Сталежелезобетонные мосты - Стрелецкий Н.Н.

Автор: Стрелецкий Н.Н.
Теги: строительство инженерных сооружений строительство железобетонные конструкции стальные конструкции мосты мостостроение
Год: 1965
Похожие
Проектирование деревянных и железобетонных мостов
Проектирование металлических мостов
Проектирование мостов и труб. Металлические мосты
Проектирование стальных мостов с учетом пластических деформаций
Текст
                    Н. н. СТРЕЛЕЦКИЙ
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ МОСТЫ
ИЗДАТЕЛЬСТВО
ТРАНСПОРТ
МОСКВА 1965
УДК 624.21.012.45
В книге обобщен отечественный и зарубежный
опыт применения в железнодорожных, автодорожных
и городских мостах сталежелезобетонных пролетных
строений. Излагаются результаты экспериментальных
и теоретических исследований, методы расчета, конст-
руктивные решения, особенности возведения и эксплу-
атации. Большое внимание уделено предварительно
напряженным сталежелезобетонным пролетным строе-
ниям и наиболее прогрессивным конструктивным реше-
ниям— сборной железобетонной проезжей части; свар-
ным стальным конструкциям с монтажными соедине-
ниями на высокопрочных болтах, монтируемым навес-
ным способом; безбалластному мостовому полотну по
железобетонной плите в железнодорожных мостах; по-
лотну проезда без оклеенной гидроизоляции в автодорож-
ных мостах. Подробно рассмотрены способы объедине-
ния железобетона и стали для совместной работы в
конструкциях. Расчет сталежелезобетонных мостовых
конструкций излагается по методике предельных сос-
тояний.
Книга представляет интерес для инженеров-мосто-
виков, занятых проектированием и строительством мо-
стов. Она может быть полезной для студентов и пре-
подавателей вузов.
Сводный темплан по транспорту 1965 г. № 162
ОТ АВТОРА
Основные направления технического прогресса в советском
мостостроении тесно связаны с экономией стали. Этой задаче
подчинено расширение применения сборных предварительно на-
пряженных железобетонных мостовых конструкций, требующих
меньше металла, чем стальные. Во многих случаях, особенно при
больших пролетах, в пролетных строениях мостов остается эко-
номически и технически вполне оправданным применение сталь-
ных конструкций.
Для современных условий весьма характерно сочетание (и обес-
печение совместной работы) стальной конструкции с железо-
бетонной — плитой проезжей части, а иногда и другими железо-
бетонными элементами. В некоторых случаях железобетонными
выполняют большинство элементов пролетного строения и только
отдельные элементы — стальными, например в виде вант. Таким
образом, сталежелезобетонные пролетные строения отличаются
большим разнообразием. По мере развития и совершенствования
сталежелезобетонные пролетные строения могут приближаться по
расходу стали к железобетонным.
Среди трудов советских авторов по сталежелезобетонным пролет-
ным строениям широко известна книга проф. Е. Е. Гибшмана «Про-
ектирование стальных конструкций, объединенных с железобето-
ном в автодорожных мостах», изданная в 1956 г. [14]. В этой книге
рассмотрено проектирование автодорожных пролетных строений
в виде стальных балок или ферм, объединенных с железобетонной
плитой проезжей части. В дальнейшем были проведены обширные
исследования сталежелезобетонных мостовых конструкций в
ЦНИИСе, МАДИ, МИИТе, БИИЖТе и в других организациях,
а также за рубежом. Появились новые системы сталежелезо-
бетонных пролетных строений, в Советском Союзе резко увели-
чилось применение сборных железобетонных плит и был осу-
ществлен переход на методику предельных состояний в расчетах
3
мостов. Расширилось применение сталежелезобетонных пролетных
строений в железнодорожных мостах.
В 1961—1963 гг. были созданы и утверждены первые в Совет-
ском Союзе нормативные документы по проектированию сталеже-
лезобетонных пролетных строений — соответствующие разделы
Технических условий проектирования железнодорожных, авто-
дорожных и городских мостов и труб (СН 200-62) и Строительных
норм и правил (глава СНиП П-Д.7-62 «Мосты и трубы. Нормы
проектирования»), а также развернутые Технические указания по
проектированию сталежелезобетонных пролетных строений
(ВСН 92-63).
В предлагаемой книге изложены результаты исследований,
в значительной степени выполненных во Всесоюзном научно-исследо-
вательском институте транспортного строительства (ЦНИИС) авто-
ром книги. Данные этих исследований вместе с накопленным опытом
проектирования, строительства и эксплуатации сталежелезобетон-
:ных пролетных строений послужили обоснованием расчетных и
конструктивных нововведений, регламентированных указанными
нормативными документами. Наиболее полно использован опыт
государственных проектных институтов «Проектстальконструк-
ция», «Гипротрансмост», «Ленгипротрансмост», «Союздорпроект»
(Киевский филиал), а также зарубежный опыт.
В книге рассмотрены различные системы сталежелезобетонных
пролетных строений, способы их предварительного напряжения и
регулирования, методы расчета по предельным состояниям, спе-
цифические конструктивные и производственные вопросы. Осве-
щены конструкции железобетонной проезжей части. В отношении
стальных мостовых конструкций изложены только те вопросы рас-
чета, конструирования и монтажа, которые связаны с объедине-
нием стали с железобетоном. Примеры расчета опущены, по-
скольку они опубликованы в приложениях к Техническим указа-
ниям ВСН 92-63 [261 ].
Автор выражает глубокую признательность канд. техн, наук
Н. Б. Лялину—редактору книги и руководителю лаборатории кон-
струкций металлических мостов ЦНИИСа, в которой проводились
изложенные в книге исследования, инж. И. А. Xазану, давшему
много ценных замечаний при рецензировании рукописи, и инж.
Г. Д. Попову, предоставившему большое количество проектных
материалов и сформулировавшему ряд рекомендаций, обобщающих
опыт проектирования.
Автор будет благодарен за замечания и пожелания, высказан-
ные по книге.
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
И ИХ МЕСТО В МОСТОСТРОЕНИИ
§ 1. ЗАКОНОМЕРНОСТЬ ПОЯВЛЕНИЯ И РАЗВИТИЯ
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
И ИХ КЛАССИФИКАЦИЯ
Анализируя пути технического прогресса в мостостроении,
можно выделить три общих его направления, обусловивших в своей
совокупности появление новой категории мостовых конструкций —
сталежелезобетонных пролетных строений.
В качестве первого такого направления следует назвать резкое
расширение применения железобетона в мостовых конструкциях.
Долгое время основными материалами для строительства мостов
были камень и дерево; с развитием металлургии массовое приме-
нение получили в мостах стальные конструкции, что позволило
значительно увеличить пролеты; в настоящее же время техника
железобетона, особенно предварительно напряженного и сбор-
ного, шагнула вперед настолько далеко, что железобетон стал
наиболее распространенным материалом для конструкций мостов.
Это обусловило закономерность сочетания двух основных материа-
лов — железобетона и стали — в одной мостовой конструкции,
в которой каждый из этих материалов используется наиболее ра-
ционально в соответствии со своими свойствами и особенностями.
Вторым из направлений, характеризующих эволюцию мостовых
конструкций, является совершенствование полотна проезда для
улучшения эксплуатационных качеств мостов. Еще 20 лет назад
наибольшее распространение на стальных мостах имело деревянное
полотно проезда, обладавшее малой долговечностью. В настоящее
же время в автодорожных и городских мостах деревянное полотно
проезда практически не применяется (если не говорить о деревян-
ных мостах). Оно заменено долговечным полотном проезда по желе-
зобетонной плите — обычным, имеющим оклеечную гидроизоляцию,
или облегченным, не имеющим последней. За рубежом в проезжей
части наряду с железобетонной плитой широко применяют также
стальную ортотропную плиту. В железнодорожных мостах на смену
мостовому полотну на деревянных поперечинах идет мостовое по-
лотно по железобетонной плите как с балластом, так (в последние
5
годы) и безбалластное. В железнодорожных пролетных строениях
с ездой поверху уже сейчас мостовое полотно на деревянных попе-
речинах применяется редко.
Широкое применение железобетонной плиты проезжей части
в соответствии с эксплуатационными требованиями и условиями
долговечности конструкций явилось одной из главных причин рас-
пространения сталежелезобетонных пролетных строений.
Третье общее направление технического прогресса, способ-
ствовавшее появлению сталежелезобетонных конструкций, — это
стремление рассматривать пролетное строение как единое простран-
ственное целое и обеспечивать пространственную совместную ра-
боту плоскостных частей пролетного строения (главных ферм,
проезжей части, связей), учитывая эту совместную работу в рас-
четах. В стальных пролетных строениях сейчас отказываются от
излишних шарниров и разрывов, устраивавшихся с целью прибли-
жения действительной конструкции к упрощенной расчетной схеме.
Широко применяют статически неопределимые системы, особенно
комбинированные, и пространственные конструкции нового типа —
коробчатые и складчатые, которые, строго говоря, даже нельзя
разделить на главные фермы, проезжую часть и связи. Совмеще-
ние функций элементов как раз и характерно для сталежелезобе-
тонных пролетных строений. Конструкция в виде стальных глав-
ных балок, на которые железобетонные плиты проезжей части уло-
жены свободно, еще не является сталежелезобетонным пролетным
строением. Специфическая особенность сталежелезобетонных про-
летных строений — наличие специальных конструктивных дета-
лей, объединяющих железобетон и сталь в единую конструкцию.
Сталежелезобетонные конструкции характеризуются, таким
образом, использованием и тесным взаимодействием элементов не
менее чем из двух материалов — прокатной стали и железобетона.
Относительная легкость стальных конструкций и простота их мон-
тажа сочетаются с эффективностью бетона, работающего'на сжатие.
Монтаж сталежелезобетонных пролетных строений осуществля-
ют, как правило, не менее чем двумя этапами: в первом этапе мон-
тируют стальную часть конструкции, а во втором устанавливают
железобетонную часть. До включения железобетона в работу сталь-
ная часть воспринимает не только собственный вес, но и вес железо-
бетона. Путем последующего предварительного напряжения или
регулирования можно усилия от постоянных нагрузок и воздей-
ствий перераспределить между железобетоном и сталью наиболее
выгодным образом.
В большинстве сталежелезобетонных пролетных строений
работу железобетона в составе главных балок или ферм использо-
вали только в зоне, сжимаемой временной нагрузкой: в железо-
бетонной плите проезда, включенной в работу на участках
действия положительных изгибающих моментов при езде поверху,
в железобетонных сжатых элементах сквозных ферм и т. д. Однако
в последние годы развитие предварительно напряженных конструк-
6
ций открыло возможность эффективного использования железо-
бетона и в зонах, растягиваемых временной нагрузкой. Предвари-
тельно напряженная сталежелезобетонная конструкция может быть
по существу синтезом уже не двух, а трех материалов — прокатной
стали, железобетона и высокопрочной арматуры. В таких конструк-
циях продольные сжимающие усилия воспринимаются в основном
бетоном, а продольные растягивающие усилия — стальными ка-
натами или пучками высокопрочной проволоки. Наличие предва-
рительно обжатого железобетона, воспринимающего натяжение
высокопрочной арматуры, позволяет существенно уменьшить рас-
ход прокатной стали и, кроме того, увеличить жесткость конструк-
ции, т. е. получить пролетное строение минимальной высоты. Про-
катная сталь используется для воспринятия усилий от монтажных
нагрузок, поперечных сил от эксплуатационных нагрузок и отно-
сительно небольшой части продольных усилий от эксплуатацион-
ных нагрузок.
За рубежом имеют некоторое распространение пролетные строе-
ния с железобетонной плитой проезда, включенной в совместную
работу с металлическими балками или фермами из легких сплавов
(алюминия). В Советском Союзе такое «алюможелезобетонное»
пролетное строение 32,4 м установлено на автодорожном мосту
через р. Озерна. В связи с малым модулем упругости легких спла-
вов железобетон в этих пролетных строениях включается в работу
более интенсивно, чем в сталежелезобетонных (при отсутствии пред-
варительного напряжения и регулирования), а также значительно
более резко увеличивает жесткость конструкции, что особенно важ-
но для пролетных строений из легких сплавов. Пролетные строе-
ния из легких сплавов и железобетона могут составить тему само-
стоятельного исследования и не будут рассматриваться в этой книге.
Относительный объем железобетонных конструкций в стале-
железобетонных пролетных строениях может быть существенно раз-
личным. В работе некоторых сталежелезобетонных пролетных
строений роль железобетона настолько невелика (например, если
имеется железобетонная плита, объединенная только со стальными
балками проезжей части), что такие пролетные строения до настоя-
щего времени именовали стальными. Напротив,имеются и такие кон-
струкции, в которых вес стальных элементов, незакрытых бетоном,
настолько мал (например, при стальных подвесках или раскосах,
соединяющих железобетонные арки с железобетонными затяжками),
что эти пролетные строения считали просто железобетонными.
Согласно Техническим указаниям ВСН 92-63 [261 ] различаются
две степени замены стали железобетоном в сталежелезобетонных
пролетных строениях. К I степени относятся пролетные строения,
в которых из железобетона выполнена только плита проезжей части
(плоская или ребристая), а все остальные элементы изготовлены
из стали. Ко II степени относятся конструкции,в которых железо-
бетон имеется не только в проезжей части, но и в других частях
пролетного строения.
7
По расходу стали сталежелезобетонные пролетные строения
I степени близки к стальным, а сталежелезобетонные пролетные
строения II степени — к железобетонным. Если на применение
сталежелезобетонных пролетных строений I степени (как и сталь-
ных) распространяли директивные ограничения, вызванные
требованиями экономии стали и не всегда соответствующие
экономическим критериям стоимости, то на применение сталеже-
лезобетонных пролетных строений II степени директивные ограни-
чения не должны распространяться. Выбор между сталежелезобе-
тонными II степени и железобетонными пролетными строениями
следует делать, руководствуясь только экономическими критериями.
Можно предложить следующую классификацию сталежелезо-
бетонных пролетных строений (рис. 1).
I степень
а)	Объединенные пролетные строения (с ездой поверху), имею-
щие железобетонную плиту проезжей части, включенную в совме-
стную работу с главными фермами (сплошными или сквозными),
и не имеющие других железобетонных элементов. Объединенные
пролетные строения являются наиболее распространенным видом
сталежелезобетонных конструкций, и в недавнем прошлом тер-
мины «объединенные» и «сталежелезобетонные» пролетные строения
часто считались синонимами.
б)	Пролетные строения (обычно с ездой понизу или посередине),
имеющие железобетонную плиту проезжей части, объединенную
только со стальной балочной клеткой, и не имеющие других железо-
бетонных элементов. Проезжая часть в целом может быть либо
включена в совместную работу с главными фермами, либо выклю-
чена из совместной работы.
в)	Пролетные строения с ездой понизу или посередине, имеющие
полностью железобетонную проезжую часть, обычно включенную
в совместную работу с главными фермами.
II степень
г)	Двухплитные пролетные строения, имеющие железобетон-
ные плиты, расположенные как сверху, так и снизу стальных кон-
струкций главных ферм (как правило, сплошных для езды поверху)
и включенные в совместную работу с ними.
д)	Сквозные пролетные строения, в которых конструкция про-
езда (проезжая часть совместно с расположенными в том же
уровне балками жесткости или поясами главных ферм) полностью
железобетонная, а вне конструкции проезда железобетона не
имеется.
е)	Сквозные пролетные строения, имеющие железобетон не
только в уровне проезда, но и в некоторых расположенных вне этого
уровня линейных элементах главных ферм.
К сталежелезобетонным конструкциям относятся также про-
летные строения, имеющие основные несущие элементы из трубо-
бетона. Проблеме применения трубобетона посвящена книга проф.
В. А. Росновского [72].
8
Сталежелезобетонные пролетные строения чаще всего имеют
главные балки со сплошной стенкой. Из сквозных сталежелезобе-
тонных конструкций наиболее распространены сейчас решетчатые
комбинированные пролетные строения с жесткими поясами
в уровне проезда и внеузловым опиранием на них проезжей части.
Реже применяют простые комбинированные пролетные строения
CL)	I степень
г)	П степень
Рис. 1. Виды сталежелезобетонных пролетных строений:
а —объединенное; б —с объединенными балками в проезжей части
при езде понизу; в — с ребристой железобетонной проезжей частью
при езде понизу; г — двухплитное; д — с полностью железобетон-
ной конструкцией проезда при езде понизу; е —с железобетонными
поясами вне уровня проезда; / — сталь; 2 — железобетон

(с балками жесткости, но без решетки) и еще реже — простые ре-
шетчатые пролетные строения (с решетчатыми главными фермами
и с опиранием проезжей части только на узлы главных ферм). Ха-
рактерными для сталежелезобетона разновидностями комбиниро-
ванных систем являются подпружные и современные вантовые —
в виде сплошных балок, усиленных над промежуточными опорами
(или по всей длине) подпругами или вантами. Находят применение
также сталежелезобетонные пролетные строения с жесткими арка-
ми — решетчатыми или сплошностенчатыми.
Из внешних статических схем для сталежелезобетонных пролет-
ных строений чаще всего применяются балочные и существенно
реже — рамные, арочные и висячие.
9
Далеко не все разнообразные рациональные виды и схемы стале-
железобетонных пролетных строений получили к настоящему вре-
мени достаточное распространение. Перед проектировщиками от-
крыто широкое поле деятельности для создания новых, наиболее
эффективных конструкций.
§ 2. ВИДЫ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
И РЕГУЛИРОВАНИЯ
Способы предварительного напряжения и регулирования сило-
вых факторов в сталежелезобетонных пролетных строениях очень
разнообразны. Это объясняется, во-первых, особенностями возве-
дения, осуществляемого в несколько этапов, и, во-вторых, соче-
танием специфики железобетонных и стальных конструкций. Пред-
варительное напряжение и регулирование осуществляют с целью
получения экономии стали и обеспечения трещиностойкости железо-
бетона.
Экономии стали достигают созданием искусственных предвари-
тельных моментов и усилий, обратных по направлению моментам
и усилиям от внешних вертикальных нагрузок, перераспределением
внутренних силовых факторов в пределах поперечных сечений,
обеспечивающим полное использование как стали, так и железо-
бетона, и заменой части обычной прокатной стали более эффек-
тивной высокопрочной арматурой. Трещиностойкость железо-
бетону придают путем предварительного обжатия его тем или
иным способом.
До последнего времени в литературе преобладало мнение, что
«предварительное напряжение» является частным случаем более
общего понятия «регулирование» (см., например, [92]). Это вносило
некоторую нечеткость в назначение коэффициентов перегрузки,
могущих иметь разные величины для постоянных нагрузок от соб-
ственного веса конструкций и для воздействий искусственных уси-
лий предварительного напряжения.
С нашей точки зрения, принятой в Технических указаниях
ВСН 92-63, «предварительным напряжением» следует именовать
специальное искусственное создание системы силовых факторов,
не зависящих от собственного веса конструкции. Балластные при-
грузки и противовесы, временно или постоянно устанавливаемые
на конструкцию специально для осуществления ее предварительно-
го напряжения, не включаются в понятие «конструкция»; соот-
ветственно силовые факторы от веса балластных пригрузок и
противовесов входят в систему предварительного напряжения.
«Регулированием» следует называть, строго говоря, только спе-
циальное изменение или перераспределение силовых факторов
от собственного веса конструкции, осуществляемое изменением
схемы работы в ходе возведения конструкции и загружения ее ве-
сом своих составных частей, а не приложением к конструкции
искусственных воздействий.
10
Предварительное напряжение может быть внутренним и внешним.
Внутреннее предварительное напряжение заключается в созда-
нии внутри конструкции желательной искусственной взаимно
уравновешенной системы силовых факторов, в частности:
а)	натяжением высокопрочной арматуры или других элементов,
обжимающих основную конструкцию;
б)	обжатием железобетонной плиты горизонтальными дом-
кратами;
в)	вертикальными перемещениями или временной балластной
пригрузкой с перераспределением усилий между стальными и же-
лезобетонными частями поперечных сечений; в этом способе сталь-
ную часть конструкции выгибают до объединения ее с железобетон-
ной плитой, а после объединения приложенные для выгиба усилия
снимают.
Внешнее предварительное напряжение состоит в искусственном
приложении усилий, уравновешенных вне конструкции и остаю-
щихся на период эксплуатации, например:
а)	устройством противовесов на консолях;
б)	избыточным натяжением анкерных опорных закреплений;
в)	избыточным натяжением дополнительных кабелей в распор-
ных висячих и вантовых схемах и искусственным увеличением рас-
пора в арочных, висячих и вантовых распорных схемах.
Регулирование силовых факторов от собственного веса конструк-
ции может осуществляться, например:
а)	устройством временных шарниров или разрывов в статически
неопределимых системах;
б)	включением в работу крайних опор неразрезной балки после
прогибов консолей промежуточной схемы под действием собствен-
ного веса части конструкции;
в)	включением в работу после воспринятия части постоянной
нагрузки новых элементов, например превращающих балочную
схему в рамную;
г)	изменением соотношения между частями постоянных нагру-
зок, воспринимаемых до и после объединения стали с железобетоном.
В инженерной практике «регулированием» называют также
искусственные перемещения, например:
а)	смещения опор, придающие конструкции начальный выгиб;
б)	изменения длин подвесок или вант в висячих и вантовых
конструкциях.
Если перемещения производят в статически неопределимой
схеме, то по направлениям перемещений прикладывают соответ-
ствующие искусственные усилия (например, домкратами). Таким
образом, согласно нашей терминологии правильнее было бы назы-
вать эти операции «предварительным напряжением». Однако можно
называть их и «регулированием силовых факторов от собственного
веса», если искусственные перемещения не превосходят перемеще-
ний, возможных по тем же направлениям от собственного веса при
изменении схемы конструкции. Важно только к усилиям, развивае-
11
мым домкратами или другими искусственными средствами, при-
нимать коэффициенты перегрузки, присущие воздействиям предва-
рительного напряжения.
«Предварительное напряжение» и «регулирование» так часто
применяются в сочетании друг с другом и понятия эти так тесно
связаны между собой, что нет необходимости излишне разграничи-
вать эти термины. Следует отметить, что, вообще говоря, любое
распределение силовых факторов, полученное в результате регули-
рования воздействий собственного веса, можно получить и предва-
рительным напряжением, т. е. без изменения схемы конструкции
в ходе ее загружения, но с приложением искусственных воздей-
ствий. Однако обратного сказать нельзя — если искусственные
перемещения превосходят перемещения, возможные по тем же на-
правлениям от собственного веса при изменении схемы конструк-
ции, то нельзя получить регулированием воздействий собственного
веса такие же суммарные силовые факторы, которые получаются
добавлением к воздействиям собственного веса еще и предваритель-
ного напряжения.
Недостаточно глубокая проработка вопроса о предварительном
напряжении и регулировании может привести к усложнению про-
изводства работ, удлинению сроков строительства и увеличению
стоимости сооружения. Поэтому решение вопроса о необходимости
и целесообразности предварительного напряжения и регулирова-
ния, выбор, способа и определение соответствующих параметров
составляют один из наиболее сложных этапов проектирования, от
которого в значительной степени зависит эффективность многих
сталежелезобетонных конструкций. Конкретные примеры даны
в главах II и III, некоторые расчетные вопросы — в главах V
и VI и отдельные производственные особенности — в главе X.
До введения новых Технических условий СН 200-62 и Техни-
ческих указаний ВСН 92-63 условия трещиностойкости железо-
бетона в сталежелезобетонных конструкциях специально не регла-
ментировались, что позволяло проектировщикам за счет снижения
эксплуатационных качеств конструкции обходиться без предвари-
тельного напряжения (и без усиленного армирования) в ряде си-
стем, имеющих железобетон в растягиваемых зонах. С введением
четких требований к трещиностойкости применение предваритель-
ного напряжения в сталежелезобетонных пролетных строениях
значительно увеличивается.
§ 3. ТЕХНИКО-ЭКОНОМИЧЕСКИЕ ПОКАЗАТЕЛИ
И ОБЛАСТИ ПРИМЕНЕНИЯ
Технико-экономические показатели сталежелезобетонных про-
летных строений представляют интерес в сопоставлении с показа-
телями стальных и железобетонных мостовых конструкций.
По отношению к стальным пролетным строениям с деревянным
полотном проезда наибольшее значение имеет коренная разница
12
в эксплуатационных показателях. Деревянное полотно проезда,
в том числе и железнодорожное деревянное мостовое полотно, яв-
ляется по существу временной конструкцией. Эксплуатационные
расходы на текущее содержание и ремонт проезжей части с дере-
вянным полотном проезда превосходят соответствующие расходы
при проезжей части с железобетонной плитой от двух до шести раз
в железнодорожных мостах [77 ] и еще больше — в автодорожных
и городских мостах.
По расходу стали сталежелезобетонные пролетные строения
I степени использования железобетона и стальные пролетные строе-
ния с деревянным полотном очень близки друг к другу, поскольку
экономия стали от включения в работу железобетона полностью
или частично поглощается значительным (до трех раз) увеличе-
нием постоянной нагрузки за счет применения тяжелой проезжей
части (железобетонной плиты с балластом в железнодорожных мо-
стах или с тяжелыми покрытиями в автодорожных мостах). По-
скольку строительная стоимость проезжей части при применении
железобетона больше, чем при применении дерева, очевидно, что
при I степени использования железобетона строительная стоимость
всего сталежелезобетонного пролетного строения также будет
больше, чем стального рассматриваемого вида. Однако практика
показала, что, несмотря на некоторые производственные осложне-
ния, вызываемые (особенно в случаях возведения в зимних усло-
виях) наличием в конструкции железобетонной части, указанное
увеличение строительной стоимости пролетного строения все же
не превосходит обычно 5—10%. Это увеличение с избытком покры-
вается улучшением эксплуатационных качеств конструкции (увели-
чением горизонтальной и вертикальной жесткости, возможностью
установки в железнодорожных мостах на уклонах и кривых и т. д.)
и, главное, уменьшением эксплуатационных расходов. Правиль-
ность этого доказана самой жизнью, практическим отказом от при-
менения деревянного полотна проезда при стальных главных фер-
мах во всех автодорожных и городских мостах и в железнодорожных
мостах с ездой поверху и переходом в Советском Союзе на устрой-
ство в большинстве мостов полотна проезда по железобетонной
плите.
Значительно более прост вопрос о технико-экономической эф-
фективности сталежелезобетонных пролетных строений I степени
использования железобетона по отношению к стальным пролетным
строениям с железобетонной плитой, не включенной в работу.
Здесь эксплуатационные расходы, производственные особенности,
расход бетона и величины постоянных нагрузок примерно одинако-
вы, поэтому включение железобетона в работу дает чистый выигрыш
в расходе стали. Величина экономии стали для объединенных про-
летных строений составляет 15—20% [14].
Назвать какие-либо определенные цифры экономии стали для
сталежелезобетонных пролетных строений II степени использова-
ния железобетона нельзя, поскольку в таком пролетном строении
13
степень замены стали железобетоном может быть самой различной
и в пределе пролетное строение может превратиться в полностью
железобетонное. В статье [15] показано, что расход стали в пролет-
ном строении при увеличении количества полностью включенного
в работу бетона в его сжатых поясах уменьшается за счет того, что
часть усилий воспринимается бетоном, однако возрастание постоян-
ной нагрузки влияет в противоположном направлении. Исследо-
вания показали, что для каждой конкретной конструкции и для
заданных материалов существует определенный предельный пролет,
при превышении которого увеличение количества рабочего бетона
перестает давать экономию стали. Эти предельные пролеты доста-
точно велики. Например, для балочно-разрезной системы при мало-
углеродистой стали величины их получаются от 140 до 280 я,
а при низколегированной стали оказываются еще больше. Таким
образом, можно считать, что для всех практически применяемых
пролетов увеличение количества бетона обеспечивает экономию
стали.
Наибольший интерес представляет сравнение сталежелезобе-
тонных пролетных строений и пролетных строений со стальными
ортотропными плитами. Автодорожные и городские стальные мосты
с ортотропными плитами получили за рубежом в последние годы
большое распространение и в определенной степени даже начали
вытеснять сталежелезобетонные пролетные строения. Примене-
нием стальной ортотропной плиты со специальным ездовым покры-
тием поверх стального листа высокие эксплуатационные качества
и выгодная совместная пространственная работа всех элементов
пролетного строения достигаются без использования железобетона.
Расход стали по сравнению со сталежелезобетонным пролетным
строением при этом увеличивается в связи с работой стальной кон-
струкции на местный изгиб и уменьшается в связи с уменьшением
постоянной нагрузки. Стальная ортотропная плита хорошо работает'
совместно с главными фермами как на сжатие, так и на растяжение,
не требуя предварительного напряжения, что облегчает применение
неразрезных схем. Монтаж стальной ортотропной плиты легко осу-
ществляется в любое время года вместе со всей остальной металичес-
кой конструкцией пролетного строения.
Применение пролетных строений со стальными ортотропными
плитами требует довольно сложной технологии сварки этих плит,
а также использования специальных материалов и специальной тех-
нологии для устройства ездового покрытия.
Весьма эффективные по расходу стали зарубежные пролетные
строения со стальными ортотропными плитами не удовлетворяют
принятым в Советском Союзе нормам вертикальной жесткости.
Сравнительный анализ технико-экономических показателей авто-
дорожных балочных сталежелезобетонных пролетных строений и
стальных пролетных строений с ортотропными плитами примени-
тельно к условиям Советского Союза (в частности, при действую-
щих у нас сейчас нормах жесткости) говорит об эффективности:
14
сталежелезобетонных пролетных строений по расходу стали при
пролетах менее 120—160 м, а по стоимости — при пролетах
менее 100—120 м. Конструкции со стальными ортотропными
плитами эффективны при больших пролетах, а также в разводных
пролетах.
Высказывалось мнение о том, что крупным недостатком стале-
железобетонных пролетных строений по сравнению со стальными
является необходимость изготовления элементов на двух заводах
(стальных конструкций и железобетонных конструкций) вместо
одного. Это мнение неубедительно, так как в современных условиях
ни одно строительство металлического моста все равно не обходится
без применения железобетонных элементов, например, в виде свай,
оболочек, надфундаментных элементов опор, береговых пролетных
строений небольшой длины и т. д. Железобетонные элементы, вклю-
чаемые в работу в составе сталежелезобетонного пролетного строе-
ния, обычно имеют простую конструкцию, и изготовление их не
вызывает принципиальных технологических трудностей. Эти эле-
менты можно изготовлять в едином технологическом потоке с дру-
гими вышеуказанными железобетонными элементами либо на том
же заводе железобетонных конструкций, либо на полигоне
в непосредственной близости от строительства в инвентарной
опалубке.
В отношении монтажа отрицать определенные усложнения при
применении сталежелезобетонных пролетных строений вместо
стальных, конечно, нельзя. Однако в большинстве случаев монтаж
сталежелезобетонных пролетных строений, его методы, трудоем-
кость, продолжительность и стоимость, а также необходимое обо-
рудование и обустройства ближе к монтажу стальных пролетных
строений, чем к монтажу железобетонных пролетных строений.
Сопоставление сталежелезобетонных пролетных строений с же-
лезобетонными представляет большие трудности. Железобетонные
пролетные строения, особенно предварительно напряженные, раз-
виваются в настоящее .время наиболее интенсивно и показатели их
быстро улучшаются. Данные для стоимостного сравнения отличают-
ся большой неустойчивостью. Различия в монтажных показателях
сильно зависят от конкретных местных условий и трудно поддаются
систематизации. Учитывая все это, приходится ограничиться в дан-
ном вопросе только самыми общими положениями.
Главный недостаток сталежелезобетонных пролетных строений
I степени использования железобетона по сравнению с железобетон-
ными пролетными строениями состоит в повышенном в 1,5—3 раза
расходе стали (включая арматуру). Разница в расходе стали умень-
шается с увеличением пролета. Расход бетона на единицу длины
в указанных сталежелезобетонных пролетных строениях почти не
зависит от величины пролета, а в железобетонных пролетных строе-
ниях увеличивается с ростом пролета. Соответственно конкуренто-
способность рассматриваемых сталежелезобетонных пролетных
строений с ростом пролета также увеличивается.
15
Сталежелезобетонные пролетные строения II степени исполь-
зования железобетона, предварительно напряженные натяжением
высокопрочной арматуры, могут иметь такой же расход стали, как
и железобетонные пролетные строения. Расход бетона получается
при этом уменьшенным, а условия монтажа — улучшенными. Соот-
ветствующие примеры приведены в главе III.
Серьезным недостатком сталежелезобетонных пролетных строе-
ний по сравнению с железобетонными является наличие не закры-
тых бетоном стальных поверхностей, требующих периодичес-
кой окраски, что существенно увеличивает эксплуатационные
расходы.
Данные, приведенные выше, получены применительно к тем
конструкциям сталежелезобетонных пролетных строений, которые
имеют в настоящее время широкое распространение. Стальную часть
этих конструкций выполняют сварной из низколегированной или
малоуглеродистой стали с монтажными соединениями на заклепках
или высокопрочных болтах, а иногда даже полностью клепаной.
В железобетонной части применяют тяжелый бетон марок от 300
до 500. В качестве высокопрочной арматуры используют пучки
проволоки прочностью порядка 17 000 кПсм2 или стальные канаты
из проволок примерно такой же прочности. Полотно проезда авто-
дорожных и городских мостов осуществляют обычно с оклеечной
гидроизоляцией по подготовке и с защитными покрытиями; мостовое
полотно железнодорожных мостов устраивают на балласте.
Имеются перспективы значительного улучшения технико-эко-
номических показателей сталежелезобетонных пролетных строений
в ближайшем будущем путем реализации, ряда вполне назревших
мероприятий.
Одним из наиболее эффективных мероприятий является облег-
чение полотна проезда. В автодорожных и городских мостах следует
применять полотно без оклеечной гидроизоляции и сопутствующих
ей подготовительного и защитного слоев, что уменьшает постоянную
нагрузку на 200—300 кГ/м2. В железнодорожных мостах безбал-
ластное мостовое полотно по железобетонной плите уменьшает
постоянную нагрузку на мост на 3—3,5 т/м, что позволяет получить
существенную экономию стали.
Полотно проезда по железобетонной плите без оклеечной гидро- „
изоляции с плотным армированным цементобетонным покрытием
(выравнивающим слоем), в значительной степени включенным в ра-
боту плиты, либо с асфальтобетонным покрытием, непосредственно
уложенным на уплотненную поверхность железобетонной плиты,
можно уже сейчас широко применять согласно действующим Техни-
ческим указаниям ВСН 85-63 [263] при соблюдении небольших
ограничений и требований [38].
Безбалластное мостовое полотно с непосредственным . крепле-
нием рельсовых нитей к железобетонной плите и с применением
упругих прокладок успешно применяется в настоящее время в Со-
ветском Союзе в опытном порядке.
16
Снижение постоянной нагрузки на 100—200 кПм1 2 и соответ-
ствующую экономию стали можно получить, применяя легкий бе-
тон — керамзитобетон, аглопоритобетон или легкий бетон на есте-
ственном пористом заполнителе.
При обеспеченном производстве легких заполнителей вблизи от
места строительства применение легких бетонов в сталежелезобе-
тонных пролетных строениях может быть эффективным [8].
Мощным средством экономии стали в ближайшем будущем явится
применение термически упрочненных сталей с пределом текучести до
50—60 кГ!мм2 и более для отдельных элементов стальных конструк-
ций или даже для всего стального каркаса, монтируемого перед
установкой железобетонных элементов. Имеются хорошие перспек-
тивы в части повышения сопротивлений высокопрочной проволоки
и стальных канатов, а также в части снижения стоимости стальных
канатов и ликвидации их дефицитности. Применение предваритель-
ного напряжения в сталежелезобетонных пролетных строениях не-
обходимо значительно расширить.
Производственные осложнения при установке сборных железо-
бетонных элементов в конструкцию сталежелезобетонного пролет-
ного строения можно существенно уменьшить прежде всего путем
исключения применяемых в настоящее время мокрых работ. Для
этого требуется повышение точности изготовления железобетонных
элементов, что возможно путем применения инвентарных опалубок-
кондукторов и общего подъема культуры производства. Широкое
применение должны найти в железобетонной части соединения на
высокопрочных болтах, сухие и клеевые соединения, эпоксидные
смолы и т. д.
Уменьшение эксплуатационных расходов на содержание стале-
железобетонных пролетных строений должно быть достигнуто путем
повышения качества окраски, а также создания принципиально
новых защитных покрытий стали на основе нестареющих поли-
меров.
Объективное всестороннее экономическое сопоставление стале-
железобетонного варианта пролетного строения со стальным или
железобетонным составляет в каждом конкретном случае сложную
задачу. Решение ее облегчено сейчас наличием соответствующего
утвержденного нормативного документа \ составленного в ЦНИИСе
на основе работы Л. М, Тауэра.
Согласно этому документу экономическая эффективность моста
со стальным, сталежелезобетонным или железобетонным пролетным
строением определяется прежде всего по его приведенной стоимости.
Приведенную стоимость определяют на основе первоначальной
(строительной) стоимости с учетом стоимости эксплуатации (ремон-
тов и текущего содержания), продолжительности сооружения и
трудоемкости.
1 Указания по сравнению и оценке проектных вариантов средних и
больших мостов (ВСН 108-64). М., Гострансстрой, 1964.
2 Зак. 9 39	17
Первоначальную стоимость К определяют в рублях по смете
с учетом в необходимых случаях зимнего удорожания, устройства
временных полигонов, аренды и содержания флота. Трудоемкость
Т определяют по затратам труда в человеко-днях непосредственно
на строительстве и подсобных его участках, в том числе на полиго-
нах (не находящихся на промышленном балансе). Показатели К
и Т подсчитывают на 1 м длины железнодорожного моста и на 1 ж2
автодорожного или городского моста. Продолжительность строи-
тельства П определяют в месяцах по директивным графикам в пред-
положении, что количество рабочих во всех сравниваемых вариантах
примерно одинаково.
Различия в стоимости эксплуатации учитывают умножением
сметных стоимостей на коэффициенты 6, принимаемые:
1,1—для стальных железнодорожных пролетных строений;
1,07 — для сталежелезобетонных железнодорожных пролетных
строений;
1,05 — для стальных и сталежелезобетонных автодорожных и
городских пролетных строений;
1 — для железобетонных пролетных строений.
Эти коэффициенты отражают как различную для разных кон-
струкций величину эксплуатационных расходов за время службы
сооружения, так и отдаленность этих расходов с приведением еди-
новременных затрат будущих лет к текущему периоду по правилам,
применяемым в экономических расчетах с учетом отдаленности
капиталовложений (правила простых процентов, сложных процен-
тов и др.).
Для сравнения вариантов по приведенной стоимости рекомен-
дуется подсчитывать процентные отклонения Л приведенной стои-
мости каждого варианта от приведенной стоимости того варианта,
который имеет наименьшую сметную стоимость. Показатели этого
варианта обозначают соответственно Тн, 77н, бн.
Величины А определяют по формуле
А =	100+0,05 ++ 1004-0,08 П-^-П- 100+
Он Л н	11 н
+0,42 (Я-Ян).
В этой формуле первый член учитывает разницу в первоначаль-
ной стоимости и эксплуатационных расходах, второй — влияние
трудоемкости на накладные расходы, третий — влияние продол-
жительности строительства на накладные расходы, четвертый —
убытки от отдаления срока ввода моста в эксплуатацию.
Наиболее экономичным является тот вариант, для которого ве-
личина А (с учетом знаков) оказывается наименьшей.
В настоящий период, характеризуемый временной дефицит-
ностью стали, весьма важным является дополнительный показа-
18
тель — приведенный расход стали. Приведенный расход стали
определяют с учетом неодинаковой стоимости разных сортов метал-
ла, приводя весь металл к стали марки В Ст. 3. Вес каждого сорта
металла умножают при этом на следующие коэффициенты:
Ст. 3 мостовая.........................  1,04
М16С.....................................1,07
10Г2С	 1,09
10Г2СД...................................1,12
МК-40 (термоупрочненная) ................1,18
15ХСНД.................................. 1,29
10ХСНД термоупрочненная .................1,47
В Ст.З арматурная гладкая...............1,0
Ст. 5 арматурная периодическая ........ 0,96
25ГС и 35ГС арматурные периодические . . 1,02
20ХГ2Ц арматурная периодическая .... 1,26
Высокопрочная проволока..................1,95
Стальные канаты..........................3,52
Полный приведенный расход стали получают суммированием
приведенных весов стальных конструкций, арматуры и 30% вспо-
могательного (монтажного) неинвентарного металла.
Сталежелезобетонные варианты имеют, как правило, больший
приведенный расход металла, чем железобетонные. Если приведен-
ная стоимость сталежелезобетонного варианта меньше, чем железо-
бетонного, вопрос выбора варианта должен решаться утверждаю-
щей инстанцией в зависимости от условной стоимости металла, ко-
торый может быть сэкономлен при применении железобетонного
варианта.
При сравнении сталежелезобетонных вариантов со стальными
наряду с приведенной стоимостью и приведенным расходом стали
за самостоятельный (дополнительный) показатель с нашей точки
зрения должны приниматься также эксплуатационные качества
конструкции, поскольку эксплуатационные показатели отнюдь не
исчерпываются эксплуатационными расходами. Большое значение
это имеет для железнодорожных мостов.
Для многих мостов (преимущественно городских) самостоятель-
ньы показателем является также внешний вид.
В настоящее время сталежелезобетонные пролетные строения
широко применяются в Советском Союзе и за рубежом. В СССР
сталежелезобетонные пролетные строения полностью вытеснили
стальные в автодорожных и городских мостах всех пролетов, в ко-
торых применяются стальные конструкции, а также в железно-
дорожных мостах с ездой поверху пролетами от 40 до 80 м. В связи
с развитием и внедрением пролетных строений из сборного и предва-
рительно напряженного железобетона удельный вес сталежелезобе-
тонных пролетных строений в общем объеме мостостроения сейчас не-
сколько сокращается, однако абсолютный объем их применения либо
сохраняется примерно на одном уровне, либо даже увеличивается.
Принимая во внимание плановые наметки, предусматривающие
значительное расширение в течение ближайших лет производства
2*	19
сварных стальных конструкций как для строительства в целом,
так и для мостов (с монтажными соединениями на высокопрочных
болтах), и учитывая возможности дальнейшего улучшения тех-
нико-экономических показателей сталежелезобетонных пролетных
строений, можно утверждать, что эти пролетные строения наряду
с модернизированными стальными (с ортотропными плитами и др.)
имеют несомненные перспективы дальнейшего развития и примене-
ния в Советском Союзе. Поскольку уже сейчас предварительно на-
пряженным железобетоном можно перекрывать практически все
пролеты без ограничения, представляется неправильным называть
какую-то определенную величину пролета, начиная с которой в бу-
дущем целесообразно применять в мостах стальные конструкции.
Сталежелезобетонные пролетные строения будут применяться пре-
имущественно в больших пролетах при наличии соответствующих
условий, однако при таких же пролетах в других условиях будут
применяться железобетонные пролетные строения. В отдельных
случаях сталежелезобетонные пролетные строения будут приме-
няться и в меньших пролетах,
Сталежелезобетонные пролетные строения имеют перспективы
применения и в железнодорожных мостах с ездой понизу, в совме-
щенных мостах, а также в вантовых и висячих автодорожных мостах.
Исходя из условий, определяющих технико-экономическую
целесообразность сталежелезобетонных (и стальных) пролетных
строений в будущем, можно наметить следующие области их при-
менения:
а)	мосты больших пролетов, для которых условия монтажа
определяют желательность иметь в основе пролетного строения
относительно легкую стальную конструкцию;
б)	мосты больших пролетов, для которых сокращение срока
строительства существеннее экономии стали;
в)	мосты больших и средних пролетов в особых условиях: в от-
даленных, труднодоступных и горных районах при отсутствии не-
обходимых для применения железобетонных пролетных строений
транспортных и монтажных возможностей;
г)	сменяемые пролетные строения, устанавливаемые на сущест-
вующие опоры, в случаях непригодности опор для установки желе-
зобетонных пролетных строений, а также при весьма сжатых сро-
ках на смену пролетного строения, определяемых условиями
эксплуатации дороги.
