — статический момент горизонтальных листов и уголков пояса относительно нейтральной оси.
Если шаг заклепок равен а, то на каждую заклепку приходится усилие (рис. XVI.3):
S, = ]/(адчЩН)5 = а V ? +
где q—местное давление временной нагрузки на стенку одной балки, приходящееся на единицу ее длины.
Полагая S3 равным предельному усилию на одну двухсрезную заклепку (см. формулы (XVI:7)1, получим шаг заклепок
Шаг поясных заклепок не должен быть больше установленного нз условия плотности соединения уголков с вертикальным листом (не более 7d или 16 6).
В связи с этим, кроме расчета по QMaKC, следует определить то сечение балки, в котором шаг заклепок может быть сделан равным допустимому по условию плотного соединения склепываемых частей.
При расчете балок, ие несущих непосредственной нагрузки от мостовых брусьев, в формуле, определяющей шаг заклепок, следует считать q ~ 0.
В сварных балках проверяют толщину швов, прикрепляющих пояса балки к ее стенке, по формуле, полученной аналогично изложенному выше:
КС + 72 < 0,75 Яо, (XVI.27)
где п — число швов, прикрепляющих пояс к стенке (обычно п — 2);
ft —высота катета шва (при автоматической сварке); расчетное сопротивление на срез шва принято равным
0,6 с' /?с = 0,6< 1,25 £ о = 0,75
£ и q имеют прежние значения.
580
5. РАСЧЕТ СТЫКОВ БАЛОК СО СПЛОШНОЙ СТЕНКОЙ
Количество заклепок или фрикционных болтов в стыках горизонтальных листов и уголков определяется по их рабочей площади умножением на р.ср, рсм или согласно формулам на стр. 572; в необходимых случаях учпты-V
вается отношение -- (см. стр. 572).
Тз
Площадь поперечного сечеиия накладок, перекрывающих стык растянутого пояса балки, должна быть на 11% больше площади поперечного сечения пояса (что равносильно введению коэффициента условий работы т2 =^0,9).
Стык вертикального листа балки рассчитывают на изгибающий момент и поперечную силу в данном сечении.
Предполагается, что - изгибающий момент, приходящийся на стенку, должен быть воспринят суммой моментов усилий в заклепках относительно нейтральной оси. Изменение усилия в различных горизонтальных рядах закле-
Распределение усилий, действующих (фрикционные болты) в стыке балки
Момент, приходящийся на вер-
пок естественно принять по ли-
нейному закону (рис. XVI.4), Рис. XVI,4. Поперечная сила считается на заклепкн равномерно распределенной
между всеми заклепками в полунакладках.
тикальную стенку,
= М Ь ,
где Д—момент инерции вертикальной стенки;
I—момент инерции всего сечения;
М — расчетный изгибающий момент в месте стыка.
Усилие в заклепке, находящейся на расстоянии у, от нейтральной линии,
q. _ $ Ъ.
1 ПУп ’
где — усилие в заклепке крайнего ряда;
уп — расстояние от нейтральной линии до крайнего ряда.
Сумма моментов усилий во всех заклепках относительно нейтральной оси,
/м3=у s,yi = 22 s" 4
У п
и из условия воспринятия заклепками момента
получим усилие в заклепках крайнего ряда
S„ = , (XVI.28)
Л у.
причем распространяется на все заклепки (во всех рядах) в полунакладках как выше, так и ниже нейтральной оси.
Усилие в заклепках от воздействия поперечной силы
s, = % (XVI.29)
где т—полное число заклепок в полунакладках.
581
Изгибающий момент М н поперечную силу Q следует взять для одной н
той же установки временной вертикальной нагрузки, выбрав невыгоднейший
для работы заклепок случай (обычно установка на Л1макс).
Геометрическая сумма усилий Sn и
S = /S2;+ S,2. (XVI.30)
По такой же формуле определяется усилие, приходящееся и а фрикционный болт в стыках, выполненных с применением этого средства соединения.
Необходимо, чтобы полученное усилие S было не больше предельного для одной заклепки или фрикционного болта, определяемого в соответствии с формулами (XVI.7, 7а) н (XVI.9) с учетом двухсрезностц заклепок или двух плоскостей контакта для фрикционных болтов. Б расчетах на прочность М и Q в формулах (XVI.28) и (XVI.29) необходимо вычислить с учетом коэффициента перегрузки и динамического коэффициента. Кроме того, следует проверить стык на выносливость, приняв соответствующие этому расчету значения Л1 и Q н вводя коэффициент у по формуле (XVI.6).
Расчет в общем случае ведется по проверочному методу: задаются числом заклепок (фрикционных болтов) и их размещением, а затем проверяют правильность принятого.
К стыковым накладкам необходимо предъявлять следующие требования:
1) суммарная толщина парных накладок должна быть не меньше толщины вертикальной стенки;
2) момент инерции сечения накладок относительно нейтральной оси должен быть не меньше момента инерции вертикальной стенки.
Монтажные стыки сварных балок на заклепках или фрикционных болтах рассчитывают так же, как н стыки клепаных балок.
Заводские соединения элементов сварных балок выполняют сваркой встык. Прочность таких соединений равна прочности основного металла, и специального расчета стыков не требуется.
6. РАСЧЕТ СТАЛЬНЫХ БАЛОК, ОБЪЕДИНЕННЫХ С ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПЛИТОЙ
В соответствии со способом монтажа составные балки пролетных строений мостов рассчитывают на две стадии их работы: 1) под действием собственного веса стальной конструкции и железобетонной плиты; эту нагрузку воспринимает только стальная часть балкн; 2) под действием временной вертикальной нагрузки и так называемой второй части постоянной нагрузки, в которую в железнодорожных мостах входит вес балласта с частями пути, вес перил, в некоторых случаях тротуарных консолей (если их устанавливают после соединения плиты со стальной балкой); в автодорожных мостах — вес выравнивающего слоя бетона, изоляции дорожного покрытия, перил. Эту нагрузку воспринимает балка, объединенная с железобетонной плитой.
В дальнейшем моменты н поперечные силы для первой стадии работы обозначены через ЛГ н Q1; для второй стадии работы — через Л1н н Q11.
Кроме того, в особых случаях дополнительно учитывают влияние предварительного напряжения конструкции поддомкрачиванием, искусственным за-гружением в стадии монтажа или натяжением напрягаемой арматуры.
Вводимая в расчет объединенной балкн ширина плиты устанавливается так же, как и при расчете тавровых железобетонных балок (см. гл. IX, § 7); дополнительно по ВСН 92—63 свес в сторону соседней балки принимается при пролете I меньшем четырехкратного расстояния между балками — не менее & и консольный свес при пролете меньшем 12-кратной фактической длины консольной части плиты — не менее
При расчете на прочность объединенных балок, в которых железобетонная
582
их часть работает от временной нагрузки преимущественно на сжатие, следует различать три основных случая: А, Б н В.
Случай А соответствует упругой работе стальной и железобетонной частей балки; характеризуется условием огб. ф«-
Случай Б соответствует упругой работе стальной части конструкции и арматуры н пластической работе бетона; характеризуется условием
Случай В соответствует упругой работе стальной части конструкции и пластической работе железобетона (бетона и арматуры); характеризуется уело-р
виями при наличии расчетной продольной арматуры , а прн ее отсутст-
ВИИ
В приведенных условиях:
Об.ф—напряжение в крайней фибре бетона;
de — напряжение в центре тяжести сечения бетона;
R& — расчетное сопротивление бетона, принимаемое равным:
% = прн —*>1,2;
Об
7?б = 0,9£нб при
₽б = ₽Пр.б при <1,1;
Об
/?а — расчетное сопротивление арматуры;
rii — -р- , —модуль упругости арматуры;
-С-б
£б — модуль упругости бетона.
Напряжения Об.ф, об вычисляют при определении расчетного случая в предположении упругой работы всего сечения объединенной балки, включая и бетонную ее часть, с учетом ползучести бетона и обжатия поперечных швов сборной железобетонной плиты, а в статически неопределимых системах при расчете на дополнительные сочетания нагрузок и воздействий — также с учетом влияния усадки бетона и колебаний температуры на внешние изгибающие моменты и усилия в сечениях. ,
Напряжения об и (тб.ф определяют по формулам **
Об — Об.стб — о"б — (сжатие),
1'6.стб
II п п
Об.ф ~ Об.ф.стб Об,ф — тту Об.ф (сжатие). (XVI-31)
" б.ф . стб
В этих и последующих формулах индекс «II» обозначает вторую стадию работы балки, индекс «стб» обозначает, что напряжения и моменты сопротивления должны определяться для полного приведенного к стали сечения балки; 1Гб.Стб определяется для центра тяжести сечения бетона; 1Гб.Ф.стб—для крайней фибры этого сечения. Л1п-П — изгибающий момент от нагрузок во второй стадии работы балки и от влияния на изгибающий момент в статически неопределимых системах ползучести бетона и обжатия швов (индекс «п»), для статически определимых систем вместо М11-" следует подставлять в формулы Л111.
* 7?м б — расчетное сопротивление бетона в изгибаемых элементах (по СН 200-62 £и);
6— расчетное сопротивление бетона при осевом сжатии (по СН 200—62 /?пр) •
** Здесь и в дальнейшем в скобках указывается вид деформации, соответствующий положительному значению правой части формулы.
583
Изменение напряжений в бетоне от ползучести и обжатия швов можно найти по формулам:
о" = асгб.о (растяжение);
Об.ф = асгб.ф.о (растяжение),
(XVI.32)
где Об.о» Об.ф.о — начальные напряжения (до учета ползучести) в центре тяжести сечения бетона и в крайней фибре от постоянных нагрузок и воздействий, воспринимаемых после объединения стальной балки с железобетонной плитой;
а — коэффициент, характеризующий влияние ползучести бетона и обжатия швов.
Значение коэффициента а найдем, приравняв деформации бетона (без учета арматуры) и стали (включая продольную арматуру) в сечении балки на уровне центра тяжести сечеиия бетонной плиты. Обозначим через бб.б податливость (деформацию от силы, равной единице) бетона иа рассматриваемом участке балки длиной L, через 6ст.б — податливость стали, отнесенную к центру тяжести сечения бетона.
Имеем
Л 1L • &б'6 Е6 F6 ’
d
1L ,1 LzF с-'ст.б = р р Г р , СГ с 1 ст
(XVI.33)
Здесь гс.ст — расстояние между центрами тяжести сечеиия стальной части балки, включая продольную арматуру, и сечения бетона;
Fct, Лт — площадь и момент инерции сечения стальной части балки с учетом арматуры.
Под влиянием ползучести бетона начальные напряжения в нем будут уменьшаться на величину, постепенно меняющуюся от нуля до сгп. Поэтому деформацию бетона можно принять равной
л I
Ag = ф erg.о 2"
Fб ^б. б o'л Fs ^б.б>
(XVI.34)
где <р = <рк + —характеристика ползучести бетона и обжатия швов;
L±\np.f>
фк—конечная характеристика ползучести бетона;
Дш — величина обжатия каждого шва.
Деформация стальной части сечення под влиянием напряжений <тп:
Дет = йст.б Fe- (XVI.35)
Приравнивая (XVI.34) и (XVI.35), после преобразований получим:
2 фйб.б
а = Де. ____________________(
г^б.о (2 -|- ф) &б.б Ч- 2&ст.б
Ползучесть бетона не учитывается вследствие незначительного ее влияния, если!наибольшие сжимающие напряжения в бетоне Об.о не превышают 20% расчетного сопротивления бетона сжатию при изгибе. Конечную характеристику ползучести бетона принимают фк = 1,5.
Деформации обжатия швов учитывают, если в швах пет соединенных сваркой арматурных выпусков или закладных деталей. Величину обжатия каждого шва принимают Дш = 0,54-1 мм (последнюю величину принимают при конструктивных особенностях, отрицательно влияющих на качество заполнения шва, например, при наличии высоких железобетонных ребер).
584
(XVI.36)
Напряжения от ползучести бетона и обжатия швов можно также определить, использовав понятие об эффективном модуле упругости бетона. Величина его на основании соображений, аналогичных изложенным выше, равна
р _ 2бСт.б Ч~ (2 — ф) йб.б __ р
2 (1<р) 6ст<б + (2 + ф) йб.б
(XVI.37)
Установив по формулам (XVI.31) расчетный случай, можно перейти к вычислению напряжений в балке.
Для случая А при расчете на основное сочетание, нагрузок напряжения для нижией (Ун и верхней сгв кромок Стальной части объединенной балки (рис. XVI.5) определяются по формулам1:
<УН
АП ^н.с
+ 7777---+ ст» и. с (растяжение от положи-
н-стб тельного момента);
/И1Г’П
+ ю--------г ов < т2 (сжатие).
” н.стб
(XVI.38)
Рис. XVI.5. Эпюры к расчету объединенных с железобетонной плитой стальных балок на прочность при действии положительного изгибающего момента
В этих и последующих формулах:
U7HiC, 1FB.C — моменты сопротивления для нижней и верхней фибр сечения стальной балки (без учета продольной арматуры);
^н.стб, ^в.сгб — то же, всего приведенного сечения объединенной балки;
Яи с — расчетное сопротивление стали в изгибаемых элементах (по СН 200-62 — Ки);
т2— коэффициент условий работы, отображающий удерживающее влияние недонапряженного до Кб бетона на развитие пластических деформаций в прилегающей к бетону сжатой части стальной балки.
Коэффициент т2 принимается равным:
т2 — 1,2 при пб< 0,6 Ке;
т8=1,1 при 0,6 Кб < <Уб < 0,8 Ке;
т2 = 1,0 при (Уб > 0,8 Кб-
Напряжения а" и <Ув от ползучести бетона и обжатия швов найдем по усилию erg F&, приложенному в уровне центра тяжести сечения бетона:
1 Приняты следующие значения индексов (для всех величин): стб—относится ко всему сечению объединенной балки; б — к сечению бетона; ст — к сечению стальной балки и продольной расчетной арматуры; с — к сечению только стальной балки.
585
<?п — сгб^б [—-р- + | (растяжение);
I Лет W н.сг /
Пв (Уб F6 (~е~ + (сжатие).
\ 'ст It'b.ct /
(XVI.39)
В этих и последующих формулах:
^н.ст» l^B.cr — моменты сопротивления для нижней и верхней фибр стальной балки, включая продольную рабочую арматуру;
Ест— площадь поперечного сечения стали;
(Уб—по формулам (XVI.32); ге.ст см. стр. 584.
В статически определимых системах в формулах (XVI.38) вместо ЛГ1,П следует принимать Л4П.
При расчете на дополнительное сочетание нагрузок и воздействий необходимо в формулах (XVL38) добавить напряжения от усадки бетона и неодинакового изменения температуры стальной балки и бетона плиты, а изгибающий момент от временной нагрузки взять с другим коэффициентом перегрузки. Формулы для положительного момента получат следующий вид:
ЛЕ , /И’1-” . п . У,Т1 .
<Ун = -цу - - 4- ---------И (Ун + <Ун + 7^---< Rh.c (растяжение);
w н.с " н.стб " н.стб
М1 , МИ’П , п , у.т , Му'т п { .
<Ув = 4- дг/ 4- 4- с*в 4- Й7-----< т2 Rh.c (сжатие);
" в.с ” в.стб " в.стб
(XVI.40)
В формулах (XVI.40) (УнЛ (Ув’т — напряжения, возникающие в сечении объединенной балки от укорочения бетона вследствие его усадки и от разности деформаций различных фибр сечения, вызванной неодинаковым изменением температуры бетона и стали (внутренние напряжения от рассма-
ЛР-Т Му-Т
трнваемых воздействии); =——, =-----------напряжения, вызванные в ста-
И' Н. СТб И' в.стб -----
тически неопределимых системах (например, в неразрезных балках) моментом 2Иу'т от тех же факторов.
В случае Б эпюра напряжений в сечении объединенной балки имеет вид, показанный на рис, XVI,5.
Если вычислить напряжение от момента /VI1 в стальной балке и от момента 7Ип .п в стальной части объединенной балки (т. е. включая арматуру), то останется неуравновешенное усилие в бетоне F6Re, приложенное на уровне центра тяжести сечення бетона. Для уравновешивания этого усилия надо приложить к стальной части балки растягивающее усилие той же величины и отрицательный момент 5б.ст Яс, где 5б.ст — статический момент сечения бетонной части балки относительно центра тяжести стальной ее части (включая арматуру). Окончательно напряжения в крайних фибрах стальной балки для случая Б будут равны (основное сочетание нагрузок и воздействий):
Д/П Л4|[’п /Sr F- \
4- Ку—------~ < Яи.с (растяжение);
" н.с *’, н.ст уН н.ст ' СТ /
/W , ЛР." /Se.CT E6\D
= пт------И «7-----йт—- 4- тг- ₽б < 'хи.с (сжатие).
w в. с "ъ. ст \ " в. ст " Ст /
(XVI.41)
Внутренние напряжения от ползучести бетона и обжатия швов в этом случае учитывать не надо, так как рассматривается предельное состояние, при котором бетон находится в пластической стадии работы. Однако при [расчете статически неопределимых систем следует в Л4И-П учесть моменты, возникающие от ползучести бетона. 586
При расчете статически неопределимых систем на дополнительные сочетания нагрузок и воздействий, как и в случае А, добавляют напряжения от усад-/Иу.т /иу.т ки бетона и неодинаковых изменении температуры бетона и стали ;
Ин. ст w а, ст внутренние напряжения от этих воздействий по указанной выше причине не учитываются.
Расчетный случай В отличается от случая Б тем, что в пластической стадии находится не только бетон, ио н продольная арматура. Для урановешивания усилий в бетоне и арматуре к сечению стальной балки надо приложить растягивающее усилие
Fб ~Ь Р Еб Ra,
р
где р =~ и отрицательный изгибающий момент Sq,c (R& -г Р-Ра)-
При этом геометрические характеристики сечения стальной балки следует вычислять без учета продольной арматуры. Формулы напряжений в стальной балке приобретают следующий вид:
- (fe ~ д)(*‘+4
МЧАГ"'" /S6.= М(7? +UP)-"/? <XVI'42>
Здесь Зб.с — статический момент сечеиия бетонной части балки относительно центра тяжести сечения стальной балки без учета арматуры. Предполагается, что центр тяжести сечения арматуры совпадает с центром тяжести сечения бетона.
Проверка сжимающих напряжений в бетоне плиты в рассматриваемых случаях расчета не требуется, так как эти напряжения в соответствии с предпосылками расчета не превышают расчетного сопротивления бетона 7?б-
В случае В необходимо проверить, не превосходит ли относительная деформация предельного ее значения. Для этого иаходнм деформации верхнего пояса стальной балки и относим нх к центру тяжести сечения бетона, считая, что после приложения нагрузок сечение объединенной балки остается плоским. Очевидно, что надо учесть только те нагрузки и воздействия, при которых железобетонная плита включена в сечение балки.
Используя вторую формулу (XVI,42) и заменяя в ней WB. cHalFe.c— момент сопротивления стальной балки, вычисленный для центра тяжести сечения бетона /т. е. по формуле WV. с = получим:
V с /
Шп I FA
+ (XVL43)
Предельные деформации бетона принимают равными Дб = 0,0016,
При расчете статически неопределимых систем на дополнительное сочетание нагрузок и воздействий в формулы (XVI.41) и (XV 1.42) следует добавить влияние усадки и разности температур, выражающееся величину, т Д4У.т Т
нами напряжений -hs—, — и ,
Н ^н.с $в.с 1Гб.с
Если железобетонная плита оказывается в растянутой от временной нагрузки части балки, то она учитывается в расчетах на прочность, когда суммарные фибровые растягивающие напряжения, вычисленные в упругой стадии работы, удовлетворяют следующим условиям (случай Г):
в железнодорожных мостах о - () (растяжения нет);
в автодорожных и городских мостах а < Л*р.п, где /?р.п — расчетное сопротивление бетоив на растяжение, принятое для предварительно напряженных конструкций.
587
Если эти условия не выполнены (случай Д), бетон плиты считается пораженным трещинами и выключается полностью из состава объединенной балки.
Расчетные формулы прн действии отрицательного момента от временной нагрузки в сечении объединенной балки с одной верхней плитой имеют следующий вид:
с л у ч а й Г
/И1 ЛР*” п у,т .
<?н 1у/ гу/ TW Ая, с (сжатие),
Ин. С М/ц. стб ИН.СТб
ЛР Л1Г1>П Д4у, г
о в; ---fry— ---— -------Он “ -Лу---------Ов'т . i?n. с (растяжение);
" в. с "'в. сгб Vv в. стб
(XVI.44) случай Д
Л11 Л1ч,п д4у,т .
— тут-- тгу йу /?и. с (сжатие);
Vv н. С И' н. ст Vk н. ст
М1 Л1^п MV-T vr п , J <XVL44a>
<JB =---™--------пт--------Пу— ----<> i?H. с (растяжение);
W в. С W в. ст ” в. ст
М11,л Му'т у.т , F& у,т^п ( х
Щ -------Ну— ------ПУ--------ffa -I -р-Об < Ка (растяжение),
а. ст а. ст а
В эти формулы моменты Л<Р, /Ип-П, Л1у>т подставляются со своим знаком (положительными считаются моменты, растягивающие нижнее волокно).
Все обозначения прежние. В формуле для сга (напряжения в арматуре) индекс «а» обозначает, что соответствующие характеристики относятся к центру тяжести арматуры. Напряжения от ползучести бетона Он и о" учитывают в случае Г только тогда, когда бетон от воздействия постоянной и временной нагрузок оказывается сжатым.
При расчете статически определимых систем в формулах (XVI.44) и (XVI-44a) исключаются члены, зависящие от ЛР-Т; при расчете на основное сочетание нагрузок и воздействий как статически определимых, так и статически неопределимых систем, кроме того, в этих формулах исключаются внутренние напряжения от усадки бетона н разности температур (Он’т и другие с индексом «у,Т»), :
Исходя из основных положений расчета, изложенных для конструкций ; с одной железобетонной плитой, получают формулы для двухплитных пролет- ' ных строений с объединенными балками (см. ВСН 92---63 и [30]).
В приведенные выше формулы входят при расчете на дополнительное сочетание нагрузок н воздействий напряжения, вызванные усадкой бетона и разностью температур бетонной и стальной частей балки (индекс «у,т»).
Внутренние напряжения от усадки бетона определяются из эпюры деформаций (рис. XVI.6). Относительная деформация свободной усадки бетона £уе уменьшается за счет деформаций объединенной балки, препятствующей свободному протеканию усадки. Учет ползучести в расчетах на усадку бетона допускается производить введением эффективного модуля упругости бетона, принимаемого равным Бус. -= 0,5Еб.
Напряжения от усадки в крайней фибре бетона
У __ р
Обф —
(растяжение).
* стб ’
(XVI.45)
Напряжения в центре тяжести сечення бетона
V fl Ест Ерт.стб V \ ,
по = f'vc Eve ~----------г----zб. стб/ (растяжение).
'Естб /стб /
(XVI.46)
588
длине балки. Поэтому определение мест обрыва горизонтальных листов по второму условию приходится выполнять с внесением последовательно поправок в значения коэффициента у.
Горизонтальные листы продолжают по отношению к сечениям, определенным указанным выше способом, на длину, необходимую для размещения половины числа заклепок, прикрепляющих обрываемый лист. Неполное число заклепок принимается в связи с тем, что хотя обрываемый лист уже должен быть включен в работу балки в найденном по эпюре моментов сечении балки, но еще не на всю площадь его поперечного сечения (см. эпюры на рис. XVI.2).
В сварных балках изменение момента сопротивления по длине балкн достигается переходом на другую ширину и толщину горизонтальных листов (см. гл. XIII, § 1).
Размеры горизонтальных листов сварных балок устанавливают подбором по изгибающим моментам в нескольких сечениях балки или же, назначив конструктивно рациональное изменение этих размеров, определяют по эпюрам изгибающих моментов сечения, отвечающие соответствующим моментам сопротивления балки.
Вертикальные листы в клепаных балках обычно назначают одной и той же толщины иа всей длине балки. В сварных балках толщину вертикального листа несложно изменить в соответствии с изменением поперечной силы, устраивая заводские сварные стыки вертикальных листов.
В балках с переменной по пролету высотой состав их поперечных сечений определяют подбором в различных сечениях, задаваясь предварительно очертанием балки.
После установления состава и размеров балки по изгибающим моментам необходимо выполнить и все остальные проверки: по касательным и приведенным напряжениям, по общей и местной устойчивости и т. п.
По данным изгибающим моментам можно подобрать многоразличных сечений балок: с разной высотой, с разными размерами уголков, листов. Из возможных вариантов необходимо выбрать наиболее экономичный и наилучшим образом удовлетворяющий конструктивным и производственным требованиям.
Балка по принятому варианту должна удовлетворять установленным нормам жесткости, показателем которой является величина прогиба. Прогиб определяется в упругой стадии работы балки от нормативных нагрузок (без коэффициентов динамики и перегрузки) по обычным формулам строительной механики. Значения допускаемых прогибов приведены в СН 200—62.