Большой объем транспортного строительства, предстоящий на
Востоке и Севере нашей страны, особенно убедительно говорит
о широких перспективах для применения сталежелезобетонных
пролетных строений.
СХЕМЫ И КОНСТРУКЦИИ
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
СО СПЛОШНЫМИ ГЛАВНЫМИ БАЛКАМИ
§ 4. СХЕМЫ ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ
И ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ
Пролетные строения со сплошными главными балками приме-
няют, как правило, при езде поверху. Основным вопросом компо-
новки пролетного строения с ездой поверху является выбор коли-
чества главных ферм в поперечном сечении моста (или коли-
чества стенок в пространственной коробчатой конструкции). С увели-
чением длины пролета'и уменьшением ширины моста рациональное
количество главных ферм, как известно, уменьшается.
В довоенные годы ведущим для советских проектировщиков
принципом конструирования являлся принцип концентрации ма-
териала; соответственно стальные мосты того периода проектиро-
вали обычно с двумя главными фермами.
Первые автодорожные объединенные пролетные строения, на-
пример, применявшиеся у нас сразу после Великой Отечественной
войны по проектам Проектстальконструкции, были многобалоч-
ными даже при больших пролетах. Ведущим в этот период являлось
стремление уже не к концентрации материала, а к упрощению кон-
структивной формы и не всегда оправданному уменьшению трудоем-
кости изготовления конструкций, что считалось тогда важнее эко-
номии стали. Отсутствие балочной клетки оценивалось при этом
как основное преимущество объединенных пролетных строений.
В современный период, когда руководящим является требование
экономии стали и когда вместе с тем сталежелезобетонные про-
летные строения применяют чаще всего при больших пролетах,
наиболее ходовым опять стало поперечное сечение с двумя глав-
ными балками. Однако в широких мостах, преимущественно город-
ских, и сейчас рациональным оказывается, естественно, многоба-
лочное поперечное сечение. В железнодорожных однопутных
пролетных строениях применяли и применяют почти исключительно
поперечное сечение с двумя главными балками.
Схемы проезжей части автодорожных и городских пролетных
строений со сплошными главными балками приведены на рис. 2.
21
Наиболее распространена самая простая схема — железобетон-
ная плита по стальным главным балкам. Плита увеличенной тол-
щины в середине ее пролета (рис. 2, а) выгодна при двухбалочной
схеме поперечного сечения, а плита постоянной толщины — при
многобалочной схеме поперечного сечения (рис. 2, б). В последнем
случае поперечный уклон проезжей части создают обычно за счет
переменной высоты вут плиты над главными балками.
При расстояниях между главными балками, превышающих
5—6 м, применяют другие схемы проезжей части — со стальными
продольными балками, со стальными поперечными балками, с же-
Рис. 2. Схемы проезжей части автодорожных и городских сплошностенча-
тых пролетных строений:
а, б —плита по главным балкам; в —плита по главным и продольным балкам; г, д —
плита по поперечным балкам; е, ж — ребристая плита
лезобетонными балками проезжей части (ребристая железобетон-
ная плита). Из этих схем часто применяется железобетонная плита,
уложенная на стальные главные и продольные балки (рис. 2, в),
причем последние опираются на поперечные фермы или рамы, вы-
полняющие одновременно и функции поперечных связей между глав-
ными балками.
Реже применяют схемы, в которых железобетонная плита опи-
рается на стальные поперечные и главные балки или только на
стальные поперечные балки. В схеме по рис. 2, г железобетонную
плиту проектируют как опертую по контуру, что может дать серьез-
ный экономический эффект. В схеме по рис. 2, д железобетонная
плита опирается на поперечные балки, расположенные в особом
ярусе непрерывно поверх главных балок. Такую схему применяют
иногда, чтобы осуществить податливое объединение железобетон-
ной плиты с главными балками например для уменьшения рас-
тягивающих напряжений в железобетонной плите в зоне действия
отр ицател ьных моментов.
22
Ребристую железобетонную плиту проектируют или с попереч-
ными железобетонными ребрами (рис. 2, е), или в виде ортотропной
железобетонной плиты, имеющей как поперечные, так и часто
расположенные продольные железобетонные ребра (рис. 2, ж).
Количество главных балок, расстояние между ними и наиболее
рациональную схему проезжей части целесообразно выбирать
сравнением нескольких вариантов компоновки поперечного сече-
ния пролетного строения.
Рис. 3. Схемы поперечных сечений сталежелезобетонных
балок и пролетных строений:
а — объединенное с плоской плитой; б — объединенное с низким
ребром; в —объединенное с высоким ребром; г —двухплитное;
д — коробчатое со стальной ортотропной плитой в нижнем поясе;
е — трапециевидное коробчатое; ж — с втопленным верхним поясом;
з —новый вид цельноперевозимой балки
В железнодорожных однопутных пролетных строениях расстоя-
ние между главными балками определяется чаще всего условиями
горизонтальной жесткости (см. § 34) и требованиями унификации
типовых конструкций для разных пролетов. При пролетах от 33
до 66 м и ширине железобетонной плиты 4 м расстояние это при-
нимают обычно от 2 до 2,5 м.
Характерным типом сечения главной балки является одностен-
чатое двутавровое сечение с железобетонной плитой по верхнему
поясу (рис. 3, а, б, в). Двухстенчатые коробчатые сечения отдель-
ных главных балок со сплошными стенками применяют сейчас очень
редко. Однако в последние годы развиваются пространственные кон-
струкции с коробчатыми сечениями уже не отдельных главных балок,
а всего пролетного строения в целом, в частности, имеющие железо-
бетонные плиты по верхним и нижним поясам (рис. 3, г). Коробча-
23
тые сечения широко используют за рубежом при стальных орто-
тропных плитах, т. е. в пролетных строениях, не являющихся ста-
лежелезобетонными. Известны также отдельные случаи применения
за рубежом сталежелезобетонных коробчатых поперечных сече-
ний согласно рис. 3, д с железобетонной плитой по верхним поясам
и стальной ортотропной плитой (в виде сплошного листа с минималь-
ным количеством ребер) в качестве нижнего пояса. Применяют
иногда и принципиально новые виды пространственных конструк-
ций — трехгранные, складчатые и т. д. Распространены пролетные
строения коробчатого поперечного сечения с наклонными стен-
ками (рис. 3, е).
Сталежелезобетонные элементы могут иметь, таким образом,
одну или две плиты в поперечном сечении. Согласно принятой
терминологии в первом случае элементы называют объединенными,
а во втором — двухплитными.
Стальную часть объединенной балки конструируют обычно не-
симметричного сечения (с облегченным верхним поясом) в зоне
положительных изгибающих моментов и симметричного сечения
в зоне значительных отрицательных изгибающих моментов. Облег-
чение стального верхнего пояса является одной из основных при-
чин экономичности объединенных балок. Степень его облегчения
ограничена конструктивными требованиями и условиями монтажа,
а в железнодорожных мостах — иногда также и условиями вынос-
ливости.
По форме железобетонной части объединенные сечения можно
разделить на 3 группы — сечения с плоской плитой (см. рис. 3, а),
сечения с низким ребром (высотой не более ширины) или вутом
(см. рис. 3, б), сечения с высоким ребром (см. рис. 3, в). Плоские
плиты применяют чаще всего с целью упрощения опалубки и иногда
с целью уменьшения строительной высоты. Наиболее распростра-
нены сечения с низкими ребрами или вутами, которые устраивают
обычно для размещения конструкций, объединяющих железобетон
со сталью, а в многобалочных схемах — также для облегчения вос-
принятая отрицательных изгибающих моментов, действующих
в плите в поперечном направлении. Иногда основной причиной
устройства ребра или вута является необходимость увеличения
рабочей высоты балки при ограниченной высоте ее стальной части.
За рубежом находят некоторое применение объединенные сече-
ния со стальным верхним поясом, втопленным в монолитную железо-
бетонную плиту (рис. 3, ж), а также сечения по рис. 3, з.
В работе [20] приведен вывод об экономической целесообразности
сечений с высокими (до х/3 Н) железобетонными ребрами. Однако
этот вывод сделан без учета увеличения постоянной нагрузки и
стоимости железобетонной части конструкции при высоких ребрах.
М. К. Бородич в статье [3] показал, что развитие железобетонного
ребра при неизменной полной высоте балки может снижать ее мо-
мент сопротивления для нижнего пояса. По данным практики, вы-
сокие железобетонные ребра в большинстве случаев экономически
24
Рис. 4. Отношения оптимальных
высот объединенной и стальной
разрезных балок:
а —без предварительного напряжения;
б —при предварительном напряжении
обжатием железобетона с использова-
нием временной опоры
невыгодны, а также нежелательны по производственным сообра-
жениям и с точки зрения работы на температурные воздействия.
Соответственно высокие ребра применяют сейчас редко, их можно
оправдать условиями транспортирования стальной конструкции
или необходимостью избежать продольного стыка стенки.
Вопрос о высоте двутавровой объединенной главной балки,
оптимальной с точки зрения расхода материалов, теоретически так-
же был исследован в работах
[20] и [3].
В исследовании [20] сделана
предпосылка о недоиспользовании
работы бетона в продольном на-
правлении, что справедливо для
автодорожных и городских мостов
без предварительного напряжения
и регулирования. Оказалось, что
в разрезных объединенных бал-
ках высота сечения, при которой
получается минимальный расход
стали, составляет около 80%
оптимальной высоты стальной бал-
ки, несущей ту же нагрузку. При
этом принятие высоты, меньшей
оптимальной, вызывает в объеди-
ненной балке относительно мень-
шее увеличение расхода стали, чем
в стальной балке, а увеличение
марки и модуля упругости бетона
уменьшает оптимальную высоту
объединенной балки.
Исследование [3] относится
главным образом к железнодорожным мостам с достаточно полным
использованием обоих материалов. Построенные в этом исследо-
вании графики отношений оптимальных высот объединенной и
стальной балок в зависимости от соотношения — между временной
и постоянной нагрузками и от наличия предварительного обжатия
железобетонной плиты приведены на рис. 4, из которого видно,
что результаты обоих исследований близки, хотя и получены для
разных условий.
Целесообразность меньшей высоты для объединенной балки,
чем для стальной, объясняется практической неизменностью сече-
ния стального верхнего пояса объединенной балки, благодаря чему
при уменьшении высоты облегчение стенки должно компенсировать-
ся утяжелением только одного нижнего пояса, а не обоих поясов.
Практически высоту объединенных балок с целью уменьшения
строительной высоты назначают обычно меньше теоретически опти-
2В. Зак. 939	.	25
*
мальной и ограничивают условиями вертикальной жесткости.
Конкретные данные о высоте сплошных главных балок различных
видов сталежелезобетонных пролетных строений приведены ниже..
§ 5. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ БЕЗ РЕГУЛИРОВАНИЯ
И ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
1. Конструкции разрезной системы
Предпосылкой к появлению сталежелезобетонных пролетных
строений явились результаты многочисленных испытаний мостовых
конструкций в виде стальных балок с железобетонной плитой про-
езжей части, уложенной на верхние пояса без каких-либо объеди-
няющих устройств. Эти испытания показали заметное снижение
действительных напряжений в стали верхнего пояса за счет трения
и сцепления между железобетоном и сталью, что и привело к идее
надежного использования совместной работы железобетона и стали
путем создания объединенной конструкции.
Первыми объединенными конструкциями за рубежом были ба-
лочно-разрезные сплошностенчатые объединенные пролетные строе-
ния системы «альфа» [69], [101], отличавшиеся применением для
объединения железобетона и стали арматурных спиралей, прива-
ренных к верхним поясам. В Советском Союзе объединенные пролет-
ные строения, прежде всего тоже автодорожные балочно-разрезной
системы со сплошными стенками, но при уголковых жестких упо-
рах, начали широко применять с 1944—1945 гг. по инициативе
Проектстальконструкции (Г. Д. Попов, В. М. Вахуркин и др.).
В 1946 г. уже были выпущены первые типовые проекты автодорож-
ных объединенных пролетных строений пролетами 21; 32,4 и 42,5 м.
Пролетные строения по этим типовым проектам получили массовое
распространение на автомобильных дорогах в послевоенный восста-
новительный период.
Конструкция пролета 32,4 м приведена на рис. 5, основные
данные о пролетах 32,4 и 42,5 м помещены в табл. 1, более подроб-
ные данные об этих пролетных строениях имеются в работах [10]
и [14].
Объединенные балки рассматриваемых пролетных строений
были запроектированы с несимметричными поперечными сечениями,
имеющими весьма сильно облегченный верхний пояс. Повышенный
расход стали в этих пролетных строениях по сравнению с более
поздними конструкциями объясняется наличием в поперечном се-
чении четырех главных балок вместо двух, а также относительно
низкими марками стали и бетона. В последующий период в Совет-
ском Союзе было построено значительное количество балочно-
разрезных автодорожных объединенных пролетных строений раз-
личных конструкций по другим проектам Проектстальконструк-
ции, а также по проектам Дормостпроекта, Союздорпроекта,- Лен-
26
трансмостпроекта и других организаций. Балки применяли всегда
постоянной высоты, колеблющейся обычно в пределах от 1/16 до 1/2S
величины пролета.
В последние годы в Советском Союзе применяли две серии ти-
повых проектов объединенных автодорожных пролетных строе-
Рис. 5. Конструкция типового объединенного пролетного строения Проект-
стальконструкции 1946 г. пролетом 32,4 м
т-
ний—Киевского филиала Союздорпроекта 1958 г. и Проектсталь-
конструкции 1959 г. С 1965 г. ведется разработка новых типовых
проектов по Техническим условиям СН 200-62.
Проекты Киевского филиала Союздорпроекта включают балоч-
но-разрезное пролетное строение 42,5 м. Среди проектов Проект-
стальконструкции имеются балочно-разрезные пролетные строе-
ния 42,5 и 63 м. По каждому из указанных проектов построены мно-
гие десятки пролетных строений. Основные данные об этих пролет-
ных строениях сведены в табл. 1.
2В*	27
Основные данные о разрезных со сплошными главными балками
Показатели	Т и п о
Проектная организация 		Проектстальконструкци я	
Год проектировки 		1946	1946
Пролет в м		32,4	42,5
Ширина проезжей части в м . . . .	1,5+7,0+1,5	1,5+7,0+1,5
Количество главных ферм	 Расстояние между главными ферма-	4	4
ми (и продольными балками) в м	1,8+3,2+1,8	1,8+3,2+1,8
Высота стенки в м 		1,800=i/18 1	2,400=i/18 1
Строительная высота в пролете в м	2,124=1/15 1	2,77б=1/1б 1
Основные технические условия . . .	ТУ ГШД 1943	ТУ ГШД 1943
Временные нагрузки 	 Вид стальной конструкции по сое- динениям 		Н13 и Н60, толпа 300 кГ/м2	Н13 и Н60, толпа 300 кГ/м2 Клепано-
Основная марка стали 		Ст. 3 мост.	| Ст. 3 мост. I
Вид железобетонной плиты ....	Моно	1 । л и т н а я
Основная марка бетона 		170	170
Толщина железобетонной плиты в см Расход стали:	18—13	18—13
главные фермы, т	 продольные балки проезжей ча-		—
сти, т			
связи и домкратные балки, т .	—	—
всего стальных конструкций, т	58,3	103,5
арматура обычная, т 		6,6	3,0
итого основной расход стали в т	64,9	112,5
то же в кг на 1 м2		200	265
дополнительный расход стали в т	8,0	7,7
всего стали в т 		72,9	120,2
Расход бетона в ж3 		51,7	68,0
То же на 1 м2		0,160	0,160
* Правила и указания.
28
Таблица 1
пролетных строениях автодорожных и городских мостов
в ы е				Мост А
	Киевский филиал Союздорпроекта	Проектстальконструкци я		Лентрансмост- проект
	1958	1959	1959	1958
	42,5	42,5	63,0	87,2
	1,5+7,0+1,5	1,5+7,0+1,5	1,5+7,0+1,5	1,5+7,5+1,5
	2	2	2	3
	5,0	2,9+2,9	2,9+2,9	3,4+3,4
	2,400=1/18 1	2,400=1/i8 1	3,200=^20 1	3,600=^/24 1
	2>850=1/15 1	2,853=х/16 1	3,697=1/17 1	4,294=i/2o 1
	ПиУ* ГШД 1948	ПиУ* ГШД 1948	ПиУ* ГШД 1948	ТУ МКХ 1947
	Н18 и НК80, тол-	Н18 и НК80, тол-	Н18 и НК80, тол-	Н18 и НК80, тол-
	па 300 кГ/м2 сварная	па 300 кГ/м2	па 300 кГ/м2	па 300 кГ/м2, МАЗ-525 через 30 м Клепаная
	I 15ХСНД или 1 10Г2СД	!	| 14Г2 или 10Г2СД । Сбор]	| 14Г2 или 10Г2СД чая	15ХСНД
	300	300	400	300
	22-17	14	14	20
	43,1	38,2	96,2	404,8
	—	3,0	4,2	—
	4,8	6,5	12,6	23,2
	47,9	47,7	113,0	428.0
	13,8	10,5	15,5	47,5
	61,7	58,2	128,5	475,5
	145	137	204	’ 518
	5,1	5,7	10,1	23,0
	66,8	63,9	138,6	498,5
	93,8	65,5	95,7	246,8
	0,221	0,154	0,152	0,269
29
5000
------------------5800----------------4
Рис, 6. Конструкции типовых объединенных пролетных строений про-
летом 42,5 м:
а —Киевского филиала Союздорпроекта^ 1958 г.; б — Проектстальконструкции,
30
Проектировки Киевского филиала Союздорпроекта (СДП) и
Проектстальконструкции (ПСК) отличаются одна от другой прежде
всего различной компоновкой поперечного сечения пролетного
строения, как это показано на рис. 6, а и б, причем в обоих случаях
в поперечном сечении имеются только две главные балки.
В пролетных строениях Киевского филиала СДП принята про-
езжая часть в виде железобетонной плиты, опирающейся только
на стальные главные балки (см. рис. 2, а) при расстоянии между
ними 5 м, Соответственно железобетонная плита имеет по оси моста
увеличенную толщину — 22 см, К краям проезжей части толщина
плиты уменьшается, достигая 17 см на концах тротуарных консолей.
В пролетных строениях ПСК принята проезжая часть по схеме
рис. 2, в\ расстояние между главными балками равно 5,8 м, а по
оси моста пропущена легкая (прокатная) продольная балка, умень-
шающая пролет железобетонной плиты вдвое и опирающаяся на по-
перечные связевые фермы. Толщина железобетонной плиты полу-
чилась при этом всего 14 см.
Уменьшение толщины железобетонной плиты обусловило зна-
чительное снижение постоянной нагрузки и соответствующее облег-
чение главных балок в пролетных строениях ПСК, которое, как это
видно из табл. 1, заметно превысило дополнительные затраты стали
на продольную балку. Кроме того, расход бетона в пролетных
строениях ПСК на 30% меньше, чем в пролетных строениях Киев-
ского филиала СДП. Следовательно, по расходу материалов пролет-
ные строения ПСК существенно экономичнее, чем Киевского фи-
лиала СДП.
Необходимо отметить, что столь большая разница в показателях
получена не только за счет изменения схемы, но и за счет различ-
ного подхода к методам расчета и конструирования. Пролетные
строения ПСК запроектированы с некоторыми отступлениями от
действовавших в то время нормативов и от предшествовавшей
проектной практики. По данным дополнительных подсчетов Киев-
ского филиала СДП, устройство продольной балки, опираю-
щейся на поперечные связевые фермы, экономически целесообразно
при габарите проезда шириной не 7, а 8—9 м и более.
Наличие продольной балки несколько усложняет конструкцию
с производственной точки зрения. В то же время устройство про-
дольного шва в сборной железобетонной плите позволяет при не-
изменном весе блока в несколько раз увеличить расстояния между
поперечными швами, что, в частности, уменьшает нежелательное
влияние дополнительных обжатий в поперечных швах.
С точки зрения монтажа пролетные строения ПСК, в которых
расстояния между поперечными связями равны 5,25 м, значительно
удачнее пролетных строений Киевского филиала СДП, в которых
расстояния между поперечными связями первоначально принима-
лись 8,4 м, что явилось основной причиной нескольких аварий при
монтаже, связанных с потерей устойчивости стальных балок до
объединения их с железобетонной плитой (см. главу X). В после-
31
дующем расстояния между поперечными связями были уменьшены
вдвое. Однако расположение связей через 4,2 м является слишком
частым и вызывает некоторый дополнительный перерасход стали.
2. Конструкции неразрезной
и шарнирно-консольной системы
Для неразрезных и шарнирно-консольных объединенных про-
летных строений, возводимых без регулирования и предваритель-
ного напряжения, специфические особенности имеет работа участ-
ков железобетонной плиты, расположенных в зонах действия отри-
цательных изгибающих моментов. Рассмотрим различные конструк-
тивные решения, применяемые в этих зонах.
Рис. 7. Схемы размещения деформационных швов в плите, расположенной
в растянутой зоне конструкции:
а—только поперечные (/) швы; б —поперечные (/) и продольные (2) швы; 3 — усилен-
ный упор
I.	Возможным решением является искусственное выключение
железобетонной плиты из совместной работы с главными фермами
в растягиваемых зонах путем устройства специальных деформацион-
ных (так называемых организованных) швов. В таких швах кон-
центрируются деформации, которые при отсутствии швов вызвали
бы вредные трещины. При устройстве только поперечных швов
(рис. 7, а) расстояния между ними должны быть небольшими (не-
сколько метров) во избежание накопления деформаций сдвига меж-
ду железобетоном и сталью и расстройства конструкции. Поскольку
требуется специальное конструктивное оформление каждого попе-
речного шва, большое количество их нежелательно. Для уменьше-
ния количества поперечных организованных швов можно сочетать
их с продольными организованными швами между железобетоном
и сталью, заполненными вязким материалом, допускающим прояв-
ление значительных сдвигов и одновременно защищающим сталь
от коррозии (рис. 7, б). Однако эксплуатационно-приемлемое кон-
структивное оформление для такого продольного организованного
шва еще более сложно, чем для поперечного шва.
На границах включенных и не включенных в работу участков
плиты необходимо устраивать усиленные концевые упоры или дру-
гие объединяющие конструкции, воспринимающие сдвигающие
усилия, концевые для включенного участка.
32
В настоящее время пролетные строения с искусственным кон-
структивным выключением железобетонной плиты из работы
применяют редко. Конструкции эти сложны, отличаются неоп-
ределенностью работы и ненадежны в эксплуатационном
Рис. 8. Сгущенная обычная армату-
ра в растянутой зоне плиты
отношении.
В недавно построенном неразрезном мосту через Дунай у Ашаха
[186] предусмотрены организованные поперечные швы в плите над
промежуточными опорами балок. Для концевых участков плит
обеспечена возможность свободного скольжения по балкам.
II.	Наиболее распространенным решением еще недавно было
исключение бетона из работы на растянутых участках плиты только
в расчете (на прочность), причем
без обеспечения и проверки
допустимости раскрытия трещин
в железобетоне. Обычно на этих
участках размещали упоры или
другие объединительные детали.
Иногда этих деталей на растя-
нутых участках не устанавли-
вали, при этом некоторые сдви-
гающие усилия могли переда-
ваться на железобетонную пли-
ту за счет сцепления и трения.
Никаких организованных швов
в конструкции не устраивали.
Так были запроектированы,
в частности, многие неразрезные
пролетные строения Киевского
филиала Союздорпроекта — типовые с пролетами в свету 60 + п X
X 80 + 60 лг, а также для моста через р. Иртыш в Павлодаре с про-
летами 84,3 + 105,4 + 84,3 м и 2 X 63,5 м и др.
В таких пролетных строениях продольное армирование железо-
бетонной плиты на растягиваемых участках назначали конструк-
тивно минимальным, что не могло ограничить раскрытие трещин
в железобетонной плите допустимыми пределами. При сборной пли-
те продольную арматуру в поперечных швах не стыковали. При
монолитной плите иногда применяли мощную арматуру, отогнутую
по концам и приваренную к растянутому верхнему поясу для уси-
ления последнего (рис. 8). Сгущенное размещение арматуры на уз-
кой полосе также не могло, естественно, обеспечить трещиностой-
кость всей железобетонной плиты. При испытаниях пролетных
строений с не учтенной в расчете монолитной плитой раскры-
вались большие трещины, что сопровождалось сильным треском.
При сборной железобетонной плите трещины концентрировались
в поперечных швах плиты. Таким образом, введение обязатель-
ного расчета на трещиностойкость и соответственно прекраще-
ние проектирования таких пролетных строений явились вполне
оправданными.
33
III.	Для объединенных пролетных строений, осуществляемых
без регулирования и предварительного напряжения и имеющих
растягиваемые участки железобетонной плиты, можно применять
такое (как правило, равномерное) армирование этой плиты, при
котором раскрытие в ней поперечных трещин ограничивается до-
пустимыми пределами. Необходимое для этого увеличение количе-
ства продольной арматуры не является чрезмерным, требуемый
коэффициент армирования составляет обычно 1—2%.
Увеличение количества продольной арматуры на растягиваемых
участках железобетонной плиты из условий еетрещиностойкости не
•означает обязательного увеличения общего расхода стали, посколь-
ку за этот счет можно уменьшить сечение стального верхнего пояса,
что может оказаться даже выгодным, особенно если учесть, что
арматурная сталь дешевле листовой. Здесь надо еще иметь в виду,
что полное использование напряжений в продольной арматуре
затруднительно при главных балках из малоуглеродистой стали,
но вполне возможно при главных балках из низколегированной
стали. Соответственно при рассмотренном решении для стальной
части конструкции на участках действия отрицательных моментов
целесообразны слабоэксцентричные сечения, в которых облегчение
верхнего пояса восполнено арматурой.
IV.	Представляет интерес сочетание в растянутой зоне стале-
железобетонной конструкции достаточно мощного (и обеспечиваю-
щего стойкость против недопустимого раскрытия трещин) армиро-
вания растягиваемой железобетонной плиты с устройством продоль-
ного организованного шва между железобетоном и сталью в этой
зоне. Шов может быть либо полным (без объединительных деталей),
либо упруго-податливым на сдвиг с размещением в нем гибких
объединительных деталей или других аналогичных податливых
конструкций. Это решение, предложенное и исследованное в рабо-
тах [163], [165] и [39], является своеобразным синтезом I и III из
рассмотренных выше принципиальных решений.
В частности, в работе [39] предложено использовать в качестве
гибких упоров прокатные поперечные балки ярусной проезжей
части согласно рис. 2, д. В такой конструкции железобетонная
плита (вернее, ее продольная арматура) играет роль своеобразного
шпренгеля, разгружающего стальную балку в надопорном сечении.
Одновременно резкая пика эпюры растягивающих усилий в арма-
туре оказывается сглаженной, что способствует полноте использо-
вания арматуры. По данным [39], суммарная экономия в расходе
металла на такую конструкцию может составлять 5—7%.
Крупным производственным недостатком всех решений с относи-
тельно мощной обычной продольной арматурой, включенной в ра-
боту в зонах отрицательных моментов, является необходимость сты-
кования продольной арматуры в поперечных швах сборной железобе-
тонной плиты.
В целом экономия стали за счет включения в работу железобе-
тонной плиты в неразрезных и шарнирно-консольных объединенных
34
пролетных строениях без регулирования и предварительного на-
пряжения оказывается много меньше, чем в аналогичных разрезных
конструкциях, так как на части длины пролетного строения бетон
в работе не используется.
§ 6. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ С РЕГУЛИРОВАНИЕМ
ИЛИ ПРЕДВАРИТЕЛЬНЫМ НАПРЯЖЕНИЕМ
БЕЗ НАТЯЖЕНИЯ ВЫСОКОПРОЧНОЙ АРМАТУРЫ
1.	Конструкции разрезной системы
В объединенных пролетных строениях балочно-разрезной си-
стемы предварительное напряжение осуществляют относительно
редко, так как в них трещиностойкость железобетона обычно обеспе-
чивается и без этого. Предварительное напряжение применяют
здесь только для получения экономии стали, чаще всего за счет
более полного использования бетона.
В автодорожных объединенных пролетных строениях при от-
сутствии предварительного напряжения бетон обычно оказывается
недоиспользованным в работе на сжатие. Это объясняется относи-
тельно небольшой интенсивностью временных автодорожных на-
грузок, которые составляют основную часть нагрузок, воспринимае-
мых при включенном в работу бетоне. Недоиспользованный бетон
можно обжать, применив предварительное напряжение и разгрузив
стальную часть конструкции, если, конечно, получаемая экономия
стали оправдывает усложнение производства работ.
Предварительное напряжение разрезных пролетных строений
чаще всего осуществляют, создавая обратный выгиб стальной части
конструкции до объединения ее с железобетонной плитой и снимая
приложенные для выгиба усилия после объединения. При этом
в железобетонной плите возникают начальные сжимающие усилия,
а в стальной части конструкции — разгружающие начальные из-
гибающие моменты и растягивающие усилия. Начальный выгиб
можно осуществить поддомкрачиванием с временной опоры
(рис. 9, а) или с нескольких временных опор, а также накаткой на
повышенные временные опоры или натяжением временного шпрен-
геля (рис. 9, б).
Вместо придания стальной части конструкции искусственного
предварительного выгиба можно ограничиться регулированием,
устранив возможность прогиба от постоянных нагрузок путем сбор-
ки стальной конструкции на временных опорах или подмостях.
Когда после объединения железобетона и стали временные опоры
или подмости убирают, вся постоянная нагрузка воспринимается
объединенной конструкцией, что позволяет получить некоторую
экономию стали.
Предварительное напряжение объединенных балок с использо-
ванием временных опор получило теоретическое обоснование и прак-
35
тическое применение в 1948 г. [153]. В Советском Союзе этот вопрос
исследовался в работе [27], причем на Украине было построено зна-
чительное количество объединенных пролетных строений рассма-
триваемого вида (небольших пролетов). Поданным [27], экономия
стали от такого предварительного напряжения может достигать
Рис. 9. Предварительное напряжение разрезных пролет-
ных строений:
а —с. использованием временной опоры; б — с применением времен-
ного шпренгеля; в — обжатием плиты горизонтальными домкра-
тами; 1 — временная опора; 2 — временный шпренгель; 3 — железо-
бетонные плиты; 4 —законченный шов объединения; 5 —шов вре-
менного подвижного опирания; 6 — домкраты; 7 —упорные блоки
30%; одновременно открывается возможность существенного умень-
шения строительной высоты. С увеличением пролета эффективность
способа уменьшается, поскольку снижается вообще относительное
значение железобетонной плиты в работе главных балок. Подтвер-
ждением может служить пролетное строение пролетом 87,2 м
(см. табл. 1), запроектированное Ленгипротрансмостом для моста А,
строительство которого представлено на рис. 10.
Практически данный способ целесообразен, когда временные
опоры возводят не специально для предварительного напряжения,
а исходя из монтажных условий в целом. В связи с этим отказа-
36
ОЭ
Рис. 10. Строительство в зимних условиях сталежелезобетонного моста с пролетными строениями разрезной и
неразрезной системы
лись от предварительного напряжения в типовых балочно-разрез-
ных объединенных пролетных строениях, поскольку для них пред-
усмотрена возможность монтажа без промежуточных опор.
При выгибе натяжением временного шпренгеля в стальной
части конструкции возникают не только отрицательные изгибаю-
щие моменты, но и осевые сжимающие усилия. Однако в верхних
поясах и при этом можно создать большие растягивающие напря-
жения, необходимые для начального обжатия железобетонной плиты
после объединения ее с верхними поясами и снятия шпренгеля.
Такой способ рационален, если шпренгель можно сделать ин-
вентарным или многократно оборачиваемым, например при боль-
шом количестве одинаковых пролетов и при большой высоте моста
или глубине воды, когда монтаж ведется без временных опор.
Однако в таких условиях обычно применяют неразрезную систему,
для которой в чистом виде данный способ предварительного напря-
жения малоприемлем.
Еще реже предварительное напряжение балочно-разрезной
системы осуществляют обжатием железобетонной плиты горизон-
тальными домкратами (см. рис. 9, в), когда начальные усилия сжа-
тия в железобетонной плите,^уравновешиваемые растяжением с от-
рицательными моментамйв стальных балках, возникают до объеди-
нения обеих частей конструкции. При этом способе надо обеспечить
подеижттость' обжимаемой железобетонной плиты по стальным бал-
кам, а это сложно.
2.	Конструкции неразрезной
и шарнирно-консольной систем
В многопролетных мостах балочно-неразрезная система уве-
ренно вытесняет сейчас балочно-разрезную. Шарнирно-консольную
систему, напротив, применяют в настоящее время редко. Некото-
рая экономия материалов в ней по сравнению с неразрезной не оправ-
дывает обычно усложнения конструкции и увеличенного ухода за
шарнирами и деформационными швами при эксплуатации. В то же
время современные неразрезные балки обычно настолько гибки,
что не испытывают существенных напряжений от возможных оса-
док опор.
Для неразрезных и шарнирно-консольных объединенных про-
летных строений, в противоположность разрезным, предварительное
напряжение применяют очень часто. Предварительное напряжение
используют как для обеспечения стойкости против недопустимого
раскрытия или даже образования трещин, так и для получения
экономии стали. Однако на участках действия отрицательных мо-
ментов плита даже при хорошем предварительном обжатии практи-
чески не обеспечивает разгрузки стали, поскольку при расчетных
нагрузках напряжения в бетоне здесь близки к нулю. Поэтому
стальные балки на этих участках следует конструировать с сече-
нием, близким к симметричному.
38
Высоту главных балок в неразрезных и шарнирно-консольных
объединенных пролетных строениях назначают обычно несколько
меньшей, чем в разрезных. При пролетах менее 100 м целесообраз-
но, исходя из производственных соображений, принимать балки
постоянной высоты, составляющей, как правило, от 1/20 до 1/з0 длины
пролета. При пролетах более 100 м принимают обычно балки с вы-
сотой, увеличенной над промежуточными опорами. Высота над
промежуточными опорами составляет при этом около 1/15—Vgo дли-
ны пролета, а высота посередине пролетов — около 1/40—1/50- Дли-
ны крайних пролетов в неразрезной схеме выгодно, как известно,
уменьшать по отношению к длине среднего пролета на 20—35%.
В статически определимой шарнирно-консольной системе жела-
тельное соотношение между отрицательными и положительными
моментами достигается выбором соответствующего положения шар-
ниров.
Рис. 11. Регулирование неразрезного пролетного строения:
/ — временный разрыв; 2 — жесткий стык
В неразрезной системе часто оказывается выгодным приме-
нить регулирование изгибающих моментов от постоянных нагру-
зок. При балках переменной высоты целесообразно искусственно
увеличить отрицательные и уменьшить положительные моменты.
Для этого балки по окончании монтажа поднимают на средних опо-
рах (или опускают на крайних). Можно также значительную часть
постоянной нагрузки передать на схему с временными шарнирами
или разрывами в серединах некоторых пролетов (например, соглас-
но рис. 11). При балках постоянной высоты иногда имеет смысл
искусственно уменьшить отрицательные и увеличить положитель-
ные моменты путем поднятия балок на крайних опорах или опуска-
ния их на средних опорах.
Указанные виды регулирования вертикальными перемещениями
неразрезных балок на постоянных опорах часто сочетают с внутрен-
ним предварительным напряжением. Последнее также осуществляют
путем вертикальных перемещений, однако не в одном направлении
на каждой опоре, а в прямом направлении до объединения и в обрат-
ном направлении после объединения с железобетонной плитой, что
приводит к обжатию железобетона. Этот способ предварительного
напряжения является наиболее простым и распространенным для
неразрезных объединенных пролетных строений.
В качестве примера можно привести пролетное строение
2 X 66 м построенного в 1961 г. моста А, основные данные о котором
39
приведены в табл. 2. В нем применены три главные балки, что нельзя
признать экономически оправданным.
Стальную конструкцию установили в проектное положение про-
дольной надвижкой. После укладки блоков сборной железобетон-
ной плиты концы пролетного строения опустили на 58 см до пол-
ного использования напряжений в сечении стальной балки над
средней опорой. После превращения балок в объединенные подня-
ли их концы на 58 см обратно в проектное положение (рис. 12 а).
Очевидно, что для поднимания потребовались большие силы, чем
для опускания, так как жесткость балки увеличилась. Следова-
тельно, в данном случае было выполнено не только внутреннее
предварительное напряжение, но и регулирование, обеспечивающее
уменьшение отрицательных моментов за счет положительных.
В результате раскрытие трещин в железобетонной плите было
ограничено допустимыми пределами без увеличения количества
продольной арматуры в зоне отрицательных моментов. Полностью
обжать бетон в этой зоне не удалось, что является обычным для
конструкций из низколегированной стали.
Сравнительно широкое применение получили типовые неразрез-
ные объединенные пролетные строения Проектстальконструкции,
проекты которых для пролетов 42,9 + 2 X 63 + 42,9 лгибЗ-р
+ 84	63 м были выпущены в 1959 г. Условия проектирования и
конструкция (в частности, схема поперечного сечения) этих пролет-
ных строений таковы же, как и рассмотренных выше типовых раз-
резных объединенных пролетных строений Проектстальконструк-
ции, запроектированных в том же году. Основные данные неразрез-
ного пролетного строения 63 4- 84 + 63 м приведены в табл. 2.
Предварительное напряжение и регулирование этого пролет-
ного строения также осуществляли вертикальными перемещения-
ми на постоянных опорах, однако в отличие от предыдущего при-
мера домкраты устанавливали на промежуточных, а не на крайних
опорах и, главное, железобетонную плиту включали в работу не
сразу по всей длине, а по участкам, как это показано на рис. 12, б.
Последнее делалось с целью предотвращения перенапряжений сжа-
тия бетона в зонах действия положительных изгибающих моментов
и являлось серьезным производственным недостатком. Предусмо-
тренный Техническими условиями СН 200-62 учет пластических
деформаций бетона при его работе на сжатие (см. § 24) позволяет
теперь в ряде случаев обходиться без последовательного включения
плиты в работу по участкам.
Сходное предварительное напряжение и регулирование пред-
усмотрено в опытном (непостроенном) болто-сварном неразрезном
объединенном пролетном строении 63 + 2 X 84,3 + 63 ж, запро-
ектированном Киевским филиалом Союздорпроекта (см. табл. 2).
Многие конструктивные решения его таковы же, как и рассмотрен-
ного выше типового разрезного пролетного строения этой же проект-
ной организации, но расстояние между балками увеличено до 6 м
в связи с увеличением габарита проезда до 8 м. Столь большое рас-
40
стояние между балками все же непосредственно перекрыто железо-
бетонной плитой, толщина которой достигает 26 см при усиленном
армировании.
Предварительное напряжение и регулирование начинают с опус-
кания стальных балок, нагруженных неомоноличенными сборными
плитами, на 1,57 м на крайних опорах и выдомкрачивания балок
Рис. 12ЛПредварительное напряжение и регулирование неразрезных про-
летных устроений вертикальными перемещениями на ^постоянных опорах:
а —двухпролетного; б —трехпролетного, объединяемого участками; / — железобетонная
плита; 2—законченный шов объединения
вверх на 1,80 м на средней опоре. Положение балок на двух осталь-
ных промежуточных постоянных опорах остается неизменным. За-
тем в средних пролетах замоноличивают и объединяют участок плиты
длиной 94 м, после чего его обжимают опусканием балок на средней
опоре обратно в проектное положение. Наконец, объединяют со
стальными балками остальные участки железобетонной плиты, ко-
торые в свою очередь обжимают выдомкрачиванием концов балок
в проектное положение.
Большие вертикальные перемещения балок на опорах вызывают
существенные производственные осложнения, в частности, значи-
тельные обмятия клеток, необходимость большого числа переста-
новок домкратов и т. д. В рассмотренном примере из-за большой
41
Основные данные о неразрезных и консольных со сплошными главными
Показатели	Мост Б	Мост через р. Иртыш в Омске	Калининский мост в Москве	
Проектная организация 	 Год проектировки 	 Система	 Пролет в м	 Ширина проезжей части в м ... . Количество главных ферм	 Расстояние между главными ферма- ми (и продольными балками) . . Наименьшая высота стенки в проле- те в м	 Наибольшая высота стенки над опо- рой в м	 Строительная высота в пролете в м Основные технические условия . . . Временные нагрузки 	 Вид стальной конструкции по сое- динениям 	 Основная марка стали 	 Вид железобетонной плиты и основ- ная марка бетона 	 Толщина железобетонной плиты в см Расход стали: главные фермы, т	 продольные балки проезжей ча- сти, т	 связи и домкратные балки, т . всего стальных конструкций, т арматура обычная, т 	 арматура высокопрочная, т . . итого основной расход стали в т то же в кГ на 1 м2	 дополнительный расход стали в т всего стали, т 	 Расход бетона в м3 	 То же на 1 Л!2		Проект- стальконст- рукция 1953 Консольно- рамная (16)4-121,0+ +(16) 1,5+7,0+ + 1,5 4 2,4+3,0+2,4 1,990=1/61 / 4,880=1/251 2,508=7*8 1 ПиУ ГШД 1948 Н13 и Н60, толпа 300 кГ/м2 Клеп; Ст. 3 гр. А Монолитная, 250 16 742,5+52,2= =794,7 51,1 845,8 53,2 899,0 588 38,9 QQ7 Q 422+(1 050)= = 1 472 0,276+ + (0,687) = =0,963	Лентранс- мостпроект 1954 Шарнирно- консольная 97+ЗХ109+ +97 2,25+19,6+ +2,25 6 5x3,6 4,630= 1724 1 4,630=724 / 5,404=i/20 / ТУ мкх 1947 Н18 и НК80, трамв. Т13, толпа 300 кГ/м2 аная НЛ-2 Монолит- ная, 350 18 5 118 627 5 745 844 6 589 525 275 6 864 3 108 0,248	Трансмост- проект 1954 Неразрезная двухплитная 76,2+108,0+ +76,2 4,5+34,0+ +4,5 12 11X3,6 2,320=747 / 3,030=7зв 1 2,750= 7з9 1 ТУ мкх 1947 Н18 и НК80, толпа 400 кГ/м2 Цельносвар- ная М16С Сборная и монолитная, 500 18 и 30 3 720 585 170 4 475 411 358 4 833 3 980 0,366	
42
Таблица 2
балками пролетных строениях автодорожных и городских мостов
	Мост А	Типовые		Мост В	Опытное
	Лентранс- мостпроект 1958 2X66,0 1,5+7,5+ + 1,5 3 3,4+3,4 3,600=1/18 / 3,600=1/18 / 4,294=1/15 1 ТУ мкх 1947 Н18и НК80, толпа 300 кГ 1м2, МАЗ-525 через 30 м Клепаная 15ХСНД Сборная, 300 20 343,9 33,6 377,5 72,4 449,9 324 35,7 485,6 382,6 0,275	Киевский филиал сдп 1959	|	1959 Н е р а з 63+63,5+ 63+84,3+ +84,3+	+63 ' +63,5+63 1,5+7,0+ 1,5+7,0+ + 1,5	+1,5 2	2 5,0	5,0 3,600=1/23 1 3,600=1/23 1 3,600=!/23 / 3,600=1/23 i 4,080=i/21 1 4,080=i/91 / ПиУ ГШД ПиУ ГШД 1948	1948 Н18 и НК80, Н18и НК80, толпа	толпа 300 кГ/м2	300 кГ 1м2 К л е п а н с 15ХСНД или 15ХСНД 10Г2СД или 10Г2СД Сборная,	Сборная, 300	300 22—17	22-17 618,9	364,6 43,7	27,0 662,6	391,6 106,5	67,3 769,1	458,9 228	218 48,4	30,2 817,5	489,1 737	460 0,218	0,219	Проекте стру 1959 резная 63+84+63 1.5+7,0+ + 1,5 2 2,9+2,9 3,200=1/2б i 3,200=i/26 i 3,712=i/23 / ПиУ ГШД 1948 Н18 и НК80, толпа 300 кГ/м2 >-с в а р н а я 14Г2 или 10Г2СД Сборная, 400 14 295,4 17,1 39,3 351,8 51,6 403,4 192 29,3 432,7 318 0,151	ггалькон- кция | 1956—1961 66+126+ + 147+126+ +66 1,5+7,0+ + 1,5 4 2,4+3,0+ +2,4 2,500=1/5Э 1 6,594=1/22 / 3,056=1/48 1 ПиУ ГШД 1948 Н18 и НК80, толпа 300 кГ/м2 10Г2СД Сборная, 350 15 1 790 101 1 891 131 70 2 092 394 101 2 193 1 164 0.219	Киевский филиал СДП 1962 63+84,3+ +84,3+63 1,0+8,0 + + 1,0 2 6,0 3,600=1/23 / 3,600= !/23 1 4,152=1/20 1 СН 200-62 ИЗО и НК80, толпа 400 кГ/м2 Болто- сварная 15ХСНД или 10Г2СД Сборная, 400 26—21,5 672,1 113,1 785,2 152,6 937,8 318 45,0 982,8 753,0 0,256
43
величины опускания концы балок приходится опирать на сбор-
ные железобетонные подферменники, устанавливаемые на край-
них опорах после выдомкрачивания концов балок в проектное по-
ложение.
При большой длине напрягаемых балок и при таком способе
предварительного напряжения требуемые величины вертикальных
перемещений могут получаться чрезмерными. Для уменьшения не-
обходимых вертикальных перемещений на опорах полезно разбить
длинную неразрезную балку на небольшие статически неопредели-
мые участки, поместив в некоторых пролетах временные шарниры
(или разрывы). Предварительное напряжение вблизи шарниров
или разрывов осуществляют при этом особыми методами, а на
остальных участках — путем небольших вертикальных перемеще-
ний на некоторых из постоянных опор.
В качестве классического примера такого приема можно при-
вести предварительное напряжение неразрезного объединенного
пролетного строения виадука длиной 8 X 37,5 = 300 м через до-
лину Линдбах у г. Унна в ФРГ [205], [94]. Путем устройства двух
временных шарниров восьмипролетная неразрезная балка была раз-
бита на 3 участка (рис. 13, а). Необходимые вертикальные пере-
мещения на опорах № /, 4 и 7 составили при этом всего 0,3 ж, тогда
как при отсутствии шарниров полная стрелка выгиба на длине
300 м потребовалась бы 4,5 м. Следовательно, необходимые пере-
мещения уменьшились в 15 раз.
После объединения железобетона и стали пролетное строение
на опорах «№ /, 4 и 7 опустили в проектное положение, а затем при-
менили горизонтальные домкраты, установленные над шарнирами
в уровне железобетонной плиты. Сжимающие усилия от домкратов
вызывали равные им растягивающие усилия, передававшиеся через
шарниры. Таким образом, у шарниров к концам консолей факти-
чески прикладывались моменты, выгибающие консоли и примыкаю-
щие к ним пролеты выпуклостью вниз и создающие при этом в же-
лезобетонной плите как раз то обжатие, которого недоставало после
опускания пролетного строения на опорах № /, 4 и 7.
Для пятипролетного моста с пролетами в свету 60 + 3 X 80 +
4- 60 м Киевским филиалом Союздорпроекта было предложено
предварительное напряжение неразрезной объединенной конструк-
ции сходным способом, изображенным на рис. 13, б. Шарнир
устраивали в середине среднего пролета, основную часть предвари-
тельного напряжения осуществляли соответственно уменьшенными
вертикальными перемещениями над опорами № 1 и 4, а недостаю-
щее обжатие железобетонной плиты достигали вертикальным под-
домкрачиванием объединенных балок в сечении временного шарни-
ра со вспомогательной опоры, которая была необходима здесь из
условий навесной сборки или надвижки стальных балок.
Рассмотрим далее типовые проекты неразрезных объединенных
пролетных строений с пролетами в свету яХ40лгияХ6(Н
+ т х 80 + п X 60 м, разработанные Киевским филиалом Союз-
44
дорпроекта в 1959 г. Конструкции этих пролетных строений сходны
с описанными выше типовыми разрезными пролетными строениями
той же организации. Балки неразрезных пролетных строений при
различном числе пролетов и различных комбинациях пролетов соби-
рают из сравнительно небольшого количества марок блоков. Длина
блока достигает 12,6 м, а вес — 12,7 т. По схеме п X 60 + т X
X 80 + п X 60 м из блоков 12 марок можно собрать 9 различных
комбинаций пролетов, начиная от трехпролетных и кончая семи-
пролетными схемами. Основные данные о пролетных строениях
с пролетами в свету 60	80 + 60 м и 2 X 60 + 80 -f- 2 X 60 м при-
ведены в табл. 2.
Рис. 13. Предварительное напряжение неразрезных пролетных строений:
а —с применением горизонтальных домкратов над временными шарнирами; б — с ис-
пользованием временной опоры под временным шарниром; /—шарнир; 2 — железобетон-
ная плита; 3 — законченный шов объединения; 4 — горизонтальные домкраты; 5—вре-
менная опора
В большинстве схем пролетных строений (кроме схем по фор-
муле 60 + т X 80 + 60 м) предусмотрено нерациональное предва-
рительное напряжение с применением в крайних пролетах времен-
ных опор, не обязательных для осуществления монтажа. В то же
время никаких мер для обжатия плиты в зонах отрицательных
моментов или других мер для ограничения трещинообразования
в плите не предусмотрено. Следовательно, рассматриваемые типовые
проекты не удовлетворяют современным требованиям, изложенным
в Технических условиях СН 200-62.
Предварительное напряжение обжатием железобетонной плиты
горизонтально расположенными домкратами перед объединением
ее с неразрезной стальной конструкцйёй иногда примёняют за ру-
бежом. При обжатии железобетонную плиту опирают на стальные
пояса непосредственно ' ^иЗо~пб’срёдствбм ~~катков' (Калиброванных
отрезков арматуры) или дополнительного стального листа, объеди-
ненного с железобетоном. В отдельных случаях требуются спе-
циальные меры для предотвращения выпирания железобетонной
плиты вверх. Сложность этого способа предварительного'“напряже-*'
ния уже отмечалась применительно к разрезной системе.
Заслуживает внимания внутреннее предварительное напряже-
ние объединенных пролетных строений временной балластной при-
45
грузкой (резервными сборными железобетонными плитами, песком
в деревянных балластных ящиках между балками, водой в понто-
нах или цистернах и т. д.). В неразрезной системе временную бал-
ластную пригрузку располагают на средних участках пролетов,
когда железобетонная плита на околоопорных участках еще не
включена в работу. После объединения и последующего снятия
балластной пригрузки плита на околоопорных участках получает
обжатие.
Способ балластной пригрузки вообще является весьма трудоем-
ким, а в неразрезной системе обычно и недостаточно эффективным.
Рис. 14. Предварительное напряжение шарнирно-консоль-
ного пролетного строения моста через р. Иртыш:
/ — временная опора; 2 — железобетонная плита, включенная в ра-
боту; 3 — первая порция балластной пригрузки; 4 — вторая порция
балластной пригрузки
Если на пролетных участках плиту объединяют перед балластной
пригрузкой, то на работе этих участков предварительное напряже-
ние практически не сказывается. Однако если плиту объединяют на
всей длине моста за один этап, что весьма желательно с производ-
ственной точки зрения, то балластная пригрузка ухудшает работу
пролетных участков.
Повысить эффективность балластной пригрузки можно, соче-
тая этот способ с устройством временных шарниров или разрывов
в серединах пролетов.
Интересный пример использования балластной пригрузки
в шарнирно-консольной системе дают пролетные строения моста
через р. Иртыш в Омске, построенного в 1959 г. (см. табл. 2). После-
довательность работ по бетонированию плиты проезжей части и
предварительному напряжению представлена на рис. 14. Балласт-
ной пригрузкой подвесных строений достигается предварительное
напряжение двухконсольных балок. В подвесных пролетных строе-
ниях было применено предварительное напряжение с использова-
нием временных опор. Балластную пригрузку осуществляли не-
46
сколькими этапами. Плиту двухконсольного пролетного строения
бетонировали по участкам для того, чтобы уменьшить расчетные
сжимающие напряжения в бетоне посередине пролета в стадии
эксплуатации. Для сечений над опорами возможность появления
растягивающих напряжений в бетоне была практически полностью
исключена, хотя балки выполнены из низколегированной стали.
В городских мостах нередко применяют неразрезные сталеже-
лезобетонные пролетные строения с одним большим средним и двумя
весьма малыми пролетами, перекрывающими проезды на набереж-
ных (рис. 15). По характеру работы под временной нагрузкой та-
кие пролетные строения приближаются к защемленным балкам.
Обычно в связи с острым недостатком строительной высоты в про-
Рис. 15. Неразрезное пролетное строение с весьма малыми крайними
пролетами:
/—противовес; 2 — анкерная опора
лете и избытком ее над набережными требуется всемерное умень-
шение положительных изгибающих моментов в пролете за счет
увеличения отрицательных опорных моментов. Этого можно до-
стигнуть как регулированием — передачей части постоянной на-
грузки на схему, имеющую временный шарнир (или разрыв) в се-
редине пролета, так и внешним предварительным напряжением —
устройством над набережными противовесов и временным выклю-
чением крайних опор после окончания монтажа. Для воспринятая
временной вертикальной нагрузки крайние опоры надо опять
включить в качестве анкерных.
Противовесы можно сделать и временными со снятием их после
заанкеривания концов балки. Наконец, внешнее предварительное
напряжение можно создать натяжением домкратами анкерных тяг
на концевых опорах.
3.	Конструкции консольно-рамной системы
Оригинальная консольно-рамная система для однопролетных
мостов и путепроводов разработана институтом «Проектсталькон-
струкция». Пролетное строение представляет собой двухконсоль-
ный сталежелезобетонный ригель с противовесами на консолях и
две опорные ноги, каждая из которых состоит из стойки и подкоса.
47
Консоли, противовесы и опорные ноги закрыты декоративными
стенками устоев. Внешнее предварительное напряжение противо-
весами сочетается в этой системе с регулированием воздействия
обычных постоянных нагрузок.
Впервые система была применена в 1949 г. для Печорского путе-
провода в Киеве, а затем еще в нескольких мостах и путепроводах.
На рис. 16 представлен общий вид моста через р. Нерис в Вильнюсе,
построенного в 1950 г. В 1955 г. был построен консольно-рамный
мост через р. Москву пролетом 102 ж, явившийся первым в Совет-
ском Союзе клепано-сварным мостом из низколегированной стали
и первым мостом со сборной железобетонной плитой, включен-
ной в работу.
Схема консольно-рамного моста Б пролетом 121 м, наиболее
крупного из построенных, приведена на рис. 17, а основные данные
о его пролетном строении помещены в табл. 2. Монтаж этого моста
производили с двух берегов навесной сборкой при расположении
консолей с противовесами на подмостях. После выклепки среднего
стыка уложили железобетонную плиту проезжей части, что вызвало
большие положительные моменты в середине пролета. Затем ригель
предварительно напрягли, уменьшив положительные изгибающие
моменты почти до нуля путем снятия противовесов и консолей
с подмостей. После этого к опустившимся концам консолей присое-
Рис. 16. Консольно-рамный мост через р. Нерис в Вильнюсе
динили подкосы, что превратило систему в рамную, распорную. За-
гружение постоянной нагрузкой второй стадии вызвало в подкосах
растяжение, превышающее сжатие, возникающее от некоторых
положений временной нагрузки, что позволило сконструировать
подкосы в виде гибких стержней. Работа системы как распорной
48
очень выгодна для ригеля. В то же время работа ее как балочной
системы уменьшает расчетный распор втрое по сравнению с обычной
рамной системой, что весьма выгодно для опор.
Рис. 17. Консольно-рамное пролетное строение и схема его предваритель-
ного напряжения и регулирования:
/—противовес; 2 — подкос
Необходимо отметить, что для достижения трещиностойкости
железобетонной плиты в консольно-рамной системе необходимы
специальные мероприятия. Описанными приемами трещиностой-
кость не обеспечивается.
§ 7. АВТОДОРОЖНЫЕ И ГОРОДСКИЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ, ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫЕ
НАТЯЖЕНИЕМ ВЫСОКОПРОЧНОЙ АРМАТУРЫ
Натяжение высокопрочной арматуры выделяется из других
способов предварительного напряжения сталежелезобетонных про-
летных строений тем, что оно обеспечивает повышенную экономию
стали прежде всего за счет замены части обычного проката высоко-
прочной проволокой. Обычно при этом одновременно используют
и другие указанные в § 2 источники экономии стали при предвари-
тельном напряжении, а также обеспечивается трещиностойкость
железобетона (если последний обжимают при натяжении).
1.	Конструкции со шпренгельной
высокопрочной арматурой
Шпренгельной называют такую высокопрочную арматуру, ко-
торая расположена вне железобетона и закреплена только по кон-
цам или также в отдельных точках по длине, например в местах
перегиба при полигональном очертании. Сцепление по всей длине
3 Зак. 939	49
между шпренгельной высокопрочной арматурой и основной кон-
струкцией, таким образом, отсутствует.
В разрезной системе натяжение шпренгельной высокопрочной
арматуры вдоль нижних поясов развивает в них значительные на-
чальные сжимающие напряжения и обеспечивает существенное
облегчение их сечения. В изображенном на рис. 18 пролетном строе-
нии моста через канал в Неккаре (ФРГ) нижние пояса выполнены
замкнутых коробчатых сечений, внутри которых скрыто размещены
пучки высокопрочной арматуры, состоящие каждый из 52 проволок
диаметром 5,3 мм с пределом прочности кГ/мм2 (см. [41 ], [92]).
Рис. 18. Разрезное пролетное строение со шпренгельной высокопрочной
* арматурой:
1—пучки; 2 — железобетонная плита
Для предупреждения коррозии проволоки замкнутые сечения
поясов с пучками заполняли битумом. Натяжение осуществлялось
в пролете. Монолитную железобетонную плиту проезжей части
бетонировали и включали в работу после окончания натяжения
арматуры. Для повышения использования железобетонной плиты
и облегчения стальных верхних поясов применено самостоятельное
предварительное напряжение с использованием временной опоры,
на которую пролетное строение опиралось при надвижке. Экономия
стали по сравнению с несколькими конструкциями, запроектиро-
ванными для того же перехода без применения предварительного
напряжения, составила 25—37%. При предварительном напря-
жении разрезных балок высокопрочную арматуру выгоднее не
50
доводить до опор и делать длиной, равной 70—75% длины про-
лета. Необходимо также учитывать, что предварительное напря-
жение может ухудшить выносливость пролетного строения в связи
Рис. 19. Неразрезные пролетные строения со шпренгельной высокопрочной
арматурой:
а —мост в Монтаборе; б —Северный мост через Рейн у Дюссельдорфа; / — стальные ка-
наты; 2 — направляющие; 3 — усиленные поперечные связи
с появлением знакопеременное™ напряжений в нижнем поясе.
Кроме того, из-за облегчения нижнего пояса уменьшается верти-
кальная жесткость пролетного строения.
3*
51
За рубежом в неразрезных объединенных пролетных строениях
применяют иногда шпренгельную высокопрочную арматуру, про-
пускаемую непрерывно из уровня нижних поясов в зоне положи-
тельных моментов в уровень верхних поясов в зоне отрицательных
моментов и обратно в соответствии с характером огибающей эпюры
изгибающих моментов (предложение проф. Ф. Дишингера). Высоко-
прочную арматуру выполняют при этом из стальных канатов пре-
имущественно закрытого профиля (для предупреждения коррозии)
и располагают между главными балками вблизи их стенок.
В первых немецких проектировках (в проекте моста пролетами
68,5	175,0 4“ 68,5 м через р. Рейн у г. Кобленца, в первом ва-
рианте восстановления моста в Монтаборе) предусматривалось
устраивать в местах перегиба стальных канатов роликовые подвиж-
ные опоры. Однако эти варианты не были осуществлены.
В осуществленном пролетном строении моста в Монтаборе сталь-
ные канаты диаметром 72 мм помещены в криволинейных желобах—
направляющих (рис. 19, а), укрепленных с внутренней стороны
стенки и покрытых вместе с самими канатами вязкой смазкой [41 ],
[93]. В отличие от пролетного строения в Неккаре такая конструк-
ция обеспечивает доступ к высокопрочной арматуре для ее осмотра.
Экономия стали от применения предварительного напряжения со-
ставила здесь, по данным авторов проекта, 33%.
В пойменной части Северного моста через р. Рейн у г. Дюссель-
дорфа неразрезной конструкции пролетами 6 X 72 м стальные
канаты натягивали по полигональной схеме согласно рис. 19, б
и опирали на усиленные поперечные связи, рассчитанные на воспри-
нятое крутящих моментов от трения при натяжении канатов [93].
В рассмотренных зарубежных конструкциях неразрезных объ-
единенных пролетных строений натяжение стальных канатов пере-
давалось полностью на стальную конструкцию до объединения ее
с железобетонной плитой. Для обжатия железобетонной плиты
в этих пролетных строениях применяли самостоятельное натяже-
ние собственной продольной высокопрочной арматуры плиты. Эти
виды предварительного напряжения рассмотрены ниже.
2.	Конструкции
с замоноличенной высокопрочной арматурой,
обжимающей стальные балки
Большой интерес представляет советская конструкция (авторы
Н. А. Словинский и Г. Д. Попов) неразрезных предварительно
напряженных объединенных пролетных строений с натяжением пуч-
ков высокопрочной проволоки над верхними поясами стальных
балок в зонах действия отрицательных моментов с передачей на-
тяжения только на стальные балки (специальными упорами) и с за-
моноличиванием пучков в продольных швах или каналах сборной
железобетонной плиты. Обжатие железобетонной плиты достигается
применением других способов предварительного напряжения.
52
В 1959—1980 гг. рассматриваемая система была осуществлена
на мосту через р. Томь в Новокузнецке по проекту Сибирского от-
деления Промтранспроекта, составленному с использованием мате-
риалов Проектстальконструкции. Этот мост пролетами 73 + 3 X
X 109 + 73 м имеет две полосы'автомобильного проезда шириной
по 6,5 м и 2 трамвайных пути для городского транспорта, причем
временно одна 'полоса автомобильного проезда занята железно-
дорожным путем на балласте для промышленного транспорта.
Ширина моста 2,25 + 19,6 + 2,25 м, в поперечном сечении распо-
ложено 10 балок со сплошными стенками переменной высоты (от
Рис. 20. Предварительное напряжение и регулирование
неразрезных пролетных строений моста через р. Томь:
/—натягиваемые пучки; 2—плиты, не включенные в работу; 3 —
временная балластная пригрузка; 4 — плита, включенная в работу;
5 — плита с полотном проезда
2,3 м над крайними опорами и в серединах больших пролетов до
5.45 м над промежуточными опорами). Основная марка стали
15ХСНД, стальные конструкции сварные с клепаными монтажными
соединениями. Железобетонная плита проезжей части сборная
основная марка бетона 250.
Монтаж стальных балок осуществили полунавесным способом.
Последовательность предварительного напряжения и регулирова-
ния пролетного строения представлена на рис. 20.
Высокопрочную арматуру в виде петлевых пучков-восьмерок
(рис. 21) из 125 проволок диаметром 3 мм с пределом прочности
190 кГ/мм? натягивали в статически определимой схеме, получен-
ной устройством временных разрывов во втором и четвертом проле-
тах. Пучки изготовляли с помощью сооруженной на стройплощадке
намоточной машины диаметром около 40 м в плане и закрепляли на
балках к неподвижным и подвижным упорам, причем расстояние
между упорами каждого пучка составляло 56,7 м. Пучки натягива-
ли попарно одновременно на двух соседних балках путем оттяги-
вания подвижных упоров батареей домкратов с использованием
домкратных упоров. После окончания натяжения каждой пары
53
пучков рассверливали отверстия и приклепывали подвижные упоры
к поясу.
Натяжение петлевидных пучков оказалось сложной и трудоем-
кой операцией, наблюдались большие потери натяжения из-за тре-
ния и значительная неравномерность работы проволок в пучке.
Сборные железобетонные плиты уложили после окончания на-
тяжения. Нижнюю часть продольных швов, в которой размещались
пучки, замонолитили пластичным раствором для защиты пучков от
коррозии, а верхнюю часть этих швов, в которой размещались пло-
щадки смятия упоров, — жестким бетоном марки 300. Обжатие
железобетонной плиты было достигнуто в результате удаления вре-
менной балластной пригрузки и применения других мероприятий.
Рис. 21. Расположение высокопрочной арматуры и упоров на верхнем поясе
главной балки моста по рис. 20:
1—арматурные пучки-восьмерки; 2 — неподвижные упоры; 3 — подвижные упоры; 4 —
домкратные упоры
Предварительное напряжение данного пролетного строения
позволило сэкономить около 10% стали, однако привело к значи-
тельному увеличению срока строительства.
В 1963 г. закончено сооружение моста В (рис. 22), запроектиро-
ванного ПСК с применением рассматриваемой системы при пролетах
66 4- 126	147 + 126 4~ 66 м (см. табл. 2). В конструкции этого
моста был в значительной степени учтен опыт строительства моста
через р. Томь. Главным усовершенствованием явился отказ от
петлевидных пучков-восьмерок. Применены натягиваемые домкра-
тами двойного действия прямолинейные пучки длиной от 19 до
107 м из 24 проволок диаметром 5 мм с пределом прочности
170 кГ/мм?. Все упоры для закрепления пучков приварены к бал-
кам на заводе. Для размещения домкратов при натяжении концы
пучков в пределах упоров отгибали вокруг пальца диаметром 50 мм
на 12° вверх (рис. 23). Для уменьшения потерь от трения каждый
пучок натягивали (двумя домкратами) с обоих концов пучка.
Монтаж стальных балок осуществлен навесным способом с обоих
берегов при устройстве временных опор в пролетах 66 и 126 м.
Последовательность предварительного напряжения и регулирова-
ния пролетного строения представлена на рис. 24. Кроме натяже-
ния высокопрочной арматуры, применяли два этапа временной бал-
54
сл
СИ
Рис. 22. Сооружение неразрезного предварительно напряженного моста В
2W —i
fl-fl
— WO
a
83
Отверстие
d=50
Рис. 23. Размещение и натяжение
высокопрочной арматуры на верхнем
поясе главной балки моста В:
/ — объединительный упор; 2 —домкрат;
3 анкер; 4—натяжной упор; 5 — палец;
6 — пучок
330
ластной пригрузки песком, вертикальные перемещения на крайних
постоянных опорах, устройство временных шарниров в крайних
пролетах, устройство временного разрыва в среднем пролете. Зна-
чительное количество этапов предварительного напряжения и регу-
лирования объясняется стремлением заменить возможно большую
часть обычной стали верхнего пояса высокопрочной арматурой,
а также необходимостью обжатия железобетонной плиты в зонах
действия 'отрицательных моментов от вертикальных нагрузок.
Пролетные строения мостов В и через р. Томь получились отно-
сительно экономичными по расходу стали, однако примененная
Рис. 24. Предварительное напряжение и регулирование
пролетных строений моста В:
1—первая порция балластной пригрузки; 2 — натягиваемые пучки;
3 — вторая порция балластной пригрузки; 4 — плиты, не включен-
ные в работу; 5 —плита, включенная в работу; 6 — плита с полот-
ном проезда
в них конструкция обладает двумя существенными недостатками.
Весьма стесненные условия для размещения и натяжения пучков
на верхних поясах балок увеличивают трудоемкость работ, затруд-
няют получение проектного натяжения из-за большого трения и
препятствуют высококачественному омоноличиванию пучков. Вто-
рой недостаток заключается в том, что для обжатия плиты прихо-
дится прибегать ко многим этапам самостоятельных операций пред-
варительного напряжения, удлиняющих сроки строительства.
3.	Конструкции
с замоноличенной высокопрочной арматурой,
обжимающей железобетонную плиту
Если натяжение высокопрочной арматуры максимально исполь-
зуется для обжатия железобетонной плиты (не сопровождаемого об-
жатием стальных балок), то высокопрочную арматуру пропускают
обычно через каналы в железобетонной плите, которой на период
ЗВ. Зак. 939	57
предварительного напряжения придают продольную подвижность от-
носительно верхних поясов стальных "балок?“как и при простом об-
“жатий Железобетонной плиты" "горизонтально расположенными
домкратами. Однако если при простом обжатии плиты на
стальные верхние пояса передаются большие растягивающие
усилия предварительного напряжения, то при рассматриваемом
способе усилия в стальной конструкции от предварительного
напряжения возникают только за счет трения (а также за
счет ползучести бетона, проявляющейся после объединения
железобетона и стали). В неразрезной и шарнирно-консоль-
ной системах рассматриваемый способ выгоднее, чем простое обжа-
тие плиты, так как стальной верхний пояс избавляется от допол-
нительного растяжения и, кроме того, при действии временных
нагрузок разгружается за счет наличия высокопрочной арматуры.
За рубежом передача натяжения высокопрочной арматуры на
железобетонную плиту имеет широкое распространение и, в част-
ности, применена на упомянутом выше мосту у Монтабора. В ряде
случаев, особенно при применении стержневой высокопрочной
арматуры (например, из зарубежной стали st-90), в плите не устраи-
вали каналов, а применяли натяжение арматуры на упоры, исполь-
зуя для этого стальную конструкцию пролетного строения. После
бетонирования плиты и набора прочности бетоном натяжение арма-
туры снимали со стальной конструкции и передавали на бетон.
Своеобразная конструкция пролетного строения, в котором
натяжение...„высокопрочной армату.ры передавали на бетон, была
осуществлена недавно в Австрии на мосту Куммер через р. Энне [202 ].
Особенностью этого моста (рис. 25) является криволинейная
S-образная в плане форма неразрезного пролетного строения и ко-
робчатое поперечное сечение с двумя стальными стенками, сталь-
ной ортотропной плитой по нижним поясам и железобетонной пли-
той по верхним поясам по схеме рис. 3,д.
Надо сказать, что криволинейные в плане главные фермы, по-
вторяющие своим очертанием характер кривой автомобильной до-
роги, в последние годы довольно часто сооружаются на Западе.
Это стало возможным и целесообразным именно благодаря приме-
нению замкнутых коробчатых поперечных сечений, хорошо рабо-
тающих на кручение. Сложная пространственная работа и косина
пролетного строения моста Куммер были детально учтены в расчете
конструкции.
В зонах действия отрицательных моментов над промежуточными
опорами натягивали от 52 до 72 арматурных стержней с суммарным
усилием натяжения от 1 400 до 1 870 Т. Железобетонную плиту
в этих зонах бетонировали на уложенных по верхним поясам сколь-
зящих листах (см. рис. 25, в), снабженных упорами и анкерами,
а также болтами, пропущенными через удлиненные отверстия
в листах верхних поясов. П^сле обжатия^ железобетонной плиты
скользящие листы илисты верхних поясов сваривали непрерыв-
ными швами. '
58
03
CO
•»
12 8
Рис. 25. Мост Куммер:
а — фасад; б — план; в —деталь временно
подвижного опирания железобетонной
плиты
СЛ
ОД
Обжатие железобетона натяжением высокопрочной арматуры
было применено на построенном в 1955—1957 гг. Калининском
(б. Новоарбатском) мосту в Москве, имеющем пролетные строения
двухплитной неразрезной конструкции [73]. Основные данные об
этом пролетном строении приведены в табл. 2, а схема его поме-
щена на рис. 26.
Двухплитная конструкция с замкнутыми коробчатыми стале-
железобетонными сечениями в околоопорных зонах позволила осу-
ществить главные балки весьма малой высоты не только в середи-
нах пролетов, но и на промежуточных опорах (см. табл. 2) при
вполне достаточной вертикальной жесткости (прогиб от временной
нагрузки — порядка длины пролета). Включение в работу двух
железобетонных плит позволило, кроме того, уменьшить сечения
обоих стальных поясов.
Применение цельносварной конструкции со сварными монтаж-
ными стыками без ослабления их отверстиями также обеспечило
некоторую экономию стали, однако вызвало серьезное усложнение
и удорожание производства работ. Под всеми монтажными стыками
главных балок пришлось возводить временные опоры — всего
10 временных опор, не счщ^я^етырех временных~ошэр^_возведен-
ных для_описянного ниже регулирования пролетного строения.
Железобетонные плиты Калининского моста сборные, за исклю-
чением предварительно напряженных участков верхней плиты над
промежуточными опорами. Эти монолитные участки длиной по 47 м
бетонировали секциями шириной 7 м (см. рис. 26, в) на узких сталь-
ных листах, располагаемых над балками и опирающихся на них
через калиброванные катки. Каждую секцию напрягали восемью
пучками по 273 проволоки диаметром 5 мм с пределом прочности
150 кГ/мм\ расположенными в открытых каналах на верхней по-
верхности плиты. Концы каждых четырех пучков закрепляли в од-
ном анкерном блоке, причем торцы железобетонной плиты и анкер-
ных блоков были утолщены до 70 см ив эти торцы упирались пакеты
двутавров, распираемые домкратами. При обжатии плиту закреп-
ляли за пояса балок лапчатыми стержнями, не препятствующими
продольным смещениям. Предварительные напряжения сжатия
в железобетонной плите превышали максимально возможные рас-
тягивающие напряжения в ней от вертикальных нагрузок и других
воздействий.
После предварительного напряжения производили очистку сжа-
тым воздухОхМ каналов с пучками, окон с упорами и просветов с кат-
ками между плитой и стальными балками, а затем замоноличивали
эти места. В просветы с катками инъектировали цементный раствор.
Весьма трудоемкой операцией оказалось срубание бетона торцовых
утолщений плиты и анкерных блоков.
Объединение железобетонных плит со стальными балками на
Калининском мосту производили при устройстве, кроме четырех
постоянных опор, еще четырех специальных временных опор (по
одной в крайних пролетах и две в среднем пролете). Удаление вре-
60
a)
Рис. 26. Калининский (б. Новоарбатский) мост в Москве:
а —фасад; б —поперечный разрез на опоре; в —обжатие высокопрочной арматурой железобетонной плиты; / — анкерный блок; 2 — секция
цпиты; 3 — пучок; 4 — каток 0 26 мм\ 5 —стальной лист о=?4 мм\ 5 —место расположения домкратной установки
менных опор обеспечило существенное обжатие железобетонных
плит (не имеющих высокопрочной арматуры) и соответствующее
увеличение разгрузки стали железобетоном.
4.	Конструкции
с замоноличенном высокопрочной арматурой,
обжимающей объединенные балки
Способ предварительного напряжения с передачей натяжения
высокопрочной арматуры на объединенную сталежелезобетонную
конструкцию заслуживает особого внимания. В этом способе-натя-
жение высокопрочной арматуры обеспечивает разгрузку стальной
конструкции и одновременно обжатие железобетонной плиты. Вы-
сокопрочную арматуру располагают при этом обычно в каналах
железобетонной плиты, замоноличиваемых после натяжения, а ино-
гда — открыто на стальной конструкции. Необходимо учиты-
вать, что в обоих этих случаях через концевые конструкции объеди-
нения железобетона и стали передаются большие сдвигающие уси-
лия от предварительного напряжения. Эти концевые сдвигающие
усилия можно уменьшить, если одну часть высокопрочной арма-
туры заанкерить на железобетонную плиту, а другую часть — на
стальную конструкцию.
Суммарное усилие натяжения высокопрочной арматуры и соот-
ветственно расход последней при этом способе могут быть намного
больше, чем при передаче натяжения только на сталь или только
на железобетон. С точки зрения экономии стали это выгодно, так
как большая часть обычной стали заменяется высокопрочной. Кро-
ме того, отпадает необходимость устройства сложного подвижного
опирания плиты на время предварительного напряжения. И, нако-
нец, условия размещения высокопрочной арматуры, распределяемой
по всей ширине плиты, облегчаются по сравнению со случаем сосре-
доточенного расположения арматуры над стальными поясами.
За рубежом этот способ с целью уменьшения усилий натяжения
часто сочетают с другими приемами предварительного напряжения,
например со способом вертикальных перемещений на опорах. При-
мером такого сочетания может служить неразрезной мост в Везеле
с двумя пролетами по 48,5 м [92]. В упоминавшейся выше пойменной
части Северного моста через р. Рейн у г. Дюссельдорфа наряду с на-
тяжением канатов на стальную конструкцию в зонах отрицатель-
ных моментов напрягали также продольную арматуру в железо-
бетонной плите, объединенной со стальными балками.
Во многих зарубежных странах распространено натяжение вы-
сокопрочной арматуры в железобетонной плите не только вдоль,
но и поперек оси моста, что улучшает трещиностойкость и другие
показатели работы плиты на местный изгиб между балками.
. Большой интерес представляют двухплитные неразрезные про-
летные строения с передачей на сталежелезобетонную конструкцию
натяжения продольной высокопрочной арматуры, располагаемой
62
вдоль верхних поясов в зонах отрицательных моментов. Если в та-
ком пролетном строении осуществить объединение железобетона и
стали высокопрочными болтами и обеспечить быстрое стыкование
плит в поперечных швах, то открывается возможность использовать
высокопрочную арматуру и обе железобетонные плиты уже в ходе
навесного монтажа. Такие пролетные строения, отличающиеся от
аналогичных железобетонных прежде всего стальными стенками,
весьма экономны по расходу материалов и эффективны в монтаже.
Сталежелезобетонные пролетные строения, предварительно на-
пряженные натяжением высокопрочной арматуры, в настоящее
время вообще находятся еще в начальной стадии своего развития.
Тем не менее сейчас уже можно сказать, что именно данный вид
сталежелезобетонных конструкций наиболее перспективен для
перекрытия больших пролетов. Вид этот отнюдь не исчерпывается
автодорожными и городскими мостами со сплошными главными
балками, рассмотрение его будет продолжено ниже.
Особого внимания заслуживают конструкции, в которых высоко-
прочная арматура одновременно обжимает и железобетон, и сталь,
что дает удачное сочетание преимуществ предварительно напряжен-
ных стальных и предварительно напряженных железобетонных кон-
струкций. Уместно здесь заметить, что эффективность предвари-
тельного напряжения в сталежелезобетонной балке больше, чем
в стальной. В стальной балке степень облегчения стального пояса
ограничена необходимостью воспринятия этим поясом усилия на-
тяжения высокопрочной арматуры. В сталежелезобетонной балке
степень облегчения стального пояса может быть существенно боль-
шей, так как основную часть сжимающего усилия от натяжения
высокопрочной арматуры может воспринять бетон плиты.
§ 8. ЖЕЛЕЗНОДОРОЖНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
1.	Начальный период применения
объединенных конструкций
Применение объединенных пролетных строений в железно-
дорожных мостах началось в Советском Союзе с 1949 г., когда
18 таких строений пролетами от 27 до 42 м, запроектированных
в 1948 г. совместно Лентрансмостпроектом и Проектсталькон-
струкцией, были установлены на виадуках одной из линий Львов-
ской железной дороги. Расположение этих пролетных строений на
крутых уклонах (от 18до25%0) и кривых малого радиуса (от 275
до 430 м), исключающих устройство мостового полотна на деревян-
ных поперечинах, обусловило применение мостового полотна на
балласте. Железобетонное балластное корыто было включено в ра-
боту наклонными арматурными анкерами, укрепленными на верх-
них поясах. Особенность конструкции составляли высокие (до
60 см) железобетонные ребра над стальными балками. Основные
63
данные об одном из этих пролетных строений приведены в табл. 3,
а его вид представлен на рис. 27.
Первый опыт осуществления железнодорожных объединенных
пролетных строений с монолитной железобетонной плитой оказался
относительно удачным, и в последующие годы они получили доста-
точно широкое распространение.
Трансмостпроектом в 1950 г. были спроектированы пролетные
строения 56,43 м с железобетонной плитой, включенной в работу
посредством пологих арматурных анкеров, и с двухъярусной сталь-
ной конструкцией из пространственных блоков. Эти пролетные
строения были установлены на ряде мостов.
Весьма экономичное объединенное пролетное строение пролетом
31,4 м для железнодорожного перехода Г с цельноперевозимой
сварной стальной конструкцией было спроектировано Лентранс-
мостпроектом в 1952 г. Основные данные этого пролетного строения
приведены в табл. 3. По ряду специфических конструктивных ре-
шений, предложенных Лентрансмостпроектом (высокие железобе-
тонные ребра, арматурные анкеры для объединения железобетона
и стали), это пролетное строение сходно с установленными на Львов-
ской железной дороге в 1949 г.
После первых лет эксплуатации на концах пролетных строений
с высокими железобетонными ребрами и наклонными арматурными
анкерами (нисходящего от опоры направления) вдоль сопряжения
плиты с ребром или поясом балки были обнаружены трещины, вы-
званные усадочными и температурными воздействиями. Укрепление
арматурных анкеров на стальных поясах на месте строительства
оказалось трудоемкой операцией. Эти обстоятельства были учтены
прежде всего Проектстальконструкцией, разработавшей ряд же-
лезнодорожных объединенных пролетных строений с жесткими
(главным образом уголковыми) упорами и без высоких железобе-
тонных ребер, т. е. сходных с ранее разработанными автодорожными
объединенными пролетными строениями. 19 пролетных строений та-
кой конструкции длиной 27; 29,5 и 36,6 м под нагрузку Н7 были
установлены в 1954—1955 гг. опять-таки на Львовской железной
дороге. Основные данные о пролетном строении 36,6 м приведены
в табл. 3. Аналогичной конструкции были разработаны Проект-
стальконструкцией и типовые пролетные строения 16; 21,5; 27
и 32,5 м под нагрузку Н8; однако эти типовые пролетные строения
не получили практического применения.
Железнодорожные объединенные пролетные строения с угол-
ковыми упорами проектировали и строили также в последующие
годы (пролетные строения Днепрогипротранса со сборной плитой
для мостового перехода по плотине Каховской ГЭС; пролетные строе-
ния Проектстальконструкции для мостового перехода по плотине
Волгоградской ГЭС и др.). Наряду с обычными однопутными пролет-
ными строениями с двумя главными балками получили применение
также многобалочные путепроводы минимальной строительной вы-
соты. Например, в 1950 г. для Риги Проектстальконструкцией были
64

IfOZG
Рис. 27. Объединенное пролетное строение пролетом 42 м для Львовской железной дороги
Основные данные о разрезных со сплошными главными
	Для Львов-		Для Львов-		
Показатели	ской железной	[ Для перехода	ской железной	Т и п о	
	дороги	Г	дороги		
Проектная организация .	Проект-	Лентранс-	Проект-	Трансмост-	
	сталькон-	мостпроект	сталькон-	проект	
	струкция		струкция	1955	
Год проектировки . . .	1948	1952	1951		
Пролет в м		42	31,4	36,6	45	
Высота стенки в м . . .	3,22=1/13 1	2,6=i/12 1	3,2=1/11 1	4,4=i/10 1	
Строительная высота в м Толщина железобетонной	4,588=1/» 1	3,97=i/8 1	4,11=i/9 1	5,367=1/81б 1	
плиты в см		24	20	24	20	
Высота железобетонно-					
го ребра или вута в см Расстояние между глав-	60	60	4	20	
ными фермами в м . .	2,4	2	2,4	2,2	
Конструкция тротуаров	На стальных	Железобе-	На стальных	Железобе-	
	консолях	тонные и на	консолях	тонные	
		стальных консолях			
Основные технические					
условия и временная					
нагрузка 		ТУПМ-47,	ТУПМ-47,	ТУПМ-47,	ТУПМ-47,	
	Н7	ТУПИМ-св-47, Н8	Н7	Н8	
Вид стальной конструк-					
ции 		Клепаная	Сварная	Клепаная	Клепаная	
		цельнопере-		двухъярус-	
		возимая		ная	
Основная марка стали .	Ст. 3 мост.	Ст. 3 для сварных	Ст. 3 мост.	Ст. 3 мост.	
		мостов МПТУ 2123-49			
Вид железобетонной пли-					
ты и основная марка					
бетона 		Монолитная, 250			Монолитная,	
Расход стали:				300	
главные фермы, т . связи и домкратные			77,0	112,3	
балки, т ....			6,7	10,1	
всего стальных кон-					
струкций, т . . . арматура обычная,	112,8 25,1	43,4	83,7	122,4	
т . 				7,6	5,4	12,1	
итого основной рас-					
ход стали в т . .	137,9	51,0	89,1	134,5	
то же в т на					
1 м длины ....	3,28	1,62	2,43	2,99	
дополнительный рас-					
ход стали в т . .	10,3	10,1		11,8	
всего стали, т . . .	148,2	61,1		146,3	
Расход бетона в м3	79	51,5	47”	51,0	
То же на 1 м длины . . 66	1,88	1,64	1,28	1,13	
Таблица 3
балками пролетных строениях железнодорожных мостов
в ы е
		Т р а н с м	остпроек'	г	Гипро- трансмост	Гипро- трансмост
	1955 55 4,4=1/12,5 1 5,53=1/ю 1	1955 66 5,04=1/13 1 6,245=1/10.6/	1956 33,6 2,4=1/и 1 3,355=1/10 1	1956 45 3,65=1/i2 1 4,695=1/ю 1	1962 45 3,6=1/12,б 1 4,859=1/э 1	1962 55 3,6=i/i5 / 4,862=1/п 1
	22	24	20	20	24	24
	30	30	20	20	40	40
	2,4	2,4	2 Ж е л е з о б	2,2 е т о н н ы е	2,3	2,3
	ТУПМ-47,	ТУПМ-47,	Доп. ТУПМ-47, ТУ ПИМ-св-55, Н8	Доп. ТУПМ-47, ТУПИМ-св-55, Н8	СН 200-62	СН 200-62
	Н8	Н8				
	Клепаная дв НЛ-2	ухъярусная НЛ-2	Сварная цельнопере- возимая М16С	Клепано- сварная М16С	Болтос 15ХСНД	варная 15ХСНД
	МОНОЛИ!	:ная, 350	Монолитная и	сборная, 300	Сборка	я, 400
	142,8	198,4	42,9	79,1	67,8	94,7
	12,0	15,0	3,0	4,4	4,5	5,3
	154,8	213,4	45,9	83,5	72,3	100,0
	13,6	15,8	6,8	9,3	11,0	13,5
	168,4	229,2	52,7	92,8	83,3	113,5
	3,06	3,48	1,57	2,06	1,85	2,06
	14.1 182,5 71,9 1,31	20,1 249,3 91,0 1,37	8,0 60,7 39,6 1,18	8,7 101,5 51,0 1,13	9,8 93,1 73,2 1,63	12,7 126,2 83,2 1,51
67
спроектированы 2 железнодорожных путепровода объединенной
конструкции. Трехпутный путепровод пролетом 22,8 м имел 8 кле-
паных балок высотой 1,3 м и железобетонную плиту балластного
корыта толщиной 20 см.
Значительного развития достигло применение железнодорожных
объединенных пролетных строений также за рубежом.
2.	Типовые объединенные
пролетные строения
В 1954—1955 гг. в Советском Союзе было начато создание типо-
вых унифицированных железнодорожных объединенных пролет-
ных строений с ездой на балласте, ориентированных на повсеместное
применение вместо прежних стальных пролетных строений с ездой
поверху на деревянных поперечинах. Было установлено, что такая
замена обеспечивает ряд преимуществ.
Эксплуатационные преимущества, связанные с устройством
мостового полотна на балласте, заключаются в увеличении долго-
вечности мостового полотна и стальных верхних поясов, сокраще-
нии в несколько раз эксплуатационных расходов, обеспечении одно-
родности пути на мосту и подходах, увеличении безопасности дви-
жения, достижении пожарной безопасности, возможности приме-
нения пролетных строений на уклонах и кривых. Увеличение дол-
говечности верхних поясов при укладке на них железобетонной
плиты вместо деревянных поперечин объясняется защитой поясов
от коррозии и устранением многократно-повторных перенапряже-
ний при изгибе полок от неравномерного опирания на них попе-
речин (что приводило к быстрому появлению усталостных трещин,
особенно в сварных пролетных строениях с широкими поясами).