На эксплуатационные характеристики автодорожных и городских мостов, кроме того, большое влияние оказывает величина периода собственных колебаний пролетных строений, которая не должна совпадать с наиболее вероятной величиной интервала воздействий нагрузки или быть кратной ей. При несоблюдении этого условия могут возникать недопустимо большие колебания пролетных строений. Из этих соображений период свободных вертикальных колебаний автодорожных и городских пролетных строений не должен находиться в интервале 0,3—0,7 сек, а период горизонтальных колебаний во избежание параметрического резонанса не должен быть равен или быть кратным периоду вертикальных колебаний.
3. РАСЧЕТ СТЕНКИ БАЛКИ НА МЕСТНУЮ УСТОЙЧИВОСТЬ
Местная устойчивость стенки балки обеспечивается, как правило, вертикальными, а в высоких балках, кроме того, и горизонтальными ребрами пли уголками жесткости.
Отсек стенки между ребрами рассматривается, как пластинка, упруго защемленная в поясах балки и свободно опертая на поперечные и продольные ребра жесткости, В общем случае расчет устойчивости такой пластинки производится на нормальные сжимающие напряжения о, касательные напряжения т,
577
Напряжения в крайних фибрах верхнего п нижнего поясов стальной балки:
Св = еус£с6 — —zl. стб) (сжатие);
' О стб /стб '
- и F / ст _|_ °ст стб у i
О II '-уС'-'С ( р,у I .у *н. стб 1
*стб 'стб
(растяжение).
(XVI.47)
Напряжения в продольной арматуре
v / Лт Sy г \
= еусЕс 1------гУ Л (сжатие).
стб
(XVI.48)
Индекс «у» обозначает, что данная геометрическая характеристика
должна быть вычислена при модуле упругости Еус=0,5 Еб; 5у.стб = /?ст2у1..стб (см. рис. XVI.6). Осталь-
ные обозначения прежние.
В статически неопределимых системах, кроме внутренних напряжений от усадки бетона, необходимо определить напряжения от внешних силовых факторов (в перазрезиых балках от опорных моментов, вызванных несвободной усадкой бетона).
Эта задача решается общими методами расчета статически неопределимых систем. При этом в осиов-
Рис, XVI.6. Эпюры к определению внутренних напряжений от усадки бетона
ной системе усадочные перемещения вычисляют, как в упругой системе при полной относительной деформации свободной усадки еус, ио с модулем упругости бетона Еус — 0,5Еб-
Внутренние напряжения от разности температур бетонной и стальной частей объединенной балки допускается определять по следующим формулам [301: напряжение в крайней фибре бетона
®бф Еб
стб
7— Zg. ф. стб} (растяжение); 'стб /
напряжения в центре тяжести бетона
(Е S \
- т---¥-^б. стб) (растяжение);
'стб 'стб /
(XVI.49)
(XVI.50)
напряжения в крайних верхней н нижней фибрах стальной балки:
Ов = агмакс Ес (тг2----у^2в.стб)(растяжение);
стб 'стб /
т / F S \
Он = а/максЕс ( ,. т Ц- . ' zH. сто—0,3) (растяжение); у'стб 'стб /
напряжения в продольной арматуре
Оа = Ot/MaKC Ес — 2а. стб^ (растяжение).
V стб 'стб /
Здесь а—коэффициент линейного расширения.
(XVI.51)
(XVI.52)
589
Эти формулы относятся к эпюре изменения разности температур по высоте
балки, показанной на рис. XVI.7 (температура стальной балки выше, чем желе-
зобетонной плиты).
В формулах (XVI.49) — (XVI.52):
^макс — максимальная разность температур (15—30е);
ST = (0,4 h — 0,8zuh.ct0) Fv + 0,ЗГ„2н.стб;
Fv — площадь стальных вертикальных элементов сечения (стенки, вертикальных полок уголков и т. п.);
Fu — площадь стальных горизонтальных элементов нижнего пояса. Остальные обозначения ясны из рисунка.
Определение напряжений от изменения температуры в других фибрах балки и в арматуре, нормативные и расчетные значения £ыакс и другие подробности
расчета на воздействие температуры см, ВСН 92— 63 и [30 I.
В статически неопределимых системах наряду с внутренними напряжениями от разности температур учитывают напряжения от изгибающих моментов, вызванных этим воздействием, определяя их общим методом сил.
Кроме расчетов объединенных балок на прочность, выполняются расче-
Рис. XVI.7. Эпюры к определению внутренних напряжений от изменения температуры
ты на выносливость.
При проектировании автодорожных и городских мостов по ВСН 92—63-‘ на выносливость рассчитывается только стальная часть конструкции и сварные прикрепления деталей объединения железобетона со сталью.
По СН 200—62 расчет всего сечения объединенных балок, включая и железобетонную плиту, на выносливость обязателен только для железнодорожных мостов. По существу, если считать необходимым рассчитывать стальные пролетные строения автодорожных и городских мостов на выносливость (а это принята в СН 200—62), то такой же расчет надо производить для стальной и бетонной частей объединенных балок этих пролетных строений.
Расчет на выносливость объединенных балок выполняют с соблюдением общих положений в отношении определения изгибающих моментов, расчетных сопротивлений и т. п., но с учетом двух стадий работы балки.
Расчетные формулы при действии положительного момента
[Л41]' , ЬМВ * * 11’11]' „
св=^- + ----
iCfj. с Шн.сгб
[Л11]' W’’T W».e+
Та
(XVI.53-
ОС. ф “ К»- б-
И W б. ф. стб
В этих формулах: у1Р уБ — коэффициенты уменьшения расчетного сс
противления, вычисляемые по формуле (XVI.6) или (XVI.6а) соответствеии для преимущественного растяжения или преимущественного сжатия; kp б —
расчетное сопротивление бетона на выносливость (см. гл. IX, § 7, п. 2
590
Е
п' = —£ (см. гл. IX, § 7, п. 2), если выносливость определяется по бетону, f б ,
тогда и 1Гн.стб, ^.пб, ^’б.ф.стб вычисляют с этим значением п'. Если выносливость определяется по напряжениям в стали, а напряжение в
Е
бетоне <Уб.ф<^р #и. б, есть основание полагать пг = с введением это-го отношения и в определение геометрических характеристик приведенного сечения объединенной балки, или же учесть коэффициенты условий работы /Пг, большие единицы, рекомендуемые ВСН 92—63. Эти коэффициенты вводят при подстановке в формулы значений W7/ стб, вычисленных , £а для п — —~ .
Е&
Проверка трещнностойкости нужна только в расчетном случае Д; оиа заключается в определении величины возможного раскрытия трещин, которая не должна превышать 0,02 см, и выполняется, как для железобетонных конструкций (см. гл, IX, § 7, п. 4).
Изложенные выше основные положения расчета объединенных балок сохраняются и в других расчетах, проводимых при проектировании таких балок. В частности, касательные напряжения определяют в предположении упругости бетона с учетом в статически неопределимых системах влияния ползучести бетона на величину поперечной силы по формуле
_ QT5KC , Qi*»” SK.
Е б /стб6
(XVI-54)
где Skc и Sk.CT6 — статические моменты отсеченных и а высоте К (для определения напряжений в фибре К) стальной части и приведенного полного сечения балки относительно соответствующих центров тяжести.
Упоры, соединяющие железобетонную плиту со стальной балкой, рассчитывают на сдвигающее усилие, которое принимается равным (на единицу длины)
Q71’П Sr а стб . Q? $б. а.стб . а. Стб , QT Sg. а. стб
: /£Г^
(XVI.55)
стб
В этой формуле:
QA'n — поперечная сила от второй части постоянной нагрузки (при включенной в работу плите) с учетом ее изменения под влиянием ползучести и обжатия поперечных швов;
Qq—поперечная сила от временной нагрузки (с коэффициентами, соответствующими расчету на прочность);
Хб.а.стб — приведенный к стали статический момент железобетонной плиты относительно центра тяжести объединенного сечения, вычисленный с учетом эффективного модуля упругости бетона Е$ [см. формулу (XVE37)];
Зе.а.стб — то же, что и выше, но при модуле упругости бетона Е&;
/стб и /стб — моменты инерции объединенного сечения балки, вычисленные с учетом Ев и Еб;
j? SfL а, стб 1 /стб
QT Sfi, а, стб Л тб
значения t от влияния в статически неопределимых системах на поперечную силу усадки бетона и разности температур; учитываются в расчете на дополнительные сочетания нагрузок и воздействий;
V — сдвигающее усилие иа единицу длины от усадки бетона и колебаний температуры («внутренние» усилия), определяемое
по концевым Сдвигающим усилиям.
591
Концевые сдвигающие усилия между железобетонной плитой и сталь ной балкон принимаются равными:
от усадки бетона ]
~ ^б. стб Рб ~~ О' а. стб FaJ V1, _
- „ > (XVI.56
от колебании температуры I
FT = о"б.стб F& Ч- о;1гСТб Fa. J
В этих формулах:
o'L Па — напряжения в центре тяжести бетонного сечения и в арматуре от усадки бетона [см. формулы (XVI.46) и (XVI. 48)];
Об, Оа — напряжения в центре тяжести бетонного сечения и в арматуре от разности температур бетона и стали [см. формулы (XV 1.50) и (XVI.52)];
F6, Fa —площади поперечных сечений бетона плиты и арматуры.
Концевое сдвигающее усилие считается распределенным по треугольной эпюре (рис. XVI.8) иа длину о, равную или 0,7Н, где И — полная высота балки, или расчетной длине свеса плиты (большей из этих двух величин). Обоснование приведенных выше формул см. [30].
С некоторым запасом сдвигающие усилия на различных участках балки можно определять по огибающей эпюре максимальных значений т. На крайних участках сдвигающие усилия от усадки бетона и колебаний температуры следует алгебраически просуммировать со сдвигающими усилиями от других факторов (временной нагрузки, предварительного напряжения).
Кроме того, иа крайних участках действуют отрывающие усилия от усадки бетона и разности температур бетонной и стальной частей балки. Значения этих усилий приведены в ВСН 92—63 и в [30].
Как было указано в гл. XIII, в объединенных балках часто создают на-
Рис. XVI-8. Эпюра распределения концевого сдвигающего усилия
чальное напряженное состояние: поддомкрачиванием, натяжением арматуры и другими средствами.
Учет поддомкрачивания или временного затруднения при расчете объединенных балок производят, прикладывая соответствующие усилия к балке без ее объединения с железобетонной плитой при статической схеме в стадии искусственного регулирования напряженного состояния и затем отнимая эти усилия (прикладывая усилия обратного направления) от объединенной балки, при этом иногда и в другой статической схеме.
Влияния предварительного напряжения железобетонной плиты учитывается, как в предварительно напряженных железобетонных конструкциях, если передача усилий в напрягаемой арматуре иа бетон осуществляется до объединения плиты со стальной балкой. В противном случае усилия в напрягаемой арматуре должны быть приложены к сечениям объединенной балки.
В остальном расчет объединенных балок с предварительным регулированием напряженного состояния и преднапряженных выполняется в соответствии
с изложенным выше.
Прогибы объединенных балок (расчет по второму предельному состоянию) определяют для второй стадии работы балки от нормативной временной па-грузки в предположении упругой работы всего бетона независимо от величины и знака напряжений в бетоне, пренебрегая незначительным снижением жесткости вследствие возможного появления трещин небольшого раскрытия в расчетном случае Д.
592
7. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА МОСТОВОГО НАСТИЛА И БАЛОК С ОРТОТРОПНОЙ ПЛИТОИ
чего листовой настил можно рассматривать
Ездовое полотно из стальных листов используется в сочетании с часто расположенными продольными балками (ребрами) и системой поперечных балок — основных и дополнительных (см. гл. XIII, рис. XIIГ.31). Листовой настил и продольные ребра целесообразно включить в сечение главных балок.
Отношение расстояний между поперечными ребрами и между продольными обычно больше двух, вследствие как свободно опертый или защемленный (при достаточно жестких на кручение продольных ребрах) по двум сторонам.
При относительно большой гибкости листового иастила и отсутствии свободной подвижности его относительно продольных
ребер следует учесть горизонтальные реактивные усилия Н (рис. XVI.9).
Величину усилия Н определим из следующих соображений. Разность между длиной дуги и ее проекцией равна
Г
Рис. XVI-9. Схема к расчету листового настила
Полное удлинение при пролете I
Принимая изогнутую ось за синусоиду, имеем:
р и у =
и
(XVI.57)
Приближенно, при совместном действии изгиба и растяжения [36]
; = (XVL58)
' 1 + а-
, ч НЕ Ед3
Где 0~38ТВ’ В^Т2(Т^рТ
Здесь р — коэффициент Пуассона.
При растяжении усилием Н приращение длины полоски листа единичной ширины но закону Гука равно
Д( = МЯ.
/'О
(х2
Замечая, что Н = —, находим
I2
после подстановки
значения В:
_ г ; _ И-
Ед Ед
(XV 1.59)
Приравнивая правые части (XVI.59) и (XVI.57), получим f его значением по (XVI.58)
после замены
20 Зак. 19
3ft д3 ‘
Д/ =
dx\
Вл2а2 _ л2а2д2
593
Вводя обозначение % = 1 + а2, придем к уравнению
Решая его, находим % и затем Н по формуле „ Вл2 и —[-г (х — О-
(XVI.60)
(XVI.61)
Поперечная сопнп
Дальнейший расчет выполняется па совместное действие изгибающего момента и растягивающего усилия или по приближенной формуле [см. далее формулу (XVI .89)], которую следует в данном случае применять и для расчета на прочность (у = 1); или по точным формулам, выведенным Тимошенко. Расчет продольных и поперечных ребер можно производить или рассматривая их как систему перекрестных балок и решая соответствующую систему уравнений, или рассматривая лист с ребрами как ортотропную (ортогонально-анизотропную) плиту.
Применительно к рассматриваемой задаче надлежит определить жесткости продольных и поперечных ребер с прилегающими к ним участками листа, причем можно пренебречь влиянием коэффициента Пуассона р (рис. XVI. 10),
Поперечная Сапка
1 I I
*------
Ряс. XVI. 10. Схема к определению жесткости ортотропной плиты
и затем воспользоваться одним из имеющихся решений для ортотропной плиты.
Рекомендуется построить поверхности влияния (см. например, 1361) для выяснения невыгоднейшего расположения расчетной нагрузки в продольном и поперечном направлениях.
Расчет главных балок с включением в их сечение листа и продольных ребер следует делать, сообразуясь со способом монтажа пролетного строения. Если сначала устанавливают только главные балки со связями, а затем укладывают элементы плиты, то надо рассматривать две стадии работы конструкции: а) под действием первой части постоянной нагрузки, ие включая в расчетное сечение балки элементов плиты, и б) под действием временной нагрузки и второй части постоянной нагрузки (вес асфальтобетонного покрытия, перил и т. п.), при полном расчетном сечении.
Напряжения, полученные от местного загружения элементов плиты и от участия их в работе главных балок, надлежит суммировать с учетом знака и направления напряжений.
Важное значение имеет расчет листа и ребер иа устойчивость — общую и местную. Этот расчет можно выполнить, как для ортотропной плиты.
§ 3. РАСЧЕТ СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ СО СКВОЗНЫМИ ФЕРМАМИ
1. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА
Стальные пролетные строения подвергаются действию вертикальных и горизонтальных сил различных категорий.
Как уже было указано, учитываемые при расчете мостовых конструкций силы и воздействия вводятся в основных, дополнительных и особых сочетаниях. Пролетные строения с фермами современной конструкции представляют
594
собой пространственные системы с жестким соединением элементов между собой, т. е. жесткими узлами. Расчет такой системы обычно производят с разложением на плоские вертикальные, горизонтальные или наклонные системы: продольные балки, поперечные балки, главные фермы, продольные связи, опорные рамы или опорные поперечные связи. При этом все системы, образованные из соединенных в узлах стержней, рассчитывают как фермы с шарнирными узлами (за исключением комбинированных систем и систем с виеузловым приложением нагрузки), принимая геометрическую схему фермы, образованную осями элементов, за расчетную,
В некоторых элементах пролетного строения, входящих в две плоские фермы, наибольшие усилия находят суммированием усилий, полученных этими элементами в каждой из ферм. Так, например, в поясах главных ферм суммируют усилия от вертикальной нагрузки (как в элементе вертикальной фермы) и от давления ветра (как в элементе горизонтальной фермы).
Действительные условия работы элементов пролетного строения, конечно, отличаются от устанавливаемых указанными выше допущениями, причем степень отклонения зависит от многих причин: системы ферм, относительных размеров элементов пролетного строения, положения рассматриваемого элемента в пространственной системе и т. д. Более того, действительные условия работы пролетного строения будут зависеть и от таких не поддающихся теоретическому определениюфакторов, как состояние заклепочных соединений, трение в опорных частях, допуски при сборке и т. п.
Однако, как показывают многочисленные испытания пролетных строений, отклонения действительных напряжений в их элементах от полученных по общепринятому расчету невелики. При этом должны быть выполнены определенные требования к конструкции пролетного строения, как, например: расстояние между осевыми линиями, проведенными через центры тяжести поперечных сечений поясов в соседних панелях сквозных ферм, ие должно быть более 1,5% высоты поясов ферм (для тавровых и Н-образиых элементов не более 0,7% высоты сечения), высота элемента в поперечном сечении не должна быть больше 1/1й его длины и т. п. Несоблюдение указанных двух условий требует учета жесткости узлов, так как влияние этого фактора становится уже заметно ощутимым. Подобного рода конструктивные требования вытекают нз теоретического и экспериментального изучения действительной работы пролетных строений и сопоставления ее с условно принятой расчетной схемой.
В фермах с треугольной решеткой и подвесками удлинение подвесок вызывает перемещение узлов ферм, в которых подвески прикреплены к нижним поясам (в пролетных строениях с ездой понизу), относительно соседних узлов. Вследствие этого в нижних поясах возникают изгибающие моменты. Дополнительные напряжения в поясах ферм от деформации подвесок следует учитывать независимо от отношения высоты сечения к длине элемента.
Цельносварные решетчатые фермы вследствие более жестких соединений в узлах следует рассчитывать иа выносливость с учетом жесткости узлов и при отношении высот элементов к их длинам, меньшем
При учете дополнительных напряжений от жесткости узлов расчеты на прочность как в клепаных, так и сварных фермах следует выполнять с введением коэффициента условий работы т,2 = 1,2 (как относящиеся к определению локальных напряжений от дополнительных факторов).
Расчеты же па выносливость'при этом надлежит производить с коэффициентом условий работы m2 = 1. При отношении высоты сечения к длине элемента, меньшем 1/1й, по СН200—62 допускается вводить коэффициент условий работы — 1,2 также и в расчеты клепаных ферм на выносливость (с учетом жесткости узлов).
При определении усилий в элементах ферм, имеющих соединения на фрикционных болтах, тоже логично учитывать влияние жесткости узлов вследствие значительно меньшей податливости таких соединений по сравнению с клепаными. При этом в расчетах иа прочность следует принять т2=1,2; в расчетах на выносливость т2=1 (СНиП ПД7—62*).
20*
595
Заметим, что расчеты иа выносливость элементов ферм с соединениями на фрикционных болтах и цельносварных ферм при учете жесткости узлов следовало бы во всех случаях выполнять с коэффициентом условий работы m2 — 1, но принимая при этом значения расчетных сопротивлений, отвечающие усталостной прочности при совместном действии осевых усилий и изгибающих моментов.
Учет пространственности пролетного строения приводит к дополнительным напряжениям в продольных и поперечных балках, а также в связях между фермами и к некоторой разгрузке поясов главных ферм за счет передачи части усилия на продольные балки и связи. В особенности заметную разгрузку нижних поясов можно ожидать при езде понизу или верхних поясов при езде поверху. И действительно, по данным испытаний эта разгрузка иногда доходит гдо 20—30 %.
Однако вследствие некоторой неопределенности работы прикреплений продольных балок к поперечным (деформации заклепочных соединений, полок прикрепляющих уголков и т. п.) разгружающее влияние проезжей части на усилия в поясах главных ферм допускается учитывать только при наличии специальных конструкций, обеспечивающих совместную работу проезжей части и поясов (например, горизонтальных ферм, см. рис. XIV. 38).
2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ВЕСА СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ СО СКВОЗНЫМИ ФЕРМАМИ
Для расчета пролетных строений необходимо определить действующие на них нагрузки, в том числе постоянную нагрузку, в которую входит вес мостового или ездового полотна, вес проезжей части, вес главных ферм и связей.
Веса типовых пролетных строений приведены в справочных таблицах. Некоторые данные помещены на рис. XIV,6.
Если требуется найти вес пролетного строения при иных значениях нагрузки или при другой марке стали, т. е. при других расчетных сопротивлениях, чем те, которые даны в таблицах весов пролетных строений по имеющимся проектам, но при той же величине расчетного пролета, схеме ферм и других основных размерах, то можно воспользоваться приближенной формулой перехода от одних параметров к другим.
Примем следующие обозначения для пролетного строения, вес которого известен; — вес 1 пог. м ферм; опр. ч — вес 1 пог. м проезжей части; gCB— вес 1 пог. .и связей; k—эквивалентная нагрузка; 1 -ф р — динамический коэффициент; лп, пв-—коэффициент перегрузки для постоянной и временной нагрузок; — основное расчетное сопротивление.
Обозначения £ф, gnp. ч, gCB, k' и т. д. будут относиться к проектируемому пролетному строению, имеющему, как уже сказано ту же схему и тот же расчетный пролет.
Веса ферм на 1 пог. я можно считать пропорциональными полной погоинон нагрузке и обратно пропорциональными расчетным сопротивлениям. Следовательно,
_____,___ £'ф =
«п (g$ + £св + £пр. ч) -F (I + И) Лв k ’
£ф________________А = с - •
«л (g* 4- 8сн + ёпр. ч) 4- (1 4' И) Пв k * R’ Rr ’ откуда
£ф =----—---—п~ [«к tecs 4- £пр.ч) + (1 + p)M'L (XVI.62)
i\
596
Вес связей можно принять равным
g~n —
где а — некоторый коэффициент.
Тогда
с4
— '— — ' ' | £пр. ч 'I- (14Н- и) лв (XVI.63)
1—(1-а)пг1С^
i\
Значения Сна даны иа графиках рис, XVI. 11.
Для kf следует брать среднее значение между эквивалентными нагрузками
на опоре и посередине пролета.
Вес проезжей части йпр.ч ходимо предварительно определить и поперечной балок или исходя из веса проезжей части типового пролетного строения (при одинаковом расстоянии между осями ферм и одинаковой длине панели).
В последнем случае, обозначая вес балочной клетки через и вес мостового полотна через gn, будем иметь
для проектируемого пролетного строения иеоб-примериым подбором сечений продольной
£пр. ч — g6 + gw
так как влияние собственного веса балочной клетки по сравнению с временной вертикальной нагрузкой обычно незначительно. Эквивалентные нагрузки /г' и k следует взять в этом случае для продольной балки.
Формулой пропорциональности можно пользоваться и при переходе от
веса однопутного пролетного строения под железную дорогу к весу двухпутного пролетного строения такой же длины, введя согласно ТУ k' — 1,8 /г, так как прн загружении обоих путей нагрузка на каждом из них принимается равной 90% от полной. Вес проезжей части двухпутного пролетного строения можно считать примерно в два раза большим, чем однопутного.
Изложенный метод дает удовлетворительные результаты при переходе от типовых пролетных строений к таким же по схеме, но проектируемым под другие расчетные нагрузки или по другим расчетным сопротивлениям.
Если решается более сложная задача — определение веса пролетного строения с фермами, имеющими иные геометрические размеры, чем типовые, или иной системы (неразрезные, консольные, арочные и т. п.), то можно применить метод определения веса по теоретическому объему ферм.
Вес проезжей части и связей должен быть заранее определен примерными подсчетами или (при наличии аналогии) по данным типовых проектов. Далее следует определить площади участков линий влияния усилий во всех элементах фермы, загружаемые для получения наибольшего усилия от временной нагрузки и полные площади а также значения эквивалентных нагрузок k, динамических коэффициентов 1 + р и коэффициентов перегрузки пп.
Предполагая, что вес связей равняется а^ф, получим теоретическую площадь какого-нибудь элемента фермы равной
Qjfe(l — р)/гв£ + Qp нп [£ф(1 +«)ygnp.J R.
597
Вес этого элемента можно выразить через
где I — геометрическая длина элемента;
v — вес единицы объема материала, из которого изготовляется данный элемент фермы;
ф — конструктивный коэффициент, учитывающий влияние разного рода факторов как расчетного порядка (уменьшение расчетных сопротивлений в расчетах на устойчивость, при знакопеременных усилиях, неточность подбора сечення, влияние ослабления сечения отверстиями), так и конструктивного (вес фасонок, стыковых накладок, различие между геометрической и фактической длинами элементов и т, п.).
Вес фермы иа 1 пог, .и получается суммированием весов отдельных элементов и делением суммы иа величину пролета L\
(1 Н) "Т~ (1 Ct) Hr ЙФ Йр Ид Snp, ч] Ttpv
= = RL
откуда
. (xvi.64) +«)/ф
Если вес связей известен, то, идя тем же путем, получим следующее видоизменение формулы (XVI.64):
21^(1 + Н)«вЙ+йр(ПпЯпр. ч 4- Пгт ^ев)] hp ,VV1
£ф —----—--------pj------------------------- , (Л Vl.bO)
В составе фермы обычно имеются элементы, в которых расчетное усилие равно нулю (стойки при треугольной решетке и езде понизу, стяжки, уменьшающие свободную длину элементов, и т, п.), для которых нельзя воспользоваться конструктивным коэффициентом. Вес этих элементов следует опре-
делить непосредственно, задаваясь примерными поперечными их сечениями. Обозначим их вес на 1 пог, м фермы через
Тогда согласно предыдущему выводу
+ ц)пй& + ЙДИпйЪр.ч + пп£св)] /ф + gA Й’ф =
— . (XVI.66)
Средние значения конструктивных коэффициентов для ферм применительно к типовым пролетным строениям равны 1,8—2,0. Более подробные данные о конструктивных коэффициентах имеются в справочных таблицах.