При устройстве железобетонной плиты упрощается и улучшается
стальная конструкция для пролетов более 40—45 м, в которых при
езде на деревянных поперечинах требовалась неконструктивная
балочная клетка проезжей части, весьма неопределенно работающая
совместно с главными фермами и подверженная в связи с этим
частым расстройствам. Для пролетов более 40—45 м на 20—25%
снижается расход стали (главным образом за счет удаления из кон-
струкции балочной клетки). В меньших пролетах, где и при езде на
деревянных поперечинах балочная клетка отсутствовала, расход
стали с учетом арматуры сохраняется примерно на прежнем уро-
вне, несмотря на увеличение постоянной нагрузки в среднем в
3 раза. Кроме того, сокращается примерно вдвое расход лесомате-
риала и отпадает необходимость в дефицитных мостовых брусьях из
гидролеса больших диаметров. Увеличивается вертикальная и го-
ризонтальная жесткость за счет включения плиты и соответствен-
но становится возможным понизить в отдельных случаях высоту
пролетного строения и уменьшить расстояние между фермами.
Как уже указывалось в главе I, перечисленные преимущества
с избытком покрывают соответствующие недостатки, связанные
68
с незначительным увеличением строительной стоимости и некото-
рым удлинением срока строительства.
Разработка типовых проектов на протяжении последних десяти
лет осуществлялась Гипротрансмостом (б. Трансмостпроектом) под
руководством И. П. Валуева.
Вытеснение пролетных строений с ездой поверху на деревянных
поперечинах железнодорожными объединенными пролетными строе-
ниями произошло не сразу. В 1955 г. были разработаны типовые
проекты унифицированных клепаных пролетных строений обоих
видов конструкций — стальных с ездой на деревянных поперечинах
пролетами 23; 27; 33,6 и 45 ж и объединенных с ездой на балласте
пролетами 23; 27; 33,6; 45, 55 и 66 м. В 1956 г. были разработаны
типовые проекты сварных пролетных строений 33,6 и 45 м, уже
только объединенной конструкции. Основные данные о большинстве
указанных объединенных пролетных строений приведены в табл. 3.
В 1958 г. эти типовые проекты были откорректированы в связи с из-
менениями в сортаменте и уточнением технических условий. После
такой корректировки расход стали уменьшился на 1—4%. Для
пролетов менее 33 м использование стальных конструкций в эти
годы сократилось в связи с внедрением железобетонных пролет-
ных строений и, таким образом, практически для применения сталь-
ных конструкций в железнодорожных мостах с ездой поверху оста-
лись преимущественно типовые проекты объединенных пролетных
строений.
Особенностью клепаных пролетных строений 45, 55 и 66 м яв-
ляется применение уже упоминавшейся двухъярусной стальной
конструкции, транспортируемой и монтируемой пространственными
блоками. Каждый пространственный блок состоит из двух элемен-
тов главных балок с одним поясом и половиной стенки в каждом
элементе и из неизменяемой системы продольных и поперечных свя-
зей. Блок имеет со стороны, противоположной поясу, окаймляющие
уголки, образующие фланец, используемый для стыкования с дру-
гим блоком (рис. 28). Дополнительная система продольных связей,
необходимая при двухъярусной конструкции на середине высоты
стальных балок, вовлекает стенки балок в работу под горизонталь-
ными воздействиями, что обеспечивает уменьшение горизонтальных
колебаний нижнего пояса и увеличение общей горизонтальной жест-
кости. Однако практически применение двухъярусных конструк-
ций привело к большому перерасходу стали, судить о чем можно
по данным табл. 3. Кроме того, значительные трудности имели
место на монтаже при осуществлении фланцевого продольного
стыка пространственных блоков, особенно в первый период приме-
нения таких конструкций.
Монтаж двухъярусных клепаных пролетных строений предусма-
тривался преимущественно консольными кранами с устройством
одной или двух временных опор (под каждым поперечным монтаж-
ным стыком). Предусматривалась возможность и продольной на-
движки без временных опор.
69

501(0
IfOOO
ыоо
\ 200400*20
6Z0* 16
28. Двухъ-
ярусное клепаное
объединенное про-
летное строение
пролетом 66 м
Объединение железобетона и стали осуществляли жесткими дуго-
образными упорами, размещаемыми в пределах небольших железо-
бетонных ребер. Чтобы не превзойти предельной толщины проклеп-
ки в стыках нижнего пояса, потребовалось нежелательное увеличе-
ние высоты конструкции.
Стальные балки не имели строительного подъема и приобретали
значительный провес. Подъема пути достигали увеличением тол-
щины балластной призмы от опор к середине пролета, что вызывало
существенное увеличение постоянной нагрузки и, кроме того,
приводило к осыпанию балласта на тротуары.
Типовое сварное пролетное строение 33,6 м и типовое клепано-
сварное пролетное строение 45 ж, несмотря на много меньшую вы-
соту, оказались по расходу стали существенно экономичнее соответ-
ствующих типовых клепаных пролетных строений (для пролета
45 м— на 45%). Это объясняется в основном отказом от
двухъярусной конструкции из пространственных блоков. Кроме
того, влияние на расход стали ослаблений заклепками в стыке в кле-
пано-сварном пролетном строении 45 м было сведено к минимуму
путем устройства удлиненного стыка, накладки которого служили
одновременно и дополнительными листами. Вне стыка в средней
части пролета в нижнем поясе был применен двухлистовой сварной
пакет.
Транспортирование элементов пролетного строения 45 м преду-
смотрено плоскими блоками полной высоты со сближенной уста-
новкой двух блоков, временно соединенных друг с другом, на спе-
циальном турникете. Высота стальных балок определилась вписы-
ванием их в габарит при указанных условиях перевозки.
Объединение железобетона и стали в рассматриваемых типовых
сварных пролетных строениях осуществляли жесткими цилиндри-
ческими упорами, приваренными непосредственно к верхнему
поясу. Проезжая часть могла быть как монолитной, так и сборной,
причем в последнем случае упоры замоноличивали в окнах и швах
сборной железобетонной плиты.
В 1961—1962 гг. спроектированы типовые унифицированные
объединенные пролетные строения 45 и 55 м нового типа — сварные
из низколегированной стали с монтажными соединениями на высоко-
прочных болтах и с индустриальными конструкциями сборной же-
лезобетонной проезжей части. При проектировании этих пролет-
ных строений, основные данные о которых приведены в табл. 3,
были использованы исследования, выполненные автором в ЦНИИСе
в 1956—1960 гг., а также результаты опытного строительства же-
лезнодорожных объединенных пролетных строений со сборной же-
лезобетонной проезжей частью. Конструкция пролета 55 м пред-
ставлена на рис. 29.
Решение стальной части конструкции, транспортирование,
укрупнительная сборка и монтаж обоих пролетных строений при-
няты близкими к типовому клепано-сварному пролетному строению
45 м проектировки 1956 г. В связи с ограничением толщины полно-
71
,70	№
,r-----моо	—u/f.-------гиоо—
-------2И00

ШШ.
1	г					Г	
				U					
иоо	-*-825	—950-^-	г*"	13Jb	—	--9Z0—	— 975--	—1025—	
Рис. 29. Болто-сварное объединенное пролетное строение пролетом 55 м
ценных листов низколегированной стали величиной 32 мм наиболь-
шая ширина листов двухлистового пакета нижнего пояса достигает
950 мм, Наружные свесы нижних поясов уменьшены для предупреж-
дения скопления на них воды, однако такая асимметрия относи-
тельно стенки неблагоприятна для осуществления сварки. Высота
железобетонных ребер принята 40 см с целью увеличения полной
высоты конструкции при оставлении высоты стенки 3 600 мм,
предельной из условий перевозки балок.
Строительный подъем обеспечивается в основном созданием
угла перелома оси балки в стыке путем соответствующего распо-
ложения отверстий в стыковых накладках.
Объединение железобетонной плиты и стальной конструкции не
требует мокрых работ и предусмотрено . петлевыми арматурными
анкерами, наклонными под углом 45°, стальными закладными дета-
лями и высокопрочными болтами. Для замоноличивания попереч-
ных стыков плиты (в том числе в зимних условиях) предусмотрены
инвентарные устройства.
Необходимо отметить, что объединенные железнодорожные про-
летные строения последней конструкции запроектированы весьма
экономичными: клепаное пролетное строение 55 м, как видно из
табл. 3, требовало в 1,5 раза больше стали, чем новое сварное. На-
значение в обоих пролетах одинаковой высоты и одинакового рас-
стояния между главными фермами позволило добиться высокой
степени унификации всех конструкций, в частности, применить
в обоих пролетах одинаковые блоки сборной проезжей части, из-
готовляемые в единой инвентарной опалубке и отличающиеся только
маркой бетона.
В 1964 г. в опытном порядке возведены два 55-лг пролетных
строения по новому типовому проекту, что выявило необходимость
некоторой его корректировки. Данные по присоединению проезжей
части к главным фермам приведены в § 40.
3.	Пути повышения экономичности
объединенных пролетных строений
При переходе от балластного мостового полотна к безбалласт-
ному по железобетонной плите эксплуатационные расходы на про-
езжую часть уменьшаются примерно вдвое [77].
Полная постоянная нагрузка тоже существенно уменьшается
(иногда даже более чем вдвое), что дает заметную экономию стали.
Эти достоинства проявляются прежде всего на мостах больших
длин и пролетов. Оклеечная гидроизоляция при безбалластном
мостовом полотне отсутствует, что также составляет крупное его
преимущество. Для перспективных грузонапряженных линий со
сплошным железобетонным подрельсовым основанием однородность
пути можно выдержать именно при безбалластном мостовом полотне.
Несколько десятков железнодорожных мостов с безбалластным
мостовым полотном по железобетонной плите успешно эксплуати-
73
руется за рубежом. Большая грузонапряженность и тяжелые усло-
вия эксплуатации советских железных дорог требуют особого вни-
мания к конструкциям безбалластного полотна для наших мостов.
Развернутые в настоящее время опытные работы должны уточнить
конструкции крепления рельсов к железобетону с учетом требова-
ний рихтовки, электроизоляции и др., вид амортизирующих про-
кладок, устройство охранных приспособлений, компенсацию раз-
ности деформаций рельсов и проезжей части. При успешном завер-
шении этих работ безбалластное полотно широко распространится
на советских железнодорожных мостах, что обеспечит, в частно-
сти, значительное улучшение показателей железнодорожных ста-
лежелезобетонных пролетных строений.
Поскольку железнодорожная временная вертикальная нагрузка
в несколько раз больше автодорожной, соотношения между постоян-
ной и временной нагрузками в железнодорожных объединенных
пролетных строениях даже при езде на балласте и тем более при
безбалластном мостовом полотне значительно меньше, чем в авто-
дорожных объединенных пролетных строениях. Основная часть
постоянной нагрузки воспринимается стальной конструкцией без
участия железобетона, а железобетон работает главным образом
под временной нагрузкой. Соответственно сжимающие напряжения
в бетоне в железнодорожных объединенных пролетных строениях
обычно полностью используются без предварительного напряже-
ния, чего почти никогда не бывает в автодорожных мостах. Следова-
тельно, для обычных железнодорожных объединенных пролетных
строений при обычных марках бетона нецелесообразны такие спо-
собы предварительного напряжения, которые разгружают сталь за
счет обжатия бетона. Такие способы могут быть здесь эффективными
только при самых высоких марках бетона, а также при специаль-
ном увеличении его объема.
Некоторые другие виды предварительного напряжения, исполь-
зуемые преимущественно в автодорожных неразрезных объединен-
ных пролетных строениях, в принципе возможны и в железно-
дорожных мостах. Однако опыта применения неразрезных предва-
рительно напряженных железнодорожных объединенных пролет-
ных строений пока еще не получено. Исследовательские работы
в этом направлении и соответствующие опытные проектировки были
проведены в Новосибирском институте инженеров железнодорож-
ного транспорта. Там же предложены сварные двухъярусные раз-
резные объединенные пролетные строения с монтажными соедине-
ниями на высокопрочных болтах. Несимметричные сечения полу-
балок после сварки оказываются изогнутыми так, что фланцевые
(будущие средние) пояса оказываются на вогнутой стороне. При
сплачивании полубалок в балки путем стягивания средних поясов
вертикальными высокопрочными болтами получается выгодное
предварительное напряжение балок.
Железнодорожные объединенные балочно-разрезные пролетные
строения, предварительно напряженные шпренгельной высоко-
74
прочной арматурой, натянутой вдоль нижнего пояса, недостаточно
эффективны. Жесткость таких пролетных строений получается
меньше, чем обычных объединенных, условия же выносливости для
нижнего пояса — значительно хуже. Степень облегчения нижнего
пояса ограничивается, кроме того, необходимостью воспринятая
большой части сжатия от натяжения высокопрочной арматуры.
Натяжение высокопрочной арматуры в разрезных железно-
дорожных сталежелезобетонных пролетных строениях наиболее
эффективно при переходе от одноплитной объединенной конструк-
ции к двухплитной конструкции.
4.	Двухплитные пролетные строения
Принципиальная идея балочно-разрезной двухплитной системы
была предложена в 1955 г. Трансмостпроектом. Теоретические
исследования системы были проведены автором в ЦНИИСе, а
пробное проектирование — в Гипротрансмосте. Принципиальная
схема конструкции представлена на рис. 30.
Рис. 30. Двухплитное железнодорожное пролет-
ное строение:
1—верхняя железобетонная плита; 2 — нижняя железо-
бетонная плита; 3 — высокопрочная арматура
Стальной каркас конструкции состоит из двух балок симметрич-
ного сечения, соединенных поперечными связями. Этот каркас уси-
ливается двумя сборными железобетонными плитами и высокопроч-
ной арматурой, натягиваемой вдоль нижних поясов. Верхняя же-
лезобетонная плита проезжей части несет балластное или безбал-
ластное мостовое полотно. Нижняя железобетонная плита и высоко-
прочная арматура располагаются на протяжении, составляющем
70—75% длины пролета.
Стальную конструкцию рассчитывают на монтаж без времен-
ных опор или с минимальным их количеством. С целью макси-
мального облегчения стальной конструкции целесообразно вы-
полнение ее полностью или частично из термически упрочненной
75
стали. Для пролетов до 45 м стальной каркас можно перевозить и
устанавливать в целом виде. При этом его устанавливают с заблаго-
временно уложенной высокопрочной арматурой, а если позволяет
грузоподъемность крана, то и с нижней железобетонной плитой.
Нижнюю железобетонную плиту можно расположить на пол-
ках нижних поясов или же под ними, что более рационально и впол-
не возможно при использовании высокопрочных болтов для при-
крепления плиты. Стальные канаты высокопрочной арматуры вну-
три коробки пролетного строения могут быть помещены открыто
поверх плиты. Пучковую высокопрочную арматуру замоноличивают
в закрытых или открытых каналах плиты.
Натяжение высокопрочной арматуры возможно одной или двумя
ступенями и желательно после объединения стальной конструк-
ции с нижней плитой. При двухступенчатом натяжении высоко-
прочную арматуру заанкеривают частично на нижней железобе-
тонной плите и частично на стальной конструкции, а верхнюю
плиту укладывают на пролетное строение в интервале между
ступенями натяжения.
Двухплитная система обладает большой жесткостью и позволяет
получить железнодорожные пролетные строения пролетами при-
мерно от 40 до 100 м минимальной высоты. Хорошие экономические
показатели, несмотря на дополнительную постоянную нагрузку от
нижней плиты, объясняются тем, что верхние пояса облегчаются
за счет работы верхней плиты, нижние пояса — за счет работы вы-
сокопрочной арматуры и стенка — за счет уменьшения ее высоты.
Кроме того, вся стальная конструкция получает предварительные
напряжения, обратные напряжениям от вертикальных нагрузок.
Нижняя плита необходима не только для повышения жесткости,
но и для возможности увеличения усилий предварительного напря-
жения и, следовательно, облегчения нижних поясов. Очевидно, что
чем больше усилия предварительного напряжения, тем большая
часть обычной стали нижних поясов заменяется более эффективной
высокопрочной сталью.
Ill
СХЕМЫ И КОНСТРУКЦИИ
СКВОЗНЫХ СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
ПРОЛЕТНЫХ СТРОЕНИЙ
§ 9. ОСОБЕННОСТИ СХЕМ
ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ И ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ
Сквозные пролетные строения применяются чаще всего при езде
понизу. При езде понизу, а также при езде посередине имеются,
как правило, две главные фермы, расстояние между которыми
определяется габаритами проезда, а при весьма больших пролетах—
и условиями горизонтальной жесткости. В случае езды поверху
вопрос о количестве и размещении сквозных главных ферм решается
примерно так же, как и при сплошных главных балках.
Целесообразная высота для сквозных ферм сталежелезобетон-
ных пролетных строений больше, чем для сплошных балок, но
меньше, чем для сквозных ферм стальных пролетных строений.
Однако разница эта невелика и зависит от степени включения же-
лезобетонной плиты в совместную работу с поясами главных ферм
в горизонтальной плоскости и от величины постоянной нагрузки,
в частности, от степени замены стали железобетоном.
Особенности схем проезжей части сквозных сталежелезобетон-
ных пролетных строений (рис. 31) определяются главным образом
тем, что в них плиту не всегда можно опереть непосредственно на
главные фермы. Схемы проезжей части можно разбить на 3 группы.
К первой группе следует отнести схемы с опиранием железобе-
тонной плиты на стальные жесткие пояса или стальные продольные
балки, когда плита работает на местный изгиб в поперечном направ-
лении. В частности, для езды поверху типичны схемы, отличающие-
ся от рис. 2, а, б и в только заменой сплошных главных балок жест-
кими поясами главных ферм. Интересна схема по рис. 31, а, в ко-
торой количество жестких поясов (балок жесткости) больше коли-
чества главных ферм. При езде понизу возможна сходная с ней
схема по рис. 31, б, целесообразная, в частности, для железно-
дорожных мостов. При гибких поясах главных ферм получается
схема по рис. 31, в, характерная для железнодорожных мостов.
В автодорожных мостах в прошлом часто применяли схему по
рис. 31, г.
п
Ко второй группе относятся схемы с опиранием плиты на сталь-
ные поперечные балки. Для автодорожных мостов с ездой понизу,
в которых сейчас обычно применяют комбинированные системы
главных ферм, наиболее характерна схема по рис. 31, д, когда плита
работает на местный изгиб в продольном направлении. При увел и-
*7 ГЪ
Рис. 31. Схемы проезжей части сквозных пролетных
строений:
а, б, в, г—плита по стальным продольным балкам или жестким
поясам; д, е—плита по стальным поперечным балкам; ж—реб-
ристая железобетонная проезжая часть
чении расстояния между поперечными балками плиту можно снаб-
дить продольными ребрами согласно рис. 31, е. При езде поверху
ко второй группе относятся схемы, аналогичные представленным
на рис. 2, г и д.
К третьей группе относятся схемы полностью железобетонной
ребристой проезжей части в виде плиты, опирающейся на попереч-
ные железобетонные ребра согласно рис. 31, ж, а при езде поверху—
аналогично рис. 2, е и ж.
Обеспечить совместную работу проезжей части со сквозными
главными фермами значительно более сложно, чем при сплошных
главных балках. Дело в том, что по длине поясов в сплошных глав-
78
ных балках усилия изменяются плавно, а в решетчатых главных
фермах — скачкообразно; с поясами сплошных главных балок
плита непосредственно объединяется почти всегда, а при сквозных
фермах непосредственное объединение возможно лишь в сравни-
тельно редких случаях.
Вопрос о совместной работе проезжей части и главных ферм
в горизонтальной плоскости при сквозных главных фермах решают
различными конструктивными приемами, условно показанными
на рис. 32 в виде следующих пяти схем.
I.	Непосредственно объединяют железобетонную плиту с жест-
кими поясами или балками жесткости сквозных ферм (рис. 32, а)
аналогично тому, как это делают при сплошных главных фермах,
но с иным размещением объединительных деталей.
II.	Устраивают узловые горизонтальные диафрагмы или при-
спосабливают продольные связи для передачи усилий на проезжую
часть во многих местах по всей длине конструкции (рис. 32, б).
При этом изменение продольных усилий в проезжей части следует
за изменением усилий в поясах, правда, с некоторым отставанием за
счет податливости диафрагм или связей.
III.	Устраивают концевые горизонтальные диафрагмы, в ре-
зультате чего проезжая часть оказывается как бы шпренгелем, раз-
79
гружающим пояса главных ферм в качестве самостоятельно рабо-
тающего элемента (рис. 32, в).
IV.	Не применяют каких-либо специальных мероприятий как
для включения проезжей части в работу, так и для выключения ее
из работы (рис. 32, г). До последнего времени в этом случае совмест-
ную работу проезжей части и главных ферм обычно не учитывали и
в расчетах, однако, теперь, согласно действующим Техническим
условиям СН 200-62, такой учет обязателен.
V.	Применяют специальные мероприятия для надежного вы-
ключения проезжей части из совместной работы с главными фер-
мами в горизонтальной плоскости, т. е. устраивают деформацион-
ные швы в железобетонной плите (рис. 32, д), продольно-подвиж-
ные опирания продольных балок и т. д. Надо отметить, что коли-
чество таких разрывов в проезжей части при наличии железобетон-
ной плиты должно быть существенно больше, чем при деревянном
мостовом полотне.
Вопрос о том, какое из перечисленных решений является более
рациональным, необходимо специально рассматривать в к 1ждом
конкретном случае. Как правило, следует стремиться к реализации
первых трех и избегать последних двух решений (см. рис. 32).
В пространственных сквозных сталежелезобетонных конструк-
циях согласно рис. 31, а особенно ответственна роль связей и диа-
фрагм между продольными балками ростверка, несущими железобе-
тонную плиту. Эти связи и диафрагмы передают как вертикальные,
так и горизонтальные усилия от сквозных конструкций ферм.
§ 10. ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
С БАЛОЧНЫМИ ФЕРМАМИ ДЛЯ ЕЗДЫ ПОНИЗУ
1.	Конструкции без использования
совместной работы железобетонной плиты
со стальными главными фермами
Первые автодорожные и железнодорожные сталежелезобетонные
пролетные строения с ездой понизу характеризовались обеспече-
нием совместной работы железобетонной плиты и стальных про-
дольных балок на местный изгиб в продольном направлении.
Довольно много автодорожных пролетных строений такого типа
с главными фермами простой решетчатой системы и с проезжей
частью по рис. 31, а было построено в первые послевоенные годы.
Продольные балки применяли при этом обычно в виде прокатных
двутавров; объединение их с железобетонной плитой давало сравни-
тельно небольшую экономию стали.
Построено также несколько железнодорожных пролетных строе-
ний с железобетонным балластным корытом, включенным в совмест-
ную работу с продольными балками, в частности, в 1951—1952 гг.
пролетные строения 88 м через Волго-Донской канал с главными
фермами простой комбинированной системы в виде гибких арок
80
с балками жесткости. На длине 88 м в продольных балках устроены
2 разрыва, а железобетонная плита имеет поперечные деформацион-
ные швы над каждой поперечной балкой (через 5,5 м). Облегчения
сечений продольных балок в этой конструкции не получилось.
В НИИЖТе были предложены железнодорожные пролетные
строения пролетами от 33 до 110 м простой решетчатой системы со
сборным железобетонным балластным корытом из блоков двух ти-
пов, отделенных друг от друга поперечными деформационными
швами [55]. Блоки первого типа располагались на участках дей-
ствия отрицательных моментов в продольных балках и включались
в совместную работу с поперечными балками; блоки второго типа
располагались на участках действия положительных моментов в про-
дольных балках и включались в совместную работу с ними. Эконо-
мия стали в балочной клетке по сравнению с балочной клеткой под
деревянные поперечины составила здесь около 15%.
В настоящее время в автодорожных сталежелезобетонных
мостах с ездой понизу у нас применяют преимущественно ре-
шетчатые комбинированные системы пролетных строений [84].
Эти системы удачно сочетают в больших пролетах положительные
качества простых решетчатых и простых комбинированных систем,
в частности, экономичные главные фермы, свободные от S-образного
изгиба, и экономичную проезжую часть, обладающую оптимальной
длиной панели. Сегментная решетчатая комбинированная система
с железобетонной проезжей частью была разработана Г. Д. Попо-
вым и Н. И. Поливановым в 1946 г. и с тех пор многократно приме-
нялась по проектам ПСК. Решетчатая комбинированная система
с параллельными поясами для езды понизу предложена проф.
К- Г. Протасовым применительно к стальным железнодорожным
мостам в 1948 г. и также была многократно использована Киевским
филиалом СДП для сталежелезобетонных автодорожных мостов.
В последние годы получили значительное применение две серии
типовых проектов автодорожных сталежелезобетонных пролетных
строений с ездой понизу — сегментной схемы Проектсталькон-
струкции пролетами 83,2 и 104 м (индивидуальные— 124 м) и ре-
шетчатой комбинированной схемы с параллельными поясами Киев-
ского филиала Союздорпроекта пролетами 83,2 и 126 м. Основные
данные об этих пролетных строениях сведены в табл. 4. Кроме того,
имелись типовые пролетные строения обеих схем для перекрытия
пролета в свету 60 м. Схемы и конструкции пролетных строений
83,2 м обеих серий изображены на рис. 33 и 34.
Сегментная схема главных ферм экономична прежде всего благо-
даря соответствию ее очертания огибающей эпюре внешних изгибаю-
щих моментов. Расчетные усилия в нижнем и верхнем поясах в ней
практически постоянны по длине пролета, что дает возможность
полного использования материала. Кроме того, в автодорожных
мостах с тяжелой железобетонной проезжей частью все элементы
решетки сегментной схемы работают только на растяжение, и сечения
их не лимитируются условиями устойчивости и предельной гибкости.
4 Зак. 939	*	81
Основные данные о сквозных с ездой понизу и посередине
Показатели	Типовое	Типовое	Мост Д	Т и п о	
Проектная организация	npoei	ггстальконстр	>укция	Киевский	
Год проектировки . . .	1958	1959	1956	1957—1959	
Система 			Сегментная		Разрезная комбини	
				с парал поя	
Пролет в м		83,2	104	124	83,2	
Ширина проезжей части в м 		1,5 + 7 + + 1,5	1,5 + 7 + + 1,5	0,75 + 7 + + 0,75	1,5 + 7 + + 1,5	
Длина панелей (главных ферм и проезжей ча- сти) в м		Главные фермы 9,6, проезжая часть 3,2	Главные фермы 16, проезжая часть 3,2	Главные фермы 14,8, проезжая часть 3,7	Главные фермы 16,64, проезжая часть 2,6	
Число продольных балок	—	—	—	—	
Расстояние между глав- ными фермами (и про- дольными	балками) в м ........	8	8	8,2	8,1	
Высота главных ферм или стрелка (в осях) в м 		12,9 = = 1/6,6/	14,1 = = 4^1	18,24 = = 1/в,7 1	9,7 = = 1/8,в z	
Высота жесткого пояса, балки или арки в м .	1,6	1,6	1,81	1,4	
Строительная высота в м	1,27	1,288	1,3	1,09	
Толщина железобетонной плиты в см		15	15	18	14	
82
Таблица 4
пролетных строениях автодорожных и городских мостов
в ы е	Мост К	Мост Л	Мост через р. Белую в Уфе	Мост через р. Кузнечиху в Архан- гельске	Вантовое рекомендо- ванное
филиал СДП 1959	1954	Проектсталь] 1957	конструкция 1953	1955	Киевский филиал СДП 1961
решетчатая	С решетчатыми арками		Неразрезная	Висячая	Радиально-
рованная	и с затяжками		подпруж-	внешне без-	вантовая
лельными сами 126	62,75 +	40,1 +	ная с ездой посередине 68,2 +	распорная 55 + 63 +	53,8 +
1,5 + 7 +	+ 125,4 + + 62,75 1,5+ 14 +	+ 125,4 + + 40,1 1,5 + 21 +	+ 147,9 + + 67,9 2,75 + 9 +	+ 124 + + 63 + 55 3,4+ 13,6 +	+ 126,1 + + 53,8 1 + 8 + '
+ 1,5 Главные	+ 1,5 Главные	+ 1,5 Главные	+ 2,75 От 6,46	+ 3,4 6,88	Главные
фермы 21, проезжая часть 2,6	фермы 8,97, проезжая часть 2,99 1 вертикал]	фермы 8,97, проезжая часть 2,99 ьные связи	до 8,45 6 балок	7 балок	фермы 17,6, проезжая часть 1,5
8,1	15,2 =	22,0= 11 +	жесткости Главные	жесткости Главные	9,24
14.9 =	= 7,6+ 7,6 26,1 +4,84	+ Н 25,43 +	фермы 10, 2, балки жест- кости 2+ +2,6+3+ +2,6+2 Ю+ 16,3 =	фермы 15, балки жест- кости 6x3 16 = 1/7,8 Z	24 = 1/5,з/
= 1/8,5/ 1,8	Балки жест-	+ 4,84 Балки жест-	= '1^1 2,8	2,37	1,5
1,16	кости 1; арки 4,84 1,42	кости 1,4; арки 4,84 1,92	2,96	2,65	1,62
14	16	15	16—18	17	1.4
4’
83
Показатели	Типовое	Типовое	Мост Д	Т и п о	
Основные технические условия 		ПиУ гшд 1948	ПиУ ГШД 1948	ПиУ ГШД 1948	ПиУ ГШД 1948	
Временные нагрузки . .	Н18и НК80, толпа 300 кГ/м2	Н18и НК80, толпа 300 кГ/м2	Н18иНК80, толпа 300 кГ/м2	Н18и НК80, толпа 300 кГ/м2	
Вид стальной конструк- ции по соединениям .			В	клепано-	
Основная марка стали .	14Г2 или 10Г2СД	14Г2 или 10Г2СД	НЛ-2	15ХСНД или 10Г2СД	
Вид железобетонной пли- ты и основная марка бетона 		Сборнг	1я, 300	Сборная, 250	Сборная и 300	
Расход стали:					
главные фермы, т .	108,5	176,3	240,1	140,5	
проезжая часть, т .	34,1	45,2	47,0	29,0	
связи, т 		12,7	18,3	28,5	15,2	
всего стальных кон- струкций, /п . .	155,3	239,8	315,6	184,7	
арматура обычная, т 		22,3	27,8	31,8	22,2	
арматура высоко- прочная или сталь- ные канаты, т	—	—	—	—	
итого основной рас- ход стали в /п . .	177,6	267,6	347,4	206,9	
то же в кГ на 1 м2	214	257	320	249	
дополнительный рас- ход стали в т	18,1	22,5	32,0	26,3	
всего стали, т . .	195,1	290,1	379,4	233,2	
Расход бетона в Л!3 . .	132,4	162	217,3	119,9	
То же на 1 м2 ....	0,159	0,156	0,204	0,144	
84
Продолжение
в ы е		Мост К	Мост Л	Мост через р. Белую в Уфе	Мост через р. Кузнечиху в Архан- гельске	Вантовое рекомендо- ванное
	ПиУ гшд 1948	ПиУ ГШД 1948	ПиУ ГШД 1948	ТУ мкх 1947	ТУ мкх 1947	ПиУ ГШД 1948
	Н18и НК80, толпа 300 кГ/jh2	Н18 и НК80, толпа 300 кГ/м2	Н18 и НК80, толпа 300 кГ/м2	Н13 и Н60, толпа 400 кГ/м2	Н13 и Т13, толпа 300 кГ/м2	Н18 иНК80, толпа 300 кГ/м2
	сварная	Клепаная	Клепано- сварная	Подпруги клепаные, проезд клепано- сварной	Клепаная	Отсутствует
	15ХСНД или 10Г2СД	НЛ-2	НЛ-2	НЛ-2, Ст. 3 св. мостовая, ЧМТУ 3245-52	Ст. 3 мо- стовая, канаты R = =140 кГ/мм2	Канаты d = 63 мм ГОСТ 3068—55
	монолитная,	Монолит- ная, 250	Сборная, 300	Монолит- ная, 250	Сборная, 250	Сборная, 400
	319,5	938,1	668,0	1 578		—
	45,1	363,4	439,4	—	—	—
	31,6	134,7	93,3	210		—
	396,2	1436,2	1200,7	1 788	3078,3	29,3
	33,3	108,0	146,0	126	312,0	232,0
	—	—	22,0	—	286,6	111,6
	429,5	1544,2	1368,7	1914	3676,9	372,9
	340	362	278	464	500	160
	39,0	113,8	78,7	85	42,9	12,6
	468,5	1658,0	1447,4	1999	3719,8	385,5
	180	717	1008	950	1611	1039
	0,143	0,168	0,204	0,230	0,220	0,445
85
1600
Рис. 33. Пролетное строение сегментной системы:
а —схема пролетного строения; б —узел нижнего пояса; в —конструкция проезда
00
Рис. 34. Пролетное
строение решетчатой
комбинированной си-
стемы с параллельны-
ми поясами:
а — схема главных ферм;
б —поперечный разрез;
в —узел верхнего пояса;
г — узел нижнего пояса
Пролетные строения решетчатой комбинированной системы
с параллельными поясами отличаются устройством обоих поясов
в виде вертикальных двутавров, что позволяет иметь большие па-
нели и редкую решетку главных ферм. Панель верхних связей вдвое
короче панели главных ферм, что обеспечивает устойчивость сжа-
того пояса из плоскости ферм. Однако в жестком нижнем поясе
при большой панели возникают значительные изгибающие моменты,
от местного изгиба.
Как видно из табл. 4, расход стали в системе с параллельными
поясами оказывается в рассматриваемом случае на 16% больше,
чем в сегментной системе. Тем не менее в целом обе системы эко-
номичны. Объясняется это прежде всего сочетанием оптимальной
схемы проезжей части, не имеющей продольных балок, с опти-
мальной схемой главных ферм.
Система с параллельными поясами удобнее, чем сегментная, для
навесной сборки и продольной надвижки при нескольких пролетах
и отличается большей степенью стандартизации элементов. Обе
системы допускают при наличии временных опор монтаж продоль-
ной надвижкой (с использованием жестких поясов вместо верхних
накаточных путей), а также установку одних только жестких поясов
с последующей сборкой всей остальной конструкции в пролете на
этих поясах, как на подмостях. Жесткие нижние пояса при монтаже
предварительно напрягают начальным выгибом их выпуклостью
вверх, так как от внешней нагрузки положительные изгибающие
моменты преобладают в них над отрицательными. В сегментной
схеме узлы верхних поясов расположены с целью стандартизации
элементов по окружности на равных расстояниях. В схеме с парал-
лельными поясами монтаж верхнего пояса осложнен большой дли-
ной панелей и расположением стыков вне узлов.
При монтаже одностенчатых жестких нижних поясов часто об-
наруживалось, что их горизонтальная и крутильная жесткость не-
достаточна.
Специфику обеих конструкций составляют узлы сопряжения
двухстенчатых элементов решетки с одностенчатыми элементами
поясов, изображенные на рис. 33, б и 34, г. Устройство листовых
шарниров в прикреплениях раскосов к нижнему поясу сегментной
фермы не является, с нашей точки зрения, удачным решением.
Железобетонная плита в обеих констр укциях работает совместно
с поперечными балками в поперечном направлении и как неразрез-
ная балка — на местный изгиб в продольном направлении. В сов-
местную работу с нижними поясами ферм в горизонтальной плоско-
сти плита не включена, однако не принято мер и для четкого
освобождения ее от такой работы. Действительные продольные
растягивающие усилия в плите, по-видимому, незначительны в свя-
зи с податливостью прикреплений поперечных балок к главным
фермам. Однако при армировании плиты и устройстве ее поперечных
швов не учли, что даже небольшие растягивающие усилия от сов-
местной работы с поясами могут вызвать недопустимое раскрытие
88
трещин. Неопределенность совместной работы проезжей части
с главными фермами в горизонтальной плоскости является одним
из основных недостатков в обоих типах конструкций.
В последние годы применение пролетных строений с ездой пони-
зу в автодорожных мостах резко сократилось, что делает малора-
циональной специальную оснастку для их изготовления на заводах
стальных мостовых конструкций. Возможна унификация конструк-
ций автодорожных пролетных строений для езды понизу с железно-
Рис, 35. Предварительное напряжение пролет-
ного строения моста через р. Саар:
1— гибкая арка; 2 — натягиваемая затяжка; 3 — балка
жесткости
дорожными и использование единой оснастки. Однако типовые
железнодорожные пролетные строения применяются пока еще
не решетчатой комбинированной, а простой решетчатой системы.
Возврат же в автодорожных мостах к этой системе, имеющей глав-
ные фермы с гибкими нижними поясами и проезжую часть с продоль-
ными балками, потребует заметного увеличения расхода стали на
каждое пролетное строение.
За рубежом имеется опыт применения внешне безраспорных
пролетных строений со сталежелезобетонной проезжей частью и
стальными арочными фермами, в которых предварительное напряже-
ние осуществляют натяжением затяжки. В мосту через р. Саар [92]
натяжением затяжки из обычной стали выгибали гибкую арку и
продольные балки проезжей части, выполняющие функции балок
жесткости (рис. 35). Выгиб этих балок перед объединением их
с железобетонной плитой облегчил. воспринятое ими положитель-
ных изгибающих моментов. Ослаблением натяжения затяжки после
твердения железобетонной плиты обеспечили обжатие последней.
4В. Зак. 993	89
В мосту в Дорстене [103] натяжение затяжки из высокопрочных
стальных канатов, открыто расположенных в плоскостях главных
ферм (рис. 36), создало аналогичный выгодный выгиб жестких арок
(продольные балки проезжей части получились низкими и гибкими
в связи с крайне ограниченной строительной высотой). Плита была
обжата как вдоль, так и поперек моста натяжением заложенной
в нее дополнительной высокопрочной арматуры. В конструкциях
Рис. 36. Пролетное строение в Дорстене:
/ — жесткая арка; 2 — затяжка из стальных канатов;
3 — гибкие продольные балки
рассмотренных мостов (рис. 35 и 36) продольные балки и плита
проезжей части освобождены от совместной работы с главными фер-
мами в горизонтальной плоскости. Проезжая часть жестко соеди-
нена с затяжкой в середине пролета и имеет подвижные опира-
ния по его концам. Обе эти конструкции сложны и недостаточно
эффективны. Для обжатия плиты следовало бы непосредственно
использовать натяжение затяжки.
2. Конструкции со стальными главными фермами
и железобетонной плитой,
обжатой натяжением высокопрочной арматуры
В балочных разрезных и неразрезных конструкциях с ездой
понизу железобетонная плита на всей или почти всей длине распо-
ложена в растянутой зоне. Для выгодного использования проезжей
части в совместной работе с главными фермами в горизонтальной
плоскости плиту можно обжать продольной высокопрочной арма-
90
турой. Вовлечь проезжую часть в совместную работу с поясами
главных ферм в автодорожных мостах труднее, чем в железнодорож-
ных, в связи с большим расстоянием между фермами. Зато в желез-
нодорожных мостах возникают свои трудности в связи с большей
переменностью напряжений.
Рассмотрим варианты натяжения высокопрочной арматуры,
воспользовавшись выполненной Ленгипротрансмостом (под руко-
водством автора) проектно-исследовательской работой по модерниза-
ции конструкций проезда железнодорожных мостов с ездой понизу
больших пролетов. Эта работа (гл. инж. проекта Н. Д. Шипов) была
выполнена на примере разрезного пролетного строения 88 м.
Рис. ЗЛ Проезд с железобетонной плитой по стальным продольным балкам
и с поблочным натяжением высокопрочной арматуры:
а —в простой решетчатой системе; б —в комбинированной системе; 1 — высокопрочная
арматура; 2 — поперечные швы плиты
При проезжей части в виде сборной железобетонной плиты, опи-
рающейся на стальные продольные балки, в решетчатом комбини-
рованном (см. рис. 31, б) или простом решетчатом (см. рис. 31, в)
пролетном строении целесообразно поблочное натяжение высоко-
прочной арматуры, осуществляемое при изготовлении плит. Высо-
копрочная арматура обжимает каждый блок отдельно и не стыкует-
ся в поперечных швах (рис. 37). Предварительно напряженные бло-
ки плиты объединяют с продольными балками, располагая швы
между блоками по возможности вблизи нулевых моментных точек
продольных балок. Швы замоноличивают бетоном. Стальные про-
дольные балки как бы перекрывают неармированные швы плиты и
препятствуют недопустимому раскрытию трещин в швах. Продоль-
ные балки включают в совместную работу с поясами главных ферм
посредством узловых (или только концевых) связевых горизонталь-
ных диафрагм (см. рис. 32, б, в).
При безбалластном мостовом полотне на простое решетчатое про-
летное строение требуется примерно столько же стали, что и при
прежней не включенной в совместную работу проезжей части с дере-
вянными поперечинами. Существенное улучшение действительной
4В*	91
работы и эксплуатационных показателей достигается здесь весьма
небольшими изменениями конструкции. При применении решетча-
той комбинированной системы получается даже некоторая экономия
стали, несмотря на увеличение постоянной нагрузки при измене-
нии типа мостового полотна.
В решетчатом комбинированном пролетном строении при проез-
жей части в виде сборной железобетонной плиты, опирающейся
только на стальные поперечные балки (продольные балки отсут-
ствуют) или в виде полностью железобетонной ребристой проезжей
части, состоящей из плиты и поперечных ребер, целесообразно
сквозное натяжение высокопрочной арматуры, осуществляемое
в пролете после монтажа.
При стальных поперечных балках возможна передача натяжения
высокопрочной арматуры только на железобетонную плиту. Тогда
при натяжении обжимают все блоки и все поперечные швы сборной
железобетонной плиты перед включением ее в совместную работу
со стальной конструкцией и не обжимают последнюю, для чего надо
придать подвижность плите по поперечным балкам. Совместную
работу обеспечивают после натяжения устройством железобетонных
или стальных горизонтальных диафрагм (см. рис. 32, б. Кроме
того, плиту объединяют с поперечными балками. За счет удаления
продольных балок и выгодного использования высокопрочной
арматуры в такой конструкции экономится больше стали, чем при
поблочном натяжении.
Еще большую экономию стали и упрощение производства работ
можно получить, если натягивать высокопрочную арматуру после
включения железобетонной плиты в совместную работу со стальной
конструкцией, обжимая одновременно и железобетонную плиту,
и жесткие стальные пояса. Этим приемом в железнодорожных мо-
стах можно сократить расход стали (по отношению к старой кон-
струкции с ездой на деревянных поперечинах) не только при без-
балластном, но и при балластном мостовом полотне. Схемы кон-
струкций изображены на рис. 38.
Наибольшая экономия стали при таком же варианте натяжения
получается при полном удалении стальной балочной клетки,
т. е. при устройстве проезжей части с железобетонными попе-
речными ребрами. Возможные схемы конструкций изображены на
рис. 38, а и б.
Высокопрочную арматуру можно замоноличивать в каналах
железобетонной плиты или оставлять незамоноличенной, придавая
ей шпренгельный характер и располагая ее или под железобетонной
плитой (см. рис. 38, б), или, что проще, под тротуарами (см
рис. 38, в). Естественно, что при открытом расположении высоко-
прочной арматуры используют не пучки параллельных проволок,
а стальные канаты преимущественно закрытого профиля и с при-
менением специальных мер защиты от коррозии. Вопреки распро-
страненному мнению открытое расположение имеет ряд преиму-
ществ — упрощение укладки арматуры, исключение операции за-
92
a)
В)
Рис. 38. Проезд комбинированных пролетных строений с натяжением непрерывной высокопрочной арматуры:
а —с замоноличенной высокопрочной арматурой и П-образными железобетонными блоками; б —со шпренгельной высокопрочной арма-
турой и Т-образными железобетонными блоками; в —со шпренгельной высокопрочной арматурой и железобетонной плитой по сталь-
ным поперечным балкам; /—высокопрочная арматура; 2 —концевая диафрагма; 3 — узловая диафрагма
моноличивания каналов, доступность для осмотра и ухода, воз-
можность замены отдельных элементов. Кроме того, при открытом
расположении стальных канатов для обжатой железобетонной
плиты можно допустить под действием изгибающих моментов
местного изгиба ограниченное раскрытие трещин, как в элементе
из обычного железобетона. Это позволяет уменьшить расход высоко-
прочной арматуры без увеличения веса стальной конструкции и при
незначительном увеличении расхода обычной арматуры.
Анкеровку сквозной высокопрочной арматуры можно осуще-
ствить, как это показано на рис. 38, т. е. на горизонтальных диафраг-
Рис. 39. Общий вид опытного пролетного строения 88 м
мах, посредством которых обеспечивается совместная работа железо-
бетонной плиты проезжей части и нижних поясов главных ферм.