С изменением системы ферм или их геометрических размеров конструктивные коэффициенты меняются, однако не слишком резко. Поэтому для предварительного определения веса ферм в этом случае можно пользоваться значениями конструктивных коэффициентов по имеющимся материалам проектирования.
Кроме конструктивных коэффициентов, при исчислениях веса применяются строительные коэффициенты, учитывающие лишь факторы, связанные с конструкцией, ио не с расчетом ферм. Погонный вес ферм при пользовании строительными коэффициентами определяется по формуле
~ L
(XVI.67)
598
где F'— действительная, найденная расчетом и подбором площадь поперечного сечения элемента фермы;
ф' — строительные коэффициенты;
/, v и L — имеют прежние значения.
Строительные коэффициенты используют также для определения веса балок со сплошными стенками.
Примерные значения строительных коэффициентов по данным некоторых проектировок для пролетных строений со сплошными балками клепаными — 1,30—1,40, сварными— 1,20—1,30, для сквозных ферм— 1,25—1,30, для продольных балок (с включением веса связей) — 1,50—1,60, для поперечных балок — 1,07—1,18.
Для использования метода строительных коэффициентов требуется определить усилия во всех элементах фермы, т. е. надо знать величину постоянной нагрузки. Следовательно, этим методом можно пользоваться в порядке уточнения веса ферм, найденного другим способом.
Наконец, наиболее точно вес ферм определяется по спесификации металла, для чего требуются разработка узлов ферм и составление чертежей. Вес заклепочных головок принимают в размере 3% веса прокатного металла; вес наплавленного металла в‘сварных пролетных строениях — 1,5% веса прокатного листового металла.
3. РАСЧЕТ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ
Расчет железобетонной плиты или стального настила, входящих в состав проезжей части пролетных строений со сквозными фермами, выполняют в зависимости от конструкции балочной клетки, исходя из тех же общих положений, которые были изложены применительно к пролетным строениям со сплошными балками.
Продольные балки проезжей части имеют частичное защемление иа опорах. Степень защемления зависит от влияния соседних панелей (иеразрезность продольных балок) и сопротивления поперечных балок кручению. Это явление усложняется еще тем. что продольные балки имеют упругие опоры (поперечные балки) и прикрепление продольных балок к поперечным имеет податливость в заклепочных соединениях. Вместо весьма сложного н недостаточно определенного «точного» расчета наибольший изгибающий момент и поперечная сила в продольных балках определяются условно, как для балок разрезных, что идет в запас прочности.
Расчет поперечных балок иа изгиб в вертикальной плоскости обычно производят, рассматривая балку как свободно опертую, с пролетом, равным расстоянию между осями главных ферм.
В особых случаях, когда поперечная балка оказывается сильно защемленной своими концами (по способу прикрепления, а также вследствие большой жесткости подвесок и стоек), опорные моменты должны рассчитываться как для поперечной рамы, составленной из поперечной балки, вертикальных элементов (подвесок или стоек) и верхней распорки или поперечных связей между фермами.
В автодорожных пролетных строениях, в которых железобетонная плита опирается на несколько продольных балок, коэффициент поперечной установки временной нагрузки можно определить по линиям влияния опорных реакций, рассматривая {плиту, как неразрезную балку.
Поперечная балка загружается опорными давлениями продольных балок и непосредственно действующей на нее постоянной нагрузкой, аналогично изложенному для железобетонных пролетных строений (см. гл. IX, § 3).
Указания по расчету балок со сплошной стенкой, помещенные в § 2 настоящей главы, относятся и к балкам проезжей части. Заметим, что при вычислении динамического коэффициента, коэффициента перегрузки и коэффициента е (при расчете иа выносливость балок железнодорожных пролетных строений) 599
длина загружения Л для продольных балок равна длине панели, а для поперечных балок — двойной длине панели.
Существенное влияние на напряженное состояние продольных и поперечных балок оказывает совместная работа проезжей части, поясов ферм и связей.
Особенно большими могут быть напряжения в поперечных балках железнодорожных пролетных строений от их изгиба в горизонтальной плоскости в случае, если продольные балки не соединены с поясами главных ферм горизонтальными фермами.
Для уменьшения дополнительных напряжений в проезжей части, вызванных совместной работой с поясами главных ферм, можно устраивать, как было сказано в § 2 гл. XIV, продольно-подвижные опирания продольных балок. Чем больше расстояние между продольно-подвижными опираниями, тем значительнее сказывается влияние совместной работы проезжей части и поясов.
По СН 200—62 при расчете элементов проезжей части, как правило, должны учитываться усилия в продольных балках и изгибающие моменты в поперечных балках от совместной работы их с поясами главных ферм.
Такой расчет производится по одному из точных способов, как статически неопределимой системы. При этом поперечные балки следует рассматривать, как жестко заделанные по осям главных ферм, а продольные балки — как шарнирно соединенные с поперечными.
В действительности явления, происходящие в проезжей части, значительно сложнее, так как сказываются кручение поперечных балок и другие факторы. Упрощенность расчетной схемы и податливость заклепочных соединений должны быть учтены некоторым коэффициентом.
Приближенно изгибающие моменты в поперечных балках от горизонтального изгиба и дополнительные усилия в продольных балках можно определить из следующих соображений. Будем считать, что продольные балки не деформируются.
Перемещение 6 концов крайних поперечных балок соответствует удлинению поясов на участке, равном половине пролета или половине расстояния между продольно-подвижными опираниями продольных балок (рис. XVI. 12, а): /сгср
6 = ’
т-2
/V,
/V,
IV,
IV,
N,
*2
N2
N2
Рис. XVI.12. Расчетная схема для определения усилий в продольных балках от деформации поясов ферм
в —н
т
N^'
Л
У
где оср — среднее напряжение в поясах главных ферм, в уровне которых находится проезжая часть;
I — длина пролетного строения или расстояние между продольноподвижными опираниями продольных балок.
Силы Л\, представляющие собой усилия в крайних продольных балках, должны вызвать прогиб поперечных балок N-J, равный перемещению 6, где f — прогиб поперечной балки от сил A\ = 1. Усилия в крайних продольных балках, следовательно, равны
^ср
N1‘~ 2fE ’
600
где при жесткой заделке концов поперечных балок прогиб от двух единичных сил
. _ а3 (2с + а)
' " ВЁ ’
где 1У — момент инерции поперечной балки относительно вертикальной оси;
В — расчетный пролет поперечной балки (расстояние между осями ферм);
а, расстояния, показанные на рис. XVI.12.
Полагая
3!>в
а3 (2с + а)
получаем
? = ~2kE ’ 2V1 = ЙС7с1’Л
Усилия в продольных балках других панелей получим, если перемещение соответствующих узлов главных ферм приравняем прогибу поперечной балки в горизонтальном направлении, вызванному разностью усилий в продольных балках, примыкающих к рассматриваемой поперечной балке:
оср(/~ 2d) iV3~A\ orp (I — 4d) N3 — N2
~ 2£ = ~2k£~ ’ 2£ " ‘ "~2й£
и т. д.
Последовательно определяя Аг2, ЛГ3 и т. д., получим:
А\ = йсгср /;
= 2 Л — —kac„ Z;
\ п) р
/ 2 \
V3 = 3
(XV 1.68
47 /l W --- 1 \ Л ,
А — ml------------------—— 1 kucr> I.
1 п / р
панели;
панелей;
панели, считая от одного из концов пролетного строения.
Здесь d — длина
п п — число т — номер Влияние удлинения продольных балок на величину усилий в иих, вызванных совместной работой главных ферм и проезжей части, приближенно можно определить, исходя из следующих соображений.
Для первой панели имеем (рис. XVI.12, б):
ocn I ЛА I vi I
2Е 2nFnE f 1 ‘ " 2п£б£
(XVI.69)
Второй член левой части равенства (XVI.69) представляет собой уменьшение перемещения конца пролетного строения вследствие того, что из усилия в каждой панели пояса, вычисленного без учета влияния проезжей части, вычитается усилие в продольной балке Nr, в этом выражении £п •— средняя площадь сечения пояса; сумма распространяется на все панели. Второй член правой части равенства (XVI.69) равен перемещению конца крайней продольной балки, обусловленному удлинением продольных балок (подразумевается про-20В Зак. 19 601
летное строение с ездой понизу); F6 — площадь поперечного сечения продольной балки.
Из равенства (XVI.69) после подстановки в него / = —получим 1 Zkh
Ьгг /
= (XVI70)
Заменим А\ нх значениями без учета влияния удлинения продольных балок по формулам (XVI.68). - ,
Имеем:
как суммы от 1
Подставляя
до п простых найденное значение
чисел i и нх квадратов I2.
в (XVI.70), получим /V
йсгС0 /
/у, __ —2L_
1 iit’
где
£ (п -Н l)(n -h 2) / I , 6п \Fn 1 F6/*
(XVI-71)
Так как влияние £ на величину относительно невелико 5то, приняв I по формуле (XVI.71) постоянным для всех панелей, можно написать общую формулу для усилия в продольной балке m-й панели:
Nm = tm И — -—-— I • (XVI.72)
Здесь дополнительно введен коэффициент I, учлтывающийУ податливость соединений, равный 0,7 при клепаных прикреплениях продольных балок и 0,85 при сварных и болтовых их прикреплениях.
Найдя усилия в продольных балках, определим момент при изгибе в горизонтальной плоскости поперечной балки, рассматривая ее]как защемленную на опорах и имеющую пролет, равный расстоянию между осями главных ферм;
опорный (по оси главных ферм)
/ /у2 \
= - /а - AL\(N^ __ L
на участке между продольными балками zr2
M^^A^-A^).
(XVI. 73)
602
Максимальные напряжения в поперечной балке от моментов Му равны
Mvb
нт, у
где /ЙТ( у — момент инерции сечения балки относительно вертикальной осп; b— ширина пояса поперечной балки.
При наличии горизонтальных ферм, обеспечивающих эффективную совместную работу поясов ферм, проезжей части и продольных связей между фермами, расчет всех этих элементов необходимо выполнять, как входящих в единую статически неопределимую систему, по одному из общих методов строительной механики.
Расчетное сопротивление в поперечных балках при расчете их на прочность при совместном действии вертикального и горизонтального изгиба принимается равным
R = 1,7 с£и,
где с ~ определяется по формуле (XVI,5), т. е. до 1,95 2?и. Такое высокое расчетное сопротивление установлено в связи с возможностью допустить некоторые пластические деформации поперечной балки. При расчете на выносливость расчетные сопротивления — yR^.
Прикрепление продольных балок к поперечным рассчитывают на поперечную силу и условный опорный момент, принимаемый равным 0,6 момента посередине пролета продольной балки, рассматриваемой как разрезная.
В связи со сложностью и некоторой неопределенностью действительной работы соединений продольных балок с поперечными (а также поперечных с фермами) и неизбежной условностью расчетов вводят коэффициенты условий работы т2.
Количество заклепок или фрикционных болтов, необходимое для прикрепления вертикального листа продольной балки, определяют по поперечной силе
, (XVI.74)
где So — допускаемое усилие (по расчетному сопротивлению) на заклепку или фрикционный болт; т2— коэффициент условий работы, равный при конструкции прикрепления, способной воспринимать опорный момент (что и рекомендуется) — 0,9; в противном случае — 0,7.
Поперечная сила с вертикального листа продольной балки передается сначала иа уголки прикрепления двухсрезными, а затем с уголков прикрепления на стенку поперечной балки односрезными заклепками, ио примерно двойным количеством их. Через последние заклепки передается также поперечная сила с продольной балки соседней панели, однако по другим плоскостям среза. По отношению к суммарной опорной реакции от двух продольных балок соседних панелей рассматриваемые заклепки являются, следовательно, двухсрезными. Указанные особенности работы заклепок, прикрепляющих вертикальный лист продольной балки, необходимо учитывать при их расчете.
Те же соображения относятся и к плоскостям фрикционных болтов при расчете их количества, необходимого для прикрепления продольных балок.
Опорный момент продольной балки обычно воспринимается рыбками.
М
Усилие в каждой рыбке ,0It, а при учете совместной работы проезде
жей части и поясов ферм:
о __ Mpn L т
где h0 ~ расстояние между рыбками. Принято, что усилие в продольной балке Nm распределяется поровну между двумя рыбками.
20В* 6СЗ
По этому усилию определяется необходимая площадь сечения «рыбки»
Рис. XVI.13. Расчетная схема для определения усилий в «рыбке» и в заклепках при прикреплении продольных балок к поперечным посредством столика и одной «рыбки»
и число заклепок или фрикционных болтов, прикрепляющих «рыбку», ft 9с р ^нт*
Здесь рср — количество заклепок или фрикционных болтов (цб), необходимое для прикрепления 1 см2 площади элемента (см. § 1 этой главы).
Прикрепление поперечных балок к фермам рассчитывают обычно на вос-принятие опорной реакции поперечной балки; наличие в прикреплении опорного момента учитывают введением в формулу расчета по поперечной силе коэффициентов условий работы, равных для заклепок в полках уголков, прикрепляемых к ферме, — 0,85; для заклепок в полках уголков, прикрепляемых к поперечной балке, — 0,9.
Если конструкция прикрепления поперечной балки может воспринимать опорный момент без работы заклепок на отрыв головок, то первый из приведенных выше коэффициентов условий работы принимается таким же, как второй, т. е. 0,9.
В СН 200—62 отсутствуют указания о значении коэффициентов условий работы, которые следует вводить при расчете
прикреплений продольных балок к поперечным и поперечных к фермам фрикционными болтами. Впредь до уточнения следует принимать те же значения коэффициентов т2, что и для соединений на заклепках.
В тех случаях, когда опорный момент в поперечной балке найден расчетом (как элемента поперечной рамы), количество заклепок или фрикционных болтов в прикреплении поперечной балки можно найти расчетом на поперечную силу и момент аналогично приведенному в § 2 п. 5 этой главы для стыка балкн.
Должны быть выполнены расчеты н на прочность и на выносливость с принятием соответствующих этим расчетам значений моментов и поперечных сил, а также расчетных сопротивлений.
В проезжей части автодорожных пролетных строений находит применение прикрепление продольных балок к поперечным посредством столика и только Одной «рыбки». Расчет такой конструкции прикрепления можно выполнить в соответствии со следующими, несколько условными положениями (рис. XVI.13).
Опорную реакцию продольной балки можно считать распределенной между всеми заклепками (фрикционными болтами), поставленными в полках уголков прикрепления в пределах их высоты.
Если считать, что опорный момент Л10П, принимаемый по-прежнему равным 0,6 Л10, воспринимается усилием в «рыбке» и усилиями в заклепках прикрепления, расположенных в сжатой зоне (исключив, следовательно, из расчета заклепки, работающие на «отрыв головки»), то можно написать следующие условия равновесия (см. рис. XVI. 13): 604
г—п
i=l
(XVI.75)
2 'V + Fp op ~ na' = Л1°п'
Здесь Sn — усилие в крайней заклепке;
F — площадь поперечного сечения «рыбки»;
Ор — напряжение в ней;
а — шаг заклепок;
п — число шагов заклепок в сжатой зоне;
h0 — расстояние от крайней заклепки до оси «рыбки».
При этом распределение усилий между заклепками принято пропорциональным расстояниям их от нейтральной оси и предполагается, что нейтральная ось совпадает с одной из заклепок, что при небольшой величине а не вносит существенной погрешности.
Полагая сечение в месте прикрепления после деформации плоским, примем
s»=ap^^ea’ (XVI.76)
ftp — /ьСС где б— толщина стенки столика.
t^FL L=tl
Подставляя в (XVI.75) значения i = t-2 — 1-и(и4-1)х
£= i i = i
X(2«4-l), после преобразований получим уравнение для отыскания п
и2 + (-Г 11 П — 2УР = О, (XVI.77)
у по у а* о
причем можно взять ближайшее целое п.
Значение напряжений в «рыбке»
М -----------------------------’ <XVL78>
6(Д0 —п + + !) + Гр (-h°"
и усилие в крайней заклепке от опорного момента найдем по формуле (XVI.76).
Суммарное усилие в этой заклепке:
s3 = Vs'2n + Sl (XVI.79)
с Q
где S = —, т —полное число заклепок.
<l ill
Полученные величины не должны превышать допустимых их значений.
Количество заклепок для прикрепления «рыбкн» следует определить по ее площади поперечного сечения, а при конструктивно полученном избытке площади — по усилию OpFp.
Количество заклепок, необходимое для прикрепления нижнего пояса продольной балки к столику, найдем, просуммировав усилия в заклепках, расположенных ниже плоскости опирання продольной балки на столик. Усилие в каждой заклепке легко определяется по усилию в крайней заклепке S„.
Изложенный приближенный прием можно использовать для расчета прикрепления продольной балки посредством заклепок, принимая во внимание их податливость в зоне растяжения в случае больших усилий в них.
605
При прикреплении фрикционными болтами такое допущение менее вероятно. Полезно сделать дополнительный расчет с учетом работы фрикционных болтов не только в сжатой, но и в растянутой зоне прикрепления, исходя из тех же представлений о распределении усилий между болтами, что и в вышеприведенном расчете. При этом суммарное усилие от предварительного натяжения и от опорного момента можно считать равным первому, если второе его не превышает; силы трения изменяются.
Все расчеты в рассматриваемом случае производят па прочность и на выносливость.
4. РАСЧЕТ ЭЛЕМЕНТОВ ГЛАВНЫХ ФЕРМ
Расчет элементов главных ферм начинается с определения в них усилий от различных внешних воздействий.
Усилия в элементах главных ферм от постоянной нагрузки определяются умножением интенсивности нагрузки на полную площадь линии влияния
и в расчетах на прочность (включая
расчеты на устойчивость формы) на коэффициенты перегрузки:
Sp = (fij pi 4- + ...) Qp, (XVI.80)
где коэффициенты и3 принимаются отдельно для мостового полотна, дорожного покрытия, железобетонной плиты стальной конструкции и т. п. в зависимости от типа пролетного
строения.
Рис. XVI,14. Схема фермы Постоянная нагрузка считается
равномерно распределенной по всему пролету, если действительная неравномерность не превышает 10—15%, что в фермах обычного вида бывает соблюдено. Собственный вес сквозных главных ферм и их связей принимается распределенным поровну между поясами ферм. Для большинства элементов ферм это распределение не имеет значения при вычислении усилий. Исключение составляют такие элементы, как подвески и стойки в фермах с треугольной решеткой, полураскосы ширенгелей в сложных решетках, стойки ферм с раскосной решеткой. Например, на подвески В1-Н1 и СЗ-НЗ (рис. XVI. 14) силы, приложенные в верхних узлах фермы, не оказывают действия; подвески рассчитываются на половину веса фермы со связями и полный вес проезжей части.
Усилия в элементах ферм от временной вертикальной нагрузки определяются умножением площадей загружаемых участков линий влияния на соответствующие им эквивалентные нагрузки k, на динамический коэффициент и в расчетах на прочность на коэффициент перегрузки, а в расчетах железнодорожных пролетных строений на выносливость на коэффициент е (если е <4 1, см. введение, § 3, п. 4):
S* = (1 +н) n3kQk.
(XVI.81)
Для элементов, имеющих двузначные линии влияния, наибольшие усилия от временной вертикальной нагрузки определяются обоих знаков с учетом разных значений коэффициентов перегрузки для постоянной нагрузки (0,9 или 1,1) так, чтобы получать максимальные ио абсолютной величине значения усилий.
Для расчетов на выносливость усилия в элементах ферм определяют только от основных сочетаний нагрузок без коэффициентов перегрузки и с соответствующим этим расчетам загружен нем линий влияния, состоящих из двух или нескольких участков разных знаков (см. гл. IX, § 6).
GOG
Для поясов главных ферм, кроме усилий от постоянной и временной нагрузок, определяются усилия от действия ветра и торможения (силы тяги), учитываемые в дополнительном сочетании нагрузок при уменьшенном коэффициенте перегрузки для временной вертикальной нагрузки,
В статически неопределимых системах, в которых колебания температуры вызывают изменение усилий в элементах ферм, этот фактор также учитывается в дополнительном сочетании нагрузок и воздействий.
При применении треугольной или ромбической систем продольных связей пояса ферм рассчитывают также па изгиб в горизонтальной плоскости, вызванный усилиями в элементах связей (в дополнительном сочетании нагрузок), с коэффициентом условий работы т2 — 1,2. Давление ветра иа главные фермы вычисляется по площади, ограниченной теоретическим контуром одной фермы, с умножением на коэффициент заполнения, величина которого приведена в СП 200—62. Давление ветра на проезжую часть вычисляется по ее боковой поверхности, не закрытой поясом фермы.
Высота боковой поверхности подвижного состава, подверженной действию ветра, принимается равной 3 м.
Принимая во внимание распределяющую роль поперечных связей и некоторую неопределенность действительного распределения ветровой нагрузки между верхней и нижней системами продольных связей, ветровую нагрузку, приходящуюся на главные фермы, считают переданной на каждую систему связей в размере 60% ее полной величины, а ветровую нагрузку на проезжую часть и подвижной состав распределенной в такой пропорции: па продольные связи в плоскости проезда —80%, на вторую систему продольных связей — 40 %.
От полученной ветровой равномерно распределенной нагрузки определяются усилия в панелях верхнего и нижнего поясов:
(XVI.82)
LJ
где —момент от ветровой нагрузки относительно наиболее удаленного от опоры узла рассматриваемой панели;
В — расстояние между осями ферм.
В фермах с наклонными порталами верхняя горизонтальная ферма связей имеет пролет, равный расстоянию между крайними верхними узлами.
К усилиям в нижнем поясе (от давления ветра) следует при наклонных порталах добавить горизонтальную составляющую усилия в ноге портала (тоже от давления ветра); указания по определению этого усилия даны ниже, в п. 7.
К горизонтальным поперечным нагрузкам относятся, кроме давления ветра, удары подвижного состава, принимаемые в железнодорожных мостах равными 0,06 К = 0,84 т/м пути; в автодорожных мостах — для Н-30 интенсивностью 0,4 т;м независимо от числа полос движения и для НК-80 в виде сосредоточенной силы 5 т.
При расчете поясов ферм на дополнительные сочетания нагрузок следует принять большую по интенсивности нагрузку: или давление ветра или горизонтальные удары подвижного состава (но ие обе вместе). Между верхними и нижними связями горизонтальные удары подвижного состава распределяются так же, как давление ветра на подвижной состав. В мостах на кривых учитывается центробежная сила.
Силы торможения при наличии тормозных связей (железнодорожные пролетные строения) передаются через эти связи на пояса ферм и затем на неподвижные опорные части. Если имеются разрывы проезжей части (свободное опирание продольных балок), то силы торможения передаются на пояса на каждом участке, ограниченном разрывами.
Например, если разрыв проезжей части устроен в одном месте посередине пролета, то эпюра усилий в поясах от сил торможения будет иметь вид, показанный на рис. XVI.15, а.
607
При отсутствии тормозных связей можно считать, что силы торможения передаются на пояса равномерно по направлению к неподвижным опорным частям, и эпюра усилий в поясах получает вид, показанный на рис. XVI. 15, б.
В расчетах иа прочность все вводимые в расчет нагрузки и воздействия, в том числе давление ветра, силы торможения, горизонтальные удары подвижного состава, умножают иа соответствующие им коэффициенты перегрузки.
Согласно СН 200—62 в элементах ферм, сходящихся в опорных узлах, следует учитывать изгибающие моменты в плоскости фермы от сил торможения, вызванные несовпадением оси пояса с центром шарнира опорной части, воспринимающей эти силы.
Распределение получающегося при этом момента предлагается принимать пропорциональным погонным жесткостям сходящихся в опорном
узле элементов.
В пролетных строениях с ездой поверху при небольшом расстоянии между фермами мостовые брусья укладывают непосредственно на верхние пояса ферм. Последние рассчитывают в этом случае на совместное действие сжатия и изгиба. Расчет элементов ферм при этом, как правило, следует производить с учетом жесткости узлов. При высоте пояса, меньшей 1/10 высоты фермы посередине пролета, и при длине панели, ие превышающей 3 ж, изгибающий момент в поясе
Рис. XVI,15. Эпюра усилий в поясах от сил торможения:
д—яри расположении тормозных рам в четвертях пролета; б — при отсутствии тормозных рам (/ — тормозная сила на единицу длины)
условно можно принять равным ио всей длине пояса ^0,6 Л4, где Л4 — момент посередине пролета разрезной балки, имеющей пролет, равный длине панели фермы, и нагруженной расчетной эквивалентной (по моменту) нагрузкой. Динамический коэффициент при этом принимают таким же, как и для осевого усилия в данном элементе. Напряжения в элементах ферм от их собственного веса обычно не учитываются. В ряде случаев, однако, в особенности в элементах Н-образного поперечного сечения, влияние собственного веса и вызванных колебаниями инерционных сил, пропорциональных массе элемента, повышает расчетные напряжения на 15—20%.
Изгибающие моменты от действия собственного веса элементов можно принимать равными 0,8 момента, вычисленного по шарнирной схеме (вследствие частичного защемления в узлах).
Поперечная погонная нагрузка от собственного веса элемента, имеющего угол наклона к горизонту равна
= F6pvip'cos0,
(XVI. 83)
где — площадь поперечного сечения элемента;
v — объемный вес металла;
ф' — коэффициент, учитывающий вес соединительной решетки, диафрагм и пр., равный 1,1 —1,2.
Исследования показывают, что если выполнено условие: Х2Л < 1,7-10* для сжатых элементов или X2/i<3,4-lO0 для растянутых элементов, где X — гибкость элемента в вертикальной плоскости, ah — высота его поперечного сечеиия в см, то дополнительные напряжения от собственного веса и инерционных сил вследствие их малой величины можно не учитывать.
608
В тех случаях, в которых расчет ферм следует производить с учетом жесткости узлов, кроме осевых усилий в элементах ферм, определяют изгибающие моменты в них. Влияние жесткости узлов на осевые усилия невелико, поэтому допускается находить величины этих усилий как для шарнирной схемы. По найденным таким путем усилиям определяют перемещения узлов фермы (при предположении их шарнирности) и взаимные повороты элементов в каждом узле. Дальнейший расчет заключается в составлении по общим методам строительной механики и решении системы уравнений, отображающих отрицание относительных поворотов в узлах, рассматриваемых как жесткие.
После определения величины усилий в элементах ферм от основного и дополнительного сочетаний нагрузок и воздействий для расчетов на прочность и от основного сочетания для расчетов на выносливость производят подбор сеченнй элементов ферм, руководствуясь указаниями, изложенными в гл. XIV, § 1, п. 2. '
Поверка сечений элементов ферм выполняется по приведенным ниже формулам.
Растянутые элементы рассчитывают на прочность и выносливость по площади поперечного сечения
и (XVI.84)-
* НТ * нт
Площадь поперечного сечения нетто вычисляют с учетом наибольшего ослабления (обычно в прикреплении к узловой фасонке или в стыке элемента). Если в первых рядах стоит меньше заклепок (фрикционных болтов), чем в следующих, то расчетное ослабление элемента надо определять, принимая во внимание, что часть усилия, пропорциональная числу заклепок в первом, втором и т. д. рядах, переходит в фасонку; соответственно уменьшается расчетное ослабление отверстиями в этих рядах (кроме первого).
Значения у принимают [см. формулы (XVI.6) и (XVI.6а)] в зависимо-5 t
сти от р = *”П1- и наибольшей для данного элемента величины коэффи-^макс
циента концентрации р, обычно в прикреплении к фасонке или в стыке.
Сжатые элементы рассчитывают на прочность по тем же формулам (XVI.84),. но с принятием значения у для преимущественного сжатия, и на общую устойчивость по формуле
- (XVI.85}
Ф^бр
Коэффициент понижения несущей способности при проверке устойчи-г 1 zo
вости зависит от гибкости элемента л .
г
При определении гибкости сжатых элементов за свободную длину их принимается; 1) для поясов, опорных раскосов и опорных стоек как в плоскости, так и из плоскости фермы — геометрическая (т. е. между центрами узлов) длина элемента; 2) для элементов решетки из плоскости фермы — геометрическая длина элемента или ее часть, если полная длина стержня разделена поперечной конструкцией; в плоскости фермы — геометрическая длина элемента, умноженная на 0,8. Коэффициент 0,8 учитывает частичное защемление элементов решетки.
Б фермах с ромбической и двухраскосной решетками имеются сжатые стержни, пересеченные растянутыми. В этих случаях свободную длину из плоскости ферм принимают равной 0,7 s, где s — полная геометрическая длина (если, конечно, пересечение раскосов не поддержано поперечной конструкцией, позволяющей принять свободную длину равной 0,5 s); свободную длину в плоскости фермы принимают согласно указанному выше.
* Здесь и в дальнейшем индекс ' обозначает, что усилие или момент должны быть вычислены для нагрузок, установленных в расчетах на выносливость.
609
Нерабочие или сжатые стержни, иапример, стойка СЗ-ВЗ, стяжка (см. рис. XVI. 14) и т. п., уменьшают свободную длину только в плоскости фермы.
По конструктивным соображениям гибкость элементов пролетного строе
ния, в том числе и растянутых, ограничивается определенными величинами, зависящими от значения элемента и условий его работы. Предельные значения
Рис. XVI.16. Схема к определению гибкости элемента из ветвей, соединенных планками
гибкостей для разных элементов приведены в приложении 12. Гибкость ветви сжатых стержней не должна превышать 40, растянутых — 50.
При определении предельной гибкости двутавровых или Н-образных элементов со сплошным листом радиус инерции следует вычислять для всего сечения (включая лист). Гибкость стержня сплошного сечения в плоскости, нормальной к плоскости соединительной решетки или соединительных планок, т. е. по отношению к оси х — х (рис. XVI. 16), принимают равной отношению свободной длины элемента к соответствующему радиусу инерции, вычисленному, как для цельного сечения.
Для стержней, составленных из двух ветвей, при проверке гибкости в плоскости соединительной решетки, планок, перфорированных листов, т. е. по отношению к оси у — у (см. рис. XVI.I6), в расчет вводится приведенная гибкость Лпр.
При соединительных планках или перфорированных листах
Алр = "И Ае + At (XVI.86)
При соединительной решетке
Х = Хс-|/ Ц-6₽л^. (XVI.87)
Здесь — гибкость всего стержня относительно оси у — у, как сплошного; Ав — гибкость ветви, причем за свободную длину ветви принимают расстояние между крайними заклепками соединительных планок или 0,8 длины отверстия в перфорированном листе, или длину панели соединительной решетки, а радиус инерции вычисляют относительно оси, проходящей через центр тяжести сечения ветви и параллельной оси у — у;
Вбр — площадь поперечного сечения брутто всего составного стержня; Гя — площадь поперечного сечения всех диагоналей соединительной решетки, попадающих в один поперечный разрез элемента;
— коэффициент, отражающий влияние конструкции диагоналей соединительной решетки, принимаемый равным: при решетке из уголков—1,8, при решетке из полос прямоугольного сечения—1,4;
t д, -л -
R. — коэффициент, зависящий от гибкости элемента и равный у— для
Л/Q
* - / inn 300 <
элементов с гибкостью лс 100 и -тНг для элементов с гибкостью Лс
лс > 100.
Выражения (XVI.86) и (XVI.87) получены путем некоторых упрощений и преобразований на основе теоретических формул расчета устойчивости составных стержней. Составные стержни, состоящие из двух ветвей, соединенных между собой сплошным листом илн, кроме того, и соединительной решеткой (соединительными планками), рассчитываются, как сплошные, если соблюдены условия местной устойчивости, изложенные в приложении 13.
Заметим, что во всех расчетах, в которые входит площадь поперечного се-
610
пения элемента брутто (Feph при перфорированных листах их площадь поперечного сечения следует вычислять за вычетом отверстий перфорации.
Сжато-вытянутые элементы рассчитывают на прочность по наибольшему усилию (по абсолютной величине) по первой формуле (XVI.84), на общую устойчивость по сжимающему усилию, применяя формулу (XVI.85), и на выносливость но второй формуле (XVI,84) только на растягивающее усилие, если оно больше, чем сжимающее, и на оба усилия, в связи с разными значениями у, если сжимающее усилие больше растягивающего.
Расчет некоторых элементов, как, например, опорных раскосов, являющихся также и элементами опорных рам, жестких нижних поясов в фермах по типам, изображенным на рис. XIV.7 и 8, горизонтальных н наклонных элементов ферм при учете воздействия их собственного веса и т. п. необходимо проводить на осевое усилие (растяжение или сжатие) и изгибающий момент в одной из главных плоскостей.
Формула для расчета таких элементов на прочность
-V + < R, (XVI.88)
/нт нт
где R - расчетное сопротивление 7?0 или 7?н в зависимости от того, что больше иЛ, или .
Формула для расчета на выносливость (элементов, работающих на момент и нормальную силу при основном сочетании нагрузок)
V' М"
(XVI.89) Г Нт нт
В формуле (XVI.89) для сечений в пределах средней половины длины стержня при гибкости в плоскости изгиба более 70
М’ = (XVI.90)
знак плюс берется при растягивающей силе N', знак минус—при сжимающей),
дг _
.
1о
В остальных случаях М" — Л4'. Вывод формулы (XVI.90) приведен в [I].
Таким образом, при гибкости более 70 следует расчет иа выносливость проводить для сечений элемента в прикреплении его к узловой фасонке по наименьшему значению FHT, но полагая Л1" _ ЛГ, и по значению Лнтв пределах средней половины его длины, принимая М" по формуле (XVI.90).
Значения у находят по формуле (XVI.6) или (XVI.6а).
Расчет на общую устойчивость прн сжатии с изгибом выполняется по формуле (XVI.85), причем при проверке в плоскости изгиба коэффициент ср принимают по графику приложения 8 в зависимости от гибкости элемента
Мс в этой плоскости и относительного эксцентриситета i= —, где =—
-(Л1С — расчетный изгибающий момент в пределах средней трети длины
W
стержня), р =-~— — ядровое расстояние по направлению эксцентриситета е0. г бр
Если же плоскость наибольшей гибкости не совпадает с плоскостью изгиба, то в формуле (XVI,85) (р заменяется на ф2, определяемый формулой
ср. ~ , ,ф . . (XVI.9I)
В формуле (XVI.91) ср и i имеют прежние значения, но (р относится к плоскости наибольшей гибкости, a I — к плоскости наименьшей гибкости (плоскости действия момента).
611
5, РАСЧЕТ ПЛАНОК, ПЕРФОРИРОВАННЫХ ЛИСТОВ, СОЕДИНИТЕЛЬНЫХ РЕШЕТОК
Назначение планок и соединительной решетки — обеспечить совместную работу обеих ветвей сечения элемента. Если прочность планок или элементов соединительной решетки будет невелика, то они могут разрушиться при продольном изгибе сжатого стержня раньше, чем весь стержень, в результате чего слитная работа обеих его ветвей нарушится и произойдет его разрушение вследствие потери общей устойчивости. Перфорированные листы, поставленные между ветвями элемента, входят в расчетную площадь поперечного сечения стержня ( за вычетом отверстий) и вместе с тем выполняют ту же функцию, что и планки.
В соответствии с СН 200—62 планки, перфорированные листы и соединительную решетку рассчитывают на условную поперечную силу, определяемую* по формуле
Q = aF6pR„?=, (XVI.92)
где Рбр — площадь поперечного сечения брутто элемента;
— основное расчетное сопротивление;
— коэффициент понижения несущей способности стержня в плоскости соединительных элементов;
фмин — меньший из коэффициентов понижения несущей способности стержня;
ос =0,024—0,00007 А, но ис более 0,015 для стержней из углеродистой стали и не более 0,017 для стержней из низколегированной стали.
В элементах, имеющих соединительные планки в нескольких параллельных плоскостях (например, в двух), поперечная сила, определенная по приведенной выше формуле, распределяется поровну между всеми плоскостями планок.
Если ветви элемента соединены на всей его длине сплошным листом, то принимают, что половина всей поперечной силы передается на сплошной лист, а другая половина распределяется между всеми плоскостями соединительных планок. Например, в элементе Н-об-разиого сечения с окаймляющими вертикальные листы уголками, имеющего, кроме сплошного листа, две плоскости планок, каждая из них должна быть рассчитана на поперечную, силу -, В элементах П-образного сечения соединительные планки рассчитывают на си-
Q г
лу-^ , Сплошной лист в таких сечениях не вводится, в величину площади Е6р, подставляемую в формулу, определяющую Q.
Все сказанное выше относится и к стержням, ветви которых объединены перфориро-
Рис, XVL17. Схема к расчету соединительных планок
ванными листами, соединительной решеткой или сочетанием планок в одной плоскости и другого вида соединений в другой плоскости.
Формула (XVI.92) выведена1 в предположении, что площадь поперечного сечения элемента F6p получена из расчета на сжимающее усилие по условию общей устойчивости. Если определяющим сечение элемента оказался расчет нз
Вывод формулы см. [1].
612
выносливость, то логично (при преимущественном сжатии) уменьшить значе-V
ние силы Q в отношении —. Если же решающее влияние имел расчет элемен-фмии
та, работающего на знакопеременные усилия, по растяжению (по прочности нли на выносливость), то правая часть формулы (XVI.92) умножается на отношение усилия сжатия (по условию общей устойчивости или по условию прочности) к усилию растяжения (по условию, определившему сечение элемента); в случае, если это условие выносливости, то Q умножают, кроме того, V Fнт Енг
и иа отношение ——а если это условие прочности, то иа ——. фминЕбр фмин^бр
Расчет планок, соединяющих ветви
сжатых элементов, производится согласно следующим указаниям. Предполагая, что посередине между планками будут точки нулевых моментов (рис. XVI. 17), получим в планке изгибающий момент
М = ^а (XVI.93)
Рис. XVI.18. Схема к расчету прикреплений перфорированных листов
и поперечную силу
Т = (XVI.94)
тде Q'—величина расчетной поперечной силы, приходящейся на одну систему планок.
По величинам М и Т проверяют сечение планки.
Заклепки, прикрепляющие планку,
срезаются силой Т\ от этой силы на каждую заклепку при числе нх в одной ветви элемента пг передается усилие
т
m
(XVI.95)
Кроме того, от момента М в крайних заклепках возникнут нормальные
к оси элемента усилия
(XVI.96)
где сумма квадратов расстояний между заклепками Хе2 (см. рис. XVI.17) распространяется иа все заклепки, прикрепляющие планки к одной ветви элемента.
Заклепку проверяют иа равнодействующую усилий Т3 и V3:
/
S = Кт'ГнД <Здоп. (XVI.97)
При наличии перфорированных листов расчет прикреплений их можно выполнять, как для безраскосиой фермы, также предполагая, что точки нулевых моментов будут посередине участков, соответствующих отверстиям в листах (рис. XVI.18), т. е. по тем же формулам (XVI.93) и (XVI.94).
Если перфорированные листы прикреплены заклепками, то остаются в •силе формулы (XVI.95)—(XVI.97), причем в расчет вводят все заклепки^иа участке между центрами отверстий. -
613
Если перфорированные листы приварены к ветвям элемента, то угловые
швы прикрепления проверяют на суммарное напряжение от силы Т и момента Л1
по формуле
/'7ТТ2 7Ма J
1/ (XVI.98)
Г пт/ ш /
Здесь М и Т— по формулам (XVI.93) и (XVI.94);
Еш ~ ah — рабочая площадь шва прикрепления с рабочей высотой k иа участке а;
7Ш—момент инерции рабочей площади шва прикрепления;
О,75/?о — расчетное сопротивление шва на срез.
Диагонали соединительной решетки из уголков или полос рассчитывают на усилие
(XV 1.100)
а при двойной решетке — на усилие
5 — -
2 sin а
где Q' — расчетная поперечная сила на каждую систему соединительных ре-шеток;
а — угол наклона решетки к оси элемента.
По усилию S подбирают сечение диагональной решетки, причем диагонали из уголков рассчитывают на сжатие с изгибом (см. стр. 611). Изгибающий момент равен усилию S, умноженному на расстояние от плоскости прикрепления уголка до его центра тяжести.
Кроме проверки сечения диагоналей решетки, необходимо рассчитать их прикрепление к уголкам элемента. В данном случае количество заклепок определяется по усилию в диагонали, а не по ее площади, так как по конструктивным соображениям (из-за необходимости поставить в одной из полок заклепки нужного диаметра) площадь поперечного сечения диагоналей иногда приходится назначать с избытком. Наибольшие трудности в стержнях с большими усилиями встречает именно прикрепление диагоналей.
6. РАСЧЕТ ПРОДОЛЬНЫХ СВЯЗЕЙ
Расчетными нагрузками для связей являются: усилии, возникающие от деформации поясов, давление ветра, горизонтальные удары подвижного состава, а в пролетных строениях на кривых участках пути — также и центробежная сила.
Горизонтальные удары подвижного состава не суммируются ни с давлением ветра, ни с центробежной силой. Для расчета связей, следовательно, необходимо выбрать невыгоднейшее сочетание нагрузок из числа указанных выше. Давление ветра на 1 пог. м плоскости связей определяется таким образом, как указано выше (п. 4).
Расчет элементов связей производится только на прочность и устойчивость.
Расчетным пролетом горизонтальной ветровой фермы, как было указано,, следует считать или расчетный пролет главных ферм, или расстояние между узлами опирания ветровых ферм на порталы (в зависимости от расположения связей).
Усилия в диагоналях крестовой решетки достаточно точно можно определить в предположении, что поперечная сила в горизонтальной ветровой ферме распределяется поровну между обеими диагоналями, при этом каждая диагональ может оказаться илн сжатой илирастяиутой в зависимости от направления 614
ветра. Давление ветра на фермы и на проезжую часть №пр.ч действует, оче-
видно, по всей длине пролетного строения. Давление ветра иа подвижной состав WK, если оно учитывается, должно быть приложено иа длине, соответствующей невыгоднейшему загружению линии влияния для усилия в диагонали связей (рис. XVI. 19).
Кроме того, диагонали связей испытывают усилия от деформации поясов, вызванной вертикальной нагрузкой.
В наиболее употребительной крестовой решетке связей усилия в диагоналях от деформации поясов с некоторым приближением в запас прочности можно определить из следующих соотношений (рис. XV 1.20). При удлинении панели
Рнс. XVI.59. Схема загружения линии влияния для диагоналей связей горизонтальной нагрузкой
Рис. XVI .20. Схема Деформаций связей крестовой системы
пояса на Да диагональ удлиняется на As. Из рис. XVI.20 видно, что, пренебрегая изменением угла между диагональю и осью пояса при деформации, получим
As — Да cos а.
Напряжение в диагонали связей, вызванное удлинением ее на As при длине s, будет
EAs EAacosa
Подставляя s = —— и учтя, что
COS СС
Аа „ -Е = оп, а
где оп— напряжение в поясе, вызывающее удлинение Аа, получим
Од—апсо52 а
или, выражая усилие в диагонали через усилие в поясе Sn,
£д = Ап^со52а, (XV1.101)
с П
где — площадь поперечного сечения брутто диагонали связей;
Fn — площадь поперечного сечения брутто пояса главной фермы.
Более точно (с учетом деформации распорок) усилие в диагоналях связей с крестовой решеткой от деформации поясов можно определить по формуле (см. СН 200—62)
Ад . —-FflCOsS----t (XVI. 102)
Fn /1 -у 2sin3a)
где —площадь поперечного сечения распорки связей.
Остальные обозначения—прежние.
615
Если распорками связей служат поперечные балки, то усилие в диагоналях связей крестовой системы определяется по следующей формуле [взамен формулы (XVI.102)]:
5Д = Ед(сгпсо&3а + сгпб sin2 а), (XVI. 103)
•где сгп — напряжение в поясе;
сгпб—среднее напряжение в нижнем поясе поперечной балки. Первый член формулы (XVI.103) идентичен с формулой (XVI.101), второй член отражает влияние деформации поперечной балки.
Аналогично можно получить усилия в диагоналях связей ври других системах решетки связей (ромбической, треугольной).
В связях полураскосной системы деформация поясов вызывает изгиб распорок связей. Величина усилий в полураскосах связей зависит от податливости распорок. Так как нх жесткость в горизонтальной плоскости обычно невелика, то и усилия в полураскосах тоже невелики. Вследствие этого СН 200—62 разрешают не учитывать при расчете элементов связей полураскосной системы влияние деформации поясов ферм от вертикальной нагрузки.
Необходимо помнить, что усилия в связях от деформации поясов вероятны, но необязательны в той величине, которая определяется приведенной выше формулой. Действительно, неучтенный сдвиг заклепок может снизить величину дополнительных напряжений в диагоналях связей. Поэтому влияние деформации поясов, в особенности от постоянной нагрузки, на усилия в диагоналях связей принимают во внимание только в тех расчетных сочетаниях, где оно увеличивает получаемые усилия.
Так, например, усилия в диагоналях нижних связей от деформации поясов будут растягивающими. Они могут оказаться больше сжимающих усилий от ветра. Однако это не устраняет необходимости проверять диагонали связей на сжатие, причем эта проверка должна производиться только на одну ветровую нагрузку.
Расчет только на ветровую нагрузку рассматривается как расчет на основное сочетание нагрузок, и давление ветра принимается с коэффициентом перегрузки 1,5. Расчет на ветровую нагрузку с учетом влияния деформации поясов от вертикальной нагрузки является расчетом на дополнительное сочетание нагрузок; поэтому ветровая нагрузка вводится с коэффициентом перегрузки 1,2, а коэффициент перегрузки временной вертикальной нагрузки при определении Sn умножается на 0,8.
Действие центробежной силы при расчете связей пролетвых строений на кривых относится к основному сочетанию нагрузок.
В пролетных строениях с фермами, имеющими полигональные пояса, усилия в диагоналях той системы связей, которая лежит в наклонной плоскости, определяют, рассматривая проекцию связей на горизонтальную плоскость, так же как и в случае ферм с параллельными поясами.
Влияние наклона диагоналей учитывается делением полученного усилия с?д на косинус угла наклона плоскости, в 'которой находится диагональ, к горизонтальной плоскости:
cos у
При расчете связей следует учесть напряжения от изгиба под действием собственного веса элемента связей, рассматривая диагонали как шарнирно-опертые балки.
Описанный выше порядок расчета продольных связей принимается также и при расчете связей пролетных строений со сплошными балками. При наличии железобетонной плиты, объединенной с главными балками, верхние продольные связи можно рассчитывать только на те горизонтальные нагрузки, которые будут в монтажный период, считая, что в эксплуатационной стадии все горизонтальные нагрузки будут восприняты железобетонной плитой.
616
Учет влияния деформации поясов главных балок на усилия в диагоналях связей производится по тем же формулам (XVL101), (XVI.102), заменяя в них
Sn
Fn
напряжением, действующим в балке на уровне расположения плоскости
связей, вычисленным по сечению брутто.
7. РАСЧЕТ ОПОРНЫХ РАМ
Портал пролетного строения с ездой понизу представляет собой раму, нагруженную опорными давлениями верхней системы связей.
Для рам со сквозным верхним заполнением, считая, что опорные сечения ног рамы заделаны, можно определить положение нулевых точек О по формуле, выведенной следующим путем. Будем считать, что контур ECDF (рис. XV 1.21) смещается без изменений длин элементов заполнения. Распорка CD остается горизонтальной на первоначальном уровне, точки £ и С, а также D и F остаются на вертикальных пря
мых.
Правая нога рамы, отделенная от остальной конструкции, будет находиться в условиях заделанной внизу стойки, нагруженной силами X и У.
Угол поворота сечения в точке F
Мох + Qo Q
Рис. XVI.21. Деформация опорной рамы
EItga =
^(_Л/ + Ус)с + (Х-У)^=-
/ с2 \ с'2
Из предложения, что точки D и F остаются на вертикальной прямой, следует:
/ = (/ — с) tg а,
а так как
то
Х(/-с)3 Г у/ с-'\ , с2]
—------- — X / cl — у \ У (I ~ с),
3
откуда
Зс2
2Z2 + 21с — с2
Из условия равенства нулю суммы моментов всех сил относительно точки О имеем
Х(1-~19)-У(с-Ц) = (У,
X =
У 1-U ‘
617
Приравнивая найденные выражения для , получим
Зс2 с —10
2Р + 2/с — с2 = Г—Го ‘
Из этого уравнения находим /у.
< с_ 2Г- -1с — с- _ с (I + с)(1-с)-\-1(1 —с) _ с(2/ф-с) j 10
0 2' Р + 1с~ 2с2 2 * (1-гс)(1 — с)±с(Т—с) 2(7 + 2с)'( ‘ }
Знание положения нулевых точек в ногах рамы дает возможность определить все необходимые для расчета величины.
Сеченне портала проверяют на совместное действие сжатия и изгиба по формулам (XVI. 88)—(XVI.91), (XVI.85).
8. РАСЧЕТ ПРИКРЕПЛЕНИЙ ЭЛЕМЕНТОВ ФЕРМ К УЗЛОВЫМ ФАСОНКАМ И СТЫКОВ ЭЛЕМЕНТОВ
Количество заклепок или фрикционных болтов, необходимое для прикрепления элементов к узловым фасонкам или для перекрытия стыков, определяют по рабочим площадям элементов, умножая их на значения рср, рСм, ре (см. § 1 этой главы), зависящие от способа прикрепления или перекрытия стыка (одно-
рис, XVI.22. Схема стыка двух листов: а — совмещенного; б—ступенчатого
срезные, двухсрезные соединения). Кроме того, при непрямой передаче усилия через заклепки вводят коэффициенты условий работы т2, принимаемые равными:
а) при прикреплении через один лист или через прокладки, выпущенные за пределы заклепочного соединения и прикрепленные менее чем на их площади поперечного сечения, а также в стыках при двустороннем перекрытии накладками, не находящимися в непосредственном контакте со всеми частями, которые они перекрывают, — 0,9;
б) при прикреплении через два листа н более — 0,8.