В решетчатых пролетных строениях длиной свыше 100 м часть
высокопрочной арматуры выгодно не доводить до концевых узлов и
заанкеривать у промежуточных узлов, хотя это и вызывает услож-
нение конструкции.
На основе анализа рассмотренных вариантов модернизации про-
езда железнодорожных мостов больших пролетов с ездой понизу
Ленгипротрансмостом для опытного пролетного строения 88 м
принята решетчатая комбинированная система с полностью железо-
бетонной ребристой проезжей частью, с обжатием железобетонной
плиты и жестких стальных поясов при сквозном натяжении замоно-
личиваемой высокопрочной арматуры.
Пролетное строение (рис. 39, 40) было запроектировано сварным
из низколегированной стали с монтажными соединениями на высо-
копрочных болтах по Техническим условиям ТУПМ-56 на времен-
ную нагрузку Н8. Марка бетона 500, высокопрочная арматура
в виде пучков проволоки диаметром 5 мм с пределом прочности
170 кПмм2. Сравнением вариантов было установлено, что в же-
94
со
и»
В пролете На опоре
Рис. 40. Конструкция опытного пролетного строения 88 м:
а —схема главных ферм; б—поперечный разрез; в —конструкция проезда
лезнодорожных мостах рассматриваемых пролетов стальные решет-
чатые комбинированные главные фермы с параллельными поясами
экономичнее сегментных ферм.
Жесткий нижний пояс имеет одностенчатое двутавровое сечение
высотой 1,2 м постоянное по всей длине пролета. Остальные растя-
нутые элементы главных ферм Н-образные, сжатые элементы ко-
робчатые. Все монтажные стыки элементов главных ферм распо-
ложены в узлах.
Проезжая часть сборная железобетонная из П-образных двух-
консольных блоков длиной 2,75 м, состоящих из плиты и предва-
рительно напряженных при изготовлении поперечных ребер. По-
следние присоединяются к нижним поясам главных ферм, причем
уровень верха проезжей части и поясов совпадает. Высокопрочную
арматуру натягивают после монтажа и замоноличивают в закры-
тых каналах плиты на всю длину пролета.
Мостовое полотно запроектировано в двух вариантах — на
балласте при толщине плиты 18 см (показано на рис. 40) и безбал-
ластное при толщине плиты 22 см. Поперечные швы между бло-
ками, имеющие толщину 6 см, замоноличивают бетоном перед на-
тяжением высокопрочной арматуры.
Конструкция узла прикрепления двухстенчатой решетки к одно-
стенчатому поясу и прикрепления к нему железобетонных ребер
проезжей части показана на рис. 40, в. Узлы прикрепления решетки
в принципе сходны с показанными на рис. 34, г. Концы железобе-
тонных ребер снабжены закладными деталями, соединенными
с арматурой ребер. Монтажное соединение со стенкой жесткого
пояса осуществляется высокопрочными болтами^посредством сталь-
ных фланцевых удлинителей ребер. Железобетонные блоки ориен-
тированы на изготовление в инвентарной стальной опалубке, яв-
ляющейся одновременно кондуктором для размещения закладных
деталей. Тем не менее в обеих плоскостях соединения предусмотрена
значительная (6 мм) разница диаметров между отверстием и высоко-
прочным болтом.
Совместная работа проезжей части и главных ферм в горизон-
тальной плоскости обеспечивается железобетонными горизонталь-
ными диафрагмами, соединяющими железобетонную плиту с ниж-
ними поясами главных ферм. Диафрагмы расположены по концам
пролетного строения и у узлов Н2 и Н6. Наибольшее значение име-
ют концевые диафрагмы, на которые заанкеривают всю высоко-
прочную арматуру.
Железобетонная плита выполняет одновременно и функции
нижних продольных связей. При некоторых способах монтажа на
период возведения пролетного строения устанавливают временные
инвентарные металлические связи.
Монтаж пролетного строения возможен различными способами,
в том числе:
полной навесной сборкой с первоначальной установкой железо*
бетонных блоков только в узлах главных ферм и усилением поясов
96
НО—Н2, либо с установкой сразу всех железобетонных блоков
и с применением инвентарного временного шпренгеля;
полунавесной сборкой с установкой сразу всех железобетонных
блоков и без каких-либо усилений;
продольной надвижкой по жестким нижним поясам.
В табл. 5 сопоставлены показатели описанного опытного стале-
железобетонного решетчатого комбинированного пролетного строе-
ния и пролетных строений обычной простой решетчатой системы без
совместной работы проезжей части и главных ферм, но с различ-
ными видами мостового полотна. Показатели определены для оди-
наковых условий проектирования применительно к болто-сварным
конструкциям из низколегированной стали. Кроме расхода мате-
риалов и строительной стоимости (применительно к случаю полу-
навесной сборки), были подсчитаны также эксплуатационные рас-
ходы за 60 лет эксплуатации. Эксплуатационные расходы включали
затраты на окраску стальных конструкций, смену мостовых брусьев,
смену изоляции балластного корыта, очистку балласта и другие
затраты, связанные с текущим содержанием и ремонтами различной
периодичности. Отдельно показаны в табл. 5 расходы на возможный
Таблица 5
Сравнение показателей железнодорожных болто-сварных пролетных
строений пролетом 88 м с ездой понизу из низколегированной стали
Конструкции пролетного строения
Показатели	решетчатые комбини- рованные с совмест- ной работой проез- жей части и главных ферм		простые решетчатые без совместной рабо- ты проезжей части и главных ферм		
	Мостово		е полотно		
	На бал- ласте	Безбалла- стное по железобе- тону	На балла- сте	Безбалла- стное по железо- бетону	Деревян- ное
Постоянная нагрузка в т/м ....	9,6	7,0	10,2	5,9	4,6
Вес стальных конструкций и креп-					
лений в т ...........	237,6	226,3	357,9	307,0	293,1
Вес обычной арматуры в т ....	19,7	19,0	13,9	6,0	—
Вес высокопрочной арматуры в т .	11,5	10,5	—	2,0	—
Итого основной расход стали в т .	268,8	255,8	371,8	315,0	293,2
Дополнительный расход стали в т	23,2	23,2	23,2	33,3	33,3
Полный расход стали в т		292,0	279,0	395,0	348,3	326,4
Расход бетона в м3 ........	137	125	62,5	40	—
Расход лесоматериалов в м3 . . . .	20,6	—	19,3	—	56,0
Строительная стоимость в тыс. руб.	127,1	123,3	145,8	133,6	123,6
Эксплуатационные расходы без ре-					
монта продольных балок в тыс.					
руб		23,5	17,7	31,3	23,3	43,3
Суммарные затраты в тыс. руб. . .	150,6	141,0	177,1	156,9	166,9
Стоимость ремонта продольных ба-					
лок в тыс. руб		—	—	—	—	44,0
Полные затраты в тыс. руб		150,6	141,0	177,1	156,9	210,9
97
ремонт продольных балок, верхние пояса которых подвержены кор-
розии под мостовыми брусьями и требуют ремонта согласно имею-
щемуся опыту примерно через 50 лет. Необходимо отметить, что
эксплуатационные расходы нельзя непосредственно суммировать
со строительной стоимостью, поскольку, для правильного эконо-
мического сопоставления конструкций необходимо учитывать отда-
ленность капиталовложений (см. § 3). Таким образом, цифры сум-
марных затрат имеют условное значение, однако в данном случае
они представляют некоторый интерес, поскольку строительные
стоимости всех конструкций близки друг к другу.
Из табл. 5 видно, что, кроме коренного улучшения эксплуата-
ционных показателей, модернизированная конструкция проезда
дает и серьезную экономию стали: при езде на балласте— 11%,
несмотря на увеличение постоянной нагрузки в 2,1 раза, при без-
балластной езде—15%, несмотря на увеличение постоянной на-
грузки в 1,5 раза. Пробное проектирование показало, что высокая
эффективность модернизированной конструкции проезда железно-
дорожных мостов сохраняется также при пролетах ПО м и более.
3. Конструкции с повышенной степенью замены
обычной стали железобетоном
и высокопрочной сталью
Поскольку при разрезной системе верхние пояса главных ферм
работают только на сжатие, закономерна мысль осуществить их из
железобетона. В 1946 г. при разработке новых конструкций авто-
дорожных пролетных строений сегментной системы авторы их выдви-
нули также вариант сегментных пролетных строений с монолитными
железобетонными верхними поясами. Предложение это было раз-
вито в работе [63].
В этой работе рекомендованы сечения железобетонных верхних
поясов с жесткой арматурой из вертикально ориентированных свар-
ных двутавров (рис. 41), присоединяемых к узловым фасонкам на
заклепках, т. е. как в обычной стальной конструкции. В сборном
варианте около каждого узла предусматривался участок длиной
около 2 м, бетонируемый на месте.
Сравнительное проектирование и подсчеты показали, что в таких
сегментных пролетных строениях получается до 20% экономии
стали, а в пролетных строениях с параллельными поясами при
железобетонном верхнем поясе — всего 7—8%. Последнее объяс-
няется значительно меньшей долей веса верхнего пояса в общем
весе фермы при параллельных поясах, чем в сегментной схеме,
а также весьма большой длиной панели верхнего пояса (~//4) в при-
нятой схеме с параллельными поясами, что потребовало значитель-
ного усиления армирования из условий устойчивости и изгиба от
собственного веса.
Оценивая сталежелезобетонные пролетные строения, рассмо-
тренные в работе [63], нельзя не отметить, что бетонирование верх-
98
них поясов или их длинных стыковых участков в пролете является
крупным недостатком.
Технико-экономические показатели и особенности конструкции
железнодорожных пролетных строений с ездой понизу при различ-
ных степенях замены стали железобетоном детально проанализи-
рованы применительно к пролету 88 м в упомянутой выше работе
Ленгипротрансмоста, выполненной с нашим участием. Были рас-
смотрены сегментные решетчатые комбинированные пролетные
Рис. 41. Автодорожное сегментное пролетное строение с железобетонными
верхними поясами:
с —схема главных ферм; б—поперечный разрез; в — узел верхнего пояса
строения с безбалластным мостовым полотном по железобетонной
плите проезжей части, предварительно напряженной высокопроч-
ной арматурой и включенной в совместную работу с главными фер-
мами. Стальные конструкции предусматривались сварными, железо-
бетонные — сборными из бетона марки 500, монтажные соедине-
ния — на высокопрочных болтах. Показатели рассмотренных ва-
риантов сопоставлены в табл. 6.
Из табл. 6 следует, что путем замены отдельных стальных ча-
стей конструкции железобетонными можно сильно уменьшить рас-
ход стали при незначительном изменении строительной стоимости.
Монтажные качества с увеличением степени замены стали железо-
бетоном, как правило, ухудшаются за счет увеличения веса и в связи
с неравнопрочностью железобетонного верхнего пояса для воспри-
нятая монтажных растягивающих усилий. Однако и при высокой
степени замены стали железобетоном узлы пролетного строения
99
могут решаться со значительным сохранением принципов стальных
конструкций.
Детально разработанная сегментная конструкция с железо-
бетонными верхними поясами и стальными нижними жесткими
поясами приведена на рис. 42, а ее показатели — в последней
строке табл. 6.
Таблица 6
Сравнение показателей железнодорожных сегментных пролетных строений
пролетом 88 м при различных степенях замены стали железобетоном
Проект и основная марка стали	Части конструкции, выполненные из железобетона	Расход стали в т				Расход бетона 1 В ЛС3	1	Строительная стоимость в тыс. руб.
		Стальные конструкции	Арматура обычная	Арматура вы- сокопрочная	Итого основ- ной расход		
Эскизный,	Только плита проезжей части	277,9	10,4	9,0	297,3	87	124,3
М16С	Вся проезжая часть (плита и поперечные балки) ....	237,2	19,7	15,4	272,3	164	131,4
	Проезжая часть и верхние пояса 		156,8	40,4	15,4	212,6	249	125,5
	Проезжая часть, жесткие ниж- ние пояса, верхние пояса .	96,2	51,1	23,4	170,0	339	129,8
Уточненный, 15ХСНД	Проезжая часть и верхние пояса 		146,5	34,2	15,6	196,2	220	137,7
Узлы железобетонного верхнего пояса расположены по дуге
окружности, все элементы его одинаковы и изготовляются в одной
инвентарной стальной опалубке-кондукторе. Вес элемента 11,1 пг.
Узлы сборных элементов верхнего пояса и раскосов решены на
фасонках-накладках, прижимаемых к закладным деталям железо-
бетонных элементов высокопрочными болтами-глухарями или болта-
ми, пропускаемыми сквозь пояс (рис. 42, б). Конструкция узла
допускает передачу значительных (соответствующих временной
эксплуатации) сжимающих усилий без выполнения мокрых работ,
а также передачу монтажных растягивающих усилий.
Экономные по расходу стали железнодорожные пролетные строе-
ния с ездой понизу с верхним и нижним трубобетонными поясами
были предложены для пролетов 88 и 158,4 м [72]. В нижних
поясах трубобетону предназначалась роль распорки, обжимаемой
стальными канатами, располагаемыми снаружи вдоль окружности
трубы. Вопрос защиты этих канатов от коррозии не был прора-
ботан. Основными препятствиями для применения таких конструк-
ций явились сложность узлов и дефицитность труб.
Особым путем дальнейшей экономии стали в сталежелезобетон-
ных пролетных строениях является широкое применение высоко-
прочных стальных канатов. В автодорожных мостах стальные
канаты можно использовать не только как высокопрочную
100
Рис. 42. Железнодорожное сегментное пролетное строение со сбор-
ными железобетонными верхними поясами и монтажными соедине-
ниями на высокопрочных болтах:
а —схема поолетного строения; б —узел верхнего пояса; 1 центрирующие
планки- 2 — лист закладной детали; 3 — упорный уголок закладной детали,
планки,	5-бетон замоноличивания
101
арматуру, но и в качестве
самостоятельных элементов.
Представляет интерес раз-
работанный в МИСИ им.
Куйбышева [88] проект авто-
дорожного сегментного по
очертанию пролетного строе-
ния, в котором нижние пояса
и раскосы выполнены из
стальных канатов (рис. 43)'.
Для каждой пары раскосов
применен один канат, огибаю-
щий нижний узел по специ-
альному коушу. Верхний
пояс монтируют как арку с
применением пилонов с ван-
тами, оттяжками и кабель-
краном. Проезжая часть,
состоит из железобетонной
плиты и стальной балочной
клетки, опирающейся на
узлы нижнего пояса. Расход,
стали при стальном, железо-
бетонном и трубобетонном
верхнем поясе составляет
соответственно 200, 180 и
150 кГ/м2.
Серьезным недостатком
пролетных строений с желе-
зобетонными верхними поя-
сами являются трудности,
связанные с необходимостью
подъема тяжелых элементов
на большую высоту в случае
монтажа краном, двигающим-
ся по проезжей части. В
1958 г. Киевским филиалом
Союздор проекта было пред-
ложено решетчатое комби-
нированное автодорожное
пролетное строение с ездой
понизу, имеющее повышенную
степень замены стали железо-
бетоном, но свободное от пос-
леднего недостатка. Соглас-
но этому предложению весь
железобетон сосредоточивался
в уровне проезда. Из предва-
102
рительно напряженного железобетона предлагалось выполнять по-
перечные балки и жесткие нижние пояса, причем монтажные соеди-
нения предусматривались на заклепках с рассверловкой по месту
отверстий в закладных деталях. Верхняя часть пролетного строе-
ния (решетка, верхние пояса) сохранялась легкой стальной и долж-
Z\kNZ\H\H\M\l/NZZ71WN
—————————----±==±=>
на была монтироваться после сборки же-
лезобетонной конструкции проезда.
При высокой степени замены стали
железобетоном наиболее перспективными
представляются пролетные строения, сос-
тоящие из легкого стального каркаса,
сборных железобетонных элементов вдоль
обоих поясов (и в проезжей части) и высо-
копрочной арматуры. Каркас собирают
навесным способом из сварных элементов
(в будущем из термоупрочненной стали) на
высокопрочных болтах. Железобетонные
элементы устанавливают в пролете и соеди-
няют со стальными также с использованием
высокопрочных болтов. После включения
в работу железобетона и натяжения напря-
гающих стальных канатов каркас полу-
чает необходимое усиление. В таких про-
летных строениях растяжение восприни-
мается в основном стальными канатами,
Рис. 44. Каркасное ста-
лежелезобетонное про-
летное строение для
двухъярусного совме-
щенного моста:
/—железобетонная плита;
2 — стальной канат
сжатие — железобетоном, а поперечные
силы и монтажные усилия — прокатной сталью. Железобетонные
элементы обеспечивают пролетному строению достаточную жест-
кость под временной нагрузкой и позволяют выгодно использо-
вать стальные канаты и термоупрочненные стали. Основное пре-
имущество такой конструкции перед стальной или обычной
сталежелезобетонной — экономия стали, перед полностью железо-
бетонной — простота монтажа, возможность осуществления его в
сжатые сроки без временных и плавучих опор. Наиболее целесооб-
разна конструкция в двухъярусных совмещенных мостах, когда
обе плиты используются для устройства проезда (рис. 44).
§ 11. РЕШЕТЧАТЫЕ ОБЪЕДИНЕННЫЕ
ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
Решетчатые объединенные пролетные строения (с ездой поверху)
появились позже объединенных пролетных строений со сплошными
стенками и получили меньшее распространение. Преимуществен-
103
ное развитие при езде поверху конструкций со сплошными стенками
связано с применением сварки, появлением мощных монтажных
средств и повышением требований к внешнему виду мостов. Кроме
того, обеспечение совместной работы железобетонной плиты со
стальным верхним поясом представляет при решетчатых фермах
гораздо более сложную задачу, чем при сплошных фермах.
Однако при больших пролетах и достаточной строительной вы-
соте решетчатые конструкции с ездой поверху требуют меньше
стали. При некоторых условиях монтажа весьма желательна воз-
можность сборки пролетного строения из легких элементов. Решет-
чатые объединенные пролетные строения рациональны чаще всего
в боковых пролетах мостов через судоходные реки, если средние
судоходные пролеты устраивают с ездой понизу; при этом в боковых
пролетах, как правило, имеется избыточная строительная высота.
Высота между осями поясов автодорожных неразрезных решет-
чатых объединенных пролетных строений составляет в пролете
обычно х/15—х/20, а над промежуточными опорами — х/10—х/20 про-
лета. В железнодорожных балочно-разрезных пролетных строени-
ях высота между осями поясов составляет х/9—х/10 пролета.
В первых решетчатых пролетных строениях с ездой повер-
ху, имевших железобетонную плиту в проезжей части, плиту опира-
ли на пояса главных ферм не непосредственно, а с использованием
стальной балочной клетки или только поперечных стальных балок
(либо железобетонных ребер), осуществлявших узловую передачу
нагрузки. Такие пролетные строения нерациональны и неправильно
называть их решетчатыми объединенными.
Основной частью решетчатого объединенного пролетного строе-
ния является жесткий объединенный верхний пояс, состоящий из
стального элемента и железобетонной плиты, имеющей обычно
продольное ребро над главной фермой. Такое пролетное строение
всегда имеет решетчатую комбинированную систему, причем объеди-
ненный жесткий пояс отличается сложной работой на совместное
действие осевой силы и изгиба. Общий изгиб происходит на длине
пролета всей фермы, а местный изгиб — надлине панели. Наконец,
возникает еще изгиб от эксцентричного прикрепления раскосов.
Объединенный пояс (рис. 45) имеет сечения с развитым железо-
бетонным ребром и гибкой стальной частью (Н-образной или тав-
ровой) или сечения без развитого железобетонного ребра, но с жест-
кой стальной частью (двутавровой с вертикальной стенкой или ко-
робчатой). При небольшой длине панели целесообразна унификация
стальной части сечения верхнего пояса с сечением нижнего пояса.
Двутавровое стальное сечение целесообразно при большой длине
панели.
Объединительные детали должны передавать в узлах сдвигаю-
щие силы, возникающие главным образом от разности осевых уси-
лий в смежных панелях пояса, а в панелях — сдвигающие силы,
соответствующие прежде всего поперечным силам изгиба пояса.
Разместить в пределах длины узловых фасонок упоры или анкеры,
104
способные передать на железобетон соответствующую часть раз-
ности осевых усилий, далеко не всегда удается. Во многих осуще-
ствленных пролетных строениях упоры размещали практически рав-
номерно, предполагая, что, установив лишние упоры на прилегаю-
щих к узлу панелях, можно компенсировать недостающие упоры
в узле. Более обоснованные условия передачи узловых сдвигающих
сил, регламентированные Техническими указаниями ВСН 92-63
(см. § 35), приводят к сильно сгущенному размещению упоров
и анкеров вблизи узлов и к разреженному размещению их в пане-
лях. Эго обстоятельство вносит некоторые трудности при приме-
нении сборной железобетонной плиты.
Рис. 45. Объединенный верхний пояс с сечениями сталь-
ной части:
а — Н-образным; б —тавровым; в — коробчатым; г —двутавровым
Отрицательные изгибающие моменты, возникающие обычно
в жестком объединенном поясе в узлах, вызывают необходимость
усиления продольной арматуры плиты, особенно в опорных пане-
лях неразрезной системы, где в поясе имеются и осевые растягиваю-
щие усилия. Эту продольную арматуру необходимо учитывать
в составе всех сечений объединенного пояса, а при сборной плите
стыковать в поперечных швах. Для уменьшения раскрытия трещин
и экономии арматуры целесообразно увеличить высоту объединен-
ного пояса, что ведет к уменьшению отрицательных изгибающих
моментов в нем за счет увеличения положительных.
Предварительное напряжение обжатием железобетонной плиты
тем или иным способом (в частности, натяжением высокопрочной
арматуры) в решетчатых объединенных пролетных строениях долж-
но быть менее эффективным, чем при сплошных балках, поскольку
в решетчатой комбинированной системе резко различаются усло-
вия работы жесткого пояса в сравнительно близких друг к другу
сечениях — в узле и середине панели.
Характерной для неразрезных автодорожных решетчатых объе-
диненных пролетных строений является конструктивная формат
105
разработанная ПСК и осуществленная на многих мостах в 1952—
1955 гг. (р. Сож в Гомеле, р. Березина в Бобруйске, мост Е и др.).
Основные данные о некоторых из этих пролетных строений приведе-
ны в табл. 7, а схема одного из них — на рис. 46. Конструктив-
ная форма характеризуется Н-образными стальными поясами и раз-
мещением жестких уголковых упоров в корытах верхних поясов.
Жесткость объединенного пояса получена за счет железобетонной
плиты с ребром, входящим внутрь корыта стального пояса.
Иную конструкцию имеет автодорожный мост Ж, построенный
в 1962 г. (см. табл. 7 и рис. 47). В связи с небольшими длинами про-
летов главные фермы приняты одностенчатыми, собираемыми из
плоских монтажных блоков длиной около 16 м и весом до 10,5 т.
Монтажные стыки устроены вдоль стоек аналогично стыкам стро-
пильных ферм промышленных зданий с образованием стойки из
двух ветвей, принадлежащих смежным блокам, и с соединением
поясов накладками. Верхние и нижние стальные пояса двутавро-
вого сечения, на верхних полках верхних поясов укреплены угол-
ковые жесткие упоры. Так как панель главных ферм мала, напря-
жения от местного изгиба незначительны. Изготовление одностен-
чатых сварных решетчатых ферм такой конструкции оказалось от-
носительно сложным. Монтаж осуществляется продольной надвиж-
кой с использованием жесткости нижних поясов.
В 1956 г. Трансмостпроект в содружестве с автором спроекти-
ровал опытное железнодорожное решетчатое объединенное пролет-
ное строение 55 м со сборным железобетонным балластным корытом.
Пролетное строение разработано в двух вариантах — прямоуголь-
ного и трапециевидного (рис. 48) очертания. Конструкции сварные
из стали М16С с клепаными монтажными соединениями, марке
бетона 350. Сечения поясов главных ферм коробчатые. Верхний
пояс имеет железобетонное ребро. Полная высота верхнего пояса
с ребром и плитой составляет 1 м при длине панели 5,5 м. Стыки
всех элементов расположены в узлах. Объединение железобетона
со сталью осуществлено цилиндрическими упорами со сгущенным
расположением их в основных узлах.
При небольшом расстоянии между осями главных ферм (1/гз дли-
ны пролета) горизонтальную жесткость в плоскости железобетонной
проезжей части можно считать обеспеченной, чего нельзя с уверен-
ностью сказать о плоскости нижних поясов.
При высоте ферм в осях стальных поясов, равной 1/9 пролета,
строительная высота (7,52 м) на 2—2,5 м больше, чем при сплошных
стенках (см. табл. 3). Данные о расходе материалов в решетчатом
пролетном строении приведены в табл. 8.
Из сравнения табл. 8 и 3 следует, что клепано-сварное решетча-
тое пролетное строение из малоуглеродистой стали требует меньше
металла, чем клепаное со сплошными стенками двухъярусное про-
летное строение из низколегированной стали, но больше, чем со-
временное болто-сварное сплошностенчатое пролетное строение из
низколегированной стали. Очевидно, что при одинаковых марках
106

Рис. 46. Автодорожное
решетчатое объединенное
пролетное строение с
Н-образными поясами
Основные данные о сквозных с ездой поверху пролет
Показатели	Р. Сож в Гомеле	Мост Е
Проектная организация 		1951	Проект
Год проектировки 			|	1954	|
Система 		Нера;	зрезная решетчатая
Пролет в м 		63+ 104,7 + 63	90,9 + 90,7 + 90,9
Ширина проезжей части в м . . . .	1,5+10,7+ 1,5	0,75 + 7 + 0,75
Длина панелей в м		5,26	10,04/2 = 5,02
Количество главных ферм (и балок жесткости)		4	2
Расстояния между главными фермами (и балками проезда) в м ....	3,2+3,2 + 3,2	4,6
Наименьшая высота (в осях) в про- лете в м		4,2 = 1/2Б 1	4,2 = i/22Z
Наибольшая высота главных ферм или стрелка (в осях) в м ....		8,5 =
Строительная высота в пролете в м	5,16 = 1/2о /	5,16 = i/17,5Z
Полная высота объединенного жест- кого пояса в см 		79	77
Толщина плиты в см		16	20—23
Основные технические условия . .	ПиУ ГШД 1948	ПиУ ГШД 1948
Временные нагрузки .......	Н13 и Н60,	Н13 и Н60,
	толпа 300	толпа 300
Вид стальной конструкции ....	Клепаная	Клепано-
Основная марка стали 		Ст. 3 мост.	М16С
Вид железобетонной плиты и основ- ная марка бетона 		Монолитная, 170	Монолитная, 250
Расход стали: главные фермы, т 		938,9	786,3
связи и домкратные балки, т .	91,3	50,3
всего стальных конструкций, т	1 030,2	836,6
арматура обычная, т			116,2
»	высокопрочная, т . .	—	—
итого основной расход стали в т	...	952,8
то же в кГ на 1 м2			410
дополнительный расход стали в т	35,8	29,8
всего стали, т 			981,6
Расход бетона в м3 			681
То же на 1 м2			0,294
108
Таблица 7
ных строениях автодорожных и городских мостов
Мост Ж	Мост 3	Мост И	Мост через р. Чусс- вую в Чусовом
стальконструкция	
|	1956 объединенная	1947 Неразрезная под- пружная
4 X 63,52	71,25+ 154 +
	+ 71,25
0,75 + 7 + 0,75	1,5+13,6+ 1,5
3,97	11
3	3(6)
3,2 + 3,2	2 X 5,6(5 X 2,8)
3,2 = 1/20Z	3 = Ча 1
3,2 = +20 1	10,50 = 1/1в/
4,05 = Vie 1	3,5 = i/MZ
69	260—320
15	17
ПиУ ГШД 1948	ТУ ГШД 1943
• Н18 и НК80,	Н13 и Н60,
толпа 300	толпа 300
сварная	Клепаная
1959
Неразрезная под-
пружная решетча-
тая
50,16+ 125,4 +
+ 50,16
1,5 + 21 + 1,5
8,2
2(4)
1954
С распорными
гибкими арками
78; 89,2; 78
2,35 + 12 4-2,35
5,7*
2(4)
НЛ-2	СХЛ-2, Ст. 3
12,8(6 X 3,2)
2 = 1/e3Z
10,84 = 1/12/
2,4 = 4^1
220
15
ПиУ ГШД 1948
Н18 и НК80,
толпа 300
Клепано-сварная
15ХСНД
8,4(3 X 4,2)
0,88
10,34
2,436 = i/37Z
187
20
ТУ МКХ 1947
Н13 и Н60,
толпа 400
Арки клепаные,
проезд клепано-
сварной
НЛ-2
Ст. 3 св. м.
ЧМТУ 3245-52
Сборная, 250
Сборная, 300 Монолитная, 200
Монолитная, 170
373,1 77,6 450,7	3 179	608,2 152,4 760,6	895,4
71,8	134	140,0	159,6
—	—	114,0	—
522,5	3313	1 014,6	1 055
242	675	187	246
57,8		73,2	58,2
580,3		1 088,8	1113,2
433,1	1 053	1 468	1 126
0,200	0,22	0,271	0,262
109
ПО
Рис. 47. Автодорожное решетчатое объединенное про-
летное строение с одностенчатыми главными фермами:
а —фасад; б —поперечный разрез; e — стыковой узел верхнего
пояса; а —стыковой узел нижнего пояса
Таблица 8
Расход материалов в железнодорожном решетчатом объединенном
пролетном строении пролетом 55 м
Схема фасада	Прямоугольное очертание	Трапециевидное очертание
Расход стали:		
главные фермы, т <, .........	138,9	128,0
связи и домкратные балки, т . . . .	5,2	5,7
всего стальных конструкций, т . . .	143,1	133,7
арматура, т 		10,3	10,3
итого основной расход, т 		153,4	144,0
Расход бетона, м3 ........... .	74,6	76,6
стали и больших пролетах железнодорожные решетчатые объеди-
ненные пролетные строения будут экономичнее, чем объединенные
сплошностенчатые. Устраняются трудности изготовления двысоких
сварных балок («хлопуны», обилие ребер жесткости и т/д.).
Рис. 48. Железнодорожное решетчатое объединенное пролетное строение
Рассмотренные примеры решетчатых объединенных пролетных
строений имеют небольшие длины панелей. С увеличением пролета
рационально повысить жесткость объединенного пояса, увеличить
панель и разрядить решетку.
§ 12. ПОДПРУЖНЫЕ И АРОЧНЫЕ ПРОЛЕТНЫЕ СТРОЕНИЯ
С ЕЗДОЙ ПОВЕРХУ И ПОСЕРЕДИНЕ
Оригинальная трехпролетная подпружная система, характерная
большой разницей между длинами среднего и крайних пролетов, бы-
ла разработана в ПСК (автор Г. Д. Попов). Основу системы состав-
ляет балка жесткости, обычно достаточно развитая для того, чтобы
на отдельных участках пролетов работать самостоятельно. На участ-
ках, примыкающих к промежуточным опорам (а иногда и на дру-
гих участках), балка жесткости усилена подпругой, работающей на
сжатие. Воспринимая распор от подпруги, балка жесткости ра-
111
ботает на сочетание растяжения с изгибом. Подпружную систе-
му можно рассматривать как развитие сплошной неразрезной балки,
имеющей сквозные вуты, которые заполнены одними стойками
(без раскосов) или решеткой. В последнем случае подпружная
конструкция является решетчатой комбинированной системой с
развитым объединенным поясом, обратившимся в балку жесткости.
Если в среднем пролете подпружной системы сделать шарниры,
то получится шарнирно-консольная схема. Можно, наоборот, протя-
нуть подпругу на всю длину среднего пролета и оставить ее под бал-
кой жесткости или же вывести наверх и устроить езду посередине.
Первый автодорожный мост подпружной системы (мост 3) по-
строен в 1950 г. (рис. 49, а). Основные данные о его русловых проле-
тах приведены в табл. 7. Кроме русловых, в этом мосту имеются
пойменные пролеты по 52,5 м со сплошной стенкой той же высоты,
что и балка жесткости русловых пролетов. Это оказалось удачным
с точки зрения внешнего вида.
В поперечном сечении пролетного строения пространственной
конструкции имеется 6 балок жесткости и 3 подпруги. Подпруги
со стойками размещены между балками жесткости, причем для пере-
дачи усилий применены специальные диафрагмы и использованы по-
перечные связи. Монтаж осуществлен конвейерно-тыловой сборкой
и надвижкой балок жесткости, после чего краном, двигающимся
по балкам, установлены подпруги и стойки. Поддомкрачиванием
балок с временных опор перед присоединением подпруг достигнута
дополнительная разгрузка сечений в середине большого пролета.
Железобетонная плита учтена в совместной работе с балками жест-
кости только на участках действия в ней сжимающих напряжений.
Обеспечение трещиностойкости плиты на растянутых участках рас-
четом не предусмотрено. Относительно большой расход стали объяс-
няется излишним количеством главных ферм и особенно балок
жесткости в поперечном сечении пролетного строения столь боль-
шого пролета, а также отсутствием решетки, в результате чего кон-
струкция работает как простая комбинированная система, менее
выгодная, чем решетчатая комбинированная.
Автором этой книги был разработан дополнительный вариант
подпружных пролетных строений для моста 3 (рис. 49, б). Коли-
чество главных ферм в поперечном сечении сокращено до двух,
причем фермы законструированы плоскими, а в проезжей части
имеются две продольные балки. Система ферм изменена на решетча-
тую комбинированную шарнирно-консольную с размещением шар-
ниров в третях большого пролета. Эти изменения в совокупности
могли сократить расход стали на 9%.
Эффективное по расходу материалов неразрезное подпружное
решетчатое комбинированное пролетное строение запроектировано
Проектстальконструкцией для моста И (рис. 49, в и 50, табл. 7).
В этом пролетном строении (оно не было построено) реализована та
же идея пространственных ферм из подпруг с парными балками
жесткости, что и в мосту 3. Однако при значительно большей ши-
112
рине проезда и меньшем пролете применены только две главные
фермы и 4 балки жесткости. В каждом промежутке между балками
жесткости имеется еще по одной легкой продольной балке проез-
жей части. В связи с наличием раскосов потребовалось передавать
балкам жесткости посредством связей почти в каждом промежу-
точном узле не только вертикальные, но и горизонтальные усилия.
Большая экономия стали в этом пролетном строении была долу-
чена за счет как удачной системы, так и повышенной степени замены
стали железобетоном в сочетании с предварительным напряжением
путем натяжения высокопрочной арматуры. Каждая подпруга за-
проектирована из двух стальных труб диаметром 800 мм и толщи-
ной 8 мм, заполненных бетоном и соединенных стальными диафраг-
мами. Значительное горизонтальное развитие сечения каждой
подпруги позволило избежать устройства продольных связей между
подпругами. Передача усилий в стыках подпруги осуществляется
стальными фланцами и бетонными торцами, между которыми инъе-
цируют цементный раствор. Вместо трубобетона в подпругах мож-
но применять и сборные железобетонные элементы, предпочти-
тельно с эффективным поперечным армированием.
Высокопрочная арматура в виде стальных канатов со стакан-
ными анкерами расположена открыто под железобетонной плитой
между балками жесткости. Канаты натягивают 150-т домкратами
и заанкеривают на стальных диафрагмах. При этом обжимают как
стальные балки жесткости в зонах, растягиваемых вертикальными
нагрузками, так и объединенную с балками железобетонную плиту,
чем обеспечивается трещиностойкость последней.
Подпружная решетчатая система является удачным сочетанием
сплошной и решетчатой конструкции. Решетчатая конструкция
позволяет получить минимальный вес на околоопорных участках,
где имеется избыток строительной высоты. Сплошная конструкция
позволяет сохранить приемлемую жесткость на среднем участке
большого пролета при минимальной строительной высоте.
Подпружные сталежелезобетонные пролетные строения приме-
няют с ездой не только поверху, но и посередине. В табл. 4 приве-
дены основные данные о пролетном строении моста через р. Белую
в Уфе (рис. 49, г и 51), построенного в 1953 г. Простую комбини-
рованную систему вместо решетчатой комбинированной приняли
в данном случае по эстетическим соображениям. В поперечном
сечении моста имеется 6 балок жесткости и 2 подпруги. Крайние
балки жесткости расположены под тротуарами, а подпруги —
между первыми и вторыми с краев балками жесткости.
Для мостов с ездой посередине и отчасти с ездой понизу заметное
распространение получили у нас разработанные Проектсталькон-
струкцией пролетные строения с жесткими решетчатыми арками
кругового очертания и с затяжками, обладающими также некоторой
изгибной жесткостью, достаточной для воспринятая внеузловой
нагрузки от проезжей части. Такие пролетные строения построены
по трехпролетным и однопролетным схемам.
5 Зак. 939	113

Рис. 49. Подпружные пролетные строения автодорожных и городских
мостов:
а русловые пролеты моста 3; б — дополнительный вариант для русловых пролетов
того же моста; в — мост И; г — мост через р. Белую в Уфе; 1 — железобетонная плита;
2 — стальные канаты; 3 — трубобетон
Пояса арки очерчены по
концентрическим окружно-
стям, состоят из прямых эле-
ментов одинаковой длины и
соединены одинаковыми рас-
косами. Соответственно длины
панелей между подвесками
несколько увеличиваются к
середине пролета вследствие
изменения угла наклона ар-
ки. Панель же проезжей
части (между поперечными
балками) сохранена неизмен-
ной на всей длине пролет-
ного строения. Несовпадения
поперечных балок и подвесок
не имеют существенного зна-
чения, поскольку конструк-
ция затяжки жесткая.
В пролетном строении мо-
ста К (рис. 52, а, табл. 4)
решетчатые объединенные
конструкции боковых проле-
тов являются непосредствен-
ным продолжением жестких
решетчатых арок (что делает
возможной навесную сборку
с двух берегов), а объединен-
ный верхний пояс боковых
пролетов — непосредственным
продолжением затяжки ароч-
ного пролета. Стальная часть
этого пояса-затяжки имеет
двухстенчатое сечение высо-
той 1 ж с уголками полками
наружу. Пояса арки имеют
Н-образные сечения, нижний
пояс арки при пересечении с
затяжкой проходит внутри ее
коробки.
Железобетонная плита
опирается на поперечные бал-
ки, а также на коробчатые
элементы затяжки и верхних
поясов ферм. Усиленная про-
дольная арматура плиты ис-
пользуется как при работе по-
следней на местный изгиб
116
между поперечными балками, так и в составе сечения затяжки
при работе ее на растяжение. Сечения и количество арматуры
назначены из условия обеспечения железобетона от недопустимого
раскрытия трещин.
Усилия в пролетном строении регулируют для полного исполь-
зования обоих поясов арки. В связи с наличием и внешней и вну-
тренней статической определимости регулирование осуществляют
последовательным замыканием поясов арки в сочетании с верти-
кальными перемещениями на опорах.
Рис. 51. Общий вид моста через р. Белую в Уфе
Для моста Л (рис. 52, б и табл. 4) спроектирована внешне стати-
чески определимая безраспорная арочная конструкция с консолями,
на которые опираются короткие подвесные пролеты. Конструктив-
ное решение в целом сходно с примененным в мосту К, однако эле-
менты сварные, а не клепаные, причем сечение жесткой затяжки
одностенчатое двутавровое, а не двухстенчатое коробчатое. Прин-
ципиальной особенностью является предварительное напряжение
затяжки натяжением высокопрочной арматуры, располагаемой и
замоноличиваемой в продольных швах между сборными железо-
бетонными плитами, уложенными на поперечные балки. Пучки
высокопрочной проволоки заканчиваются стаканными анкерами,
упираемыми в мощные монолитные концевые плиты-диафрагмы
длиной 21 м каждая, располагаемые на консолях. Предваритель-
ное напряжение, несмотря на малый расход высокопрочной арма-
туры, обеспечило серьезную экономию стали в затяжке. В данном
пролетном строении (оно не было осуществлено) для полного ис-
пользования поясов арки также предусматривалось последова-
тельное их замыкание.
Все рассмотренные до сих пор в главах II и III конструкции
сталежелезобетонных пролетных строений были внешне безрас-
117
00
Рис. 52. Сталежелезобетонные пролетные строения автодорожных и городских мостов с жесткими и гибкими
арками:
q — мост К; б—мост Л; о —мост через р. Чусовую в Чусовом; /—железобетонная плита; 2 — пучки высокопрочной проволоки
порными, т. е. балочными (за исключением консольно-рамной си-
стемы). Внешне распорные сталежелезобетонные пролетные строе-
ния с жесткими или гибкими арками строили мало, а в дальнейшем.,
по-видимому, будут применять еще реже.
К первым сталежелезобетонным конструкциям можно отнести
пролетное строение общеизвестного распорного железнодорожного
моста через р. Исеть, построенного в 1941 г. с жесткими арками из
трубобетона [72]. Жесткие решетчатые стальные арки имеет по-
строенный в 1961 г. распорный мост с ездой посередине через р. Мо-
скву у селения Беседы с железобетонной плитой проезжей части,
работающей совместно с поперечными балками. Несколько мостов
построено с ездой поверху со стальными распорными гибкими арка-
ми и сталежелезобетонными балками жесткости, т. е. простой комби-
нированной системы. Такими являются мост через р. Обь в Ново-
сибирске, мост через р. Чусовую в Чусовом (рис. 52, в, табл. 7) и др.
В арочных распорных мостах практически отсутствуют продоль-
ные осевые усилия в уровне проезжей части, и в этом смысле нет
проблемы совместной работы проезжей части и главных ферм
в горизонтальной плоскости. При гибких арках и простой комби-
нированной системе железобетонная плита проезжей части работает
совместно с балками жесткости на S-образный изгиб, разгружая их
в зоне преобладания положительных моментов. В зонах действия
отрицательных изгибающих моментов необходимо обеспечивать
трещиностойкость железобетонной плиты.
$ 13. ВИСЯЧИЕ И ВАНТОВЫЕ МОСТЫ
Висячие и вантовые мосты составляют обширную область мосто-
строения, причем к сталежелезобетонным относятся те из них,
в которых конструкции проезда частично (плита проезжей части)
или полностью (включая балки жесткости) выполнены из железо-
бетона. К железобетонным следует относить те вантовые мосты,
которые имеют не только железобетонную конструкцию проезда,
но и обетонированные ванты — в виде железобетонных предвари-
тельно напряженных элементов. Не рассматривая темы о висячих
и вантовых сталежелезобетонных мостах в целом, остановимся
только на некоторых специфических вопросах.
Висячие и вантовые мосты являются самыми экономичными кон-
струкциями для перекрытия пролетов свыше 200—300 м. Однако
и в значительно меньших пролетах, легко перекрываемых обычными
конструкциями, висячие и вантовые мосты могут оказаться рацио-
нальными благодаря преимущественному использованию в них
высокопрочной стали, что зависит прежде всего от стоимости и сте-
пени дефицитности стальных канатов.
Следует отметить еще, что висячие и вантовые системы целесо-
образны преимущественно в автодорожных и нешироких городских
мостах. В широких городских мостах любые системы с ездой понизу
невыгодны из-за большого расхода материалов на поперечные
119
балки. В железнодорожных мостах 'висячие и вантовые системы
почти не применяются из-за пониженной вертикальной жесткости.
В последнее время наряду с обычной однокабельной висячей
системой с вертикальными подвесками получают распространение
различные висячие и вантовые системы повышенной жесткости,
представленные на рис. 53, отличающиеся улучшенной аэродина-
мической устойчивостью и хорошими экономическими показа-
Рис. 53. Висячие и вантовые системы повышенной жесткости:
а — с закреплением кабеля за балку жесткости; б —с наклонными подвесками; в — двух-
цепная; г —двухшарнирная вантовая (предложена Е. И. Крыльцовым); д — параллель-
но-вантовая; е — радиально-вантовая
телями. Для увеличения поперечной жесткости и устойчивости
иногда применяют горизонтальные предварительно напряженные
-фермы из стальных канатов.