При расчете стыковых накладок растянутых элементов ферм вводится коэффициент условий работы т2 = 0,9.
Учет- коэффициентов условий работы заклепочных соединений удобно производить, умножая рабочую площадь прикрепляемых нли стыкуемых элементов на — (на 1,11 длят, =0,9 и на 1,25 для т2 —0,8) и определяя по уве-т.г
личенной рабочей площади количество заклепок или фрикционных болтов и площадь поперечного сечения накладок.
618
Для соединений на фрикционных болтах впредь до изучения особенностей работы таких соединений следует принимать те же коэффициенты условий работы. что н для заклепочных соединений.
Рекомендуется, чтобы заклепок было достаточно как для прикрепления каждой ветви элемента в целом, так н каждой составной части сечения в отдельности. Исключения из этого правила допускаются в особых случаях, например, при Н-образных элементах. В этих случаях общее количество заклепок или фрикционных болтов, а также площадь поперечного сечения накладок должны соответствовать полной расчетной рабочей площади прикрепляемого или стыкуемого элемента, а площадь непосредственно прикрепленных частей (например, площадь поперечного сечения вертикальных листов и вертикальных полок уголков Н-образного элемента) должна составлять не менее 50% всей рабочей площади элемента.
Количество заклепок (фрикционных болтов) в стыке двух листов (рис. XVI.22) можно определить по одному из следующих способов.
Первый способ основан на предположении о равенстве продольных деформаций и, следовательно, равномерном распределении напряжений по сечению стыка.
Для совмещенного стыка (рис. XVI.22, а) в общем случае на единицу площади поперечного сечения по стыку приходится усилие
S = =gj?|)[ (XVI.105)
г Hi -Г Гн2
где (Fi+F^Ro— усилие вне стыка;
FBb Fh2— площадь поперечного сечения накладок; а — так называемый коэффициент стыка.
Количество одиосрезных заклепок или фрикционных болтов для прикрепления каждой накладки
п-х — pcz/Vu п2 = paFus. (XVI.106)
ЗдеСЬ LU |.13 или р— рд.
Для элементов, работающих на растяжение, FH] ”FH2>1,H(/7i + F2).
Часть заклепок или фрикционных болтов будет общей для первой и второй накладок, а некоторые при разных высотах и длинах накладок будут прикреплять только одну накладку, что и следует учесть, проектируя стык.
Для ступенчатого стыка (рис. XVI.22, б) коэффициенты стыка в сечениях /-/ и //—II
Fi + F2
F2 + FHi + FH2
Fl + F2
Fi + Fjji + Fh2
(XVI. 107)
Умножая площадь поперечных сечений накладок на коэффициенты и а2 и иа значения р3 или рб, получим количество расчетных срезов заклепок или площадок трения фрикционных болтов в каждой полунакладке на участке от ее конца до ближайшего стыка.
На среднем участке можно считать оба листа соединенными непосредственно по плоскости ах — alf но расчетные площади их при определении числа заклепок или болтов на среднем участке следует принять равными больш ей из величии a2Fx и cciF2.
При расчете заклепочных и болтовых соединений по второму способу предполагается распределение усилий в стыкуемых частях между накладками по закону рычага.
Количество расчетных срезов заклепок или площадок трения фрикционных болтов при совмещенном стыке по этому способу получается равным:
619
_____________________________।______________
| ' । ' HI \ j
i ///</,
-4- К—- , .^.
--—-—---------- t- --------------------™b~-k-- J^J Jl£ 1-----------------------------------------------II-h.
Рис. XVI.23. Схема работы ступенчатого стыка
в иолунакладке Нх
в полунакладке Н2
п* ~ 1,11ц
С1
С1 + С2 “I" С3
С\ I- С.
(XVIAQ8)
При ступенчатом стыке распределение усилий принимается пропорциональным значениям площадей поперечных сечений листов, умноженным на 1,11 (в связи с том, что расчет накладок в стыке, работающем на растяжение, производится с коэффициентом условий работы т2 = 0,9), и учитываются коэффициенты стыка для сечения I—I (при передаче усилия в Нх)
С2 сз .
е1 ~ С + с3
для сечения II—II (при передаче усилия в Н2) (XVI. 109)
6 _ С, + с.2 3 61 с2 I
С учетом этих коэффициентов количество расчетных срезов заклепок или площадок трения фрикционных болтов определяется в каждой пол у накладке по площадям, показанным на схеме работы стыка (рис. XVI.23).
В среднем участке действует с одной стороны (слева) усилие в листе Л2 и разность усилий в левой и правой пол у на кладках Н2. Суммарное усилие пропорционально площади
Лр= 1,11 ЛИ- 1,1 IFX (I — Л) — 1,11 =
= 1,11 [Л(1 — А1) + Л(1 — Ml- (XVI л 10)
С другой стороны действует усилие в листе Лг и разность усилий в правой и левой полунакладках Соответствующая площадь равна
Рис. XVI.24. Схема к расчету прочности фасонки
Лр= l,UFxч- 1,1 [F3(l —62)— -
= l,HLF1(l-61) + F2(l-6a)].
Как видно, усилия в среднем участке, действующие справа н слева, равны.
По площади Fcp, умножая ее на р3 или на ца, и определяют количество расчетных срезов заклепок или площадок трения фрикционных болтов на среднем участке стыка.
При определении площадей поперечных сечений накладок в стыках сжатых элементов коэффициент условий работы т3 = 0,9 не вводится. Поэтому изложенные выше расчеты надо вести по площадям F\ и F3, а не 1,11 Fi и 1,11 F2.
620
Прочность фасонок в месте прикрепления к ним элементов решетки ферм необходимо проверить по невыгоднейшей линии возможного выкалывания (рис. XVI,24), принимая для частей разреза, направленных нормально к оси элемента, расчетное сопротивление равным н для частей разреза, направленных наклонно к оси элемента, равным 0,75 Л?о (как на срез); — основное расчетное сопротивление.
При этом вводится коэффициент условий работы 0,9. По линии разрыва, нормальной к оси элемента, площадь поперечного сечення фасонки следует определять, как площадь нетто.
§ 4. РАСЧЕТ ОПОРНЫХ ЧАСТЕЙ
Размеры опорных частей назначаются не только по расчету, но и нз конструктивных соображений, так как применяемые в практике расчеты носят условный характер.
Толщина деталей в опорных частях, выполняемых из стального литья, не должна быть меньше 40 мм.
Рассмотрим порядок расчета подвижных опорных частей по типу, представленному иа рис. XIV.86. Ширина верхнего балансира b (рис, XVI,25)
делается равной ширине нижнего пояса ферм или несколько большей (на 5—20си)- Длина а должна быть достаточной для передачи давления от пояса фермы на балансир через торцы фасонок, к которым можно присоединить в случае необходимости и горизонтальные полки поясных уголков при условии прифрезеровки их. Расчетное сопротивление иа смятие торцов принимают равным 1,5 где Яо — основное расчетное сопротивление материала ферм.
Рис. XVI.25. Схема к расчету верхнего балансира
Высота балансира может быть проверена условным расчетом, если пред-
положить, что балансир является балкой, заделанной по сечению пт и нагруженной опорным давлением в виде равномерно распределенной нагрузки р — д
= — (см, рис, XVI.25) (Л — опорная реакция фермы),
Опирание верхнего балансира на цилиндрическую головку нижнего балансира проверяется по величине диаметрального сжатия при свободном касании, равного
д
° = (XVI. 111)
где г — радиус цилиндрической поверхности головки нижнего балансира; b — ширина балансира.
Величина диаметрального сжатия не должна превосходить 0,04 7?0, где
—основное расчетное сопротивление материала балансира-.
Для определения напряжений по линии касания цилиндрической поверхности с плоскостью имеется формула Герца, выведенная из общих уравнений теории упругости,
<т = 0 423 iX—, (XVI.112)
у г
где q— давление на погонную единицу линии касания цилиндра;
г — радиус цилиндра;
Е— модуль упругости стали.
621
Так как по формулам Герца определяются местные напряжения смятия, то Допускают большие величины этих напряжений — до 7000 кг /см2.
Заметим, что указанное выше расчетное сопротивление при определении диаметрального сжатия соответствует местным напряжениям по формуле Герца для стали 25 Л около 6400 кг/см2.
Количество и диаметр катков устанавливают также по давлению на диаметральные сечения их.
При числе катков п, диаметре катка d и длине I требуется, чтобы
л
-^-<О,О4/?о. (XVI. 113)
Для срезных катков под площадью диаметрального сечения следует принимать произведение диаметра окружности катка на его длину.
Для углеродистой кованой стали 7?0 ==
—2100 кг/см2, для отливок из углеродистой стали марки 25Л 7?0 = 1500 кг/см2.
т
Рис. XVI,26. Схема перемещения срезных катков
рис, XVI,27. Расчетная схема ни?кнего балансира
Ширина срезных катков должна соответствовать наибольшему перемещению фермы Д. Если точка а балансира (рис. XVI.26, а) переместится на величину А в точку Ь, то центр катка будет иметь перемещение Полная ширина катка, считая, что перемещения конца фермы равны — А от среднего положения, при котором катки вертикальны, должна быть не менее 27?sin l\. В момент 27?
наибольшего отклонения от линии касания до края катка должно быть нс менее 25 мм.
Расстояние между круглыми катками в свету делается равным 15—25 лш. -Расстояние между срезными катками, как усматривается из рис. XVI.26, б, не может быть меньше
Ъ х = ———, cos at
а с учетом зазора между катками в наиболее наклоненном их положении в 15 мм ле должно быть меньше
,v = L±_li млс /XVI, 114)
cos а '
Угол ct связан с наибольшим перемещением ферм в одну сторону А. Из рнс. XVI.26 ясно, что
А а - — 27?
или в градусном измерении
90° А 06 ~ V7?" ’ где 7? — радиус катка.
622
Для удобства очистки рекомендуется просвет между срезными катками при вертикальном положении их оставлять не менее 5 см.
Наибольшие перемещения конца фермы от изменения температуры и за-гружеиия временной вертикальной нагрузкой (для ферм с параллельными поясами) определяются по формуле
Д =-----М1 + н) * . gobLatL (XVI.115)
где /г—эквивалентная нагрузка для линии влияния с вершиной в середине пролета;
L—пролет фермы;
g — постоянная нагрузка;
пв> пп — коэффициенты перегрузки;
1 + Р— динамический коэффициент;
— расчетное сопротивление;
ф — отношение площади нетто к площади брутто для пояса (примерно 0,85);
а — коэффициент линейного расширения;
/ -расчетная разность температур.
Длина нижнего балансира в плоскости опирания его иа катки определяется количеством катков, их диаметром, расстоянием между ними, расстоянием от крайнего катка до кромки балансира. Ширину нижнего балансира по плоскости опирания иа катки делают равной длине катка. Высота нижнего балансира может быть проверена расчетом, если предположить заделку по сечению тп и в качестве сил принять реакции катков (рис. XVI.27). Для получения наибольшего изгибающего момента в нижнем балансире необходимо сдвинуть балансир в возможное крайнее положение.
ч .. Л
Давление на каждым каток можно считать равным —, где п —число катков.
Для обеспечения достаточной жесткости элементов опорных частей и равномерности передачи давления от фермы на катки и_опориую плиту рекомендуется высоту h от опорной площадки до линии опирания верхнего балансира иа нижний делать не менее половины длины опорных частей а вдоль осн моста (см. рис. XVI.27), а разницу между шириной опорных частей в уровне опорной площадки и в уровне опирания верхнего балансира на нижний допускать ие более удвоенной их высоты. Площадь F опорной подушки зависит от величины опорного давления
где Re — расчетное сопротивление бетона (обычно марки 300).
Кроме того, размеры опорной подушки должны допускать размещение катков и анкерных болтов.
Толщину опорной подушки делают не менее 5—7 см\ она может быть проверена условным расчетом, как балка, для которой катки являются опорами, а реакция подфермениой железобетонной плиты — нагрузкой (см. рис. XVI.27).
Толщина плиты не должна быть меньше половины ее части, выступающей за ось катка в его крайнем положении.
Расчет неподвижных опорных частей выполняется аналогично изложенному выше.
ТРУБЫ ПОД НАСЫПЯМИ
Глава XVII
КОНСТРУКЦИЯ И ОСНОВЫ РАСЧЕТА ТРУБ
§ 1. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Если дорога пересекает водоток с небольшим расходом воды, то в этом месте целесообразно построить водопропускную трубу, расположенную в теле насыпи поперек оси пути.
Основным назначением трубы является пропуск сквозь насыпь воды. Наибольший расход воды проходит через трубу во время паводков. Поэтому основная характеристика трубы — ее отверстие — определяется гидравлическим расчетом так, чтобы в паводок в самой трубе, а также при входе в трубу и выходе из нее не возникало недопустимых скоростей движения воды, которые могли бы привести к повреждению трубы, насыпи и к размыву грунта около трубы1.
Пропускная способность трубы (максимальный расход воды, который труба может пропустить в паводок) зависит при одном и том же отверстии-от формы поперечного сечения трубы, от формы устройств, вводящих воду в трубу и выводящих ее (оголовков), а также от степени шероховатости русла в трубе. При рациональном назначении формы поперечного сечения трубы и формы оголовков можно существенно повысить пропускную способность.
В отличие от моста труба имеет высоту, зависящую от горизонта воды и не зависящую от высоты насыпи; длина трубы, напротив, тем больше, чем выше насыпь.
При малом отверстии трубы более экономичны, чем мосты, если высота насыпи не слишком мала. С увеличением высоты насыпи выгодность применения труб возрастает. Действительно, для поддержания высокой насыпи мост должен иметь устои с большим расходом материалов; с увеличением высоты насыпи растет не только высота устоев, но и их длина в пределах конусов. Труба в этом случае будет иметь увеличивающуюся длину при почти постоянных размерах поперечного сечения,
Эксплуатация труб проще, чем мостов; путь над трубой находится в тех же условиях, что и на остальных участках иасыпи, и жесткость его при достаточной толщине слоя грунта над трубой нс изменяется, что тоже можно считать достоинством трубы по сравнению с малым мостом.
Трубы менее, чем мосты, чувствительны к возрастанию временных нагрузок. Давление от временных нагрузок, действующее на насыпь, распределяется в ее теле и доходит до трубы ослабленным. Динамическое воздействие временных нагрузок гасится в насыпи.
Благодаря технико-экономическим достоинствам трубы являются очень распространенным видом сооружений на дорогах. Так, на новостройках число труб составляет до 70% от общего числа искусственных сооружений. Несмотря
1 Способы гидравлического расчета труб изучаются в курсе «Изыскания и проектирование железных дорог».
G24
на сравнительную простоту конструкции, трубы требуют от проектировщика самого серьезного внимания. Неправильный выбор типа и отверстия трубы, недоучет особенностей геологического строения грунтов в основаниях, ошибки в расположении труб в плане и профиле могут привести к значительным деформациям труб. Работы же по ремонту или замене труб, находящихся в теле насыпи, сложны и дороги.
По характеру работы на пропуск воды трубы могут быть
a)
безнапорными, напорными и полу напорными.
Схема безнапорной трубы показана на рис. XVII. 1, а. В таких трубах вода заполняет не все сечение трубы. Перед трубой горизонт воды выше, чем в трубе, — имеется перепад. Напорная труба (рис. XVII.1, б) работает полным сечением. Очевидно, что прн том же расходе
Рис. XVII.1. Схемы работы трубы в бсзиапор»
воды напорнуютрубу можно сде-
лать меньших размеров, а еле- н°м, полунапорном и напорном режиме довательно, и более экономич-
ной, чем безнапорную. С другой стороны, при напорном режиме работы трубы существует опасность сильной фильтрации воды в насыпь. Поэтому в этом случае должна быть обеспечена водонепроницаемость швов между звеньями трубы и устойчивость насыпи против фильтрации, а труба обязательно должна иметь фундаменты. В полунапориых трубах (рис. XVII.1, в) вода при входе заполняет все сечение, а на некоторой части длины трубы и у выхода из нее имеет свободную поверхность. Эти трубы по своим свойствам являются промежуточными между безнапорными и напорными. В большинстве случаев в настоящее время применяют безнапорные трубы.
Схема безнапорной трубы показана на рис. XVI 1.2. Основной частью трубы являются звенья /, воспринимающие давление грунта насыпи от его собствен-
Рис. XVH.2. Конструктионые части трубы
ного веса, а также от веса временной вертикальной нагрузки, расположенной на насыпи. Эти силы больше в средней части длины трубы; поэтому звенья у концов трубы можно сделать менее мощными, чем в середине. С другой стороны, крайние звенья более подвержены разрушающему действию воды. В целях стандартизации звеньев их часто принимают одинаковой конструкции на всей длине трубы. Звенья в настоящее время изготовляют на заводе целиком или отдельными блоками и собирают на месте работ; расстояния между швами звеньев в большинстве случаев определяются по условиям изготовления, перевозки и установки блоков.
21 Зак. 19 625
При входе в трубу и выходе из нее устраиваются оголовки 2. Назначение
оголовков состоит в плавном вводе водного потока в трубу и выводе его из
трубы. Благодаря оголовкам снижается сопротивление движению воды и по-
вышается пропускная способность трубы, а также уменьшается опасность раз-
мыва насыпи и русла.
Звенья и оголовки часто устанавливают иа фундаменты 3. При наличии фундаментов уменьшаются осадки звеньев во время эксплуатации трубы и предупреждаются деформации ее вследствие пучения грунтов основания. Как уже указывалось, нагрузки, действующие на трубу, в середине ее длины больше, чем у концов; поэтому и осадки средней части трубы больше, чем у оголовков. Если бы труба была выполнена в виде сплошной конструкции по длине, то в результате неравномерной осадки мог бы произойти излом трубы. Во избежание этого трубу делят па секции деформационными швами 4. Длина секций принимается не более 5 м\ при длине, превышающей 3 лт, требуется проверка прочности трубы при ее изгибе в плоскости оси трубы.
Фундаменты под оголовками обычно имеют большую глубину заложения, чем под остальной частью трубы, потому что здесь больше глубина промерзания грунта, чем под иасыпыо, и, кроме того, существует опасность подмыва.
Прн надлежащих условиях (дренирующие грунты основания, низкий уровень грунтовых вод в период отрицательных температур) фундаменты могут быть заменены подушкой из дренирующего грунта или вовсе отсутствовать. Такие бесфуидаментные трубы в настоящее время применяют для труб под автомобильную дорогу при работе их в безнапорном режиме. Напорные и полу-напориые трубы должны иметь фундаменты.
Швы между звеньями трубы должны быть хорошо изолированы, чтобы вода из трубы не могла просачиваться в насыпь; это могло бы вызвать опасное разжижение грунта иасыпи. С другой стороны, вода из насыпи не должна проникать в кладку трубы, чтобы ие происходило выщелачивания и разрушения кладки. С этой целью по поверхности трубы, соприкасающейся с грунтом насыпи, устраивается специальная гидроизоляция 5.
В отношении выщелачивания кладки трубы действие воды, протекающей по трубе, менее опасно, так как оно имеет периодический, а не постоянный характер.
Русло водотока у входа в трубу и выхода из нее защищают от размыва каменным мощением 6. В особенности опасен размыв у выхода из трубы, где скорости течения выше. Здесь мощение делают усиленным или даже устраивают рисберму, т. е. делают углубление, заполняемое камнем 7.
Дно трубы оформляют в виде лотка, имеющего продольный уклон. Поверхности лотка придают строительный подъем по круговой кривой со стрелкой, равной —1/80 от высоты иасыпи, чтобы после осадки звеньев трубы на лотке не могла бы застаиваться вода.
Для удобства надзора за трубами и их содержания рекомендуется устраи- . вать около труб лестницы. Перед входом в трубу полезно устроить заграждение, например, в виде частокола из тонких бревен, чтобы отверстие не могло быть забито плывущими предметами.
В безнапорных трубах возвышение высшей точки внутренней поверхности трубы над поверхностью воды при расчетном расходе при высоте трубы до 3 ж должно быть не менее 25% от высоты трубы, если сечение трубы круглое или сводчатое, и не менее 1/G высоты трубы, если сечение прямоугольное. При этом необходимо учитывать, что в начале трубы имеется перепад уровня воды. Если назначать высоту трубы так, чтобы приведенное выше требование было удовлетворено в начале трубы, то на большей части длины трубы высота не будет использована полностью, что неэкономично. Д^ожно, применив оголовок специальной формы, вывести перепад уровня воды за пределы трубы, а звенья трубы сделать меньшей высоты, исходя из глубины воды после перепада (рнс. XVII.3, я). Того же результата можно добиться, если в начале трубы предусмотреть одно или два звена увеличенной высоты (рис. XVII.3,5). Можно 626
также сделать первое звено коническим (рис. XVII.3, в). В этом случае условия входа воды в трубу улучшаются, и такое устройство целесообразно применять не только при безнапорном, но и при полунапорном или напорном режиме работы трубы.
На пересеченных местностях, при значительных продольных уклонах подводящих русел и больших скоростях периодических потоков, возможно образование наносов перед входными отверстиями труб или в начале их. Наносы увеличивают подпор воды перед трубой, что может привести к опасному насы-
Рис. XVII.3. Схема
расположения перепада в безнапорных трубах
щен ню водой тела насыпи. Регулярное удаление наносов требует дополнительных эксплуатационных расходов. Для борьбы с наносами в проекте предусматривают пропуск потока без резкого снижения его скорости перед сооружением за счет увеличения отверстия и сохранения естественного уклона, а также очистку подводящего русла от продуктов разрушения горных пород.
В суровых климатических условиях на постоянных водотоках и при высоком расположении грунтовых вод в трубах могут образоваться наледи. Они уменьшают отверстие трубы; иногда отверстие может быть полностью закрыто наледями. Для борьбы с наледями при проектировании применяют вынос оси трубы иа повышенную отметку. Способствует борьбе с наледями также назначение отверстий, слабо стесняющих живое сечение, сохранение продольного уклона русла.
Величина отверстия трубы, как правило, принимается не менее 1 м. При меньшем отверстии возрастает опасность засорения трубы и затрудняется ее эксплуатация. На автодорогах разрешается использовать трубы отверстием 0,75 и 0,5 м. Наибольшее отверстие в построенных трубах достигает 8 ж; в настоящее время, исходя из стандартизации конструкций
труб, как правило, не строят труб таких больших отверстий. Максимальное отверстие наиболее часто применяющихся стандартных труб с железобетонными звеньями равно 2 м, В случае необходимости можно сделать двухочковую нли даже многоочковую трубу, уложив'рядом два или более стандартных звена (рис. XVIL4).
Материалом для постройки трубы может служить дерево, камень, бетон, железобетон, металл.
Деревянные трубы сильно подвержены гниению, а замена их затруднительна. Поэтому деревянные трубы запрещены к применению в качестве постоянных сооружений. Для временного использования деревянные трубы могут быть применены, так как они дешевы и могут быть сооружены из местных материалов; срок службы деревянных труб можно увеличить, применив пропитку древесины антисептиками,
627
21*
В поперечном сеченин деревянные трубы могут быть трапециевидные, пря-
моугольные и треугольные (рис. XVII.5), Наиболее рациональна трапецие-
видная форма. В сравнении с треугольной такая труба лучше пропускает
Рис. XVII.5. Деревянные трубы:
а—трапециевидные; б—прямоугольные; в—'треугольные
воду и более удобна для эксплуатации. По сравнению с трубой прямоугольной трапециевидная труба обладает большей жесткостью.
Б настоящее время в эксплуатации находится большое количество каменных труб. Звенья таких труб в поперечном сечении иногда имеют овоидальную форму, возникающую вследствие стремления проектировщиков придать своду таких звеньев очертание по кривой давления (рис, XVII. 6, а). Применялись
и каменные трубы прямоугольного сечеиия с перекрытием отверстия сводом. Такие трубы предпочтительнее по пропускной способности (рис. XVI 1.6, б). Сводчатая
Ле леречное сечение
Продольный разрез ла оси трубы
Фасад
1 течение
350 I
Слои леона tO см --------456,(7 Гм -----------
Рис. XVII.6. Каменные трубы
Рис. XVI 1.7. Труба из волнистой стали
План
конструкция каменных труб обусловлена свойствами материала — каменной кладки, плохо сопротивляющейся растяжению. Аналогичную конструкцию имеют и бетонные (неармированные) трубы. Большим недостатком 628
каменных и бетонных труб рассмотренной конструкции является затруднительность индустриализации строительства. Такие трубы сооружали на месте, причем трудоемкость постройки была велика, а механизировать работы в значительной их части невозможно. Применение трубы сборной конструкции из мелких бетонных блоков, представлявших собой, в сущности, те же камни, изготовленные из бетона, лишь в небольшой степени устраняло указанный выше недостаток. Поэтому в настоящее время каменных и бетонных труб рассмотренного типа не строят.
Металлические трубы сооружали из чугунных звеньев или из волнистой стали. Чугунные трубы применялись в прошлом столетни и с появлением более дешевых железобетонных труб вышли нз употребления.
Трубы из волнистой стали имеют много достоинств. Звенья таких труб делают круглого поперечного сечения, причем стенка представляет собой стальной лист толщиной 1—2 мм, имеющий в разрезе волнистое очертание с шагом волны 60 мм. Такое звено обладает большой гибкостью; при действии вертикальной нагрузки оно немного сплющивается в вертикальном направлении и раздается в стороны, упираясь в грунт насыпи. В условиях всестороннего сжатия звено может воспринять значительную нагрузку. Это свойство гибких стальных звеньев позволяет сделать их весьма экономичными. Кроме того, звенья получаются легкими, онн целиком изготовляются на заводе и без затруднений могут быть установлены на место (звено диаметром 1 м и такой же длины весит около 40 кг).