Висячие и вантовые внешне распорные мосты целесообразны
при прочих равных условиях в больших пролетах, чем мосты
с воспринятым распором. В однопролетных и трехпролетных внешне
распорных висячих мостах с вертикальными подвесками приме-
нение полностью железобетонной конструкции проезда (с железо-
бетонными балками жесткости) нецелесообразно, так как это суще-
ственно увеличивает постоянную нагрузку и расход стальных
канатов, а полноценно использовать бетон не удается в связи с от-
120
сутствием в балке жесткости осевых усилий. Железобетонная пли-
та в висячих мостах в отличие от балочных уместна, как правило,
до пролетов порядка 200 м. При еще больших пролетах и в висячих
мостах желателен переход на облегченную проезжую часть — со
стальной ортотропной плитой, с применением легких сплавов и т. д.
Тем не менее в зарубежных висячих мостах железобетонную плиту
применяют и при значительно больших пролетах.
В некоторых висячих системах балки жесткости получают
S-образный вертикальный изгиб, поэтому в случаях объединения
их с железобетонной плитой
возникает задача обеспечения
трещиностойкости железобетона
в зонах действия отрицательных
моментов. Можно расположить
железобетонную плиту в уров-
не нейтральной оси балки жест-
кости и включить ее в совмест-
ную работу только с поперечны-
ми балками проезжей части. В
мосту через р. Рейн около Кёль-
на [93] с пролетами 94,5 +
+ 378+ 94,5 м железобетонная
плита расположена в уровне
верхнего пояса балок жесткости
и оперта на продольные балки
проезжей части, этажно уста-
новленные на поперечные балки.
Чтобы включить железобетон-
ную плиту в совместную работу
с верхними поясами балок же-
сткости и одновременно снизить
в ней растягивающие напряже-
ния, между балками жесткости
и плитой устроили податливые
на сдвиг связевые фермы рас-
косной системы (рис. 54).
лезобетонной плиты в совместную
работу с балками жесткости висяче-
го моста:
1—плита; 2 — податливые связи
В оригинальной висячей системе с наклонными подвесками
(см. рис. 53, б), предложенной и разработанной советскими мосто-
виками [65], [84], применение железобетона в конструкции про-
езда значительно эффективнее, чем при вертикальных подвесках.
Дело в том, что увеличение постоянной нагрузки хотя и вызывает
дополнительный расход канатов, но одновременно препятствует
выключению из работы наклонных подвесок под действием времен-
ных нагрузок, а это приводит к существенному облегчению усло-
вий работы балок жёсткости и общей экономии материалов. По
сравнению с системой, имеющей вертикальные подвески, изгибаю-
щие моменты в балке жесткости уменьшаются до 10—15 раз, отри-
цательные изгибающие моменты пропадают почти полностью и,
5В. Зак. 939
121
следовательно, снимается задача обеспечения трещиностойкости
железобетона [66]. В ПСК составлен ряд интересных (пока епте
не осуществленных) проектов однопролетных, трехпролетных и
многопролетных сталежелезобетонных висячих мостов с наклон-
ными подвесками при различных степенях замены стали железо-
бетоном. В этой системе длину панели между узлами балки жест-
кости назначают переменной, уменьшающейся от пилонов к середи-
не пролета. Если некоторые наклонные подвески могут выключать-
ся из работы, конструкцию рассчитывают как систему с перемен-
ной рабочей схемой [84]. Но и в этом случае она эффективнее си-
стемы с вертикальными подвесками. Для предотвращения или
уменьшения выключения наклонных подвесок можно применить
предварительное напряжение всей фермы горизонтальными сила-
ми, для чего следует выполнить нижний пояс из стальных ка-
натов. Балку жесткости при этом подвешивают к вантовой фер-
ме, что облегчает монтаж.
Интересны данные, полученные для многопролетных висячих
мостов с наклонными подвесками и дополнительным] кабелем-
жесткости, соединяющим вершины пилонов, при пролетах
39,5 + 3 X 104 + 39,5 м, габарите Г7, временных вертикальных
нагрузках Н18 и НК80 и различных степенях замены стали железо-
бетоном. Сопоставляя вариант при полностью железобетонной кон-
струкции проезда и изображенный на рис. 55 вариант при железо-
бетонной плите и стальных балках жесткости, получили, что в пер-
вом варианте постоянная нагрузка больше на 25%, расход стали
меньше примерно на 20% и объем железобетона больше на 30%.
Строительная стоимость первого варианта оказалась несколько
меньше, чем второго [36]. Таким образом, большая степень замены
стали железобетоном в висячих мостах с наклонными подвесками
вполне рациональна.
В конструкции проезда висячих и вантовых мостов с восприня-
тым распором возникают большие продольные сжимающие уси-
лия, что благоприятствует применению в ней железобетона. Же-
лезобетон эффективно передает эти усилия, а предварительного на-
пряжения для обеспечения трещиностойкости может и не потре-
боваться. Железобетонная плита проезжей части, объединенная с
ростверком стальных балок (сталежелезобетонная балка жесткости),
особенно целесообразна при применении двухцепной висячей
системы, обеспечивающей отсутствие отрицательных изгибающих
моментов в балке жесткости и заведомую гарантию от появления
растягивающих напряжений в железобетонной плите [95], [96].
Висячий мост с воспринятым распором, со сталежелезобетонным
ростверком в виде семи балок жесткости с плитой построен в 1957 г.
через р. Кузнечиху в Архангельске (рис. 56 и 57 и табл. 4). Система
моста однокабельная с вертикальными подвесками [64]. Для ви-
сячей конструкции пролетами 63 + 124 + 63 м и для боковых
пролетов по 55 м приняты балки одинаковой высоты. Кабели, под-
вески и пилоны размещены в серединах крайних промежутков
122
Рис. 55. Многопролетный сталежелезобетонный висячий мост с наклонными подвесками:
5В*
/ — кабель жесткости; 2 — железобетонная плита; 3 — стальная балка жесткости
Рис. 56. Конструкция висячего с воспринятым распором сталежелезобетонного моста через р. Кузнечиху:
а — фасад; б — поперечный разрез; в — план связей; / — железобетонная плита; 2--многорешет чатая диафрагма
между стальными балками.
Кабели заанкерены на сплош-
ных стальных диафрагмах,
расположенных в этих про-
межутках. Для распределе-
ния сжимающего усилия на
всю ширину железобетонной
плиты и на все стальные
балки использованы много-
решетчатые связи по нижним
поясам стальных балок, а так-
же устроены на длине 16,5 м
у каждого конца кабелей
специальные многорешетча-
тые диафрагмы по верхним
поясам стальных балок. Же-
лезобетонная плита объедине-
на со стальными балками
уголковыми упорами. Боль-
шой расход стали объясняет-
ся’прежде всего устройством
стальных пилонов.
В последние годы успешно
развиваются новые системы
вантовых мостов с воспри-
нятым распором и балкой
жесткости, в частности, ради-
ально-вантовая система (так
называемый «пучок») и парал-
лельно-вантовая система (так
называемая «арфа») (см. рис.
53). Такие вантовые мосты
применяют за рубежом как
со стальной ортотропной про-
езжей частью, так и с же-
лезобетонной плитой проез-
жей части и стальными бал-
ками жесткости. В Советском
Союзе развиваются вантовые
мосты с железобетонными
балками жесткости и желе-
зобетонной проезжей частью.
По данным УкрПроект-
стальконструкции и Киев-
ского филиала СДП, в трех-
пролетной схеме при железо-
бетонных балках жесткости
и при средних пролетах 80—
124
Рис. 58. Вантовый сталежелезобетонный
мост через гавань в Киеве
160 м предпочтительно применять радиально-вантовую систему,
требующую примерно на 10% меньше стали и бетона, чем парал-
лельно-вантовая. Длина каждого крайнего пролета должна состав-
лять от 0,40 до 0,45 среднего. При большей длине крайних про-
летов изгибающие моменты в них намного больше, чем в сред-
нем пролете, что затрудняет конструирование и увеличивает рас-
ход материалов. Возвы-
шение пилона над верхом
балок жесткости принима-
ют от Vs Д° 1/в» а высо-
ту сечения балок жестко-
сти от 1/80 Д° 1/юо Длины
среднего пролета. При
длине панелей до 15—18 м
в балках жесткости на
участках, обжатых ванта-
ми, не возникает растяги-
вающих напряжений; со-
ответственно их целесооб-
разно армировать только
обычной арматурой.
Радиально-вантовая си-
стема очень чувствитель-
на к соотношению пода-
тливостей вант и балок
жесткости. Излишняя же-
сткость балок ведет к
резкому возрастанию вос-
принимаемых ими изги-
бающих моментов и соот-
ветственно к увеличению
расхода материалов. Для
наиболее длинных вант в
расчетах следует учиты-
вать дополнительную по-
датливость, связанную с
провисанием их под дейст-
вием собственного веса. Даже при учете этого фактора и при
тщательной предварительной вытяжке стальных канатов неиз-
бежна регулировка длин вант в ходе монтажа (в связи с недо-
статочной определенностью модулей деформаций как стальных
канатов, так и бетона).
Основным способом монтажа является уравновешенная навес-
ная сборка в обе стороны от. каждого пилона. В балках жест-
кости на время монтажа полезно устраивать шарниры, замоно-
личиваемые после окончания монтажа и регулирования всего
пролетного строения. Анкерные закрепления вант за балки же-
сткости не следует замоноличивать,( чтобы не исключить воз-
125
Рис. 59. Радиально-вантовое пролетное строение с железобетонными балками жесткости:
а —фасад; б —поперечный разрез; в —деталь конструкции проезда и крепления вант
Ось опи-
рания
/
можности дальнейшего регулирования при эксплуатации (по
мере проявления ползучести).
В Киеве через гавань речного порта в 1963 г. построен по проекту
УкрПСК радиально-вантовый мост с железобетонными балками
жесткости, пролетами 66 + 144 + 66 м, шириной 1,5 + 7,0 + 1,5 м,
под нагрузку Н13 или сплошное загружение всей ширины моста
толпой интенсивностью 400 кГ/м2, (рис. 58). Киевский Союздор-
проект разработал проект аналогичного моста пролетами 53,8 +
+ 126,1 + 53,8 м (рис. 59 и табл. 4) под нагрузку НЗО. По рас-
ходу стали пролетное строение находится на уровне наиболее эф-
фективных железобетонных
предварительно напряженных
мостовых конструкций таких
пролетов, бетона же требует
в 1,5—2 раза меньше.
Балки жесткости приняты
П-образного сечения с кон-
сольными выступами, на ко-
торые опираются блоки про-
езжей части. Последние объ-
единяются с балками жестко-
сти сваркой закладных дета-
лей и арматурных выпусков,
а также замоноличиванием
швов. Поперечные швы меж-
ду блоками проезжей части
также замоноличиваются с
устройством бетрнных шпонок-
Ванты прикреплены к
диафрагмам внутри коробок
балок жесткости. Вблизи мест
прикрепления вант на плиту передаются значительные горизон-
тальные сдвигающие усилия. Антикоррозийная защита вант пре-
дусмотрена в виде полиэтиленовой пленки.
Вантовые и висячие сталежелезобетонные мосты следует приз-
нать одним из наиболее перспективных видов сталежелезобетонных
конструкций. Основным условием для широкого распространения
их в Советском Союзе является снижение стоимости и ликви-
дация дефицитности стальных канатов, а также улучшение их
механических характеристик и антикоррозийной защиты.
В области вантовых сталежелезобетонных мостов имеется ши-
рокое поле деятельности для разработки новых эффективных кон-
струкций пролетных строений, являющихся сочетанием сжатого
железобетона и открыто расположенных самостоятельно работающих
высокопрочных стальных канатов, обжимающих железобетон. Неко-
торые экономичные схемы (рис. 60), относящиеся к этому направ-
лению, предложены проф. К. Г. Протасовым [70]. Недостатки этих
схем состоят в сложности монтажа и в большой строительной высоте.
127
Рис. 60. Вантовые пролетные строения
системы проф. К. Г. Протасова:
/—стальные канаты; 2 — железобетонные
элементы
ЭКСПЕРИМЕНТАЛЬНЫЕ ИССЛЕДОВАНИЯ
ОБЪЕДИНЕННЫХ БАЛОК
ПРИ ДЕЙСТВИИ ВЕРТИКАЛЬНЫХ НАГРУЗОК
IV
§ 14. НАТУРНЫЕ СТАТИЧЕСКИЕ ИСПЫТАНИЯ
О действительной работе объединенных балок под вертикаль-
ными нагрузками в Советском Союзе и за рубежом накоплен обшир-
ный экспериментальный материал, в значительной части в виде
результатов натурных испытаний пролетных строений. Такие
испытания выполнены многими мостостанциями как при приемке
новых мостов, так и после многолетней эксплуатации. Измерение
продольных местных деформаций в стальной части конструкции
при натурных испытаниях дает достаточно точное представление
о действительных приращениях соответствующих напряжений
под действием испытательной временной нагрузки. Напротив, из-
мерение таких деформаций в бетоне, отличающемся неопределен-
ностью модуля упругости и некоторых других характеристик, дает
только качественное представление о характере его работы в объеди-
ненной конструкции.
Результаты многочисленных натурных статических испытаний
показывают, что железобетон полноценно участвует в совместной
работе со сталью и работа объединенной балки хорошо подчиняется
гипотезе плоских сечений (по высоте конструкции), причем влия-
ние дополнительных деформаций сдвига по шву объединения желе-
зобетона и стали несущественно. Пример экспериментальных эпюр
продольных местных деформаций в объединенных балках автодорож-
ного пролетного строения пролетом 32,4 м приведен на рис. 61, а.
Однако при натурных испытаниях объединенная конструкция
далеко не доводится до предельного состояния по прочности; в луч-
шем случае величину испытательной нагрузки удается довести до
статической нормативной. Соответственно напряжения в конструк-
ции, как правило, получаются меньше даже тех величин, которые
прежде принимались за допускаемые. Измеряют деформации обыч-
но только от загружения испытательной нагрузкой, а деформации
от постоянной нагрузки, от ползучести бетона под действием по-
стоянной нагрузки и накопление деформаций при повторных за-
128
гружениях временной нагрузкой не фиксируют. Понятно, что в силу
изложенных особенностей натурные испытания показывают всегда
практически упругую и линейную работу объединенных балок и
Положение нагрузки.
шпшпп______________пшппш
Рис. 61. Эпюры напряжений и продольных относительных деформаций в
объединенных пролетных строениях:
а — автодорожном; 1—расчетные; 2 — измеренные; б—железнодорожном;
3 — измеренные в 1950 г.; 4— то же в 1956 г.
не дают полного представления о действительной их работе и, глав-
ное, о предельных состояниях.
Интересны попытки по материалам натурных испытаний балоч-
но-разрезных объединенных пролетных строений установить осо-
бую систему соотношений модулей упругости стали и бетона
1 Еб ’
считавшуюся основной предпосылкой к познанию работы
объединенных балок.
129
Экспериментальные величины соотношений п± при упругой ра-
боте объединенной балки вычисляли по прогибам (в середине про-
лета), углам поворота поперечных сечений (вблизи опор), положе-
нию нейтральной оси, напряжениям в стальной части конструкции
(в частности, в нижнем и верхнем поясе) и относительным деформа-
циям бетона. Однако оказалось, что определяемые в результате
натурных испытаний соотношения nY обладают большим разбросом
и обычно получаются существенно различными, даже когда их на-
ходят разными способами по результатам одного и того же испыта-
ния. Объясняется это неопределенной степенью участия в работе
мостового полотна и покрытий проезжей части, не учитываемых
в расчете, не вполне упругой в действительности работой конструк-
ции даже при небольших напряжениях и неблагоприятным харак-
тером зависимости между соотношением и многими из вышеука-
занных экспериментальных данных. Например, если п± определять
по напряжениям в нижнем поясе, то ошибка в измерении напряже-
ния на 10% может иногда повлечь за собой изменение искомой ве-
личины п± в 4 раза.
В работе [19] было показано, что поиски особой системы пара-
метров пг для объединенных балок бесперспективны и что в условиях
их натурных испытаний модуль упругости бетона в среднем таков
же, как и в сжатых железобетонных элементах. Следовательно, он
существенно выше модуля, рекомендованного классической теорией
железобетона для изгибаемых железобетонных элементов, которым
пользовались ранее и в расчетах объединенных балок. Принятые
сейчас величины Еб и приведены в § 20. На рис. 61, а расчетная
эпюра продольных местных деформаций наложена на эксперимен-
тальную.
Выявленная в основном упругая работа объединенных балок
в условиях натурных испытаний укрепила на некоторое время
представление о том, что в действительности не только сталь, но
и бетон объединенных балок работают упруго также в условиях
продолжительной эксплуатации и даже вплоть до предельного со-
стояния. Эти представления были уточнены только в результате
лабораторных испытаний, излагаемых ниже.
Интересный эксперимент провели на железнодорожном объеди-
ненном пролетном строении 31,2 м, испытав его силами Киевской
мостоиспытательной станции Главного управления пути и соору-
жений МПС [1 ] в 1950 г. (сразу после возведения) и затем силами
ЦНИИСа через 6 лет сравнительно интенсивной эксплуатации.
Результаты измерений продольных местных деформаций в одном
поперечном сечении при обоих испытаниях одной и той же испыта-
тельной нагрузкой сопоставлены на рис. 61, б. В данном случае
упругие свойства пролетного строения изменились незначительно.
Следует полагать, что уменьшение модуля упругости бетона в ре-
зультате многократных сжимающих воздействий было скомпенси-
ровано увеличением его в ходе естественного увеличения прочности
и жесткости бетона с течением времени.
130
В последние годы за рубежом было испытано несколько уста-
новленных на дорогах сталежелезобетонных и стальных пролетных
строений небольших пролетов (15,24 м и др.) с доведением их до
предельного состояния (при определенных мерах предосторожно-
сти). В отличие от обычных натурных испытаний тяжелая подвиж-
ная нагрузка специально многократно пропускалась по мосту
вплоть до появления усталостных трещин в металле и расстройств
в железобетоне [130], [209]. Испытания такого рода показали от-
носительно хорошую выносливость сталежелезобетонных пролет-
ных строений.
§ 15. ЛАБОРАТОРНЫЕ СТАТИЧЕСКИЕ ИСПЫТАНИЯ
В Советском Союзе и других странах проведены многочисленные
лабораторные статические испытания объединенных балок на опыт-
ных образцах различного размера. Как правило, опытные образцы
испытывали вертикальными нагрузками до разрушения, точнее,
до исчерпания несущей способности, т. е. до падения давления
в прессе или домкратах. В отличие от обычных натурных испытаний
лабораторные опыты дают материал для суждения о предельных
состояниях объединенных балок, а некоторые из опытов — также
и о действительной работе балок под длительными или повторны-
ми нагрузками.
В 1943 г. в Швейцарии испытали статической нагрузкой две
объединенные балки пролетом 4 м [101 ]. Уже эти испытания пока-
зали большие запасы несущей способности в объединенных балках
и установили возможность определения разрушающего изгибаю-
щего момента на основе теории предельного равновесия.
^2 Начиная с 1947 г. в течение многих лет в Иллинойском универ-
ситете (США) велись испытания разрезных и неразрезных объеди-
ненных балок, имевших чаще всего пролеты 1,52 м. Было изучено
много вопросов и наиболее подробно — влияние на работу балок
податливости различных объединительных деталей и сцепления
бетона со сталью [189]—[191]; [225]—[229]; [240]—[248].
В 1950—1951 гг. С. Н. Ерлыков (Лентрансмостпроект) на трех
образцах пролетом 1,5 м исследовал особенности работы и характер
раскрытия трещин в объединенных балках с относительно высокими
железобетонными ребрами и наклонными арматурными анкерами.
В 1951—1953 гг. в Дармштадской высшей технической школе
(ФРГ) испытали 4 опытные объединенные балки пролетом 14 м
с различными видами объединительных деталей [176]. В связи
с большими размерами образцов, а также детальным изучением
влияния ползучести и усадки бетона эти эксперименты представ-
ляют особый интерес.
В 1952 г. в Сибирском автодорожном институте (г. Омск) испы-
тали 8 опытных объединенных балок различных конструкций с про-
летом 2,5 м. При этом были исследованы закономерности развития
пластических деформаций в бетоне и стали при однократном загру-
жении балки [99].
131
В 1954—1955 гг. в НИИЖТе испытали 24 опытные объединенные
балки пролетом 1,32 м и 6 пространственных объединенных кон-
струкций пролетом 5,5 м [47]. Исс л ед озлись работа объединенных
балок на положительный момент при относительно большой проч-
ности бетона, работа на отрицательный момент, специфика работы
при сборной плите и другие вопросы.
В 1957 г. в ЦНИИСе и МА ДИ автором совместно с Г. П. Со-
ловьевым было испытано статической нагрузкой 9 пространствен-
ных образцов объединенных балок пролетом 6 м [85]. Размеры и
конструкция образцов, схема приложения испытательной на-
грузки и расстановка приборов показаны на рис. 62. Образцы раз-
личались конструкцией и размещением объединительных деталей
и кубиковой прочностью бетона, изменявшейся от 202 до 304 кГ/см*.
Предел текучести стали колебался в пределах 2 275—2 340 кПсм\
Три образца были испытаны с монолитной железобетонной плитой
и 6 образцов — со сборной железобетонной плитой. Особенностями
испытаний были сравнительно большие размеры образцов и доста-
точно полное использование сопротивления бетона в предельном
состоянии. При испытаниях осуществлялись разгрузки и повтор-
ные приложения нагрузки на каждой ее ступени, что в определен-
ной степени отвечало действительным условиям работы мостовых
конструкций. Кроме того, лабораторные статические испытания объ-
единенных балок производились также в Швеции в 1952 г. [255], в
СССР в 1953 г. [68] и рядом исследователей в Чехословакии, ФРГ,
Китае, США, Англии и других странах.
В настоящей главе рассматриваются данные испытаний, относя-
щиеся к деформациям объединенных балок и предельным состоя-
ниям их поперечных сечений. Данные испытаний балок, освещаю-
щие работу и разрушение швов объединения железобетона и
стали, изложены в главе VIII.
Лабораторные статические испытания объединенных балок по-
казали, что достаточно удаленные от опор поперечные сечения ба-
лок остаются при деформациях практически плоскими по высоте
балки не только при небольших напряжениях (что было уже ранее
установлено результатами натурных испытаний), но и при непо-
средственном приближении к исчерпанию поперечным сечением
несущей способности; при этом податливость шва объединения же-
лезобетона и стали мало сказывается на напряжениях. Это следует
из очертания полученных в наших опытах эпюр продольных де-
формаций, приведенных на рис. 63. На этих эпюрах уступ между
деформациями железобетонной плиты и стального двутавра отсут-
ствует, несмотря на то, что шов между ними был отнюдь не абсолют-
но жестким: упругие деформации сдвига при нагрузке Р=50 т до-
стигали 0,14 мм и остаточные— 0,10 мм. В некоторых эксперимен-
тах, например, в опытах [99] уступ между деформациями железо-
бетонной плиты и стального двутавра удавалось зафиксировать,
однако величина его всегда была незначительной. Расчетные сообра-
жения по учету податливости шва приведены в § 20.
132
Рис. 62. Опытные образцы объединенных балок и схема их испытаний:
1—траверсы; 2 — сечения установки тензометров; 3 — арматура 0 8 мм
В большинстве статических лабораторных исследований объеди-
ненных балок испытательную нагрузку прикладывали ступенями
почти без разгрузок и повторных загружений. При отсутствии раз-
грузок и повторных загружений зависимость деформаций от на-
грузки имела характер согласно рис. 64, а [47], если развитие
пластических деформаций начиналось в стали, и согласно рис. 64, б
[99], если развитие пластических деформаций начиналось в бетоне.
В обоих случаях начальные участки графиков практически прямо-
линейны.
Следует отметить, что при однократном загружений образцов
испытательной нагрузкой в опытах [47], отличавшихся неболь-
Р=15т
Схема _ л
установки приборов
В начале
После мотор -
ных загружены}.
* 137,180
towi
ВР:8б
ЮМ
212:П
&10*
21:10
Рис. 63. Эпюры продольных деформаций в объединенной
шими напряжениями в бетоне, удалось получить хорошую сходи-
Ес
соотношения	,
Ес
мость
определявшегося несколькими спо-
собами (по прогибам опытного образца в середине пролета, по углам
поворота опорных сечений и по положению нейтральной оси в сере-
дине пролета). Это подтверждает правильность расчетной схемы
объединенной балки, в которой не учитывается податливость шва
объединения железобетона и стали.
В опытах [47] при увеличении фибровых напряжений в бетоне
от 10 до 200 кПсм* величина пх изменялась в пределах от 6,9 до 8
при кубиковой прочности бетона 357 кГ/см2 и от 5,85 до 6,9 при Ку-
биковой прочности 400—425 кПсм2.
Несколько увеличенные значения параметра п± по сравнению
с обычными, характерными для работы бетона на сжатие, можно
объяснить неравномерностью деформирования железобетонной пли-
ты по ширине, т. е. недоиспользованием крайних участков свесов
плиты. Действительно, измерения продольных деформаций бетона
показали, что в одиночных объединенных балках, особенно при
небольшом отношении длины пролета к ширине железобетонной
плиты, закон плоских сечений по ширине плиты соблюдается зна-
чительно хуже, чем по высоте объединенной балки (рис. 65, а).
Неравномерность напряжений по ширине плиты увеличивается от
134
середины пролета к опорам; соответственно уменьшается площадь
железобетонной плиты, полноценно включающаяся в работу. Это
обстоятельство вызывает снижение нейтральной оси объединенной
балки от середины пролета к опорам (рис. 65, б), отмечавшееся
в опытах [47], [176] и др. В опытах [47] средние коэффициенты не-
равномерности работы плиты (отношения действительной площади
эпюры деформаций к площади прямоугольной эпюры с такой же
максимальной ординатой) составляли от 0,5 до 0,75, причем они
увеличивались с ростом нагрузки и напряжений в бетоне.
При опирании плиты на две или большее количество балок
коэффициент неравномерности приближается к единице. Например,
Р=35т
Р*50т
В начал?
После повторны*
балке по рис. 62 (заштрихованы эпюры упругих деформаций разгрузки)
в трехбалочных пространственных образцах [47] средний коэффи-
циент неравномерности изменялся от 0,75 до 0,9, а в наших опытах
[85] он был близок к единице. Экспериментальные данные позво-
ляют считать, что в реальных объединенных пролетных строениях,
где всегда имеется не менее двух балок, а отношение длины про-
лета к ширине плиты, приходящейся на одну балку, значительно
больше, чем в опытных образцах, коэффициент неравномерности
тем более должен быть близок к единице. Рекомендации по расчет-
ной ширине плиты приведены в § 20.
Большая часть опытных образцов в нашем исследовании [85]
была испытана нагрузкой, которую прикладывали двумя домкра-
тами в третях пролета (см. рис. 62), причем за условный нуль при-
нимали нагрузку 2Р = 2 • 5 /и. В ходе испытаний нагрузку увели-
чивали ступенями по 5 т от каждого домкрата и на каждой ступени
производили разгрузки и повторные загружения. Количество раз-
грузок и повторных загружений на основных ступенях (Р = 15;
25; 35; 45; 55 т) было от 7 до 13, а на промежуточных ступенях
(Р = 10; 20; 30 т и т. д.) — по одному. На следующую ступень на-
грузку поднимали только с предыдущей ступени.
Такой порядок испытаний приняли потому, что особенностью
работы бетона, аналогичной ползучести под постоянной нагрузкой,
135
является, как известно, нарастание деформации в бетоне при по-
вторных загружениях временной нагрузкой, называемое при много-
кратной повторности виброползучестью. Оба эти явления имеют
сравнительно близкую природу и проявляются тем заметнее, чем
больше напряжения в бетоне. Деформации ползучести от постоян-
ной нагрузки затухают со временем, а деформации от загружений
временной нагрузкой стабилизируются после некоторого количе-
ства повторных загружений, тем большего, чем выше напряжения
в бетоне. Если напряжения	Prfj
превосходят предел выносли-	ю
вости, то деформации пол-	f6
ностью не стабилизируются,
и в результате значительного	ftf
12
Рис. 64. Прогибы объединенных балок при однократных загружениях:
а —опыты [47]; б —опыты [99]
количества повторений временной нагрузки наступает разрушение
от усталости бетона х.
В обычной статически определимой железобетонной балке,
особенно при одиночной арматуре, ползучесть бетона и нарастание
деформаций при повторных загружениях сказываются только на
общих деформациях балки и почти не отражаются на внутренних
усилиях и напряжениях в бетоне и арматуре. Как бы ни были ве-
лики указанные дополнительные деформации бетона, все сжатие
воспринимает бетон, а все растяжение — арматура, и обе эти
внутренние силы почти стабильны, если сохраняется неизменным
внешний изгибающий момент от постоянной и временной нагрузок,
уравновешиваемый внутренними силами. Соответственно дополни-
тельные пластические деформации бетона на прочности такой
железобетонной балки непосредственно не отражаются, что согла-
суется с трактовкой расчета на прочность, как расчета на однократ-
ное воздействие расчетных нагрузок.
В объединенной сталежелезобетонной балке роль дополнитель-
ных пластических деформаций бетона совершенно иная. Поскольку
имеется жесткая стальная часть балки, способная самостоятельно
1 Б ер г О. Я. Физические основы теории прочности бетона и железо-
бетона. М., Госстройиздат, 1961.
136
работать на изгиб, дополнительные пластические деформации бе-
тона приводят прежде всего к перераспределению внутренних уси-
лий между бетоном и сталью. При этом сжимающее усилие в бетоне
уменьшается, соответственно в стальной части балки уменьшается
растягивающее усилие и увеличивается изгибающий момент. Вели-
чины же дополнительных пластических деформаций бетона в объеди-
ненной балке оказываются меньше, чем в железобетонной, по-
скольку полному проявлению этих деформаций препятствует
жесткая стальная часть конструкции. В результате оказывается
уменьшенным и влияние дополнительных пластических деформаций
бетона на общие деформации объединенной балки (прогибы,
углы поворота и т. д.).
Рис. 65. Неравномерность работы железобетонной плиты по ширине:
а —эпюры напряжений; б—снижение нейтральной оси к концам балки (см)
Анализ рассмотренных явлений позволяет сделать важный
вывод о том, что нарастание деформаций и снижение напряже-
ний в бетоне при повторных загружениях объединенной балки
временной нагрузкой может, как и ползучесть бетона, непосред-
ственно отражаться на прочности объединенной балки. Поскольку
при эксплуатации однократное загружение моста сразу расчетной
временной нагрузкой является нереальным и поскольку в дей-
ствительности мосты работают именно на повторные воздействия
временной нагрузки, очевидно, что объединенные балки при испы-
таниях необходимо подвергать повторным загружениям не только
в исследованиях предельного состояния по выносливости, но
и при изучении предельного состояния по прочности. Однако
если при испытаниях на выносливость количество циклов (повто-
рений нагрузки) должно измеряться сотнями тысяч или миллиона-
ми, то при испытаниях на прочность достаточно ограничиться не-
сколькими повторениями нагрузки (или несколькими десятками
повторений), чтобы добиться такого перераспределения усилий
и напряжений между бетоном и сталью, которое достаточно близко
к реальным условиям работы мостовой объединенной балки.
Дело в том, что наибольшее нарастание деформаций бетона,
а вместе с тем и всех других общих и местных деформаций объ-
единенной балки происходит уже при первых нескольких по-
вторениях нагрузки, после чего наступает относительная (в пре-
делах точности измерительных приборов) стабилизация деформа-
137
ций. Подтверждением этого может служить рис. 66, на кото-
ром показаны полученные экспериментально кривые стабилиза-
ции прогибов опытных образцов объединенных балок [85]. Таковы
обоснования порядка загружения, принятого в проведенных нами
статических испытаниях.
Примеры полученных в этих опытах графиков прогибов в се-
редине пролета, относительных деформаций в стальном ниж-
Рис. 66. Стабилизация прогибов объединенных
балок по рис. 62 при повторных загружениях
нем поясе и относи-
тельных деформаций
верхней фибры бетона
приведены на рис. 67.
Из этих графиков видно,
что работа опытных об-
разцов была нелинейной
и неупругой, начиная с
самых низких ступеней
нагрузки, а при разгруз-
ках обнаруживались
значител ьные остаточ-
ные деформации. Одна-
ко, как это было видно
еще из графиков рис. 66,
после небольшого коли-
чества повторных загру-
жений на каждой ступе-
ни (при не слишком вы-
соких ступенях нагруз-
ки) достигалась практи-
ческая стабилизация де-
формаций и объединен-
ная балка начинала
работать под данной на-
грузкой вполне упруго.
После каждой раз-
грузки, следующей за
загружением с некото-
рым развитием пластиче-
ских’ деформаций в бетоне, в балке образуются остаточные дефор-
мации и напряжения: фибры бетона остаются укороченными и
растянутыми (это растяжение может быть погашено сжатием от
постоянной нагрузки), фибры стального верхнего пояса — уко-
роченными и сжатыми, фибры нижнего пояса — удлиненными
и растянутыми. Для последующего загружения указанные оста-
точные напряжения являются начальными. Таким образом, в
стальной части балки происходит суммирование напряжений,
отвечающих упругой работе, с напряжениями, возникшими от
развития дополнительных пластических деформаций в бетоне.
Это ускоряет появление пластических деформаций в стали,
138
и в результате работа объединенной балки становится еще менее
упругой.
В наших опытах пластические деформации в стали появились
еще быстрее потому, что в двутаврах не были сняты остаточные
сварочные напряжения. Кроме того, в некоторых образцах исполь-
зовались стальные двутавры, взятые от ранее испытанных образ-
цов и прошедшие правку после исчерпания несущей способности
в предыдущем испытании, что способствовало проявлению эффекта
Баушингера.
В результате проведенных статических испытаний получены
интересные зависимости между относительными деформациями и
напряжениями в бетоне объединенных балок (рис. 68). Кривые /,
построенные по упругим деформациям разгрузок, характеризуют
обычную зависимость между напряжениями и упругими деформа-
циями бетона как материала. Кривые 3 построены по полным де-
формациям после повторных загружений и характеризуют специ-
фическую для эксплуатационной стадии работы объединенных ба-
лок зависимость между напряжениями в бетоне и его полными де-
формациями, слагающимися в общем случае из упругих деформа-
ций, пластических деформаций первого загружения и дополнитель-
ных пластических деформаций, накопившихся при повторных за-
гружениях. На рис. 68 показаны еще кривые 2, построенные по
полным деформациям, измеренным на каждой ступени нагрузки
перед началом повторных загружений. Эти кривые достаточно
близки к зависимостям между напряжениями и полными деформа-
циями в бетоне как материале при однократном загружений, однако
они учитывают не только упругие и пластические деформации пер-
вого загружения, но и влияние повторных загружений на более
низких ступенях нагрузки.
Все изложенное свидетельствует о том, что действительная ра-
бота объединенной балки отличается значительной сложностью
и зависит даже от количества и величины ранее прикладывавшихся
временных нагрузок, т. е. как бы от «биографии» балки.
Характер разрушения тех образцов объединенных балок, в ко-
торых несущая способность была исчерпана в поперечном сечении,
нагруженном максимальным изгибающим моментом, достаточно
сходен в опытах различных исследователей. Пластические дефор-
мации в бетоне с увеличением нагрузки нарастают постепенно,
поэтому качественные изменения в работе образца возникают
обычно только с развитием пластических деформаций в стали ниж-
него пояса балки, когда полные и остаточные прогибы и другие
общие и местные деформации начинают расти особенно интенсивно.
Одновременно с этим начинает инФенсивно проявляться ползучесть
бетона, в результате чего по приборам в течение нескольких минут
наблюдается некоторое увеличение деформаций без изменения ис-
пытательной нагрузки. После существенной проработки пласти-
ческих деформаций в стали и бетоне, на что требуется сравнительно
большое дополнительное увеличение испытательной нагрузки
139*
(в среднем на 12—20%), в бетоне возникают видимые продольные
трещины. Наконец, при новом увеличении испытательной нагруз-
ки (на 6—10%) и достижении моментом величины Мэ происходит
раздробление сжатого бетона (рис. 69) и исчерпание несущей спо-
собности образца.
Таблица 9
Экспериментальные и теоретические данные об опытных объединенных
балках ЦНИИСа и МАДИ
№ образца	^куб, кГ/см2	М3, тм	ебф, э	Му, тм	Afp, тм	Му	
1	202	140	0,0025	81,0	127,8	0,58	0,91
3	202	144	0,0027	81,0	128,5	0,56 	0,89
4	248	144	0,0024	94,3	133,0	0,65	0,92
7	304	134	0,0023	110,0	138,9	0,82	1,04
9	304	154	—	110,0	137,9	0,72	0,90
В табл. 9 сопоставлены экспериментальные и теоретические
предельные изгибающие моменты для нескольких характерных
испытанных нами опытных образцов.
В этой таблице:
Мэ — экспериментальный изгибающий момент исчерпания несу-
щей способности;
Рис. 67. Деформации в середине пролета
а —прогибы; б —относительные деформации стального нижнего
140
О 500 100015003000650030003500 Ш050050005500600065007000
объединенной балки по рис. 62:
пояса; в —относительные деформации верхней фибры бетона
141
My — теоретический предельный изгибающий момент упругой
работы;
Мр — теоретический изгибающий момент предельного равно-
весия;
£бф, э — экспериментальная относительная деформация верхней
фибры бетона перед исчерпанием несущей способности;
Якуб — кубиковая прочность бетона плиты.
Экспериментальные изгибающие моменты Мэ значительно
превосходят теоретические изгибающие моменты Му, вычислен-
ные в предположении упругости бетона и стали и отвечающие
достижению напряжением в крайней фибре бетона прочности
бетона на сжатие при изгибе или достижению напряжением в
крайней фибре стали предела текучести стали.
Особо следует отметить, что в испытанных образцах при расчете
в предположении упругой работы предельные напряжения раньше
достигаются в крайней фибре бетона, чем в крайней фибре стали.
Теоретические изгибающие моменты /Иу поэтому очень сильно за-
висят от прочности бетона.
В то же время экспериментальные изгибающие моменты Л4Э
близки к теоретическим изгибающим моментам Л4Р, отвечающим
бскг/см2	GiM/crf RtyrfWKZiCH1 б
Рис. 68. Зависимости между относительными деформация-
ми и напряжениями в бетоне объединенных балок по
рис. 62:
/—по деформациям разгрузки; 2 — по полным деформациям перед
повторными загружениями; 3 — по полным деформациям после
повторных загружений
предельному равновесию в поперечном сечении опытного образца,
когда напряжения во всей стали равны ее пределу текучести, а на-
пряжения во всем бетоне — прочности бетона на сжатие при из-
гибе. Очень важно, что при расчете по предельному равновесию
влияние прочности бетона на теоретическую несущую способность
проявляется значительно менее резко, чем при расчете в предполо-
жении упругой работы. В экспериментах же влияние прочности
142
бетона на несущую способность образца было практически
неощутимым; во всяком случае оно было меньше влияния
ряда других факторов, явившихся причиной разброса несущей
способности.
Таким образом, теория предельного равновесия оказывается
значительно ближе к экспериментальным данным об исчерпании
несущей способности образцов, чем теория упругой работы.
Рис. 69. Характер разрушения железобетонной
плиты объединенной балки по рис. 62
При' исчерпании несущей способности полные прогибы опытных
образцов составляли от 1/106 до 1/205, а остаточные прогибы —
от 1/i85 Д° 1/4os длины пролета. Трещины в бетоне, как уже указы-
валось, появлялись раньше потери несущей способности. Оценивая
величины общих деформаций и состояние объединенной балки
в целом, нельзя не прийти к выводу, что она перестает удовлетво-
рять эксплуатационным требованиям ранее исчерпания несущей
способности. Поэтому за предельное состояние объединенной балки
по прочности следует принять более низкое состояние, в большин-
стве случаев — существенное развитие текучести в стали со сто-
роны нижнего пояса. В опытах [85] и [99] такое предельное состоя-
ние ^наступало под нагрузками, составлявшими 80—85% нагрузки
исчерпания несущей способности.
Отметим попутно, что несовпадение первого предельного состоя-
ния (потери эксплуатационной способности) и потери несущей
способности, полученное для объединенных балок, не является
каким-то исключением. Напротив, для большинства строительных
конструкций, в том числе и железобетонных, эксплуатационная
способность исчерпывается в предельном состоянии по прочности
(и по выносливости) ранее исчерпания несущей способности.
Для некоторых объединенных балок предельным состоянием по
прочности может явиться раздробление сжатого бетона, если оно
происходит ранее существенного развития текучести в стали. Как
известно, раздробление сжатого бетона в данных конкретных усло-
виях работы происходит при достаточно стабильных предельных
143
относительных деформациях, что подтверждается и данными
табл. 9.
Расчетные критерии предельного состояния по прочности рас-
смотрены в § 24.
Остановимся кратко на результатах сравнительных лаборатор-
ных статических испытаний объединенных балок со сборной и с мо-
нолитной железобетонной плитой. В опытах [47] образцы со сбор-
ной плитой показали деформативные свойства и несущую способ-
ность, близкие к аналогичным показателям образца с монолитной
плитой. Снижение несущей способности при сборной плите не пре-
восходило 10%.
В наших испытаниях [85] снижения несущей способности и
изменения общих деформативных свойств при сборной плите вообще
не было отмечено при прочности бетона замоноличивания швов,
превышающей прочность бетона блоков (превышение составляло
от 5 до 50%). Сборные плиты имели при этом 3 или 7 поперечных
швов шириной по 80 мм. Несмотря на увеличенную прочность,
деформации бетона в шве все же превосходили деформации его
в блоке (на той же базе) на 20—25%, дополнительное обжатие од-
ного шва при предельных напряжениях составляло примерно
0,03 мм (за счет худшего уплотнения бетона в шве, а также контакт-
ных и усадочных явлений). Столь малые дополнительные местные
деформации практически не сказались на общих деформациях и
несущей способности образцов, хотя раздробление бетона и про-
исходило в конечном счете всегда в зоне одного из стыков.
В одном опытном образце (№ 6) прочность бетона в швах со-
ставляла только примерно 50% прочности бетона блоков. При
этом деформативность швов оказалась в 5 раз больше деформатив-
ности бетона блоков (на той же базе), что весьма пагубно сказалось
на работе всего образца — общая деформативность его увеличилась
на 38%, а несущая способность снизилась на 21% по сравнению
с аналогичным опытным образцом с нормально замоноличенными
швами.
§ 16. ПУЛЬСАЦИОННЫЕ ИСПЫТАНИЯ
Работа объединенных балок под многократно повторными на-
грузками, способными вызывать усталостное разрушение, исследо-
вана значительно меньше, чем работа под статической нагрузкой.
Известно о проведении пульсационных испытаний опытных объ-
единенных балок в Советском Союзе только в ЦНИИСе [87]
и НИИЖТе [49], а за рубежом — в Швейцарии, США, ФРГ и Шве-
ции [106].
В 1958 г. в ЦНИИСе на резонансной пульсационной установке
было испытано 7 пространственных образцов пролетом 6 м, имев-
ших почти такую же конструкцию, как и при статических испыта-
ниях (см. рис. 62). Объединение железобетона и стали осуществля-
лось жесткими уголковыми упорами, кубиковая прочность бетона
144
изменялась от 250 до 460 кГ/см\ Два образца были с монолитной
плитой и 5 — со сборной.
Нагрузку прикладывали к каждому образцу в виде двух со-
средоточенных сил Р в третях пролета, как и при статических ис-
пытаниях. При пульсации величина каждой из этих сил изменялась
от Рмин до Рмакс с частотой колебаний обычно от 2,3 до 3,7 гц и ха-
р
рактеристикой амплитуды р = от 0,21 до 0,36. Режим испыта-
макс
ний для большинства образцов был ступенчатым (до трех ступеней).
Величину РМакс, число ступеней и количество пульсов на каждой
ступени устанавливали в зависимости от прочности бетона и особен-
ностей конструкций образцов, причем корректировали в зависи-
мости от результатов испытаний. Через несколько сотен тысяч
пульсов, в частности, при смене режима, пульсацию прерывали
Р 4- Р
и загружали образец статически двумя силами Р = —ин- -^—
с детальным измерением деформаций от этой нагрузки, после чего
пульсацию возобновляли.