При осадках основания трубы звенья из волнистой стали легко деформируйся без повреждений. В большинстве случаев фундаменты устраивали только под оголовками таких труб. На всем остальном протяжении можно было ограничиться песчаной подушкой небольшой толщины (рис. XVII.7).
Недостатком стальных труб является необходимость применения для них специальных сортов стали, стойких против коррозии, а также необходимость в специальном оборудовании для их изготовления. Это ограничивает применение таких труб,
В настоящее время строят почти исключительно трубы из сборных бетонных и железобетонных блоков. Блоки изготовляют на заводе или полигоне, перевозят в готовом виде к месту постройки и устанавливают на место с помощью кранов.
§ 2. КОНСТРУКЦИЯ СБОРНЫХ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ И БЕТОННЫХ ТРУБ
1. ЗВЕНЬЯ
Звенья сборных железобетонных и бетонных труб применялись овоидаль-ного, круглого и прямоугольного поперечного сечения.
Овоидальное поперечное сечение было запроектировано по типу каменных труб Армирование позволяет сделать стенки звена небольшой толщины (рис. XVII.8). Так как ось очерчена по кривой, близкой к кривой давления, то моменты в стенке звена невелики, сечение работает на внецентренное сжатие и арматуры требуется по расчету немного. Нижняя плита звена работает на изгиб от действующих на фундамент трубы реактивных сил, направленных вверх. Поэтому в средней части плиты поставлена рабочая арматура в верхней части сечения. Нижняя плнта упруго заделана в стенках по краям; здесь растянутое волокно расположено внизу, поэтому часть стержней рабочей арматуры плиты у мест ее заделки отведена вниз.
Звенья овоидального сечения труднее изготовлять в заводских условиях, чем прямоугольные и в особенности круглые звенья. Поэтому в настоящее время их не применяют. Звенья круглых железобетонных труб выполняют в виде колец длиной 1—2 м. Кольца воспринимают вертикальное и горизонтальное давление грунта насыпи; поскольку вертикальное давление больше, верхняя и нижняя 629
части кольца будут прогибаться внутрь, а боковые части — наружу. Поэтому необходимо в верхней н ннжнен частях иметь рабочую арматуру у внутренней поверхности кольца, а в боковых частях — у наружной поверхности (рнс. XVI 1.9). Для упрощения конструкции арматурного каркаса, а также для
Рис. XVII.8. Звено овоидальной железобетонной трубы
того, чтобы прн установке звена не быть связанным определенным положением кольца в насыпи, арматуру звеньев делают двойной, обеспечивающей работу звена иа момент любого знака.
Внутренний диаметр звеньев может быть от 0,5 до 2 м. Толщина звена при одном и том же отверстии принимается различной в зависимости от величины нагрузки, действующей на звено, т. е. от высоты насыпи н от назначения дороги (железная илн автомобильная).
На рис. XVII.10 показана конструкция звена трубы круглого сечения отверстием 1,25 м. Толщина звена 18 см; такие звенья применяют для труб под автомобильной дорогой прн высоте насыпи до 20 м и под желез-
Рис. XVI 1.9. Деформация сечення круглой НОЙ дорогой при высоте иасыпи трубы и положение рабочей арматуры до 19 м.
Звено имеет рабочую арматуру периодического профиля диаметром 12 мм в виде наружной и внутренней спиралей. Такие спирали удобно изготовлять посредством намотки арматуры на специальной машине. Кроме того, поставлена распределительная арматура в виде продольных стержней диаметром 6 мм и стяжки, соединяющие наружную и внутреннюю спирали в один каркас.
При малых диаметрах звеньев — 0,5 н 0,75 м, применяемых для труб под автомобильной дорогой, их можно делать бетонными неармнрованными. В этом случае под нагрузкой в бетоне допускают небольшие растягивающие напряжения.
630
Прямоугольные звенья представляют собой замкнутые рамы (рис. XVII. 11). Такое звено состоит из вертикальных стеиок, а также верхней и нижней горизонтальных плнт. Под действием вертикального и горизонтального давлений грунта насыпи, а также вертикального реактивного давления основания все элементы звена прогибаются внутрь. На средних участках нх длин растянутое волокно расположено у внутренней грани сечений, а у углов рамы знак момента меняется и растянутым становится наружное волокно. Б соответствии с этим характером работы верхняя плита армирована в средней части пятью стержнями № 1 диаметром 12 мм и четырьмя стержнями № 2 того же диаметра. Стержни № 2 отгибаются вверх и переходят у углов звена в верхнюю зону, образуя вместе со стержнями № 5 рабочую арматуру сечений у угла рамы.
Рис. XVII.10. Армирование круглого звена
L~~250
Те же стержни № 2 заведены в стенки и являются рабочей арматурой сечения, проведенного по биссектрисе угла. Б этом сечении стержни № 5 уже не участвуют в работе; без них можно обойтись, так как высота сечения здесь больше, чем у угла рамы. Аналогично армированы нижняя плита и стенки.
Прн заводском производстве звеньев труб арматурный каркас их собирают из отдельных сеток, стержни которых соединяют в пересечениях точечной сваркой на специальных машинах. Такое звено изображено на рис. XVII. 12. Армирование его состоит из плоских сварных сеток № 1—4, поставленных попарно в стенки и плиты. Чтобы армировать наружное волокно углов звена, наружные сетки верхней и нижней плит (сетки № 2) имеют удлиненные поперечные стержни № 1, которые после изготовления сетки отгибают под прямым углом. В углах, кроме того, поставлены наклонные стержни №2, не входящие в состав сеток. Сетки соединены стяжками № 3 и 4. Б отличие от конструкции, показанной иа рис. XVII.II, здесь стержни ие переходят у углов из внутренней в наружную зону. Это приводит к небольшому перерасходу металла, но зато позволяет механизировать арматурные работы.
Звенья прямоугольного сечения рассмотренного типа в настоящее время применяются при отверстии труб от I до 4 м.
При более значительных отверстиях могут быть применены трубы прямоугольного сечения, стенки и фундамент которых состоят из бетонных блоков, а верхняя плита, работающая иа изгиб под большими вертикальными нагрузками, сделана железобетонной. Конструкция секции такой трубы для отверстия 5 м представлена на рис. XVII. 13, а. Железобетонная плита служит и распоркой между стенками, работая на сжатие под действием горизонтальных 631
Ю1Г1Ы2
Рис. XVII.11. Армирование железобетонного прямоугольного звена
Рис. XVII.12. Армирование прямоугольного звена сварными сетками
632
нагрузок, приложенных к стенкам. Лоток трубы делается из бетона, укладываемого на месте. Поверхность плиты покрыта изоляцией.
Трубы этого типа желательно применять на постоянных. водотоках, так как лучше, если вода постоянно соприкасается с бетонными неармированными элементами. Для тонкостенных железобетонных элементов постоянное воздействие воды не рекомендуется из-за возможной коррозии арматуры.
При необходимости сооружения трубы еще большего отверстия можно использовать двухпролетпую трубу (рис. XVII. 13, б).
Были предложены и построены в опытном порядке железобетонные трубы с кру г л ым и ч еты р ех -шарнирными звеньями. В
Рис. XVH. 13. Секции труб со стенками из бетоннык бооков и железобетонной плитой (штриховкой показан монолитный бетон)
этом случае звено представляет собой геометрически изменяемую систему. При действии вертикальной нагрузки от грунта насыпи звено деформируется, сплющиваясь по вертикали и расширяясь по горизонтали. Благодаря этому боковые части, звена упираются в грунт. Четырехшарнирные звенья можно сделать более тонкими, чем обычные, потому что п их сечениях возникают лишь небольшие изгибающие моменты. Однако вследствие того, что построенные
опытные трубы получили значительные, не предусмотренные проектам деформации, в дальнейшем трубы с четырехшарнириыми звеньями не применялись,
2, ОГОЛОВКИ
В практике проектирования и строительства труб используются типы оголовков, приведенные на рис. XVII. 14:
a — портальный оголовок, представляющий собой вертикальную стенку, расположенную параллельно оси насыпи; в состав оголовка входят конусы насыпи, укрепленные каменным мощением;
б — оголовок коридорного типа, состоящий из двух параллельных вертикальных стенок, имеющих на концах закругления; такой оголовок обеспечивает выведение перепада воды из звеньев трубы в верховую сторону; из этого условия определяют длину и высоту стенок;
е — воротниковый оголовок, представляющий собой звено трубы с небольшим утолщением, срезанное параллельно откосу насыпи;
г — раструбный оголовок, имеющий стенки, поставленные наклонно к оси трубы; эти стенки (откосные крылья) в верхней части срезаны по откосу насыпи;
д — раструбный оголовок с коническим звеном, в пределах которого располагается перепад.
Если входной оголовок выполнен по типам с, в или г, то перепад горизонта воды будет находиться в трубе. Поэтому эти типы оголовков часто используют в сочетании с повышенным первым звеном.
21В Зак, 19 633
Рис. XVI1.14. Типы оголовков
Рис, XVII.15, Сборный железобетонный оголовок круглой трубы под автомобильную дорогу
634
При выборе типа оголовка следует учитывать его влияние на водопропускную способность трубы. Чем меньшее сопротивление потоку воды оказывает оголовок, тем плавнее вода входит в трубу и тем больший расход воды может обеспечить труба при прочих равных условиях. С этой точки зрения применение портальных и воротниковых оголовков нежелательно, по крайней мере, в качестве входных.
Коридорный и раструбный оголовки по своим гидравлическим свойствам мало отличаются друг от друга. Экономически более выгодны раструбные оголовки, даже если учесть необходимость в повышенном звене при раструбном оголовке. Еще более благоприятные условия входа воды в трубу создает раструбный оголовок в сочетании с первым звеном конической формы.
Рассмотрим более подробно конструкцию оголовков, применяемых в настоящее время для сборных железобетонных труб.
Рис. XVII.16. Оголовок двухочковой трубы из круглых звеньев под железную дорогу
На рис. XVII.15 представлена конструкция оголовка трубы под насыпью автомобильной дороги. Отверстие трубы 1,5 м, звенья круглого поперечного сечення. Глубина промерзания равна 2 м, поэтому под оголовком грунт основания на глубину 2,25 м заменен дренирующей малосжимаемой песчано-гравийиой подготовкой. Оголовок собран из железобетонных монтажных элементов: конического первого звена 1, поперечной стенки 2 и откосных крыльев 5.
Коническое звено имеет внутренний диаметр у входа, равный 1,8 м. Нижняя образующая внутренней поверхности звена горизонтальна. Поперечная стейка имеет внизу уширение для улучшения условий опирания ее на грунт. Лоток трубы за пределами конического звена выполнен из бетона, укладываемого на месте.
Для труб под железную дорогу, являющихся более ответственными сооружениями, под оголовками устраивают фундамент из сборных бетонных блоков. Такой оголовок для меньшей глубины промерзания, но при отверстии трубы, равном 2x2,0 м, показан на рис. XVII.16. Откосные крылья здесь имеют значительные размеры; с целью сокращения веса монтажных блоков они разделены монтажным швом на две части. Вертикальная стенка оголовка двухочковой трубы составлена из двух стандартных монтажных элементов, которые применяются и при образовании оголовков одиоочковой трубы отверстием 2,0
Оголовок железобетонной трубы со звеньями прямоугольного поперечного сечения представлен на рис. XVII.17. Этот оголовок предназначен к применению в качестве входного для трубы под насыпью автомобильной дороги при отверстии, равном 2,0 м.
21В:
635
При выборе типа оголовка следует учитывать его влияние на водопропускную способность трубы. Чем меньшее сопротивление потоку воды оказывает оголовок, тем плавнее вода входит в трубу и тем больший расход воды может обеспечить труба при прочих равных условиях. С этой точки зрения применение портальных и воротниковых оголовков нежелательно, по крайней мере, в качестве входных.
Коридорный н раструбный оголовки по своим гидравлическим свойствам мало отличаются друг от друга. Экономически более выгодны раструбные оголовки, даже если учесть необходимость в повышенном звене при раструбном оголовке. Еще более благоприятные условия входа воды в трубу создает раструбный оголовок в сочетании с первым звеном конической формы.
Рассмотрим более подробно конструкцию оголовков, применяемых в настоящее время для сборных железобетонных труб.
Рис. XVII.16. Оголовок двухочковой трубы дорогу
из круглых звеньев под железную
На рис. XVII.15 представлена конструкция оголовка трубы под насыпью автомобильной дороги. Отверстие трубы 1,5 м, звенья круглого поперечного сечеиия. Глубина промерзания равна 2 м, поэтому под оголовком грунт основания на глубину 2,25 м заменен дренирующей малосжимаемой песчано-гравийиой подготовкой. Оголовок собран из железобетонных монтажных элементов: конического первого звена 1, поперечной стенки 2 и откосных крыльев 3.
Коническое звено имеет внутренний диаметр у входа, равный 1,8 я. Нижняя образующая внутренней поверхности звена горизонтальна. Поперечная стейка имеет внизу уширение для улучшения условий опирания ее на грунт. Лоток трубы за пределами конического звена выполнен из бетона, укладываемого на месте.
Для труб под железную дорогу, являющихся более ответственными сооружениями, под оголовками устраивают фундамент из сборных бетонных блоков. Такой оголовок для меньшей глубины промерзания, но при отверстии трубы, равном 2x2,0 м, показан на рис. XVII.16. Откосные крылья здесь имеют значительные размеры; с целью сокращения веса монтажных блоков они разделены монтажным швом на две части. Вертикальная стенка оголовка двухочковой трубы составлена из двух стандартных монтажных элементов, которые применяются и при образовании оголовков одиоочковой трубы отверстием 2,0
Оголовок железобетонной трубы со звеньями прямоугольного поперечного сечения представлен на рис. XVII.17. Этот оголовок предназначен к применению в качестве входного для трубы под насыпью автомобильной дороги при отверстии, равном 2,0 м.
21В:
635
При выборе типа оголовка следует учитывать его влияние на водопропускную способность трубы. Чем меньшее сопротивление потоку воды оказывает оголовок, тем плавнее вода входит в трубу и тем больший расход воды может обеспечить труба при прочих равных условиях. С этой точки зрения применение портальных и воротниковых оголовков нежелательно, по крайней мере, в качестве входных.
Коридорный н раструбный оголовки по своим гидравлическим свойствам мало отличаются друг от друга. Экономически более выгодны раструбные оголовки, даже если учесть необходимость в повышенном звене при раструбном оголовке. Еще более благоприятные условия входа воды в трубу создает раструбный оголовок в сочетании с первым звеном конической формы.
Рассмотрим более подробно конструкцию оголовков, применяемых в настоящее время для сборных железобетонных труб.
Рис. XVII.16. Оголовок двухочковой трубы дорогу
из круглых звеньев под железную
На рис. XVII.15 представлена конструкция оголовка трубы под насыпью автомобильной дороги. Отверстие трубы 1,5 м, звенья круглого поперечного сечеиня. Глубина промерзания равна 2 м, поэтому под оголовком грунт основания на глубину 2,25 м заменен дренирующей малосжимаемой песчано-гравийиой подготовкой. Оголовок собран из железобетонных монтажных элементов: конического первого звена 1, поперечной стенки 2 и откосных крыльев 3.
Коническое звено имеет внутренний диаметр у входа, равный 1,8 м. Нижняя образующая внутренней поверхности звена горизонтальна. Поперечная стейка имеет внизу уширение для улучшения условий опирания ее на грунт. Лоток трубы за пределами конического звена выполнен из бетона, укладываемого на месте.
Для труб под железную дорогу, являющихся более ответственными сооружениями, под оголовками устраивают фундамент из сборных бетонных блоков. Такой оголовок для меньшей глубины промерзания, но при отверстии трубы, равном 2x2,0 м, показан на рис. XVII.16. Откосные крылья здесь имеют значительные размеры; с целью сокращения веса монтажных блоков они разделены монтажным швом на две части. Вертикальная стенка оголовка двухочковой трубы составлена из двух стандартных монтажных элементов, которые применяются и при образовании оголовков одиоочковой трубы отверстием 2,0 л<.
Оголовок железобетонной трубы со звеньями прямоугольного поперечного сечения представлен на рис. XVII.17. Этот оголовок предназначен к применению в качестве входного для трубы под насыпью автомобильной дороги при отверстии, равном 2,0 м.
21В:
635
При выборе типа оголовка следует учитывать его влияние на водопропускную способность трубы. Чем меньшее сопротивление потоку воды оказывает оголовок, тем плавнее вода входит в трубу и тем больший расход воды может обеспечить труба при прочих равных условиях. С этой точки зрения применение портальных и воротниковых оголовков нежелательно, по крайней мере, в качестве входных.
Коридорный н раструбный оголовки по своим гидравлическим свойствам мало отличаются друг от друга. Экономически более выгодны раструбные оголовки, даже если учесть необходимость в повышенном звене при раструбном оголовке. Еще более благоприятные условия входа воды в трубу создает раструбный оголовок в сочетании с первым звеном конической формы.
Рассмотрим более подробно конструкцию оголовков, применяемых в настоящее время для сборных железобетонных труб.
Фасей
Рис. XVII.16. Оголовок двухочковой трубы дорогу
нз круглых звеньев под железную
На рис. XVII.15 представлена конструкция оголовка трубы под насыпью автомобильной дороги. Отверстие трубы 1,5 м, звенья круглого поперечного сечеиня. Глубина промерзания равна 2 м, поэтому под оголовком грунт основания на глубину 2,25 м заменен дренирующей малосжимаемой песчано-гравийной подготовкой. Оголовок собран из железобетонных монтажных элементов: конического первого звена 1, поперечной стенки 2 и откосных крыльев 3.
Коническое звено имеет внутренний диаметр у входа, равный 1,8 м. Нижняя образующая внутренней поверхности звена горизонтальна. Поперечная стенка имеет внизу уширение для улучшения условий опирания ее на грунт. Лоток трубы за пределами конического звена выполнен из бетона, укладываемого на месте.
Для труб под железную дорогу, являющихся более ответственными сооружениями, под оголовками устраивают фундамент из сборных бетонных блоков. Такой оголовок для меньшей глубины промерзания, но при отверстии трубы, равном 2x2,0 м, показан на рис. XVII.16. Откосные крылья здесь имеют значительные размеры; с целью сокращения веса монтажных блоков они разделены монтажным швом на две части. Вертикальная стенка оголовка двухочковой трубы составлена из двух стандартных монтажных элементов, которые применяются и при образовании оголовков одиоочковой трубы отверстием 2,0 л<.
Оголовок железобетонной трубы со звеньями прямоугольного поперечного сечения представлен на рис. XVII.17. Этот оголовок предназначен к применению в качестве входного для трубы под насыпью автомобильной дороги при отверстии, равном 2,0 м.
21В
635
При выборе типа оголовка следует учитывать его влияние на водопропускную способность трубы. Чем меньшее сопротивление потоку воды оказывает оголовок, тем плавнее вода входит в трубу и тем больший расход воды может обеспечить труба при прочих равных условиях. С этой точки зрения применение портальных и воротниковых оголовков нежелательно, по крайней мере, в качестве входных.
Коридорный н раструбный оголовки по своим гидравлическим свойствам мало отличаются друг от друга. Экономически более выгодны раструбные оголовки, даже если учесть необходимость в повышенном звене при раструбном оголовке. Еще более благоприятные условия входа воды в трубу создает раструбный оголовок в сочетании с первым звеном конической формы.
Рассмотрим более подробно конструкцию оголовков, применяемых в настоящее время для сборных железобетонных труб.
Фесай
Рис. XVII.16. Оголовок двухочковой трубы дорогу
месте лесчатзя мёготобко
из круглых звеньев под железную
На рис. XVII. 15 представлена конструкция оголовка трубы под насыпью автомобильной дороги. Отверстие трубы 1,5 м, звенья круглого поперечного сечеиня. Глубина промерзания равна 2 м, поэтому под оголовком грунт основания на глубину 2,25 м заменен дренирующей малосжимаемой песчано-гравийиой подготовкой. Оголовок собран из железобетонных монтажных элементов: конического первого звена 1, поперечной стенки 2 и откосных крыльев 3.
Коническое звено имеет внутренний диаметр у входа, равный 1,8 м. Нижняя образующая внутренней поверхности звена горизонтальна. Поперечная стейка имеет внизу уширение для улучшения условий опирания ее на грунт. Лоток трубы за пределами конического звена выполнен из бетона, укладываемого на месте.
Для труб под железную дорогу, являющихся более ответственными сооружениями, под оголовками устраивают фундамент из сборных бетонных блоков. Такой оголовок для меньшей глубины промерзания, но при отверстии трубы, равном 2x2,0 м, показан на рис. XVII.16. Откосные крылья здесь имеют значительные размеры; с целью сокращения веса монтажных блоков они разделены монтажным швом на две части. Вертикальная стенка оголовка двухочковой трубы составлена из двух стандартных монтажных элементов, которые применяются и при образовании оголовков одиоочковой трубы отверстием 2,0 л<.
Оголовок железобетонной трубы со звеньями прямоугольного поперечного сечения представлен на рис. XVII.17. Этот оголовок предназначен к применению в качестве входного для трубы под насыпью автомобильной дороги при отверстии, равном 2,0 м.
21В:
635
CfocsS Разрс> м otu ipiMutu
9S3pe$ n& оси mpybt)
План
Рис. XVII.IS. Оголовок трубы co стенками из бетонных блоков с перекрытием железобетонной плитой
636
В соответствии с гидравлическим расчетом для работы трубы в безнапорном режиме первые три звепа сделаны увеличенной высоты. Первое звено снаб-
жено наверху бортиком для того, чтобы предупредить осыпание грунта насыпи. Оголовок раструбного типа; глубина промерзания 2,0 лг, поэтому первое звено
установлено иа фундаменте с глубиной заложения 2,15 м, покоящемся на гра-
вийно-песчаной подготовке толщиной 10 см. Блоки откосных крыльев не имеют отдельного фундамента, но сами заглублены в грунт и установлены на гравий-
но-песчаную подготовку- Под звеньями трубы также имеется фундамент, поставленный на такую же подготовку. Лоток покрыт бетоном, уложенным на месте с толщиной слоя 20 см.
Для труб прямоугольного сечения со стенками из бетонных блоков и железобетонной плитой перекрытия при больших отверстиях целесообразно применить раструбные оголовки с раздельными фундаментами из бетонных блоков под откосные крылья. Такой оголовок изображен на рис. XVII. 18. Вместо повышенного звеиа здесь использованы блоки плиты, расположенные наклонно, с подкладкой под них трапециевидного блока стены. Блоки откосных крыльев
изготовлены из бетона и установлены на сборные рис XvlI Косые бетонные блоки фундамента. Для сокращения дли- ’ трубы’
ны откосных крыльев использованы короткие стен-
ки, параллельные оси насыпи, которыми заканчиваются откосные крылья. Подошва при подходе к трубе сопрягается с этими стенками с помощью неболь-
ших конусов.
В большинстве случаев ось трубы располагается перпендикулярно оси дороги. Иногда, например, при пересечении дорогой глубоких оврагов, может потребоваться постройка косой трубы. В этом случае можно применить переходные звенья (рнс. XVII,19, а) или специальные оголовки (рис. XVII.19, б).
Первое из этих двух решений приводит к искривлению потока и к уменьшению пропускной способности трубы, но дает возможность применить стандартную конструкцию оголовков. Второе дает трубу с улухшенными гидравлическими свойствами, но требует устройства более сложных нестандартных
оголовков.
3. ФУНДАМЕНТЫ И ИЗОЛЯЦИЯ ТРУБ
Круглые заенья водопропускных труб внутренним диаметром до 1 м под насыпями автомобильных дорог можно укладывать прямо и а грунт, если основанием для них служат скальные грунты, щебеночные, гравийно-галечниковые отложения, а также плотные гравелистые, крупнозернистые и среднезернистые пески (рис. XVI 1.20, а).
При залегании под трубой мелких или рыхлых песков, а также твердых и полутвердых глинистых грунтов можно круглые звенья укладывать на подготовку из дренирующего малосжимаемого грунта, например, из смеси песка н гравия. Уровень грунтовых вод в период отрицательных температур должен при этом стоять ниже этой подготовки немеиее чем на 0,3 ж. В противном случае возникает опасность деформации трубы при замерзании воды, насыщающей подготовку. Такая конструкция трубы применима при диаметре трубы до 1,5 м, при высоте насыпи до 4 м (рис, XVI1.20, б).
Если в основании залегают пластичные глины, суглинки или супеси, то для труб под насыпями автомобильных дорог следует железобетонные кольца укладывать на лекальные железобетонные блоки илн на монолитные фундаменты такой же формы (рис. XVII.20, в).
Для труб под железнодорожными насыпями применение труб без фундаментов не рекомендуется, так как вследствие более сильного воздействия в ре-
637
менной нагрузки возможны значительные деформации таких труб. Здесь прн наиболее благоприятных условиях при скальных, гравийных грунтах, а также крупно- и средиезернистых песках, твердых глинах и суглинках с расчетным сопротивлением не ниже 3,5 кг/слт и прн низком уровне грунтовых вод можно использовать фундамент в виде лекальных блоков по рнс. XVII.20, в. При более тяжелых условиях следует под лекальными блоками предусматривать-дополнительный фундамент из бетонных блоков или монолитного бетона (рис. XVII.20, г). При этом в случае необходимости в соответствии с расчетом надо усилить основание трубы путем замены или уплотнения грунта или соору-
жать свайное основание. При этом следует иметь в виду, что применение жесткого свайного основания увеличивает нагрузки, действующие на трубу (см. § 3 настоящей главы).
Фундаменты под оголовками должны иметь более солидную конструкцию, так как они подвержены действию воды, входящей в трубу или выходящей из нее; к тому же основание оголовков не защищено • от промерзания телом насыпи. Поэтому в трубах под автомобильную дорогу блоки оголовка заглубляются в грунт и, кроме того, под оголовком заменяют грунт гравийно-песчаной подготовкой, причем в необходимых случаях эту замену производят на глубину промерзания плюс 25 см, как это показано на рис. XVII. 15. В трубах под железную дорогу, как правило, оголовки ставят на фундаменты из бетонных блоков или монолитного бетона с заглублением на ту же глубину (см. рнс. XVII.16).
Лекальные блоки, на которые устанавливаются железобетонные круглые звенья труб, должны быть соответствующим образом армированы. В противном случае возможна деформация фундамента трубы, показанная на рнс. XVII.21.
Такая деформация наблюдалась на ряде труб с круглыми звеньями, уложенными на фундамент без лекальных блоков, с заполнением пазух по бокам звеньев бетоном.
Промежуток между звеньями двухочковых и многоочковых труб заполняют бетоном, как это показано на рнс. XVII.22.
Звенья прямоугольного сечения укладывают на фундаменты из сборных блоков или монолитного бетона. Исключение представляют трубы на скаль-638
ном основании, при котором вместо фундамента можно уложить лишь выравнивающий слой бетона толщиной 10 см.
Трубы больших отверстий со стенками из бетонных блоков должны иметь фундаменты. При этом прн отверстии трубы до 2—3 м под обе стенки может быть устроен общий фундамент; при большем отверстии следует делать фундамент раздельным под каждую стенку.
Наружная изоляция звеньев труб может быть обмазочной илн оклеенной ^рис. XVII.23). Оклеенная изоляция более надежно гарантирует трубу от про-
Рис. XVI 1.21. Деформация Рис. XVII.22. Сечение двухочковой фундамента круглой трубы круглой трубы
без лекального блока ’
никновения воды в бетон звеньев, чем обмазочная гидроизоляция, но устройство ее сложнее и стоимость выше. Поэтому в тех случаях, когда звенья из
Рнс. XVII.23. Обмазочная и оклеенная изоляция
Рис. XVII.24. Изоляция шна между звеньями:
а —при оклеенной изоляции звеньев труб; о —при обмазочн ш изоляции звеньев труб
готовлены на заводе из достаточно плотного бетона и прошли заводские испытания на водонепроницаемость, можно применять обмазочную гидроизоляцию.
Обмазочная гидроизоляция (рис, XVII,23, й) состоит нз двух слоев битумной мастики 1, с толщиной каждого слоя 1,5—3 мм, наносимых на поверхность звеньев в холодном или горячем состоянии по подготовке из битумного лака 2. Оклеенная гидроизоляция (рнс. XVI 1.23, б) делается из двух слоев стекло-сетки или битуминизированной ткани 3. Стеклосетку нли ткань приклеивают к поверхности звена трубы, покрытой битумным лаком 2, с помощью горячей асбестобитумной мастики /, Той же мастикой слои ткани приклеивают одни к другому и отделывают поверхность изоляции. Сверху устраивают еще защитный слой из цементного раствора 4 для предохранения изоляции от повреждений -
Стыки звеньев (рис. XVII.24) изолируют от просачивания воды нз трубы в насыпь, заполняя их пропитанной в битуме паклей 1. Край шва изнутри трубы промазывают цементным раствором 2, а снаружи заполняют битумной масти
639
кой 3, Шов покрывают оклеечной изоляцией. Если звено покрыто обмазочной изоляцией, то над швом накладывается полоса оклеечной изоляции шириной 25 см, как показано на рис. XVII.24, б.
Для многоочковых труб под железную дорогу обмазочную изоляцию, как правило, не применяют.
4. ПРИМЕРЫ КОНСТРУКЦИИ ТРУБ
В 1961 г. Лентрансмостпроектом был разработан проект унифицированных сборных водопропускных труб для железных и автомобильных дорог. Отличие этого проекта от предыдущих проектов труб заключается прежде всего в том, что для труб под железную и автомобильную дороги использованы одни и те же монтажные элементы — звенья, оголовки, фундаменты, изготовляемые игт заводах. Такая унификация элементов труб под автомобильную и железную дороги позволяет обойтись сравнительно небольшим количеством разных марок элементов, что очень важно для заводского производства. Унифицированные трубы запроектированы круглыми диаметрами от 0,5 до 2,0 Л! и прямоугольными отверстием до 4,0 м.
Пример конструкции трубы под железнодорожной насыпью по этому проекту показан на рис. XVII.25. Высота насыпи — около 8 ж, грунты в основании — крупные пески с гравием.
Отверстие трубы круглого поперечного сечения принято равным 1,25 м на основании гидравлических расчетов. При максимальном подпертом горизонте воды (МПГВ) труба работает в полунапорном режиме, при расчетном горизонте (РПГВ) — в безнапорном.
Звенья трубы представляют собой железобетонные кольца с толщиной стенок 18 см. Конструкция звена дана подробно па рис. XVII.10. Звенья имеют длину 1 м. Они уложены на фундамент из бетонных блоков, разделенных швами на секции длиной по 3 лп Глубина заложения фундаментов --- около 1 м; нижние блоки фундамента укладывают иа щебеночную подготовку, пролитую цементным раствором.
Оголовки трубы раструбного типа с коническим первым звеном собраны из железобетонных блоков заводского изготовления, аналогичных по своей конструкции блокам, показанным па рис. XVII. 15. Элементы оголовков, а также коническое звено поставлены на фундаменты из бетонных блоков.
Поверхности лотка трубы придан уклон от входного к выходному оголовку (около 1%). Изоляция предусмотрена обмазочная, так как предположено, что звенья будут изготовлены на заводе с обеспечен!гем необходимой водонепроницаемости бетона.
Русло водотока укреплено каменным мощением на длине 2,5 лт перед входным оголовком и на длине 6,0 м за выходным оголовком. Во избежание подмыва мощения русла у выходного оголовка это мощение заведено в глубь грунта в специальную траншею, заполненную затем щебнем.
Рассмотрим конструкцию трубы прямоугольного сечения иод автомобильную дорогу, также собираемой из унифицированных монтажных блоков (рис. XVI 1.26). Высота насыпи около 7 м.
Прн расчетном подпертом горизонте воды труба работает в напорном режиме. Отверстие трубы принято равным 2x2,0 лг; оно обеспечено путем установки рядом двух звеньев отверстием по 2,0 м. Конструкция этих звеньев подробно показана на рис. XVII.12. Длина звеньев 1 м, длина секций, на которые разделен фундамент,— 3 м. Звенья уложены на железобетонные фундаментные плиты толщиной 20 см, под которыми имеется подготовка из щебня или гравия.
Оголовки трубы раструбного типа применены в сочетании с повышенными звеньями. Такие звенья в количестве трех установлены у входного оголовка. Первое из этих звеньев установлено па фундамент из бетонных блоков, два остальных — на .фундаментную плиту, опирающуюся на гравийно-песчаную подготовку. Откосные крылья собраны из железобетонных блоков, показанных для одноочковой трубы на рнс, XVII.17.
640
СП
РРноточная гидро-
Рис. XVII,25. Пример круглой трубы под железную дорогу
сь
КЗ
S J
Рис. XVII.26. Пример прямоугольной двухочковой трубы под автомобильную дорогу
Изоляция, устройство лотка и мощения аналогичны показанным выше для трубы круглого сечения. В связи с большим отверстием длина мощения здесь значительно больше.
В условиях пересеченной местности часто приходится устраивать трубы на косогорах.
Особенностями работы таких труб являются значительные скорости потока при подходе к трубе, а также большая разность отметок лотка трубы при входе и выходе. Уклон лотка трубы получается крутым, и приходится прибегать к специальным мерам для снижения скорости течения воды в трубе. Эффективной мерой является устройство водобойного колодца при входе в трубу. В этом колодце вода свободно падает и попадает иа водяную подушку, гасящую скорость потока. В случае необходимости водобойный колодец мож-
Рнс. XVII.27. Труба на косогоре
ио устроить и при выходе из трубы. В качестве дополнительных мер можно использовать искусственное увеличение шероховатости дна русла в трубе и устройство поперечных порогов из камня или бетона.
На рис. XVII.27 показана труба на косогоре отверстием 1,5 м при уклоне косогора более 0,3. Поверхность земли вблизи от оси насыпи имеет резкий перелом; основанием насыпи служат скальные грунты. Большая часть расхода воды подходит к трубе по нагорным канавам. В начале трубы по оси нагорнэ i канавы сооружен водобойный колодец. При выходе из водобойного колодца в трубе имеется невысокая стенка, служащая для создания водяной подушки. Для того чтобы при отсутствии притекающей воды дно колодца было сухим, в стенке оставлена небольшая щель.
" Из колодца вода попадает в наклонную часть трубы. Звенья этой части уложены на бетон, выравнивающий поверхность скалы, уклон лотка трубы составляет здесь 0,4. Звенья опираются на бетонный массив, сооруженный в конце наклонного участка. Далее следует участок трубы, имеющий обычный уклон лотка ( около 0,02). Здесь звенья расположены на фундаменте. Выходной оголовок трубы обычный, раструбного типа с укреплением русла камнем. Для труб на косогорах особое значение имеет тщательное геологическое обследование места постройки, так как здесь возможны оползни.
§ 3. ОСНОВЫ СТАТИЧЕСКОГО РАСЧЕТА ТРУБ
Трубы рассчитывают на постоянную нагрузку от веса грунта насыпи, а также на временную вертикальную подвижную нагрузку, расположенную на насыпи. Как постоянная, так и временная нагрузка вызывают, передаваясь через насыпь, вертикальное и горизонтальное давления на звенья трубы.
Вертикальное давление иа трубу от постоянной нагрузки определяют на
643
основании следующих соображений. В первый период после отсыпки насыпи происходит ее осадка. При этом осадка точек насыпи, расположенных над трубой, меньше, чем осадка точек насыпи вдалеке от трубы, потому что сама труба и ее фундамент являются практически несжимаемыми по сравнению с грунтом, который они заменяют (рис. XVII.28, а). Разность осадок над трубой и около нее на уровне верха трубы максимальна; чем выше насыпь, тем она меньше и при достаточно высокой насыпн может практически не ощущаться на уровне
ездового полотна.
Если выделить вертикальными плоскостями столб насыпи, расположен-
ный над трубой, то на этот столб, кроме его собственного веса, будут дейст-
вовать и силы трения по ограничивающим его плоскостям (рис. XVII.28, б).
рис. XVII.28. Схема работы трубы в насыпи
Они будут направлены вниз,так как из-за неравномерной осадки насыпи участки ее, расположенные рядом с рассматриваемым столбом, будут опускаться. Величина этих сил трения может быть определена, если силы нормального давления на граничные плоскости умножить на коэффициент внутреннего тре-
ния грунта насыпн.
Таким образом, давление грунта насыпи на трубу оказывается больше, чем вес столба
грунта, расположенного над трубой. Величину вертикального равномерно распределенного давления на трубу определяют по формуле
р--СукН т/м2,
где Н — высота столба грунта (л<) от верха трубы до подошвы шпалы или до верха дорожного покрытия;
уи —- объемный вес грунта насыпи (т/л<3);
С — безразмерный коэффициент, больший единицы, учитывающий силы трения.
Величина коэффициента С может быть определена следующим образом. Как известно, равнодействующая сил горизонтального давления от веса грунта на 1 пог. м длины плоскости, ограничивающей столб грунта над трубой, равна:
где p = tg2^45°—; <рн—угол внутреннего трения грунта (нормативный).
Сумма сил трения по обеим плоскостям, отнесенная к 1 л<2 горизонтальной проекции трубы шириной D,
= g-2£tg(Pll = §!№Htglp,„
откуда коэффициент
С = 1 + и tg (рн = 1 + А р tg срн.
Приведенные выше рассуждения отражают случай, когда высота насыпи сравнительно невелика. Прн высокой насыпи, когда па некоторой высоте осадки над трубой и по сторонам трубы выравниваются, можно получить на основании аналогичных рассуждений уточненное значение величины 644
я Sh /о SDh\ A = Ti[2~^)'
Здесь h — высота трубы (лг);
S — коэффициент относительной жесткости основания, величину которого принимают равной 15 при скальном основании или фундаменте па сваях, 10 при песчаном основании (кроме основания из рыхлых песков), а также при основании из твердых и тугопластнч-ных глин и суглинков и, наконец, 5 при основании из рыхлых песков, мягкопластнчных суглинков и глин.
При хорошем уплотнении насыпи вовремя ее отсыпки вертикальное давление на трубу уменьшается вследствие меньшей величины осадок. Для труб под насыпями автомобильных дорог разрешается в этом случае снижать коэффициент С на 30%.
гт И
При 7г>тг следует
Рис. XVII.29. Передача на трубу давления от временной нагрузки
принимать А .
Горизонтальное постоянное давление грунта насыпн на трубу определяют по формуле ер = р,?н Н' т/м2, причем для прямоугольных труб давление на стенки трубы можно принимать равномерно распределенным по высоте, принимая высоту
h
= Н +
Для круглых труб Н' — Н.
Временная вертикальная нагрузка, расположенная на насыпи, вызывает также вертикальное н горизонтальное давления грунта на трубу.
Вертикальное давление от временной нагрузки, передаваясь через насыпь, распределяется под углом, равным arctg V2 к вертикали. Принимая, что эк-, вивалентная равномерно распределенная нагрузка от железнодорожного подвижного состава равна удвоенному классу 2К (для нагрузки С14—28 т/м пути) и что длина шпал, через которые нагрузка распределяется поперек осн пути, равна 2,7 м (рис. XVI 1.29), получим вертикальное давление на трубу
2К _ 14 t 2
q 2,7- 2/ ~ 1,4 + 0,522 т/М '
Для труб под насыпями автомобильных дорог решающей является колесная нагрузка НК-80. Давление от этой нагрузки можно определить по формуле
19
’ = Л+3 т/м’
за исключением тех случаев, когда высота засыпки над трубой менее 1 м. В этих случаях необходимо рассматривать фактическое давление на трубы от колес этой нагрузки с учетом распределения ее покрытием и насыпью.
Горизонтальное давление и в этом случае равно вертикальному, умноженному на р, причем для прямоугольных труб это вертикальное давление определяют для середины высоты трубы.
Для учета изменчивости нагрузки (колебания в объемном весе грунта, возможное превышение веса временной нагрузки над нормативной величиной) значения давлений р, ер, q и е,, умножают на коэффициенты перегрузки. Кроме того, возможные отклонения от нормативной величины угла внутреннего тре-645
ния грунта учитывают, принимая угол внутреннего трения на 5° выше или ни-
же нормативного в зависимости от того, какая из этих величин дает более не-
выгодный для конструкции трубы результат.
Звенья прямоугольных труб рассчитывают на прочность, как замкнутые рамы, загруженные по всем четырем сторонам равномерно распределенной нагрузкой (рис. XVI 1.30, а). Нормальные силы в стенках и плитах звена разре-
Рис. XVII.30. Расчетные схемы звеньев труб
шается не учитывать, так как их влияние невелико. Расчет ведется по формулам проверки изгибаемых железобетонных прямоугольных сечений (см. гл. IX). Стенки, кроме того, необходимо проверить расчетом звена, как рамы с заделанными в нижнем сечсиии стойками, так как этот расчет для стенок обычно дает большие величины изгибающих
> моментов.
Звенья круглых труб работают в условиях неравномерного радиального сжатия (рис. XVI 1.30, б). Изгибающие моменты достигают максимума в вертикальных и горизонтальных сечениях такого звена. Величина расчетных изгибающих моментов (положительного и отрицательного) может быть определена по приближенной формуле
М = vrz(np + П!р)(1 — у,).
В этой формуле учтено воздействие вертикальных и горизонтальных давлений; постоянных р и ер и временных q и п и пг — соответствующие коэффициенты перегрузки; расчетная величина р, определяется по нормативному углу внутреннего трения ±3°. Радиус кольца трубы г берется для середины толщины звена.
Коэффициент v принимают в зависимости от условий опирания звена, но не менее 0,2.
Кроме расчета звеньев, необходимо произвести расчет фундамента и основания трубы по правилам, излагаемым в курсе «Основания и фундаменты», а также в случае необходимости расчет откосных крыльев и других элементов оголовков по правилам расчета подпорных стенок.
ПРИЛОЖЕНИЯ
ПРИЛОЖЕНИЕ 1
ПОДМОСТОВЫЕ ГАБАРИТЫ НА СУДОХОДНЫХ И СПЛАВНЫХ РЕКАХ (НСП 103—52)
Классы внутренних водных путей Высота габарита Н в м Высота габарита fl в ж для мостов Ширина габарита В в л;
Мосты, постоянные Мосты временные Для пролетов обоих иаправле" unit движения
постояи- i них временных I для пролета низового направления движения при наличии лесосплава для пролета взводного Кастро в-лення движения при наличии лесосплава н для обоих направлений движения при ограниченных размерах лесосплава
I (водные сверхмаги-стралызые пути) . Не менее 13,5 Нс менее 5,0 — Не менее 140 Не менее 120
II (водные магистральные пути) . . . . 12,5 4,0 — 140 100 —
III (водные магистральные пути) . . . . 10,0 3,5 — 120 80 —
IV (водные пути местного значения) 10,0 2,5 1,5 80 60 50
V (водные пути местного значения). . 7,0 2,0 1,5 60 40 30
VI (водные пути местного значения — малые реки) . . . 3,5 1,5 1,0 40 20 20
VII (водные пути местного значения — малые реки) . . . 3,5 1,0 20 10 —
Примечай не. Для водных путей I, II, Ш классов ширина габарита b = —- В. если колебания навигационных уровней воды не превышают 4 ж; прн колебаниях навигационных уровней воды свыше 4 м, а также для водных путей IV, V, VI и VII классов b = &
Если мост, сооружаемый ла судоходной реке при наличии лесосплава, имеет ПО' местным условиям только один судоходный пролет, то величина этого пролета должна быть назначена, как для пролета низового направления.
По согласованию с Министерством речного флота и некоторыми другими ведомствами допускаются отступления от требования, помещенных и приложении 1, подробно изложенные в НСП 103—52. В частности, для деревянных мостов на путях VII класса допускается уменьшение ширины габарита В до 9 м, для всех временных и постоянных мостов на водных путях VII класса, используемых только для молевого сплава, допускается уменьшение высоты подмостового габарита Н до 1,5 .и и т. д.
647
ПРИЛОЖЕНИЕ 2
ДАННЫЕ О ВРЕМЕННЫХ ВЕРТИКАЛЬНЫХ НАГРУЗКАХ ДЛЯ АВТОДОРОЖНЫХ И ГОРОДСКИХ МОСТОВ
1. Основные показатели автомобилей нормативных нагрузок Н-30 и Н-10
№ п/п Наименование основных показателей jj i Е о- * Й S и к Ш н к Н-30 Н- to
утяжеленный автомобиль нормальный автомобиль
1 Вес нагруженного автомобиля . . . т 30 13 10
2 Давление на ось: заднюю . » 2X12 9,5 7
переднюю » 6 3,5 3
3 Ширина ската: заднего м 0,6 0,4 0,3
переднего > 0,3 0,2 0,15
4 Длина соприкасания с покрытием проезжей части (по направлению движения) 0,2 0,2 0,2
5 База автомобиля . - » 6,0^1,6 4,0 4,0
6 Ширина кузова » 2,9 2,7 2,7
7 Ширина колеи » 1,9 1,7 1,7
2. Основные показатели колесной и гусеничной нагрузок
№ п/п Наименование основных показателей Единица измерения НК-8Й НГ-60
1 Вес машины т 80 60
2 Давление на ось > 20
3 Давление на 1 пог. я гусеницы — 6
4 Длина опирания гусеницы я — 5
5 Ширина обода или гусеницы » 0,8 0,7
6 Длина соприкасания ската с покрытием проезжей части вдоль движрнеея .... 0,2 —
7 Расстояние между осями скатов вдоль движения £ 1,2 ,
8 Расстояние между осями гусениц и скатов поперек движения » 2,7 2,6
ПРИЛОЖЕНИЕ 3
РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ ДРЕВЕСИНЫ СОСНЫ
ВнД напряженного состояния Нормативные сопротивления в кг/см1 Ковффициеиты | Расчетные сопротивления Й в Kejсм*
по стандартным испытаниям ограниченно длительные однородности к условий работы тг
Изгиб: а) брусья, бревна 500 400 0,4 1,15 160
б) доски 500 400 0,4 1 140
Растяжение вдоль волокон 550 440 0,27 1 100
Сжатие и смятие вдоль волокон . . 300 240 0,65 1 130
Сжатие и смятие всей поверхности поперек волокон 23 0,9 1 18
Смятие поперек волокон: а) в лобовых врубках, шпонках и узловых подушках .... 23 0,9 ] ,8 32
б) в опорных плоскостях конструкций — 23 0,9 1 ,з 23
в) иод шайбами при углах смятия от 90 до 60э — 23 0,9 2,2 40
648
Продолжение
Вид напряженного состояния Нормативные сопротивления в кг/см3 Коэффициенты Расчетные. сопротивления Н в кг/см3
по стандартным испытаниям ограниченно длительные однородности к условий работы тг
Скалывание (наибольшее) вдоль волокон при изгибе 40 35 0,7 1,15 24
Скалывание (среднее по площадке) в соединениях на врубках и шпонках, учитываемое в пределах не более 10 глубин врезки и двух толщин брутто элемента: вдоль волокон 40 35 0,7 0,8 16
поперек волокон 20 17 0,7 0,8 8
Примечание, Р — Ьт^хК11, т1 = 0,9
ПРИЛОЖЕНИЕ 4
КОЭФФИЦИЕНТЫ а, ДЛЯ ВЫЧИСЛЕНИЯ ИЗГИБАЮЩИХ МОМЕНТОВ В ПРОГОНАХ ДЕРЕВЯННЫХ МОСТОВ ПРИ ЗАГРУЖЕНИИ РАВНОМЕРНО РАСПРЕДЕЛЕННОЙ НАГРУЗКОЙ ВСЕГО ПРОЛЕТА
1. При условии работы трех прогонов
к/8 «г “2 к/ 8 к/ 8 аз
0,0005 0,0425 0,0413 0,020 0,0550 0,0350 0,060 0,0706 0,0272
0,001 0,0435 0,0407 ! 0,025 0,0574 0,0338 0,065 0,0720 0,0265
0,002 0,0444 0,0403 0,030 0,0598 0,0326 0,070 0,0732 0,0259
0,003 0,0451 0,0399 0,035 0,0622 0,0314 0,075. 0,0743 0,0253
0,004 0,0459 0,0395 0,040 0,0639 0,0305 0,080 0,0755 0,0249
0,005 0,0466 0,0391 0,045 0,0659 0,0295 0,085 0,0766 0,0243
0,010 0,0498 0,0376 0,050 0,0675 0,0288 0,090 0,0778 0,0236
0,015 0,0529 0,0361 0,055 0,0692 0,0280 0,095 0,0787 0,0231
0,100 0,0799 0,0226
2. При условии работы пяти прогонов
К;'8 “г ’ I к/8 а2 я>
0,0005 0,0260 0.0257 1 0,0228 | 0,004 0,0378 0,0285 0,0151
0,001 0,030! 0,0263 0,0212 0,005 0,0396 0,0201 0,0136
0,002 0,0332 0,0272 0,0187 0,010 0,0470 0,0303 0,0087
0,003 22 Зак. 1 0,0357 0,0279 0,0168 649
ПРИЛОЖЕНИЕ 5
РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ БЕТОНА НА ПРОЧНОСТЬ
1. Для железобетона без предварительного напряжения
Вид сопротивления Условные обозначения Условия приготовления бетонов Расчетные сопротивления бетона на прочность в кг/см2 для марок бетона
200 250 300 400 500 600
1 2 3 4 5 6 7 8 9
Сжатие осевое Яир А Б 78 72 100 95 125 115 165 150 205 190 245 225
Сжатие при изгибе .... А Б 97 90 125 115 150 140 205 190 255 240 305 280
Скалывание при изгибе . . Условные главные растяги- А?ск А в Б 32 38 44 53 65 70
вающие напряжения . , ^ГрО А и Б 24 28 32 37 42 46
Растяжение осевое .... Ррч А и Б 6,5 8,0 9,5 11,0 12,5 13,5
2. Для предварительно
напряженного железобетона
Вид сопротивления Условные обозна- чения Условия приготовления бетона Расчетные сопротивления бетона при расчете ца тре-щиностойкость по продольным трещинам, на главные напряжения и на растяжение для марок бетона
300 400 500 G0O
Сжатие осевое ^пГр А 135 190 245 295
Б 125 175 225 275
Сжатие при изгибе А 165 235 310 365
Б 155 215 285 335
Главные сжимающие напряжения . . . . А?гсгт А 105 140 175 210
Б 100 130 160 190
Главные растягивающие напряжения . . . А?грп А и Б 20 24 27 28,5
Растяжение А?рп А и Б 13,5 16 18 19
Примечание. Значения расчетных сопротивлений для условий приготовления бстоци, обозначенных буквой А, принимаются для бетонов, приготовленных на бетонных заводах или бе-тонных узлах, при условии предварительного проектирования состава бетона с экспериментальной проверкой результатов подбора, автоматического и полуавтоматического дозирования составляющих бетона по весу и при налЕГчки снеге магического контроля прочЕгости и однородное гв бетона специальной лабораторией. Расчетные сопротивления 7?пр и 7?н для иреднапряженного железобетона см. табл. 1 приложения 5.