Два образца (с монолитной плитой) разрушились от усталости
стали в растянутой зоне, 3 образца вышли из строя от расстройства
объединения железобетона со сталью, 1 образец — от расстрой-
ства объединения железобетона со сталью и раскрытия трещин
в поперечных швах плиты и 1 образец — от расстройства объеди-
нения железобетона со сталью и усталости стали в растянутой
зоне. Ни один из образцов не разрушился от усталости бетона,
а усталостные разрушения стали были недостаточно характерны,
поскольку объяснялись некачественным изготовлением стальных
конструкций образцов. Данные пульсационных испытаний в час-
ти работы объединения железобетона и стали изложены в § 37.
Пульсационные испытания показали непрерывное изменение
деформативных свойств объединенных балок под многократно по-
вторными воздействиями. В ходе пульсации отмечено существенное
накопление остаточных прогибов focr (рис. 70) и других остаточных
общих и местных деформаций. Статические загружения, проводив-
шиеся в перерывах между циклами пульсации, показали менее
существенные, но все же заметные изменения упругих свойств
объединенной балки в результате пульсации — увеличение упру-
гих прогибов fynp, упругих относительных деформаций (напряжений
он) в нижнем поясе и других общих и местных деформаций, вызы-
Р + Р
ваемых неизменной величиной статической нагрузки —мин
Графики изменения этих деформаций и напряжений для двух
образцов с монолитной плитой приведены на рис. 70. Пунктиром
отмечены теоретические деформации и напряжения, вычисленные
Р + Р
от статической нагрузки 2Р = 2 -мин- -—в предположении уп-
ругой работы бетона с пониженным (прежним расчетным) модулем
6 Зак. 939	145
упругости. Действительные упругие деформации и напряжения
достаточно близко соответствовали теоретическим величинам,,
подсчитанным при принятии этого модуля упругости. Основной
причиной наблюденных изменений в работе объединенной балки
при многократно повторной нагрузке является накопление плас-
Образец с бетоном Кц^=Ч50нГ/смг Образец с бетоном йНу$=Зд0кГ1см2
Рис. 70. Изменения напряжений в нижнем поясе и прогибов объединенных
балок от статических загружений при пульсационных испытаниях и накоп-
ление остаточных прогибов от пульсационных воздействий:
1—измеренные величины; 2 — расчетные величины
тических деформаций в бетоне и изменение его модуля упругости,,
т. е. по существу те же явления, которые отмечались при стати-
ческих испытаниях с небольшим количеством повторных загруже-
ний. При многократно повторной нагрузке становится виднее
нарастание тех деформаций, которые при небольшом количестве
повторений казались стабилизировавшимися.
Необходимо отметить, что первоначальные максимальные на-
пряжения в бетоне рассматриваемых опытных образцов были,.
146
по-видимому, близки к пределу выносливости бетона. Если считать»
что работа образцов на низших ступенях пульсации учитывалась
принятием в расчете пониженного (прежнего расчетного) модуля
упругости бетона, то окажется, что в наших испытаниях макси-
мальные напряжения в бетоне (в первых циклах высшей ступени
пульсации) составляли 252 кГ/см2 для образца с кубиковой проч-
ностью бетона 450 кГ/см2 и 204 кГ/см2 для образца с кубиковой
прочностью бетона 380 кГ/см2.
Однако в ходе пульсации на высшей ступени, по мере накопле-
ния в бетоне пластических деформаций виброползучести, внутрен-
ние усилия в объединенной балке перераспределялись, и напряже-
ния в бетоне уменьшались за счет увеличения их в стали. Таким
образом, отсутствие в данных испытаниях усталостных разруше-
ний бетона в зоне действия максимального момента является законо-
мерным.
При пульсационных испытаниях образцов со сборной плитой
были случаи сравнительно быстрого расстройства последней
в таких условиях, при которых монолитная плита работала хорошо.
Объясняется это тем, что замоноличивание упоров в окнах и попереч-
ные стыки не были при проектировании образцов рассчитаны на
выносливость. Кроме того, замоноличивание было выполнено недо-
статочно тщательно.
В одном образце пульсационная нагрузка привела к значи-
тельному раскрытию трещин в поперечных швах, имевших петле-
вые стыки арматуры. Трещины появились потому, что при разгруз-
ках упруго работавшая стальная балка разрывала плиту, которая
под многократными воздействиями нагрузок Рмакс претерпела
остаточные деформации укорочения. Очевидно, растягивающие
напряжения в бетоне превзошли сжимающие напряжения от нагру-
зок Радин-
Проведенными пульсационными испытаниями выявлена необ-
ходимость введения особого расчета на выносливость мостовых
объединенных балок и разработки новых конструктивных решений,
особенно в железнодорожных мостах и тем более при сборной же-
лезобетонной плите. Прд рассмотрении предельного состояния по
выносливости надо учитывать перераспределение внутренних уси-
лий и напряжений, происходящее в объединенной балке в резуль-
тате многократно повторных воздействий временной нагрузки.
Соответствующие расчетные рекомендации изложены в § 29.
ОПРЕДЕЛЕНИЕ СИЛОВЫХ ФАКТОРОВ
И ДЕФОРМАЦИЙ ОТ ВЕРТИКАЛЬНЫХ НАГРУЗОК
И ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
V
§ 17. ИСХОДНЫЕ ДАННЫЕ
1.	Стадии и этапы работы
Определение силовых факторов (осевых усилий, изгибающих и
крутящих моментов, поперечных сил, а также нормальных и каса-
тельных напряжений), действующих в элементах конструкций, как
известно, предшествует большинству расчетных проверок конструк-
ции — по прочности, устойчивости, выносливости, жесткости,
трещиностойкости и т. д.
Для возведения и загружения сталежелезобетонных пролетных
строений, как и некоторых других современных конструкций, ха-
рактерно последовательное включение в работу частей конструкции
(в данном случае — стальной части, железобетонной плиты и других
железобетонных частей, высокопрочной арматуры и т. д.). Поэтому
необходимые для расчета силовые факторы в поперечных сечениях
сталежелезобетонных элементов определяют суммированием состав-
ляющих силовых факторов, возникающих на различных последова-
тельных стадиях и этапах работы, соответствующих условиям
возведения и загружения конструкции.
Число стадий работы поперечного сечения определяется коли-
чеством его частей, последовательно включаемых в работу. На-
пример, поперечные сечения простой объединенной балки имеют
обычно две стадии работы: I стадия соответствует работе сталь-
ной балки (без железобетона) на нагрузки от веса стальных кон-
струкций и железобетонной плиты, а II стадия — работе стальной
балки, объединенной с железобетонной плитой, на нагрузку от
веса полотна проезда с обустройствами и на временную вертикаль-
ную нагрузку.
Если некоторые части сечения включаются в работу не после-
довательно, а одновременно, то количество стадий соответственно
меньше количества всех частей. Если схема конструкции или схе-
ма приложения постоянных нагрузок и воздействий изменяется на
протяжении одной стадии работы, последнюю дополнительно рас-
членяют на этапы работы.
148
Для разных поперечных сечений одни и те же нагрузки и .воз-
действия могут иногда относиться к разным стадиям работы, напри-
мер, при включении железобетонной плиты в работу по участкам.
Для четкого определения понятия стадии работы необходимо
уточнить термин «включение в работу». Для железобетонной плиты
включением в работу считают объединение ее со стальной конструк-
цией или продольное предварительное напряжение ее на стальной
конструкции перед объединением. Таким образом, сборную железо-
бетонную плиту, свободно уложенную на стальную конструкцию,
не считают включенной в работу, даже если она воспринимает зна-
чительные местные нагрузки. Для высокопрочной арматуры вклю-
чением в работу является ее натяжение.
Распределение силовых факторов по стадиям и этапам работы
относится только к вертикальным нагрузкам и предварительному
напряжению. Силовые факторы от других воздействий (усад-
ки бетона, колебаний температуры, горизонтальных нагрузок
и т. д.), возникающие обычно на последней стадии работы, для
удобства расчета не включают в силовые факторы соответствующей
стадии и учитывают отдельно (см. главу VII).
2.	Внешние и внутренние силовые факторы
Разделение силовых факторов на внешние и внутренние целе-
сообразно при расчете любой конструкции, обладающей внутрен-
ней статической неопределимостью и способностью к перераспре-
делению силовых факторов между частями конструкции при неиз-
мененных внешних нагрузках и опорных реакциях. Внешними
называются силовые факторы, уравновешенные вне рассматриваемой
конструкции или ее части соответствующими нагрузками и реак-
циями, а внутренними—силовые факторы, уравновешенные внутри
рассматриваемой конструкции или ее части. Из этого общего опре-
деления следует, что отнесение силового фактора к внутреннему
или внешнему зависит от того, что именно рассматривают в дан-
ном расчете — всю конструкцию пролетного строения, какую-либо
сложную ее часть (например, главную или связевую ферму, рост-
верк проезжей части и т. д.)., один из элементов или же только се-
чение элемента.
В расчетах сталежелезобетонных пролетных строений мы будем
пользоваться делением силовых факторов на внешние и внутрен-
ние, как правило, по отношению к поперечным сечениям стале-
железобетонных элементов.
Соответственно внешними будут силовые факторы, уравнове-
шенные за пределами рассматриваемого поперечного сечения, т. е.
изгибающие моменты, осевые усилия, поперечные силы и крутящие
моменты, вычисленные для полного поперечного сечения данной
стадии работы, а также напряжения, вызываемые этими усилиями
и моментами. Внешние усилия и моменты являются равнодействую-
щими внешних напряжений.
149
Внутренними силовыми факторами будут напряжения, уравно-
вешенные в пределах рассматриваемого поперечного сечения, а так-
же усилия и моменты, вычисленные для определенной части рас-
сматриваемого поперечного сечения как равнодействующие вну-
тренних напряжений. Равнодействующая внутренних напряжений
в полном сечении всегда равна нулю. Следовательно, внутренний
изгибающий момент, внутреннее осевое усилие и другие внутрен-
ние усилия и моменты для любого полного сечения также всегда
равны нулю. Говорить о внутренних усилиях и моментах можно
только применительно к частям рассматриваемого сечения. Напри-
мер, если рассматривается все поперечное сечение объединенной
балки, то различают внутренние осевые усилия для железобетон-
ной плиты и для стальной части сечения.
3.	Обозначения
Расчеты сталежелезобетонных пролетных строений отличаются,
вообще говоря, значительной сложностью, связанной с сочетанием
специфики стальных и железобетонных конструкций, с внутренней
статической неопределимостью, с постадийностью возведения и за-
гружения, с использованием предварительного напряжения и регу-
лирования. Сложность расчетов предъявляет повышенные требо-
вания к системе обозначений в расчетных формулах. Эта система
должна быть единой для всех расчетов сталежелезобетонных про-
летных строений и обладать стройностью, чтобы расчетчик без
особого труда мог ориентироваться в учитываемых воздействиях
и составе сечения на различных стадиях и этапах работы, пра-
вильно оперировать с внешними и внутренними силовыми фак-
торами и т. д.
В этой книге использована та же разработанная автором система
обозначений, которая принята в Технических условиях СН 200-62
и Технических указаниях ВСН 92-63. Основная особенность этой
системы обозначений состоит в применении верхних и нижних ин-
дексов, причем верхние индексы определяют в большинстве слу-
чаев стадии работы и учитываемые нагрузки и воздействия, а ниж-
ние индексы — состав сечения, наименование фибры или точки и
другие геометрические и конструктивные особенности. Основные
индексы сведены в табл. 10. Некоторые другие индексы пояснены
ниже по мере их использования в формулах, помещенных в книге.
Для силовых факторов и геометрических характеристик сече-
ний использованы общепринятые обозначения: М —для изгибаю-
щих моментов; N —для осевых усилий; Q — для поперечных сил;
о* — для нормальных напряжений; F — для площади; I — для
момента инерции и т. д.
Верхние индексы внутренних силовых факторов всегда снаб-
жены чертой сверху. Верхние индексы внешних силовых факторов
снабжены чертой снизу, когда необходимо отличить их от внутрен-
них или суммарных силовых факторов.
150
Основные индексы, используемые в расчетных формулах
Расположение индексов в формулах
Таблица 10
	Вверху		В н	и з у	
Обозначения видов и особенностей приложения нагрузок и воздействий		Обозначения частей поперечного сечения или их центров тяжести		Обозначения характерных фибр попереч- ного сечения	
Индексы	Значения индексов	Ин- дексы	Значения индексов	Ин- дексы	Значения индексов
I; II; III... а; Ь\ с 	 Я g эп г Д п У т г	Стадии работы на вертикальные нагрузки (и предварительное напряжение) Этапы работы на- вертикальные нагрузки (и предварительное напряжение) Временная вертикальная нагрузка Постоянная вертикальная нагруз- ка Нагрузка от веса опалубки (и других устройств), приклады- ваемая и снимаемая на различ- ных стадиях работы Предварительное напряжение и изменения силовых факторов при регулировании Совокупность постоянных нагру- зок и воздействий, восприни- маемых при включенном бетоне Ползучесть бетона и обжатие по- перечных швов под постоянны- ми нагрузками и воздействиями Усадка бетона Воздействия колебаний темпера- туры Горизонтальные нагрузки	С а п ст б Б	Стальная конструкция Обычная продольная арматура железобетона Высокопрочная продольная ар- матура Вся совокупность стальных частей в поперечном сече- нии Бетон, расположенный в сжи- маемой зоне Бетон, расположенный в зоне, преимущественно растягива- емой временной нагрузкой	бф Бф В н	Крайняя фибра бетона, распо- ложенного в сжимаемой зо- не Крайняя фибра бетона, распо- ложенного в зоне, преиму- щественно растягиваемой временной нагрузкой Крайняя фибра стального вер- хнего пояса сплошного эле- мента Крайняя фибра стального ниж- него пояса сплошного эле- мента
Приведем примеры обозначений с верхними индексами.
М1 — изгибающий момент I стадии работы;
Nna— осевое усилие этапа «а» II стадии работы;
Qga — поперечная сила от постоянных вертикальных нагрузок
этапа «а»;
Мг 11 — изгибающий момент от предварительного напряжения
во II стадии работы;
ТИП» п — изгибающий момент II стадии работы с учетом его из-
менений (в статически неопределимых системах) от пол-
зучести бетона и обжатия поперечных швов;
п — напряжение III стадии работы с учетом изменений
(в статически неопределимых системах) внешних сило-
вых факторов от ползучести бетона и обжатия попереч-
ных швов, но без учета внутренних напряжений от
ползучести бетона и обжатия поперечных швов;
giv, п — напряжение IV стадии работы с учетом всех его измене-
ний от ползучести бетона и обжатия поперечных швов
(внутренних в статически определимых и суммарных
в статически неопределимых системах);
о11 — внутреннее напряжение от ползучести бетона и обжатия
поперечных швов.
Для обозначения состава или центра тяжести сечения, вклю-
чающего несколько совместно работающих частей, соответствую-
щие нижние индексы соединяют вместе. Если используют площади
частей сечений, имеющих различные модули упругости, то применя-
ют характеристики, приведенные к прокатной стали. Если исполь-
зуют площадь только бетона (или только высокопрочной армату-
ры), то характеристику применяют без приведения ее к прокатной
стали. Например:
^ба — суммарная площадь бетона «б» (приведенного к стали)
и обычной арматуры;
Fb — площадь бетона «Б» без приведения к стали;
/стб — момент инерции сечения, включающего все стальные ча-
сти и бетон «б», приведенный к стали.
Расстояния по высоте между двумя точками, фибрами или осями
поперечного сечения обозначают буквами z с соответствующими
индексами. Например:
Зстб, н — расстояние от центра тяжести полного приведенного
объединенного сечения до фибры «н».
Для обозначения сложных геометрических характеристик ис-
пользуют по 2 нижних индекса, причем первым ставят индекс, опре-
деляющий фибру или часть сечения, а вторым — индекс, определяю-
щий состав или центр тяжести всего упруго работающего сечения.
Например:
= ——-----момент сопротивления для фибры «в» сечения
2В,С стальной части конструкции;
152
£б стб = F6 2б,стб —статический момент сечения бетона относи-
тельно центра тяжести полного приведенного
объединенного сечения.
Такие же индексы, как при моментах сопротивления, применяют
и для обозначения соответствующих напряжений.
§ 18. ПОРЯДОК УЧЕТА
ВОЗДЕЙСТВИЙ ВЕРТИКАЛЬНЫХ НАГРУЗОК
И ПРЕДВАРИТЕЛЬНОГО НАПРЯЖЕНИЯ
1. Состав расчетов и система коэффициентов
Методика расчета мостов по предельным состояниям, узаконен-
ная Техническими условиями СИ 200-62 и Строительными нор-
мами и правилами (глава СНиП П-Д.7-62), предусматривает раз-
дельное вычисление силовых факторов для различных расчетных
проверок. Для сталежелезобетонных пролетных строений и их эле-
ментов основными являются следующие 4 расчетные проверки,
имеющие некоторые особенности: на прочность (и устойчивость
формы), на выносливость, на жесткость, на трещиностойкость же-
лезобетона. Расчеты сталежелезобетонных пролетных строений на
устойчивость положения (при опрокидывании) не имеют каких-либо
особенностей.
Необходимость раздельного вычисления силовых факторов для
различных расчетов обусловлена дифференцированной системой
расчетных коэффициентов и некоторыми различиями в правилах
загружения линий влияния (для железнодорожных нагрузок).
В прежней расчетной практике количество различных коэффициен-
тов при нагрузках и воздействиях было меньше, а различий в пра-
вилах загружения линий влияния вообще не было. Поэтому сейчас
вопрос техники вычисления всех необходимых силовых факторов
получил особое значение. Во избежание ошибок и неоправданного
увеличения трудоемкости расчетов необходимо заранее примени-
тельно к каждому проекту продумать последовательность вычисле-
ний и свести их в рациональную систему.
В расчетах на прочность (и устойчивость формы) силовые факто-
ры вычисляют от расчетных нагрузок (нормативных, умноженных
на коэффициенты перегрузки), а временные вертикальные нагрузки
принимают обычно, кроме того, и с динамическим коэффициентом.
Все остальные основные расчеты — на выносливость, жесткость и
трещиностойкость — ведут на нормативные нагрузки (без коэффи-
циентов перегрузки). При этом в расчетах на выносливость времен-
ную вертикальную нагрузку принимают тоже с динамическим ко-
эффициентом (иногда отличным от динамического коэффициента
для расчета на прочность), а в железнодорожных мостах при дли-
не загружения от 5 до 50 м — еще и с понижающим коэффициен-
том е, учитывающим малую повторность загружений транспорте-
рами. Для расчета на выносливость линии влияния загружают
6В. Зак. 939	153
железнодорожной нагрузкой по особым, более льготным, правилам.
В расчетах на жесткость и трещиностойкость временную вертикаль-
ную нагрузку принимают без динамического коэффициента и ко-
эффициента е. Линии влияния загружают так же, как и в расче-
тах на прочность.
Коэффициенты к временной вертикальной нагрузке, учитываю-
щие малую вероятность одновременного невыгодного загружения
двух или более полос автомобильной нагрузки или железнодорож-
ных путей, принимают для соответствующих конструкций во всех
расчетах. В дополнительном сочетании для расчетов на прочность
(и устойчивость формы) или трещиностойкость к временным верти-
кальным нагрузкам вводят коэффициент сочетаний 0,8. В Техниче-
ских условиях СН 200-62 этот коэффициент был введен в коэффи-
циент перегрузки для дополнительного сочетания и, следовательно,
не относился к расчетам на трещиностойкость.
Динамические коэффициенты для стальных и железобетонных
пролетных строений различны, что связано прежде всего с разли-
чиями масс пролетных строений и соотношений между временной
и полной вертикальными нагрузками.
Специальные динамические коэффициенты для объединенных
пролетных строений, занимающих промежуточное положение
между стальными и железобетонными, предлагались в зависимости
от соотношения нагрузок и некоторых других факторов в работах
[1], [15], а также Лентрансмостпроектом. В действующих Техни-
ческих условиях СН 200-62 на основе исследований И. И. Казея
и Б. Ф. Лесохина (ЦНИИС) приняты значения динамических
коэффициентов железнодорожных пролетных строений, равные:
для стальных и для объединенных мостовых конструкций
1 + р. = 1 + 30+ % >
но не менее 1,2 при расчете на прочность и не менее 1,1 при расчете
на выносливость;
для железобетонных балочных мостовых конструкций
I. _ 1 I 10
1 + и 1 20+% ’
но не менее 1,15 при расчете на прочность и не менее 1,1 при расчете
на выносливость.
Для динамических коэффициентов автомобильной нагрузки
автодорожных и городских пролетных строений в Технических
условиях СН 200-62 сохранены прежние значения, равные:
для стальных и объединенных балочных мостовых конструкций
1 ,	< ,	15
! + р,
154
для железобетонных балочных мостовых конструкций
,1	1 , 45 —%
1 + И 1 + 133 3 .
но не более 1,3 и не менее 1,0.
Для различных сталежелезобетонных мостовых конструкций
согласно Техническим указаниям ВСН 92-63 динамический коэффи-
циент принимается:
для главных ферм и связей всех видов сталежелезобетонных
пролетных строений I степени использования железобетона
(см. § 1), в том числе для объединенных пролетных строений, а также
для объединенных балок проезжей части при работе на местный
изгиб — как для стальных мостовых конструкций;	г
для главных ферм и связей сталежелезобетонных пролетных
строений II степени использования железобетона — в размере по-
лусуммы динамических коэффициентов, вычисленных как для
стальной и как для железобетонной мостовой конструкции;
для железобетонных плит и балок проезжей части при работе
на местный изгиб без объединения со стальными элементами —
как для железобетонных мостовых конструкций.
При вычислении в элементах проезжей части осевых усилий и
изгибающих моментов от совместной работы с главными фермами
динамический коэффициент принимают как для главных ферм.
2. Примеры постадийного определения
силовых факторов при различных случаях
регулирования и предварительного напряжения
Если регулирование внешних силовых факторов в элементах
статически неопределимых систем осуществляют без искусственных
перемещений по направлениям отдельных статических связей, то
для вычисления силовых факторов стадии (или одну стадию) работы
расчленяют на этапы в соответствии с изменениями, вносимыми
в схему конструкции при загружении ее постоянными вертикаль-
ными нагрузками. Такими изменениями могут быть устройство или
заглушение разрывов или шарниров, подведение или удаление
опор, установка отдельных элементов сквозных конструкций после
воспринятая части постоянной нагрузки и т. д. В расчлененной ста-
дии работы силовые факторы определяют поэтапным суммированием
их составляющих от постоянных нагрузок. Воздействия временных
нагрузок, ползучести бетона и обжатия поперечных швов под по-
стоянными нагрузками, веса опалубки и т. д. учитывают обычным
порядком.
Например, если объединенное сечение элемента статически не-
определимой конструкции имеет, как обычно, две стадии работы,
а регулирование осуществляют не только в первой стадии, расчле-
няемой на этапы а, b .... и т. д., но и во второй стадии, расчленяемой
6Б*	155
в свою очередь на этапы с, d ... и т. д., то изгибающие моменты
вычисляют следующим образом:
М1 = М^а+М^ь+ ... +Л40П ь	|
= Mgc+Mgd+J
Если применяют внешнее предварительное напряжение кон-
струкции, то силовые факторы от веса противовесов, усилий натяже-
ния анкерных тяг и т. д. (обозначенные индексом г) суммируют
с силовыми факторами от собственного веса конструкции на той
стадии, на которой осуществляют предварительное напряжение.
Например, если его делают во II стадии, то
М1 = Mg1 +/И0П;	|
М11’п = Mg 11 — Л40П +МГ+МП+М<?. |	)
Выражения по типу (2) можно использовать также при регули-
ровании смещениями опорных закреплений силовых факторов от
собственного веса конструкций. Место силовых факторов от пред-
варительного напряжения при этом занимают обозначаемые таким
же образом силовые факторы от регулирования — от изменений
опорных реакций, вызываемых смещениями опорных закреплений
и вычисляемых по формуле
где Д— величина заданного смещения;
бг, г — свободное перемещение по этому направлению от еди-
ничной силы.
На рис. 71 показан пример определения изгибающих моментов
в неразрезной объединенной балке, регулируемой опусканием
средней опоры с целью обжатия железобетонной плиты и разгрузки
опорного сечения.
Отметим, что между рассматриваемым регулированием и рас-
смотренным выше регулированием с изменением схемы нет прин-
ципиальной разницы. В данном случае можно считать, что одна
часть постоянной нагрузки от собственного веса передана на схему,
не имеющую средней опоры, а другая часть — на неразрезную
балку. Особенность состоит в том, что к смещению Д (вернее, к ве-
личине Rr) должен вводиться самостоятельный коэффициент пере-
грузки, который может отличаться от коэффициента перегрузки
нагрузки от собственного веса (см. ниже, § 19).
Особенностями внутреннего предварительного напряжения
с перераспределением силовых факторов между железобетоном и
сталью являются предварительный выгиб стальной части элемента
и снятие выгибающих усилий после объединения железобетона и
стали. В результате изгибающий момент Мг, развиваемый выгибаю-
156
щими силами, передается в другую стадию работы, в которой вос-
принятое его более выгодно. При двух стадиях работы:
Л1п. п и _ Моп+Мг+Мп+М^. |
Rr I
Для схемы по рис. 72 (см. также рис. 9, а) Мг = а 7Ип = 0.
Здесь Rr — усилие выдомкрачивания балки с временной опоры.
Рис. 71. Эпюры моментов в нераз-
резной объединенной балке, регули-
руемой опусканием средней опоры
Рис. 72. Эпюры моментов в разрез-
ной объединенной балке, предвари-
тельно напрягаемой с использова-
нием временной опоры
При таком способе суммарные изгибающие моменты в сечениях
статически определимой системы остаются неизменными, равными
7И = М& + как и в конструкции без предварительного напря-
жения. Зато суммарные напряжения в стали уменьшаются, а в бе-
тоне увеличиваются. В статически неопределимой системе изме-
няются также суммарные изгибающие моменты за счет изменения
величины Мп.
В схеме по рис. 72 искусственный предварительный выгиб можно
получить не выдомкрачиванием с временной опоры, а накаткой бал-
ки на эту опору, имеющую повышенную отметку. Если искусствен-
ного предварительного выгиба нет, а отметка временной опоры со-
ответствует заводскому строительному подъему балки, то предва-
рительное напряжение отсутствует, и остается только регулирова-
157
ние, при котором нагрузка I стадии передается на неразрезную
схему, имеющую временную опору. При этом формулы (3) и Эпюры
рис. 72 остаются в силе, но — это реакция неразрезной балки от
постоянной нагрузки I стадии и веса опалубки. Вообще говоря,
к регулированию силовых факторов от собственного веса можно
отнести и случай накатки балки на повышенную временную опору,
поскольку при этом искусственные перемещения по направлениям
опорных закреплений не превосходят соответствующих свободных
перемещений от собственного веса конструкции.
При осуществлении внутреннего предварительного напряжения
обжатием железобетонной плиты горизонтальными домкратами
плита включается в работу, но еще не объединяется со стальной
конструкцией. Следовательно, предварительное напряжение со-
ставляет здесь самостоятельный этап той стадии, которая опреде-
ляется включением в работу железобетонной плиты. В объединен-
ной балке, имеющей две станции работы — например, разрезной
согласно рис. 9, в или неразрезной, II стадию работы расчленяют
на этап «а», в котором осуществляется предварительное напря-
жение, и этап «&», в котором балка работает объединенным
сечением.
Силовые факторы этапа «а», возникающие от усилий Рдм, раз-
виваемых домкратами, определяют при раздельной работе железо-
бетонной плиты и стальной конструкции, но с учетом трения, раз-
вивающегося между ними под действием веса плиты, равного £Пл на
единицу длины. Коэффициент трения f принимают в зависимости от
того, опирается плита на стальную конструкцию непосредственно
(трение скольжения бетона по стали), посредством закладных де-
талей (трение скольжения стали по стали) или посредством катков.
Осевые усилия сжатия в железобетонной плите и растяжения
в стальной конструкции вычисляют по формуле
^Иа = ^ = рдм_^плХ>
где х — расстояние от домкратов до рассматриваемого сечения.
По величинам Nr в каждом сечении определяют изгибающие
моменты М11а = —7ИГ, возникающие от предварительного напря-
жения в стальной части конструкции.
Варианты предварительного напряжения натяжением высоко-
прочной арматуры особенно разнообразны. Определение силовых
факторов в поперечных сечениях сталежелезобетонных элементов
при этих вариантах изложено в § 26—28. Здесь же рассматривается
только расчленение работы конструкции с высокопрочной арма-
турой на стадии и этапы, а также некоторые особенности этой
работы.
При натяжении высокопрочная арматура является отдельным
самостоятельным элементом (или совокупностью отдельных само-
стоятельных элементов) прямолинейного, полигонального или кри-
волинейного очертания. Воздействия натяжения передаются как
158
внешние усилия (нагрузки) на основную конструкцию, в местах
анкерных закреплений и перегиба высокопрочной арматуры.
Коэффициенты трения высокопрочной арматуры по стальным
направляющим, как и силы трения о стенки каналов в железобетоне,
принимают согласно техническим условиям.
Силы взаимодействия между основной конструкцией и натяги-
ваемой высокопрочной арматурой образуют уравновешенную си-
стему. Как правило, высокопрочную арматуру натягивают при обес-
печении внешней статической определимости основной конструк-
ции; при этом никаких внешних опорных реакций от натяжения
высокопрочной арматуры не возникает. В тех редких случаях, когда
высокопрочную арматуру натягивают при внешней статической
неопределимости основной конструкции, возникает уравновешен-
ная система внешних опорных реакций.
Искажение геометрической схемы конструкции вследствие де-
формаций, возникающих от натяжения высокопрочной арма-
туры, при определении силовых факторов, как правило, не
учитывают.
Если высокопрочная арматура состоит из отдельных последо-
вательно натягиваемых элементов, то в каждом элементе k (кроме
натягиваемого последним) вследствие деформаций, возникающих
при последующем натяжении остальных элементов i арматуры,
усилие уменьшается на величину AZ*. При этом
=	(4)
При прямолинейной арматуре каждую величину ЛЩ опреде-
ляют по формуле
Vk.k
где bk,k —удлинение элемента k при действии в нем единич-
ного усилия Nk=\\
^i,k — сближение концов элемента k под действием двух
единичных сил Ni=l, приложенных к основной кон-
струкции по концам элемента i.
$itk вычисляют интегрированием эпюр осевых усилий и изгибаю-
щих моментов, построенных от = 1 и от N* = 1 в системах, со-
стоящих из основной конструкции и тех элементов высокопрочной
арматуры (в том числе и элемента k), которые натягивают ранее
элемента i. Эти системы, естественно, обладают внутренней стати-
ческой неопределимостью. Для упрощения задачи можно при вы-
числении б/,k пренебрёгать работой ранее натянутых элементов
высокопрочной арматуры под действием сил Ni = 1 и считать,
что эти силы передаются только через основную конструкцию.
159
При таком упрощении в случае, если натяжение передается на
основную конструкцию постоянного поперечного сечения с геометри-
ческими характеристиками ^осн и /осн, получается
я ____	, Ln 2
ui, k р р ZIZ ~р 1 ^осн.п,
-‘-'С -Госн	-Сс /осн
где Ln — длина более короткого элемента i или k высоко-
прочной арматуры.
Полного использования всех элементов высокопрочной арма-
туры можно достигнуть, если в них будут возникать одинаковые
полные усилия в период эксплуатации. Соответственно усилия
непосредственного натяжения домкратами должны назначаться
для различных элементов неодинаковыми — наибольшими для эле-
ментов, натягиваемых первыми, и наименьшими для элементов,
натягиваемых последними.
Схема работы высокопрочной арматуры в период эксплуатации
либо остается такой же, как и в период предварительного напря-
жения, либо изменяется из-за того, что по длине высокопрочной
арматуры вводят новые статические связи, передающие сдвигаю-
щие усилия между арматурой и основной конструкцией. Для
шпренгельной высокопрочной арматуры эти связи можно осуще-
ствить таким искусственным прижатием ее к основной конструкции
в отдельных точках или местах перегиба, которое исключит сдвиги
в этих точках. Чаще всего высокопрочную арматуру замоноличи-
вают в каналах плиты, что исключает сдвиги между арматурой и
железобетоном по всей длине.
Элементы шпренгельной высокопрочной арматуры в период
эксплуатации остаются самостоятельными и в совокупности с основ-
ной конструкцией образуют статически неопределимую систему.
От вертикальных нагрузок в элементах шпренгельной высокопроч-
ной арматуры возникают усилия Хп, называемые усилиями само-
натяжения. Их определяют расчетом статически неопределимой
системы методом сил. Если искусственное прижатие отсутствует,
то при расчетах на вертикальные нагрузки Технические указания
ВСН 92-63 разрешают не учитывать силы трения в местах перегиба
арматуры.
Замоноличенная высокопрочная арматура входит в состав сече-
ния сталежелезобетонного элемента. Усилия и напряжения в замо-
ноличенной высокопрочной арматуре от вертикальных нагрузок
определяют одновременно с вычислением соответствующих напря-
жений в других частях сталежелезобетонного элемента. Открытую
(незамоноличенную) высокопрочную арматуру также можно вво-
дить в состав сечения сталежелезобетонного или стального элемента,
если арматура прижата к основной конструкции в достаточно близ-
ких друг к другу точках.
Натяжение высокопрочной арматуры можно осуществлять не-
сколькими ступенями, чередуя их с загружениями конструкции
160
определенными частями постоянных вертикальных нагрузок (обыч-
но от веса железобетонных плит). Многоступенчатым натяжением
достигается высокая степень выгодной замены обычной стали вы-
сокопрочной, однако производство работ усложняется.
В объединенном сечении, предварительно напряженном натяже-
нием высокопрочной арматуры, имеется обычно 3 стадии работы —
по числу частей сечения (стальная часть, высокопрочная арматура,
одна железобетонная плита), последовательно включаемых в ра-
боту. В двухплитном сечении имеется обычно 4 стадии работы.
В подобных конструкциях для определения силовых факторов часто
приходится стадии работы делить на отдельные этапы.
При этом этапы работы разграничиваются процессами соеди-
нения включенных в работу, но работавших раздельно частей сече-
ния в один элемент (объединение предварительно напряженной
железобетонной плиты со стальной конструкцией, замоноличивание
высокопрочной арматуры и т. д.). В таких случаях геометрические
характеристики сечения меняются не только от стадии к стадии,
но и от этапа к этапу. Следовательно, для конструкций, предвари-
тельно напрягаемых натяжением высокопрочной арматуры, инте-
гральные силовые факторы — осевые усилия и изгибающие момен-
ты, как правило, вычисляют отдельно на каждом этапе и не сумми-
руют на каждой стадии работы, как это делают, например, по фор-
муле (1) или (3) для конструкций, регулируемых изменением
схемы главных ферм.
В некоторых случаях натяжение высокопрочной арматуры со-
ставляет самостоятельную стадию работы или самостоятельный
этап работы, если на этой стадии или на этом этапе не восприни-
маются вертикальные нагрузки.
Например, при натяжении высокопрочной арматуры на железо-
бетонную плиту, свободно уложенную на стальную конструкцию,
предварительное напряжение составляет самостоятельную (II) ста-
дию работы, на которой оно воспринимается работой только высо-
копрочной арматуры и плиты. Первую часть вертикальных нагрузок
воспринимает стальная часть конструкции на I стадии работы,
а вторую часть вертикальных нагрузок воспринимают все 3 объеди-
ненные части сечения, т. е. на III стадии работы.
Если при двухступенчатом предварительном напряжении
объединенного сечения первую ступень натяжения воспринимает
стальная часть конструкции, а вторую ступень — объединенная
конструкция, то вторая ступень натяжения образует самостоятель-
ный этап «а» III стадии работы. В данном случае первую часть вер-
тикальных нагрузок воспринимает стальная часть на I стадии ра-
боты, вторую часть вертикальных нагрузок — стальная часть с вы-
сокопрочной арматурой после первой ступени натяжения, т. е. на
II стадии работы, и третью часть вертикальных нагрузок — полное
сталежелезобетонное сечение после второй ступени натяжения и
замоноличивания высокопрочной арматуры, т. е. на этапе «&» III ста-
дии работы.
161
Чаще всего натяжение высокопрочной арматуры осуществляют
на тех же этапах или на тех же стадиях (не расчлененных на этапы),
на которых воспринимаются и вертикальные нагрузки. В этих слу-
чаях осевые усилия и изгибающие моменты от предварительного
напряжения могут, естественно, суммироваться с соответствую-
щими силовыми факторами от вертикальных нагрузок в пределах
этого этапа или этой стадии работы.
3. Назначение строительного подъема
и проверка вертикальной жесткости
Многостадийный и многоэтапный характер работы при возве-
дении сталежелезобетонных пролетных строений, особенно подвер-
гаемых предварительному напряжению и регулированию, требует
большого внимания при задании заводского строительного подъема
конструкции. Вертикальные деформации пролетного строения от
нормативных нагрузок и воздействий необходимо вычислить для
каждого этапа и каждой стадии работы одновременно с определени-
ем силовых факторов. В последней стадии работы в случае необхо-
димости учитывают деформации от ползучести бетона и обжатия
поперечных швов.
Для всех однопролетных мостов и железнодорожных многопро-
летных мостов строительный подъем следует задавать по результи-
рующей кривой, обратной суммарной эпюре прогибов от всех по-
стоянных нагрузок и воздействий и половины временной нагрузки.
Для многопролетных автодорожных и городских мостов допускается
назначать строительный подъем без учета временной нагрузки во
избежание получения неприятной для глаза неровной линии кар-
низа. Строительный подъем осуществляют обычно путем соответ-
ствующего размещения болтовых или заклепочных отверстий в сты-
ковых накладках стальной конструкции.
Вертикальную жесткость проверяют под временной вертикаль-
ной нагрузкой, установленной в невыгодное положение как вдоль,
так и поперек моста (если поперечное смещение возможно) для той
из главных ферм, которая получает наибольший прогиб. Нали-
чие обратного выгиба, полученного путем предварительного на-
пряжения, не увеличивает допускаемого прогиба от времен-
ной нагрузки, поскольку прогибы измеряют относительно оси,
соответствующей строительному подъему, а обратный выгиб яв-
ляется частью строительного подъема.
Допускаемые прогибы должны зависеть от строительного подъ-
ема. Для мостов это не имеет большого значения, поскольку требо-
вания к строительному подъему для мостов достаточно стабильны.
Однако для многих других конструкций, например, для подкра-
новых балок строительный подъем не является обязательным. Для
таких конструкций в случаях, если они делаются предварительно
напряженными и получают обратный выгиб, допускаемые прогибы
увеличивают [264].
162
Прогибы вычисляют в предположении упругой работы (с обыч-
ным модулем) всего бетона, имеющегося в сталежелезобетонной кон-
струкции независимо от величины и знака напряжений в бетоне.
§ 19. ОСОБЕННОСТИ РАСЧЕТОВ
ПРИ ПРЕДВАРИТЕЛЬНОМ НАПРЯЖЕНИИ
И РЕГУЛИРОВАНИИ
1.	Контролируемые и нормативные усилия
предварительного напряжения и потери
При расчете конструкций, возводимых с предварительным на-
пряжением или регулированием, необходимо внимательно учиты-
вать пока еще несовершенную практику выполнения и контроля этих
сложных мероприятий, а также сопутствующие им физико-меха-
нические явления, происходящие помимо воли строителя.
При осуществлении предварительного напряжения исходным
является понятие контролируемого усилия, т. е. номинального уси-
лия, величина которого должна быть измерена при контроле пред-
варительного напряжения. При регулировании исходными являют-
ся аналогичные понятия таких контролируемых факторов, как по-
стоянные нагрузки, прикладываемые к каждой из схем конструкции,
опорные реакции, перемещения по направлениям опорных закрепле-
ний или отдельных элементов.
Не менее важно понятие нормативного усилия предваритель-
ного напряжения (или нормативной величины какого-либо другого
фактора, специально создаваемого в конструкции при ее регулиро-
вании). Нормативными усилиями предварительного напряжения
называются предполагаемые в расчете наиболее вероятные их
значения для каждого периода работы конструкции. Аналогич-
ные определения можно дать и нормативным факторам регули-
рования.
Нормативное и контролируемое усилия предварительного напря-
жения совпадают, если совпадает период и схема работы конструк-
ции в данном расчете и при осуществляемом строителями контроле
предварительного напряжения и если расчет ведется применительно
к такому месту конструкции, усилие в котором совпадает с усилием
в месте его контроля. Нормативные усилия в различные периоды
работы конструкции меньше контролируемых усилий на величину
потерь предварительного напряжения.
Рассмотрим конкретно зависимости между контролируемыми
усилиями, нормативными усилиями и потерями применительно
к предварительному напряжению, осуществляемому натяжением
высокопрочной арматуры, так как при этом способе могут прояв-
ляться все виды потерь, характерные для сталежелезобетонных
конструкций.
Можно различать 2 следующих вида контролируемых усилий:
7Vn(K) — контролируемое перед закреплением элемента арматуры (для
1бз
окончания натяжения), измеряемое обычно манометром домкра-
та; Л^(кт)— контролируемое после закрепления элемента арматуры
(для проверки правильности натяжения), измеряемое обычно по1
удлинению заанкеренного элемента арматуры или по деформациям
основной конструкции.
Разница между двумя видами контролируемых усилий возни-
кает вследствие мгновенных потерь натяжения, таким образом:
Л/г(кт) = Л/г(к)_Л/а_Л/ТЛ
где Nn = OnFn — потеря натяжения от деформаций анкерных за-
креплений;
Л/тр = ПпР Fn — потеря натяжения от трения.
Потери натяжения от деформаций анкерных закреплений опре-
деляются, в основном, согласно Техническим условиям СН 200-62.
Если длина элемента высокопрочной арматуры превышает 30
то эти потери допускается не принимать во внимание.
О потерях натяжения от трения сказано выше, в § 18. Следует
подчеркнуть, что эти потери неодинаковы по длине элемента высо-
копрочной арматуры. У тех концов элементов, где находились
домкраты, эти потери обычно равны нулю.
Правильный учет мгновенных потерь имеет особое значение для
предупреждения разрушений бетона при натяжении арматуры.
Нормативное усилие натяжения элемента высокопрочной арматуры
в период предварительного напряжения, обозначаемое 2Vn(r), равно
контролируемому усилию Л^(к) (за исключением тех его участков,
на которых усилие натяжения уменьшено за счет трения).
Нормативное усилие от предварительного напряжения в эле-
менте высокопрочной арматуры в начальный период эксплуатации
определяют в общем случае выражением
Nrn^=Nrn^-N^-Np,
где — уменьшение натяжения в рассматриваемом элементе
от натяжения других элементов высокопрочной
арматуры согласно (4);
Л/р = рп — потеря натяжения от релаксации напряжений в вы-
сокопрочной арматуре.
Потери от релаксации напряжений достигают 5% контроли-
руемого натяжения. Явление релаксации напряжений в стали
практически затухает, как известно, в сравнительно короткий
срок, порядка 30 суток. Поэтому можно условно принять, что вся
релаксация происходит в интервале времени между окончанием
предварительного напряжения и началом эксплуатации.
164
Нормативное усилие от предварительного напряжения в после-
дующий период нормальной эксплуатации можно для расчета в
основном сочетании нагрузок и воздействий определить выражением
Nraw=Nrn%>\-Nnn,
где Л/п = сГп Fn — потеря натяжения от ползучести бетона (а также,
условно, от обжатия поперечных швов).
Явление ползучести бетона затухает в течение нескольких лет.
Поэтому можно условно принять, что вся ползучесть происходит
после начала эксплуатации. В сталежелезобетонных конструкциях
практически нецелесообразно вычислять отдельно потери натяже-
ния от ползучести бетона и от обжатия поперечных швов под дей-
ствием одного только предварительного напряжения.
Удобнее решать этот вопрос при общем учете ползучести бетона
и обжатия поперечных швов, имея в виду действие одновременно
и предварительного напряжения, и вертикальных нагрузок (см.