ПРИЛОЖЕНИЕ 6
РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ БЕТОНА НА ВЫНОСЛИВОСТЬ
Вид сопротивления Условные обозначения Условия приготовления бетона Расчетные сопротивления бетона И» выносливость в кг! см1 при р 0,1 для марок бетона
200 250 300 400 500 600
Сжатие осевое ^пр А 60 75 90 130 160 190
Б 55 70 85 120 145 175
Сжатие прн изгибе .... А 75 95 115 160 195 235
Б 70 85 105 150 180 220
Растяжение А и Б — — 10,5 12,5 13,5 14,5
Коэффициенты к для определения расчетного сопротивления бетона на выносливость при р > 01,
Р 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7
К 1,0 1,05 1,10 1,15 1,20 1,25 1,30
650
ПРИЛОЖЕНИЕ 7
РАСЧЕТНЫЕ СОПРОТИВЛЕНИЯ АРМАТУРЫ
1. Расчетные сопротивления на прочность и выносливость ненапрягаемой арматуры
Вид арматуры Нормативные сопротивления в кг/см2 Расчетные сопротивления в кг/смг
на прочность Ра на выносливость прн о-0
Горячекатаная, гладкая, полосовая и фасонный прокат из стали ВСт. 3 (сталь A-I) . . 2 400 1 900 1 650
Горячекатаная периодического профиля из стали марки ВСт. 5 и 18Г2С (сталь А-П) . 3 000 2 400 1 700
Низколегированная горячекатаная периодического профиля из стали марки 25Г2С, 35ГС и 18Г2С (сталь A-III) 4 000 3 000 1 800*
* Сталь 35ГС для конструкций, рассчитываемых на выносливость, не допускается.
Расчетные сопротивления напрягаемой растянутой арматуры A’t[ на прочность в кг/ли2
Вид арматуры Диаметр в мм Расчетные сопротивления Нормативные сопротивления
при создании предварительных напряжений, транс- портировке и монтаже 7?Hj и стадии эксплуатации «н2
Проволока высокопрочная, глад-
кая 3 12 400 11000 19 000
4 11 700 10 400 18 000
5 11 000 9 800 17000
6 10 400 9 200 16 000
7 9 800 8 600 15 000
8 9 100 8 000 14 000
Проволока высокопрочная перио-
дического профиля 3 11 700 10 400 18 000
4 11 000 9 800 17 000
5 10 400 9 200 16000
6 9 800 8 600 15 000
7 9 100 8 000 14000
Семипроволочные арматурные
пряди 6,0 (0,226 см2) 11 500 10 800 —
7,5 (0,354 см2) 11 300 10 200 —
9,0 (0,509 см2) 10 700 9 500 —
12,0(0,908 см2) 10 100 9 100 —
15,0(1,415 см2) 9 600 8 500 —
Сталь горячекатаная периодиче-
ского профиля класса A-1V . . 12—18 5100 4 600 6 000
Сталь горячекатаная периодиче-
ского профиля класса А-Ш,
упрочненная вытяжкой 12—40 4 600 4 200 5 400
Расчетные сопротивления в кг[см2 напрягаемой арматуры из стальных канатов спиральных, однорядных, двойной свивки и двухпрядных на прочность
Временное сопротивление проволоки в канате по ГОСТу (нормативное сопро- тивление Яц) В стадии создания предварительных напряжений, хранения, транспортирования и монтажа Ан] В стадии эксплуатации ян2 Временное сопротивление проволоки в канате по ГОСТу (нормативное сопро- тивление 7?ц) В стадии создания предварительных напряжений, хранения, транспортирования и монтажа Ад f В стадии эксплуатации АН2
12 000 6 900 6 200 16 000 9 200 8 300
13 000 7 500 6 800 17 000 9 800 8 800
14000 8 100 7 300 18 000 10 400 9 400
15 000 8 700 7 800 19 000 11 000 9 900
22*
651
ПРИЛОЖЕНИЕ 8
ГРАФИКИ КОЭФФИЦИЕНТОВ ДЛЯ ЦЕНТРАЛЬНО И ВНЕЦЕНТРЕННО СЖАТЫХ СТАЛЬНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ
Гибкость
652
3. Коэффициенты для сварных Н-образпых я широкополочных прокатных зле-
Г'1 Злость
653
ПРИЛОЖЕНИЕ 9
ЭФФЕКТИВНЫЕ КОЭФФИЦИЕНТЫ КОНЦЕНТРАЦИИ НАПРЯЖЕНИЙ £
Расчетные сечения Коэффициент ₽ для стали
углеродистой низколегированной
1. Основной металл в сечениях; а) по соединительным заклепкам или болтам, а
также у свободного отверстия б) по прикреплениям односрезными заклепками или болтами двухстенчатых элементов, у которых непосредственно перекрытая часть сечения составляет: 1,3 1,5
не менее 60% от 40 до 60%, а также одностепчатых эле- 2,0 2,4
ментов в) по прикреплениям одпосрезными высокопрочными болтами двухстенчатых элементов, у которых непосредственно перекрытая часть сечения составляет: 2,6 3,1
не менее 60% 1,3 1,5
от 40 до 60%, а также одностенчатых элементов г) по прикреплениям заклепками или болтами эле- ментов, у которых непосредственно перекрытая часть сечения составляет не менее 80%, в том числе двухсрезными заклепками или болтами 1,4 1,7
не менее 60% 1,6 1,9
д) то же, при высокопрочных болтах е) по первому ряду заклепок или болтов, прикрепляющих фасонки к непрерывным (не стыкуемым в данном узле) элементам, а также у обрыва поясного листа изгибаемого элемента . . 1,2 1,4
1,6 1,9
ж) то же, при применении высокопрочных болтов 2. Основной металл в месте перехода к необработанному стыковому сварному шву с усилением, имею- 1,2 1,4
щим достаточно плавный переход 3. Основной металл в зоне перехода к стыковому сварному шву, обработанному в этом месте абразивным кругом илн специальной фрезой при стыковании листов: 1,4 1,8
а) одинаковой толщины и ширины . 1 ,0 1,0
б) разной ширины 1,2 1,4
в) разной толщины 4. Основной металл в месте перехода к поперечному (лобовому) угловому сварному шву в рабочих соединениях внахлестку при отношении катетов b : а>2 (при направлении большего катета вдоль усилия): 1,3 1,6
а) без механической обработки 2,3 3,2
б) при механической обработке 5- Основной металл вблизи диафрагм и ребер, приваренных угловыми швами к растянутым поясам балки и элементам ферм: а) без механической обработки швов, но при наличии плавного перехода от швов к основному металлу: 1,2 1 ,4
при ручной сварке 1 ,6 2,2
при полуавтоматической сварке 1 ,з 1,5
б) то же, при механической обработке швов . . . 6. Основной металл в местах перехода: а) к фасонкам, привариваемым встык к поясам балок или ферм (или к фасонкам, привариваемым в тавр к стенкам и поясам балок, а также к элементам ферм), при плавной криволинейной форме, механической обработке перехода от фасонки к элементу конструкции и полном 1,0 1,1
проваре толщины фасонки 1,2 1,4
654
Продолжение
Расчетные сечения
б)
в)
1. По а)
б)
В)
Г)
к полному обрыву поясов (полок) двутаврового сечения при постепенном уменьшении к месту обрыва ширины и толщины пояса (полки), полном проваре стенки на концевом участке пояса и механической обработке перехода от пояса к стенке ............................
к накладным компенсаторам ослабления сечения элемента при симметричном уменьшении ширины колшеисатора с уклоном 1 : 1 при механической обработке концов косых швов . , металлу соединений:
заклепки и обычные болты (при расчете на срез и смятие) ............................
высокопрочные болты .......................
стыковые швы (по оси шва) с полным проваром корня шва:
прн автоматической (а также ручной) сварке и просвечивании ... .........................
при ручной сварке без просвечивания.........
угловые поперечные (лобовые) швы по расчетному сечению шва прн сварке:
ручной ....................................
автоматической ............................
Коэффициент р для стали
углеродистой низколегированной
ьз 1,6
1,2 I 3
См. п. 1, б, г
1,0 1,0
1,0 1,0
1.2 1,4
2,3 3,2
1,7 2,4
ПРИЛОЖЕНИЕ 10
ГРАФИНИ ЗНАЧЕНИЙ А ДЛЯ ОПРЕДЕЛЕНИЯ КОЭФФИЦИЕНТОВ ПОНИЖЕНИЯ РАСЧЕТНЫХ СОПРОТИВЛЕНИЙ В РАСЧЕТАХ
НА ВЫНОСЛИВОСТЬ ПРИ ДЛИНАХ ЗАГРУЖЕНИЯ, МЕНЬШИХ 96 м
655
ПРИЛОЖЕНИЕ it
ОСНОВНЫЕ РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ ДЛЯ ПРИМЕНЕНИЯ СТАЛЕЙ ПОВЫШЕННОЙ И ВЫСОКОЙ ПРОЧНОСТИ
(по данным НИИ мостов ЛИИЖТа, ЦНИИСа и МИИТа)
Значения расчетных сопротивлений для сталей повышенной и высокой прочности приведены в табл. 1. При этом коэффициент условий работы принят равным 0,9, коэффициент однородности К = 0,85.
Значения коэффициента понижения расчетного сопротивления при расчетах на устойчивость принимаются но табл. 2, при расчетах па выносливость — по формулам (XVL6) и (XVI.6а) с подстановкой в нее коэффициентов а и Ъ по даггным табл. 3.
Таблица I
Расчетные сопротивления R в кг/см2 для высокопрочных сталей
Расчетное солротлвленле Обозначение Класс стали
С-40 1 С-50 | С-80
Марка стали
Л)Г2СД(МК-40)г 15Г2СФ 12Г2СМФ, 18ХГТ, 15ХГ2СМР [ ЗОХГС 1
При действии осевых сил При изгибе к © 3 200 3 350 4 400 6 000 4 600 ( 6 300
Таблица 2
Коэффициенты ср понижения расчетного сопротивления для центрально сжатых стержней при расчетах на устойчивость
Гибкость Класс стали Гибкость Класс стали
С-35 С-40 С-60 С-80 С-35 { С-40 1 С-60 С-80
0 0,93 0,93 0,93 0,93 70 0,67 0,63 0,46 0,44
10 0,92 0,92 0,92 0,92 80 0,58 0,53 0,36 0,33
20 0,90 0,90 0,90 0,90 90 0,48 0,43 0,27 0,25
30 0,88 0,88 0,88 0,88 100 0,40 0,35 0,20 0 18
40 0,85 0,84 0,82 0,82 110 0,35 0,30 0,18 0,16
50 0,80 0,79 0,72 0,73 120 0,30 0,26 0,16 0,14
60 0,74 0,73 0,62 0,60
Таблица 3
Коэффициенты а и b для
расчетов на выносливость
Коэффициент Класс стали
С-35 С-40 С-60 1 С-80
а ................. 0,65 0,75 1,00 1,10
Ъ . . 0,30 0,32 0,30 0,40
Значения эффективных коэффициентов концентрации подставляемые
в формулы (XVI.6) и (XVI.6а), можно принимать по приложению 9,
Модуль упругости сталей повышенной и высокой прочности принимается равным 2,1 -10е объемный вес — 7,85 коэффициент линейного расширения —
0,000012 иа 1° С, коэффициент трения (для расчета фрикционных болтов) при пескоструйной или огневой очистке — равным 0,55-656
ПРИЛОЖЕНИЕ 12
ДОПУСТИМЫЕ ЗНАЧЕНИЯ ГИБКОСТЕЙ ЭЛЕМЕНТОВ СТАЛЬНЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
Отношение свободной длины элемента к наименьшему радиусу инерции не должно превышать:
1) для элементов главных ферм, работающих на сжатие или па сжатие и
растяжение, а также для элементов поясов главных ферм, работающих на растяжение.................................................... 100
2) для элементов главных ферм, работающих только на растяжение, и для неработающих на временную вертикальную нагрузку элементов главных ферм и связей, служащих для уменьшения свободной длины . . . 150
3) для работающих на сжатие или на сжатие и растяжение элементов продольных связей главных ферм и продольных балок, опорных поперечных связей и тормозных связен...................................... 130
4) то же, для элементов поперечных связен в пролете................. 150
5) для элементов связей автодорожных мостов, работающих только на растяжение..................................................... . 180
6) для соединительной решетки сжатых элементов...................... 150
7) тоже, при двойной склепанной решетке из полос прямоугольного сечения 180
Примечание. Наибольшая допустимая гибкость двутаврового или Н-образного элемента определяется с учетом листа стенки.
ПРИЛОЖЕНИЕ 13
НАИБОЛЬШИЕ ОТНОШЕНИЯ ШИРИНЫ ПАКЕТОВ (ЛИСТОВ) К ИХ ТОЛЩИНЕ
№ п/п Характеристика пакетов Расчет Чая гибкость Отношение
I 2 3 4 Пакеты (листы), расположенные в плоскости фермы из стали; углеродистой низколегированной Пакеты (листы), расположенные перпендикулярно плоскости фермы: а) в клепаных н сварных элементах (кроме сварных элементов Н-образ-ного сечения) из стали; углеродистой низколегированной б) в сварных элементах Н-образпого сечения из стали: углеродистой низколегированной Окаймленные уголками или ре бра .мм свесы пакетов (листов) из стали: углеродистой низколегированной Свободные (неокаймленные) свесы пакетов (листов): а) в клепаных элементах из стали: углеродистой низколегированной б) в сварных элементах из стали: углеродистой низколегированной ... <60 >60 <65 >65 <60 >60 <65 >65 <60 >60 <60 >60 <60 >60 <65 >65 <60 >60 <60 >60 <60 >60 <60 >60 35 0,6 X, но не более 50 30 0,85 X—25, но нс более 50 45 0 35 Х^25, по не более 60 40 0,6 X, но не более 60 35 X—25, по не более 45 30 X—30, но не более 45 20 0,25 Х-ф5, но не более 30 18 0,2 Х^-5, но не более 30 12 0 2 X, по не более 20 10 0,25 X—5, но не более 20 14 0,15 Х^-5, но не более 20 12 0,20 X, но не более 20
657
ПРИЛОЖЕНИЕ 14
КРИТИЧЕСКИЕ НАПРЯЖЕНИЯ ДЛЯ ПРОВЕРНИ СТЕНКИ БАЛКИ НА МЕСТНУЮ УСТОЙЧИВОСТЬ (ПРИ НАЛИЧИИ ТОЛЬКО ПОПЕРЕЧНЫХ РЕБЕР ЖЕСТКОСТИ)1
1. Нормальные критические напряжения
со = 190 /-к [ кг/с.и-
\ h }
Коэффициент к
a/h а 0,4 0,5 0,6 6,667 0, 75 0,80 0,90 1,0 j 1,5
4 Минимальное значение к—95,7
3 54,3 54,5 58,0 .Минимальное значение к =53,8
2 29,1 25,6 24,1 23,9 24,1 24,4 25,6 25,6 24,1
4/3 18,7 — 12,9 ^1.— 11,0 11,2 — 11,0 11,5
1 15,1 '— 9,7 МП 8,4 8,1 — 7,8 8,4
4/5 13,3 — 8,3 —- 7,1 6,9 — 6,6 7,1
2/3 10,8 -— 7,1 — 6,1 6,0 '— 5,8 6,1
0 8,41 6,25 5,14 — 4,36 4,20 4,04 4,0 4,49
макс плас-
„маке ЬУЛИЗЗД ЛЛЩСС Ии Jj
тинке от данной нагрузки;
а — нормальные сжимающие или растягивающие напряжения в
противоположном конце пластинки;
а—расстояние между ребрами, h — высота стенки.
Коэффициент защемления х для сварных балок.
I | 0’5 1,0 2 5 | 10 7 = 0,8 A- fAU3 (А) п \ о } ки.
х j 1,33 Ьо — ширина полкг Для клепаные 1,46 т; &0 —то. балок х 1,55 ищнна noj = 1,4. 1,60 1,65 1 1ки; 5—толщина стен
2. Касательные критические напряжения г0
где b —меньшая из сторон отсека (а или /г);
у — отношение большей стороны отсека к меньшей;
х — коэффициент упругого защемления продольных сторон только для сварных а 2
балок при соотношении сторон -у > -у определяется по таблице
ajlx j 2/3 I 2 00
7 0,5
0,5 1,00 1,07 1,21 1,26 1,30
1,0 1,00 1,08 1,25 1,35 1,42
2,0 1,00 1,08 1,28 1,43 1,52
5,0 1,00 1,09 1,29 1,50 1,60
са 1,00 1,09 1,30 1,55 1,68
Коэффициент ц определяется по формуле (А)>
Для сварных балок, объединенных с железобетонной плитой, *[ = со.
J Указания по определению критических напряжений для балок, имеющих поперечные и про* дольные ребра жесткости, см. СН 200—62, приложение 18,
658
3. Местные сжимающие критические напряжения при равномерном загружении пояса бални
„ _ ion 7 f И)0&У
Pq --1Уи /-Z !--J *
Коэффициенты х и Z
й/Л 2,0 1,3 1,0 0,8 0,6 0,4
г 11,21 8,16 6,26 5,80 5,37 4,88
( 7=0,5 1,32 1,32 1,32 1,30 1,29 1,24
7 = 1,0 1,56 1,52 1,47 1,41 1,36 1,28
'' для j 7=4>о 2,21 1,97 1,73 1,57 1,45 1,32
I у = О0 2,96 2,51 1,88 1,65 1,49 1,34
Для балок, объединенных с железобетонной плитой, а также для клепаных балок (при толщине полок поясных уголков не менее толщины стенки), значение х принимается для случая ? =
ЛИТЕРАТУРА
1. Евграфов Г. К., Л я л и и Н. Б. Расчет мостов по предельным состоя* ниям. Трансжелдориздат, 1962.
2. К а з е й И. И. Коэффициенты перегрузки для временной вертикальной на* грузкн железнодорожных мостов. Журнал «Техника железных дорог», Кз 8, 1950.
3. Хазин ицкая Б. И. Особенности расчета железнодорожных мостов на новую временную вертикальную нагрузку. Труды ЦНИИС, вып. 46. Трансжелдориздат, 1964.
4. К а з е й И. И. Динамический расчет пролетных строений железнодорожных мостов. Трансжелдориздат, 1960.
5. Л е с о х и н Б.Ф. Экспериментальные исследования воздействия железнодорожных нагрузок на балочные железнодорожные мосты. Сообщение ЦНИИС, № 111, 1958.
6. К о з ь м и н Ю. Г. и Невзоров И. Н, Динамическое воздействие поездов с электрической тягой на металлические пролетные строения железнодорожных мостов. Труды НИИ мостов прн ЛИИЖТе, вып. 7, 1962.
7. Ту мае Е. В. Исследование и нормирование подвижных нагрузок для расчета мостов, Автотрансиздат, 1958.
8. Г ибшман Е. Е. Проектирование деревянных мостов. Транспорт, 1965.
9. Справочник инженера-дорожника. Проектирование мостов и труб. Транспорт, 1964.
10. Указания по проектированию и расчету строительных конструкций с применением пластмасс. Госстрой изд ат, 1963,
11. Гибшман Е. Е. и Гибшмап М. Е. Теория и расчет предварительно напряженных железобетонных мостов. Автотрансиздат, 1963.
12. Улицкий Б. Е. Пространственные расчеты балочных мостов. Автотрансиздат, 1962.
13. Г а л е р к и и Б. Г. Упругие тонкие плиты. ГосстройизДат, 1933.
14. Российский Б, А., Назаренко Б. П,, Словинский Н. А. Примеры проектирования сборных железобетонных мостов. Автотрансиздат, 1962.
15. П о л и в а и о в Н. И. Железобетонные мосты на автомобильных дорогах. Автотрансиздат, 1956.
16. Донченко В. Г- Пространственный расчет балочных автодорожных мостов. Автотрансиздат, 1953,
17. Евграфов Г. К., Иоси леве кий Л. И., Александров А. В. и др. Предварительно напряженные балочные пролетные строения мостов. Трансжелдориздат, 1962.
18. Улицкий Б. Е. Пространственный расчет безднафрагменных пролетных строений мостов. Автотрансиздат, 1963.
^Александров А. В. Метод перемещений для расчета плитно-балочных конструкций. Труды МИИТа, вып. 174, 1963.
20. Сми р нов А. Ф-, Александров А. В., Шапошников Н. Н„ Лащеииков Б. Я. Расчет сооружений с применением вычислительных машин. Госстройнздат, 1964.
21. Б е р г О. Я. О предельном состоянии по трещинам в железобетонных мостовых конструкциях. Труды ЦНИИС, вып. 3. Трансжелдориздат, 1951.
22. Власов Г. М. О некоторых особенностях расчета элементов мостовых конструкций с переменной высотой сечения. Сборник статей «Исследование работы искусственных сооружений». Новосибирск, 1965.
23. Иосилевский Л. И. Пролетные строения с неполным натяжением рабочей арматуры. Транспортное строительство, № 6, 1962.
24. И о с и л е в с к и й Л. И. Жесткость преднапряженных пролетных строений с уменьшенным обжатием поясов. Транспортное строительство, № 3, 1964.
25. 3 а в р и е в К- С. Расчет арочных мостов. Трансжелдориздат, 1956.
26. 3 а в р и е в К. С., Мухадзе Л. Г. Расчет круговых арок постоянного сечения. Изд. АН Грузинской ССР, 1962.
27. Я к о б с о к К- К. Расчет железобетонных мостов. Трансжелдориздат, 1948,
28. Александров А. В. Напряжения в подвесках гибкой арки с жесткой затяжкой при учете жесткости узлов. Труды МИИТа, вып. 174, 1963.
29. Улицкий И. И. и др. расчет железобетонных конструкций с учетом длительных процессов. Госстройнздат УССР, 1960.
30. Стрелецкий Н. Н. Сталежелезобетонные мосты. Транспорт, 1965.
31. Протасов К. Г., Теплицкий А. В., Крамарев С, Я-, Никитин М. К. Металлические мосты. Трансжелдориздат, 1957.
32. Dec Stahlbau, 1958, № 1—4.
33. Der Stahlbau, 1955, № 2—4.
34. Der Bauingenieur, 1964, № 12.
35. Der Stahlbau, 1963. № 8, 10.
36. Hawranek Steinhardt, Theorie und Berechnung der Stahlbriicken. Berlin, 1958.
37. Технические условия проектирования железнодорожных, автодорожных и городских мостов и труб, (СН 200-62). Трансжелдориздат, 1962.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Введение
§ 1, Основные виды мостов............................................... 5
§ 2. Краткий исторический очерк развития мостостроения .................И
§ 3. Общие положения проектирования мостов.......................... . 24
Деревянные мосты
Глава I. Конструкции деревянных мостов
§ I. Общая характеристика деревянных мостов.............................36
§ 2. Деревянные мосты малых пролетов под железную дорогу................37
§ 3. Деревянные мосты малых пролетов под автомобильную дорогу’..........53
§ 4. Деревянные пролетные строения с фермами............................71
§ 5. Опоры деревянных мостов.......................................... 79
Глава II. Расчет деревянных мостов
§ 1. Общие положения....................................................92
§ 2. Расчет деревянных мостов под железную дорогу.......................95
§ 3. Расчет деревянных мостов под автомобильную дорогу.................104
§ 4. Расчет деревянных пролетных строений с фермами....................119
Железобетонные мосты
Глава III. Общие сведения о железобетонных мостах
§ 1. Виды и область применения железобетонных мостов...................122
§ 2. Материалы, применяемые в железобетонных мостах ..................123
Глава IV. Железобетонные пролетные строения с разрезными балками
§ 1. Форма и размеры пролетных строений мостов, изготовляемых иа месте . . . 126
§ 2. Поперечные сечения и членение на блоки индустриальных пролетных строений 129
§ 3, Армирование железобетонных балок неяапрягаемой арматурой..........146
§ 4. Индустриальные пролетные строения без предварительного напряжения под железную дорогу . ................................................... . 152
§ 5, Индустриальные пролетвгые строения без предварительного напряжения под автомобильную дорогу...................................................159
§ 6. Предварительно напряженный железобетон в конструкциях мостов......164
§ 7. Расположение арматуры в преднапряженных балках....................172
§ 8. Индустриальные предварительно напряженные пролетные строения под железную дорогу.............................................................175
§ 9. Индустриальные предварительно напряженные пролетные строения под автомобильную дорогу.......................................................185
661