§ 22 и 23).
В дополнительном сочетании нагрузок и воздействий следует
учитывать еще потери натяжения от усадки бетона, что так-
же целесообразно делать при общем расчете на усадку бетона
(см. главу VII).
2.	Коэффициенты перегрузки
Расчетным усилием предварительного напряжения называется
возможное неблагоприятное его значение, используемое в расчетах
на прочность и устойчивость и получаемое умножением соответ-
ствующего нормативного усилия на коэффициент перегрузки пг.
При регулировании коэффициенты перегрузки пг вводят к величи-
нам смещений опорных закреплений и других искусственных пере-
мещений по направлениям статических связей.
В Технических условиях СН 200-62 коэффициенты перегрузки пг
регламентированы применительно к предварительному напряже-
нию, в основном, железобетонных мостовых конструкций. Рекомен-
дации по коэффициентам перегрузки пг для стальных предваритель-
но напряженных конструкций имеются в соответствующей инструк-
ции [264].
Для сталежелезобетонных мостовых конструкций рекомендуют-
ся (впредь до уточнения) следующие величины пг\
nr = 1, если соблюдена совокупность трех условий:
а)	все предварительное напряжение или регулирование выпол-
нено ранее включения в работу железобетонной части конструкции
и в статически определимой схеме;
б)	отсутствуют перегибы натягиваемой высокопрочной арма-
туры;
в)	имеются надежные методы контроля не менее чем двумя
независимыми способами, взаимно проверяющими друг друга.
165
nr = 1,1 или nr = 0,9 (в зависимости от того, увеличивает или
уменьшает предварительное напряжение расчетное суммарное воз-
действие) — во всех остальных случаях, т. е. при отсутствии хотя
бы одного из перечисленных условий.
При регулировании путем изменения схемы конструкции в ходе
загружения ее постоянными вертикальными нагрузками к этим на-
грузкам вводят обычные присущие им коэффициенты перегрузки п\
коэффициент перегрузки пг в этом случае в расчетах не участвует.
В каждом расчете на всех стадиях и этапах, на которых выпол-
няют предварительное напряжение или регулирование, коэффи-
циенты перегрузки пг или п должны иметь одно и то же значение,
невыгодное для окончательного результата этого расчета. В ряде
случаев можно было бы получить еще более невыгодный результат,
приняв для одного и того же расчета на одном этапе пг = 1,1, а на
другом этапе пг = 0,9. Однако такой расчет был бы неверным. Оче-
видно, что нельзя принимать на разных этапах с разными коэффи-
циентами перегрузки одни и те же силы, например, опорные реак-
ции при поднимании и опускании пролетного строения на опорах,
вес балластной пригрузки при ее укладке и снятии и т. д.
§ 20. УЧЕТ СОВМЕСТНОЙ РАБОТЫ
ЖЕЛЕЗОБЕТОНА И СТАЛИ
1.	Упругость бетона
Основные особенности деформативных свойств бетона состоят
в малой растяжимости и неупругой сжимаемости. Этим объясняются
трещинообразование с выключением бетона из работы при появлении
растягивающих напряжений и большие пластические деформации,
развивающиеся при действии значительных сжимающих напряже-
ний, причем задолго до достижения предельного состояния и на-
много более постепенно, чем в стали. Ниже будет показано, что
в расчетах сталежелезобетонных пролетных строений неупругие
свойства бетона необходимо учитывать.
Однако такого расчетного аппарата, который позволил бы пол-
ностью учитывать неупругие свойства бетона, пока не существует.
В настоящее время все расчеты сталежелезобетонных пролетных
строений начинают с предположения об упругости бетона, причем
именно это предположение составляет основу всех расчетов. Не-
упругие свойства бетона учитывают преимущественно в форме раз-
личного рода поправок, вводимых главным образом при завершаю-
щих операциях расчета приближенными способами, в частности,
при выполнении ряда расчетных проверок поперечных сечений ста-
лежелезобетонных элементов на прочность, выносливость, трещино-
стойкость.
При решении статически неопределимой задачи и при вычисле-
нии изгибающих моментов, осевых усилий и других интегральных
силовых факторов в сталежелезобетонных элементах работу бе-
тона пока всегда полагают упругой, причем с модулем упругости Еб
£
и соотношением пг = согласно табл. 11 независимо от величины
Еб
и знака напряжений в бетоне. В необходимых случаях наряду
с упругими деформациями учитывают деформации ползучести бе-
тона. Влиянием выключения части бетона из работы или перехода
части его в пластическую стадию работы здесь пренебрегают, но
это приводит, как правило, лишь к небольшим погрешностям,
вполне допустимым в целях упрощения расчета. Только в отдель-
ных случаях, рассмотренных, в частности, в § 21, приходится при-
бегать к корректировке расчетной схемы. Допущение об упругости
бетона, как правило, принимают при определении интегральных
силовых факторов независимо от того, что при проверке отдельных
поперечных сечений бетон вопреки этому допущению могут по-
лагать работающим пластически либо вовсе не учитывать.
Таблица 11
Упругие характеристики бетона по Техническим указаниям ВСН 92-63
Марка бетона	Е§, кГ!см.г	Л1	Мар са бетона	Е§> кГ/см?	
200	265 000	7,9	II 400	350 000	6,0
250	290 000	7,3	500	380 000	5,5
300	315 000	6,7	600	400 000	5,2
До последнего времени растянутые зоны бетона не учитывали
в расчетных схемах уже при решении статически неопределимой за-
дачи. Однако, во-первых, это несколько усложняло расчет, по-
скольку, для того чтобы выключить бетон из работы, нужно было
специальным предварительным расчетом определить границы вы-
ключаемой растянутой зоны (к тому же эти границы, строго говоря,
следовало принимать различными для каждого загружения), а, во-
вторых, это все равно неполностью отвечало действительности, по-
скольку не учитывалось увеличение жесткости за счет работы бе-
тона в растянутой зоне на участках между трещинами.
£
Величины Ев и п± = ~ по табл. 11 соответствуют работе бетона
Еб
на сжатие, однако в целях упрощения расчета их условно исполь-
зуют также при работе бетона на растяжение, несмотря на то, что
в действительности модуль упругости бетона при растяжении зна-
чительно меньше. Это допущение дает еще меньшую погрешность
в решении статически неопределимой задачи, чем основное допуще-
ние об упругой работе бетона в растянутых зонах.
Величины по табл. 11 вычислены при обычном модуле упруго-
сти стали Ес = 2 100 000 кПсм2. Они незначительно отличаются от
167
аналогичных величин по Техническим условиям СН 200-62, где
величины п± вычислены при Ес = 2 000 000 кПсм\ имея в виду
железобетонные сечения со стержневой арматурой из стали 25ГС,
35ГС и др.
2.	Влияние сдвигов между железобетоном
и сталью на силовые факторы
Податливость шва объединения железобетонной плиты со сталь-
ной конструкцией мало сказывается на распределении между же-
лезобетоном и сталью усилий и напряжений от вертикальных на-
грузок. Это следует как из экспериментальных данных, так и из
теоретических работ [1], [163] и др. В частности, в работе [1]
объединенные балки ряда разрезных железнодорожных пролетных
строений были рассмотрены в предположении об упругости дефор-
маций сдвига между железобетоном и сталью как составные стержни
на упруго-податливых связях согласно теории проф. А. Р. Ржани-
цына \ Коэффициент жесткости шва при этом был принят по экспе-
риментальным данным. В результате были получены незначи-
тельные расхождения с обычными расчетами по гипотезе плоских
сечений, что позволило сделать вывод о нецелесообразности учета
податливости шва в расчетах обычных объединенных балок на верти-
кальные нагрузки. В ЦНИИСе соответствующий анализ был вы-
полнен в предположении, что деформации сдвига между железо-
бетоном и сталью являются не упругими, а пластическими,
поскольку в действительности остаточные сдвиги часто даже пре-
восходят по величине упругие сдвиги.
Если в шве объединения железобетона и стали появились плас-
тические (или рыхлые) сдвиги, можно считать, что некоторые части
вертикальной нагрузки II стадии работыgu передались не на объеди-
ненную балку, а на раздельно работающие стальной двутавр (наг-
рузка gc) и железобетонную плиту (нагрузка^). Если А — величина
сдвига по концам разрезной объединенной балки пролетом I
(рис. 73), то
24E676.
= A-
Полная нагрузка	распределяется при этом следую-
щим образом:
на стальной двутавр g^gc;
на железобетонную плиту g&
на балку объединенного сечения gn—gc — gc+q-
1 РжаницынА. Р. Теория составных стержней строительных кон-
струкций. М., Стройиздат, 1948.
168
Например, для середины пролета изображенной на рис. 73 объе-
диненной балки железнодорожного моста пролетом 45 м соответст-
вующее увеличение напряжения в стали верхнего пояса составляет
Рис. 73. К учету влияния пластических сдвигов между железобетоном и
сталью на работу объединенной балки
5%, увеличение напряжения в стали нижнего пояса;—0,6% и
уменьшение напряжения в бетоне — 3 %. Эти цифры подсчитаны
в предположении сдвигов Д = 1 мм, что заведомо превышает вели-
Рис. 74. Схемы к вопросу об учете сдвигов между железобетоном
и сталью:
а — не требующая учета сдвигов; б, в, г — требующие учета сдвигов
чину, реально возможную в условиях нормальной эксплуатации.
Следовательно, действительное перераспределение напряжений
должно быть еще меньше.
Можно напомнить, что в общем сходное влияние сдвигов в по-
ясных заклепочных соединениях на работу клепаной балки обычно
не учитывают.
169-
Влияние сдвигов на нормальные напряжения в объединенной
балке увеличивается с увеличением ее жесткости (высоты и момента
инерции) и уменьшением ее пролета. В разрезных балках это влия-
ние для сечений, расположенных около опор, больше, чем для се-
чений вблизи середины пролета.
Игнорирование влияния сдвигов допускается для конструкций,
в которых каждое сдвигающее усилие передается через один обыч-
ный шов объединения железобетона и стали, например, согласно
рис. 74, а. В других случаях учет сдвигов является обязательным,
в частности:
если сдвигающее усилие передается через 2 (или более) шва
объединения железобетона и стали (рис. 74, б);
если шов имеет неплотную конструкцию и обладает значитель-
ной податливостью (рис. 74, в);
если железобетонная плита является самостоятельным элемен-
том (рис. 74, г) и сдвигающие усилия передаются на нее работой
поперечных балок, связей или диафрагм в горизонтальной пло-
скости.
Вообще не учитывать совместную работу железобетонной плиты
проезжей части с главными фермами в горизонтальной плоскости
допускается только при осуществлении соответствующих специаль-
ных конструктивных мероприятий в виде деформационных швов,
подвижных опираний и т. д.
3.	Состав расчетных сечений
В стальной части при введении ее в состав сечения сталежелезо-
бетонного элемента ослабления заклепочными или болтовыми от-
верстиями не учитывают. Напряжения по сечению «нетто», необ-
ходимые при проверке прочности и выносливости, рекомендуется
определять после завершения общего расчета по сечению «брутто»,
для чего следует пользоваться коэффициентами ослабления, вы-
числяя их отдельно для каждой составной части стальной конструк-
ции (горизонталов, вертикалов, уголков и т. д.).
Площадь железобетонной части (площадь бетона), входящую в со-
став сталежелезобетонного сечения, учитывают, разделив ее на коэф-
.	„ к	Ес
фициент приведения к площади стали, равный обычно пг = -р- по
табл. 11. В некоторых расчетах, освещаемых ниже, бетон учитывают
с различными условными модулями упругости, отличными от £б-
В этих расчетах принимают соответственно и иные коэффициенты
приведения. По приведенной площади вычисляют приведенные
статические моменты, моменты инерции и другие геометрические
характеристики.
Площадь бетона замоноличивания как продольных швов сборной
железобетонной плиты, так и открытых каналов для высокопрочной
арматуры, обжимающей только стальную конструкцию и не обжи-
170
•мающей железобетон, учитывают в составе сечения так же, как и
площадь основного бетона. Площадь раствора замоноличивания за-
крытых каналов для любой высокопрочной арматуры тоже учиты-
вают в составе сечения. Если площадь швов или каналов не
превосходит 10% общей площади бетона, различие модулей упруго-
сти их материала и основного бетона можно не принимать во
внимание.
Если высокопрочная арматура, расположенная в открытых
каналах, обжимает основной железобетон, то бетон замоноличива-
ния оказывается необжатым и при растягивающих воздействиях
временной нагрузки выключается из работы. Поэтому его в состав
расчетного сечения не вводят.
Подливку сборной плиты не учитывают в составе сечения в связи
с затрудненными условиями ее укладки. Гидроизоляцию с подго-
товкой, защитный слой, асфальтовое покрытие и верхнее строе-
ние железнодорожного пути не учитывают в составе сечения из-за
неопределенного характера их работы. Цементобетонное покрытие,
уложенное непосредственно по железобетону (без гидроизоляции),
учитывают наравне с бетоном за вычетом слоя износа, принимаемо-
го равным 2 см.
Обычную ненапрягаемую продольную арматуру железобетона
следует учитывать в составе сталежелезобетонного сечения, если,
конечно, она состыкована в поперечных швах сборной плиты. Рань-
ше продольную арматуру часто не вводили в состав сечения во
избежание увеличения трудоемкости расчета при отдельном учете
каждого стержня или каждого ряда арматуры. Однако этого услож-
нения легко можно избежать, приняв, что центр тяжести сечения
.арматуры совпадает с центром тяжести сечения бетона и задавшись
коэффициентом армирования.
Арматуру из высокопрочной проволоки, в виде пучков или сталь-
ных канатов, замоноличенных в каналах железобетона, учитывают
в составе сталежелезобетонного сечения, разделив площадь ее сече-
£
ния на коэффициент приведения пп =	, где Еп — модуль упру-
гости применяемого вида высокопрочной арматуры. Шпренгельную
высокопрочную арматуру, как уже указывалось, учитывают в каче-
стве самостоятельного элемента.
Расчетную ширину железобетонной плиты, учитываемую в со-
ставе сечения сталежелезобетонного элемента, назначают так, чтобы
на этой ширине максимальные значения действительных неравно-
мерных по ширине напряжений были достаточно близки к равно-
мерно распределенным напряжениям, вычисленным элементарными
методами при отсутствии отброшенных участков плиты.
Точное определение напряжений в широкой плите балочной
конструкции при упругой работе составляет задачу теории упру-
гости. Распределение напряжений в плите неодинаково по длине
балочной конструкции: у концов ее оно весьма неравномерно, а на
среднем участке — значительно более равномерно.
171
Расчетную ширину плиты назначают, исходя из условий работы
средних участков. Для концевых участков расчетную ширину плиты
следовало бы назначать меньшей, чем для средних, однако этого
с целью упрощения расчетов не делают. Нормальные напряжения
в плите на концевых участках обычно недоиспользуются, а для
сдвигающих усилий такое упрощение идет в запас прочности.
В работе [2] рассмотрена с использованием вариационного
метода проф. В. 3. Власова одиночная балка симметричного се-
чения с тонкой плитой и получено отношение 6 расчетной ши-
рины плиты к полной дей-
ствительной ее ширине
3+^®
Е
где у = — — отношение мо-
дулей нормаль-
ной упругости
и сдвига для
плиты;
2С— действительная
ширина плиты;
I — пролет балки.
Легко видеть, что коэф-
фициент 6 по этой формуле
Рис. 75. Зависимость расчетной шири-
ны тонкой плиты от отношений пролета
балок к поперечным размерам
I / ю
часто, например, при^ < 12 получается много меньше единицы.
Объясняется это тем, что формула относится к одиночной балке,
у которой оба свеса плиты консольные.
Согласно представленным на рис. 75 результатам исследований
В. И. Петрашеня 1 при объединении плиты с несколькими балка-
ми расчетная ширина ее 2& оказывается значительно ближе к
действительной ширине плиты, приходящейся на одну балку,
в данном случае — к расстоянию между балками В. Уже при~4 >4
В
расчетная и действительная ширина плиты практически совпадают.
Для консольного свеса плиты расчетная и действительная вели-
чина свеса практически совпадают при > (10ч-12).
Согласно всем перечисленным данным расчетная ширина тонкой
плиты (например, в виде стального листа) при обеспеченной устой-
1Петрашень В. И. Расчет стальных конструкций с плоской об-
шивкой. М., Стройиздат, 1948. Гидротехнические затворы с плоской несу-
щей обшивкой. М.—Л., Госстройиздат, 1952.
172
чивости не зависит от ее толщины. Однако для толстых и узких же-
лезобетонных плит, в которых траектории напряжений располагают-
ся не в горизонтальных, а в наклонных поверхностях, расчетная
ширина плиты должна зависеть и от ее толщины.
Рис. 76. К определению расчетной ширины плиты сталежелезобетонного
элемента при объединении:
-а —со стальными конструкциями одинаковой жесткости; б—с главными и продольными
балками
В соответствии с изложенным для сталежелезобетонных элемен-
тов рекомендованы приведенные в табл. 12 расчетные величины
свесов железобетонной плиты, объединенной с равноценными по
жесткости соседними стальными конструкциями (рис. 76, а).
Таблица 12
Расчетные величины свесов железобетонной плиты
1	Свес b в сторону соседнего элемента	Консольный свес с
Более 4В	В/2	—
Менее 4В	s + 6йп, но не более В/2 и не	—
	менее 1/8	
Более 12С	—	С
Менее 12С	—	s + 6/zn, но не более С и не
		менее //12
.Здесь s — половина ширины железобетонного ребра или вута, а при их от-
сутствии — половина ширины контакта стального пояса с бето-
ном или раствором;
Лп — средняя толщина железобетонной плиты на длине ее пролета или
консоли (без учета ребра или вута);
I — длина сталежелезобетонного элемента, принимаемая равной:
длине пролета для главных балок и жестких поясов или балок
жесткости;
расстоянию между главными фермами (или ширине железобе-
тонной плиты поперек моста, если она меньше этого расстояния)
для поперечных балок;
длине панели для продольных балок при расчете их на местный
изгиб.
173
Согласно этим рекомендациям для главных балок и ферм железо-
бетонную плиту обычно полностью учитывают в составе сечения, так
как расчетная ширина железобетонной плиты по большей части сов-
падает с действительной ее шириной, приходящейся на одну балку
или ферму.
Если железобетонная плита объединена одновременно со сталь-
ными конструкциями различной жесткости — и с главными и с про-
дольными балками, то при расчете продольной балки на местный
изгиб расчетная ширина плиты не должна превышать такой шири-
ны, при которой центр тяжести объединенного сечения про-
дольной балки располагается в нижней точке железобетона
, (рис. 76, б).
При расчете главной балки рассматриваемой конструкции в со-
став сечения включают полную расчетную ширину железобетон-
ной плиты, определяемую расстоянием Вгф между главными балками
(как будто продольных балок нет), а также расположенные на этой
ширине стальные сечения продольных балок. Однако к площади
последних вводят коэффициент 0,9, приближенно учитывающий
податливость швов.
§ 21. РАСЧЕТНЫЕ СХЕМЫ КОНСТРУКЦИЙ
Плиты проезжей части рассчитывают на местный изгиб как ба-
лочные, а в соответствующих (сравнительно редких) конструкци-
ях — как опертые по контуру. Для балочных равнопролетных
или однопролетных плит, опирающихся на одинаковые по жест-
кости несущие конструкции, силовые факторы местного изги-
ба определяют сейчас с учетом защемлений плит на опорах
[261], [262].
Для неравнопролетных балочных плит, а также плит, опираю-
щихся на конструкции разной жесткости, защемления обычно не
учитывают и расчетную схему принимают в виде неразрезной балки
на опорах определенной податливости (одинаковой или различной).
Расчет необходимо выполнить по крайней мере для двух полос плиты
с наименьшей и наибольшей податливостью опор. Опирание на
главные балки полагают обычно жестким.
Для расчетных схем балок проезжей части при работе их на из-
гиб основным вопросом также является жесткость или податливость,
опорных узлов в отношении вертикальных перемещений и углов,
поворота. В Технических указаниях ВСН 92-63 имеются полученные
для некоторых средних условий рекомендации по приближенному
определению изгибающих моментов в балках проезжей части в функ-
ции от соответствующих изгибающих моментов простой разрезной
балки. При проектировании каждой конструкции желательно поль-
зоваться конкретными расчетными схемами балок проезжей части,
более точно учитывающими особенности конструкции.
Для неразрезных главных балок можно решать статически
неопределимую задачу, как для балки постоянного сечения,
174
если моменты инерции сечений над промежуточными опорами и
в серединах пролетов отличаются друг от друга не более
чем в 2 раза.
Наиболее распространенные в сквозных сталежелезобетонных
мостах решетчатые комбинированные системы главных ферм
(см. рис. 33, 34, 40, 49, б, в и др.) являются многократно статически
неопределимыми. В расчетной схеме такой фермы узлы пояса, рас-
положенного в уровне проезда, принимают жесткими, а остальные
узлы, в том числе в присоединениях элементов решетки к жесткому
поясу — шарнирными.
Рис. 77. Основные системы для расчета решетчатых
комбинированных ферм:
а —балочная; б —шарнирная
Для расчета решетчатых комбинированных ферм наиболее упот-
ребительны 2 вида основных систем — балочная (рис. 77, а) и шар-
нирная (рис. 77, б).
Известны приближенные методы расчета, основанные на сокра-
щенном решении статически неопределимой задачи, в частности,
предложенные автором методы «одиночного момента» и «трех момен-
тов» [84], предусматривающие использование шарнирной основной
системы.
При применении современной машинно-вычислительной техни-
ки надобность в сокращенном решении статически неопределимой
задачи отпадает.
Таким образом, на первый план выдвигаются сейчас точные
методы расчета.
В настоящее время в расчетах сталежелезобетонных пролетных
строений, несмотря на ярко выраженный пространственный харак-
тер работы и наличие пространственных методов расчета, преобла-
дают все же плоские расчетные схемы. Особенности пространствен-
ной работы, выражающиеся в кручении пролетного строения, не-
равномерном распределении силовых факторов между равноцен-
ными конструкциями, неполном включении в работу элементов про-
езжей части и связей из-за податливости конструкции и соединений,
а также другие специфические особенности учитывают приближен-
но. Для этого рассматривают вспомогательные расчетные схемы и
17&
вводят поправочные коэффициенты (поперечной установки, нерав-
номерности, податливости и т. д.).
Коэффициенты поперечной установки при воспринятии эксцент-
ричной временной вертикальной нагрузки часто определяют обще-
известными элементарными методами — «внецентренного сжатия»,
«упругой передачи» или «рычага» (в зависимости от количества
главных ферм и жесткости поперечной конструкции). Учитывать
-сопротивление пролетного строения кручению выгодно при наличии
у обоих поясов неизменяемых продольных связей или плиты, сое-
диняющих все главные фермы. В пространственных комбиниро-
ванных главных фермах по типу, представленному на рис. 31, а;
49, а, в, г\ 56, коэффициент поперечной установки определяют от-
Рис. 78. Поперечные сечения проезда из двух жестких поясов
и плиты, опирающейся на поперечные балки или ребра:
а — без предварительного напряжения; б —предварительно напряжен-
ного высокопрочной арматурой
дельно для сквозной конструкции фермы и отдельно для балки жест-
кости, работающей в наиболее невыгодных условиях.
Строгие методы пространственного расчета, существенно раз-
витые в последние годы1, следует шире внедрять в практику проекти-
рования, используя электронно-вычислительную технику и полно-
клавишные счетные машины.
Рассмотрим работу в горизонтальной плоскости конструкции
проезда (рис. 78), состоящей из двух жестких поясов главных ферм
(или балок жесткости) и железобетонной плиты, опирающейся на
поперечные балки или ребра и вовлекаемой в совместную работу
с главными фермами узловыми горизонтальными диафрагмами, про-
дольными связями или просто сопротивлением поперечных балок
(ребер) горизонтальному изгибу.
Если бы конструкции и соединения, передающие сдвигающие
усилия между поясами главных ферм и плитой, были неподатли-
выми, то усилия в плите от вертикальных нагрузок можно было бы
определить, как для составной части единого сталежелезобетонного
элемента, т. е. (при обычной арматуре согласно рис. 78, а)
по формуле 2
NБа = (/?Б +^1 Fa) Об, ст Б.
1 Улицкий Б. Е. Пространственные расчеты мостов. М., Автотранс-
издат, 1962.
2 Обозначения см. стр. 150.
176
При совпадении центров тяжести сечений плиты и поясов
эта формула соответствует следующему распределению усилий
N11, возникающих в конструкции проезда от вертикальных на-
грузок на II стадии работы:
—+ Fa
№а =——— N"\
^c + ^+Fa
"1
w" =--------------Nn.
Fc +	+
П1
Для учета податливости конструкций и соединений, передаю-
щих сдвигающие усилия между железобетонной плитой и сталь-
ной конструкцией, напишем:
=
(5)
N
--------77-------\N"’
Fc + ^под |	+ Fa ]
\ Л1 /
(6)
где коэффициент податливости АПод можно принять по эксперимен-
тальным данным или определить детальным расчетом вспомогатель-
ной схемы на наиболее простой вид нагрузки — единичную *равно-
мерно распределенную вертикальную нагрузку.
Если конструкция проезда расположена в растягиваемой зоне и
предварительно напряжена натяжением высокопрочной арматуры,
заанкеренной на железобетонной плите (см. рис. 78, б), то II ста-
дию работы делят обычно на 2 этапа. В этапе На усилием Nr на-
тягивают и затем замоноличивают высокопрочную арматуру, обжи-
мающую железобетонную плиту и стальные жесткие пояса. В эта-
пе life воспринимаются вертикальные нагрузки II стадии работы,
а также протекают длительные деформации от ползучести бетона и
7 Зак. 939	177
обжатия поперечных швов сборной плиты. Усилия II стадии работы
в элементах конструкции проезда получаются при этом:
FB
№’ п =------------...	N'—
^ПОД FC Н------
П1
«под ——	_
----------------—— N^b—Л^б (сжатие); (7)
F +k ^-+^1
Г с“Г«под
у /21	/2п у
FB
Nl1 ’ п =---------П1	Nr —
^под/'с Н —
«1
------------уу------p-у- NUb —N" (растяжение); (8)
^с + ^под
\ 721 пп /
k
«под	—
Na’n = Nr-\---------—р----------Л/п (растяжение). (9)
^+^(^+£4
У /*1 ”п у
В рассматриваемой конструкции проезда железобетонные пли-
ты являются самостоятельным элементом. Проверки прочности (и
другие проверки) в такой конструкции выполняют отдельно для
жестких стальных поясов и отдельно для железобетонной плиты,
причем в случае выключения бетона из работы необходимо пере-
распределение силовых факторов между ними, осуществляемое
корректировкой расчетной схемы.
Согласно Техническим указаниями ВСН 92-63, если в центре
тяжести сечения самостоятельно работающей железобетонной плиты
под действием осевых усилий, определенных по формуле (5) или
(7), хотя бы от одного невыгодного загружения или сочетания наг-
рузок при данном расчете (прочности или трещиностойкости) появ-
ляются растягивающие напряжения Об, превосходящие расчетное
сопротивление бетона растяжению /?рп, то все растягивающие уси-
лия в плите (кроме внутренних температурных и усадочных)
уменьшают и принимают только по площади ее продольной
арматуры.
178
В частности, при обычной арматуре
2Уб = Na
_ ^под Fa Д7Ц
Ес + ^под F&
Соответственно
Л^1
Fc
Fс + ^под Fа
ЛР.
Усилие Мб, определенное таким образом, оказывается несколько
преуменьшенным, однако с этим можно согласиться, поскольку
учет разгружающего влияния плиты на работу стальных поясов
более ответственен, нежели проверка допустимости раскрытия по-
перечных трещин в плите.
Конструкции и соединения, передающие сдвигающие усилия
между плитой и поясами, правильнее в рассматриваемом случае
рассчитывать по нескорректированным усилиям.
§ 22. УЧЕТ ПОЛЗУЧЕСТИ БЕТОНА
И ОБЖАТИЯ ПОПЕРЕЧНЫХ ШВОБ
В СТАТИЧЕСКИ ОПРЕДЕЛИМЫХ КОНСТРУКЦИЯХ
1. Зависимости между деформациями
и напряжениями от ползучести бетона
Ползучесть сжатого бетона проявляется прежде всего в необра-
тимом и затухающем увеличении его деформаций с течением вре-
мени. При этом в сталежелезобетонных элементах происходит пере-
распределение усилий между бетоном и сталью с уменьшением на-
пряжений в бетоне. Известно много методов учета ползучести бетона
в сталежелезобетонных конструкциях, предложенных зарубеж-
ными авторами. Большинство этих методов расчета отличается зна-
чительной сложностью, причем рассматривает проявления ползу-
чести под внешними воздействиями одновременно с проявлениями
усадки бетона, в свою очередь вызывающими ползучесть.
Более простые методы учета ползучести бетона в сталежелезо-
бетонных мостах, получившие распространение в советской практи-
ке проектирования, были разработаны проф. Е. Е; Гибшманом [14].
В наиболее простом приближенном методе для бетона при постоян-
ных внешних воздействиях принят неизменный эффективный модуль
упругости Еэ = 0,4 Еб- Более точный метод исходит из детального
учета деформативных свойств конструкции и основан на предпо-
сылке об одинаковости законов изменения во времени деформаций
и напряжений при ползучести бетона.
В настоящей книге излагается принятый в Технических указа-
ниях ВСН 92-63 метод учета ползучести, разработанный нами и наз-
ванный методом «тонкой плиты», являющийся некоторым упроще-
нием уточненного метода проф. Е. Е. Гибшмана.
7=
17$
Рассматривая работу сталежелезобетонного элемента под по-
стоянными нагрузками и воздействиями Д, выделим из элемента
участок длиной L, на котором геометрические характеристики по-
перечного сечения постоянны (рис. 79).
Рис. 79. Схемы и эпюры, поясняющие зависимости между деформациями и
внутренними напряжениями от ползучести бетона
Обозначим для уровня центра тяжести сечения бетона:
Об(0) —начальные сжимающие напряжения;
8б(0) =	----начальные упругие относительные деформации
укорочения;
т]б — пластические относительные деформации собствен-
но от ползучести бетона;
Об — уменьшение сжимающих напряжений в резуль-
тате проявления ползучести;
— п	.
£б= vr---обратные упругие относительные деформации от
уменьшения напряжений в бетоне;
8б = л б — |б — полное увеличение относительных деформаций
в результате проявления ползучести.
Примем, кроме того, следующие обозначения параметров
ползучести:
параметр изменения напряжений в бетоне
_£б_ .
Д ’
(0)
параметр изменения относительных деформаций в бетоне
Еб _ Пб-Еб .
Еб(0)	Еб(0)
(10)
(11)-
180
эффективный модуль упругости бетона
ггД
Еэ = аб(0) — Об = Об (0) — Об	Ц2)
8б (0)+&б	&б (0)+Лб — £б
Выведем формулы для определения этих параметров. Под дей-
ствием постоянного напряжения Об (О) в бетоне, не связанном со
сталью, развивались бы во времени t относительные деформации
свободной ползучести
ггд
Лб (/) = <Рк ^(0) (1 — e~kt} = фк£^)(1	(13)
£б
Здесь фк — характеристика ползучести (отношение, конечной де-
формации свободной ползучести к упругой деформа-
ции), зависящая от возраста загружения бетона, его
состава, условий твердения и многих других фак-
торов; величины фк исследованы И. И. Улицким1 и
другими авторами; в технических условиях СН 200-62
рекомендуется принимать фк= 1,5, если более обос-
нованные технические данные о ползучести применя-
емого бетона неизвестны;
k — коэффициент скорости протекания и времени затуха-
ния ползучести.
При t = оо (а практически при / = 2-?3 годам)
т1б = фк &б (0) •
В сталежелезобетонном элементе ползучесть протекает несво-
бодно, и полные напряжения в бетоне являются поэтому пере-
менной величиной, которую можно обозначить (/)• Если согла-
сно предположению Е. Е. Гибшмана принять, что при ползучести
изменение напряжений происходит по тому же закону, что и
изменение деформаций, то принимая а? положительным,
aS(o = a?(l-e^);
Об (о = абД(0) — Нб (1 — е~со-
относительные деформации несвободной ползучести являются
по аналогии с (13) следующей функцией переменного напряже-
ния а§(0:
ПА
Пб(0=ФкД^ (1 -	(15)
(И)
1 Улицкий И. И. Расчет железобетонных конструкций с учетом
длительных процессов. Киев, Госстройиздат УССР, 1960. Определение величин
деформаций ползучести и усадки бетонов. Киев, Госстройиздат УССР, 1963.
181
Приращение относительной деформации ползучести за элемен-
тарный промежуток времени dt
д
£б
Подставив сюда выражение (14), получим путем интегрирова-
ния зависимость между конечной относительной деформацией
ползучести, начальным напряжением и потерей напряжения
в бетоне [14]:
йт]б =	[а?(0) — 0*6(1
е-*)] ke~ktdt\
Лб (t) = f ^Т]б = тг ( Об (0) —	0 е kt)-
О
При t = ОО
Пб =
фк
Ев
п
„д °б
Об(0) — у
(16)
В уравнении (16) имеется пока 2 неизвестных—т]б и о^.
Второе уравнение, связывающее эти 2 неизвестных, получим
из рассмотрения деформаций упруго работающей стальной части
сталежелезобетонного элемента. Стальная часть (стальная конструк-
ция и продольная арматура плиты) упруго деформируется совместно
с бетоном, подчиняясь закону плоских сечений. На длине L дефор-
мации от воздействия бетона, сокращающегося при ползучести,
равны 8б L = (т]б — £б) L. Если пренебречь жесткостью плиты на
изгиб относительно собственной оси, то воздействие бетона на сталь
сведется только к сжимающим силам действующим в уровне
центра тяжести сечения бетона. Соответственно воздействие стали
на бетон равно таким же растягивающим силам действующим
в том же уровне.
Исходя из упругой работы стали, указанные силы на длине L
должны быть равны
^п = (лб—(17)
Ост, б
где бст> б =? р	ст — упругая деформация стали на уча-
стке L в уровне центра тяжести сечения бетона под действием
приложенных к ней в том же уровне единичных сжимающих
сил (в предположении отсутствия бетона).
182
Следовательно, второе уравнение, связывающее г|б и erg, по-
“	“	- д™
лучим, подставив в (17) значения Мб = ОбРв и = -рт •
Таким образом,
(х-гП \
Об | т
Лб ~р~ ] F
Об Гб = ---ё------
Ост, б
откуда
п-Л , L \ L
°б\ ст,б + ^К/=Т16^
и
L
Fe (бет, б+^б, б) ^б’
(18)
& L
где Об, б
в предположении отсутствия стали на участке L) под действием
единичных сил, приложенных в центре тяжести сечения бетона.
В результате решения системы двух уравнений (16) и (18)
получим, учитывая противоположные направления Об и авсоь
П ____________2фк 6б, б____ д
2 (бст, б+ бб, б) + фк бб, б б<°)’
Пб = n 7^?K?76tl6,6) A - е§(0)-
2 (бет, б + бб, б) + фк бб, б
Подставив полученные выражения (19) и (20) в формулы (10),
(11) и (12), найдем искомые параметры для учета
бетона:
упругая деформация бетона (подсчитанная
(19)
(20)
ползучести
2фк бб, б
= Об __________________________
<76(0)	(2+фк) бб, б+2бст,б ’
(21)
__ _____2фк бет, б___
(2+фк)6б, б +2бст, б
о &б
8б (0)
лтД	П
р __ Об (0 ) Об _	^^ст,О|\^ тк/ '-'О, о р
9 " 6«(0) + е" “ 2(1+<рк)дст, б+(2+<рк)6б,б £б’
£
В табл. 13 приведены значения а, р и ~ в зависимости от
£б
бб б
соотношения — и величины фк.
Ост, б
26ст, б+(2 - фк) бб, б
(22)
(23)
183
Таблица 13
Параметры ползучести бетона при различных wK
ю ю	а					0				/ ^б			
	7	<Рк -1,5	сч II	ю сч II	II	S ‘ 1 =	сч И £	ю сч II . м а-	7	g ‘ 1 =	сч II V 9-	?к —2,5
0	0	0	0	0	1	1,5	2	2,5	0,500	0,400	0,333	0,286
0,1	0,09	0,13	0,17	0,20	0,87	1,28	1,67	2,04	0,489	0,384	0,313	0,262
0,2	0,15	0,22	0,29	0,34	0,77	1,11	1,43	1,72	0,479	0,369	0,294	0,241
0,5	0,29	0,40	0,50	0,59	0,57	0,80	1,00	1,18	0,455	0,333	0,250	0,189
1	0,40	0,55	0,67	0,77	0,40	0,55	0,67	0,77	0,429	0,294	0,200	0,111
2	0,50	0,67	0,80	—	0,25	0,33	0,40	—	0,400	0,250	0,143	—
5	0,59	0,77	0,91.	—	0,12	0,15	0,18	—	0,368	0,200	0,077	—
10	0,62	0,81	—	—	0,06	0,08	—	—	0,353	0,175	—	—
оо	0,67	0,86	—	—	0 •	0	—	—	0,333	0,143	—	—
&
Случай = 0 соответствует свободной ползучести бетона,
Ост, б
происходящей, когда сталь вообще отсутствует в сжимаемом
элементе. При этом потерь напряжений не происходит, относи-
тельные деформации ползучести проявляются полностью (р = фн),
а эффективный модуль упругости бетона Еэ = '	£б-
Значение Еэ=0,4Еб, соответствующее <рк= 1,5 ибб, б = 0, доста-
точно широко применялось, как уже указывалось, в практике уче-
та ползучести бетона упрощенным методом проф. Е. Е. Гибшмана.
Случай ^--б « 0,1 (или несколько менее) отвечает как бы
Ост, б
своеобразным железобетонным элементам с обычной или высоко-
прочной арматурой, когда потери напряжений в бетоне от постоян-
ного внешнего усилия, сжимающего железобетон, сравнительно не-
велики (10—15%), а деформации элемента лишь немного меньше де-
формаций свободной ползучести. Следовательно, потери напряжений
в высокопрочной арматуре, натяжение- которой уменьшается при
проявлении деформаций ползучести, весьма существенны.
Для сталежелезобетонных конструкций типичны значения отно-
шения в пределах от 0,2 до 0,6, когда потери напряжений в бе-
тоне от постоянного усилия гораздо больше, чем в железобетонных
конструкциях, и составляют 25—45% начальных напряжений в бе-
тоне от постоянных воздействий, а деформации ползучести бетона
и потери напряжений в высокопрочной арматуре, напротив, сущест-
венно меньше. Эффективный модуль упругости бетона зависит от
соотношения податливости бетона и стали, однако практически он
изменяется в сталежелезобетонных конструкциях в сравнительно
узких пределах (примерно от 0,37£б до 0,32Еб при <рк = 1,5).
184
Если представить себе сталежелезобетонный элемент с исчезаю-
ще малой площадью сечения бетона и весьма жесткой стальной ча-
стью конструкции /-> осА , то потери напряжений в бетоне от
\ бст>б /
ползучести достигнут едва ли не полной величины начальных сжи-
мающих напряжений и почти все усилие перейдет на сталь, а бетон
разгрузится. Деформации же ползучести вообще не смогут проявить-
ся (Р = 0) — жестко работающая сталь воспрепятствует деформа-
циям, и присущие бетону деформации ползучести будут полностью
компенсированы обратными упругими деформациями от уменьшения
действующих в бетоне напряжений. Однако если о£ приближается
по величине к o£(0), то большие погрешности дает предположе-
ние (14).
2. Обжатие поперечных швов сборной плиты
Дополнительные деформации обжатия поперечных швов возни-
кают главным образом от неплотностей по контакту бетона блоков
с бетоном замоноличивания шва. Эта часть деформаций не зависит
от толщины шва, но зависит от степени уплотнения бетона шва и
имеет неупругий характер (в небольшой степени рыхлый и главным
образом пластический). Кроме того, бетон шва имеет худшие дефор-
мативные (рыхлые, упругие и пластические) свойства по сравнению
с бетоном блоков из-за меньшей степени уплотнения и усадочных
явлений в шве. Вторая часть деформаций зависит от толщины шва,
однако величина ее гораздо меньше, чем от контактных неплотностей
и может быть устранена при повышенной марке бетона в шве, при
тщательной его укладке и при конструкции шва, допускающей хо-
рошее уплотнение.
Дополнительные деформации обжатия поперечных швов, в кото-
рых преобладающую роль играют, таким образом, пластические де-
формации, обусловливают увеличение общей продольной деформа-
тивности железобетонной плиты и вызывают соответствующее пере-
распределение усилий между бетоном и сталью аналогично дефор-
мациям ползучести бетона. Кроме того, они приводят к местным
возмущениям напряжений вблизи каждого шва, распространяющим-
ся и на стальные части, непосредственно прилегающие к железо-
бетону и объединенные с ним.
До последнего времени в расчетах сталежелезобетонных пролет-
ных строений дополнительные деформации обжатия поперечных
швов вообще не учитывали. Технические указания ВСН 92-63
требуют учета влияния обжатия швов только на общую деформа-
тивность железобетонной плиты, местные же возмущения напря-
жений по-прежнему не учитывают.
Малая изученность и большой разброс деформаций обжатия по-
перечных швов делают нецелесообразным введение сейчас самостоя-
тельного расчета для их учета. Принимая во внимание, что большую
часть этих деформаций, особенно в швах, обжатых при предвари-
7В. Зак. 939	185
тельном напряжении, составляют пластические деформации под
постоянными воздействиями, рекомендуется ограничиваться рас-
смотрением только этой части деформаций обжатия швов и объеди-
нять их учет с учетом ползучести бетона.
Технические указания ВСН 92-63 задают определенную вели-
чину дополнительной деформации Дш в одном поперечном шве (не-
зависимо от его толщины) при начальном напряжении от постоян-
ных воздействий, равном расчетному сопротивлению бетона блоков
осевому сжатию 7?Пр,б- Если напряжения от постоянных воз-
действий меньше 7?Пр,б, то предполагается, что и дополнительная
деформация в шве будет пропорционально меньше.
Из сказанного следует, что для учета обжатия швов к величине
относительной деформации свободной ползучести бетона Цб следует
прибавить отнесенную к длине L свободную суммарную деформацию
обжатия тех швов, которые находятся на длине L, т. е. величину
П ~ 2Дщ_ аб (0)
Чш — I * р
Апр, б
Соответственно формула для характеристики ползучести бе-
тона с учетом обжатия поперечных швов <р =
6б (0)
следующий вид:
получает
ф = фк + §^ .
ЬД пр,б
(24)
Все необходимые для расчета параметры, а именно а, р и £э,
можно определить с учетом влияния обжатия поперечных швов,
если в формулы (21), (22) и (23) вместо <рк подставить величины <р,
подсчитанные по формуле (24). При отсутствии более точных дан-
ных дополнительные деформации Дш принимают по Техническим
указаниям ВСН 92-63 следующими.
При наличии конструктивных особенностей, отрицательно
влияющих на качество заполнения шва бетоном или раствором (на-
пример, при высоких железобетонных ребрах), Дш = 1 мм.
Для швов плиты, открытых сверху при укладке в них бетона или
раствора, Дш = 0,5 мм.
При наличии в шве сваренных арматурных выпусков или состы-
кованных и соответственно рассчитанных закладных деталей
Дш = 0 (обжатие швов не учитывается).
3. Рекомендуемые способы расчета
В статически определимой системе ползучесть бетона и обжа-
тие поперечных швов, так же как и усадка бетона, колебания тем-
пературы ит. д., не вызывают изменений внешних силовых факто-
ров в сталежелезобетонных элементах и во всей конструкции. Под
влиянием этих явлений изменяются (вернее, перераспределяются)
186
только внутренние усилия в частях сталежелезобетонных элемен-
тов — бетоне и стали, что влечет соответствующие изменения на-
пряжений и деформаций.
Изменения напряжений и деформаций под действием ползучести
бетона и обжатия поперечных швов можно определить, вычислив
сначала потерю сжимающего напряжения в бетоне в уровне центра
тяжести его сечения по формуле 1
П	д
О'б = — СХСГб (0),
а затем найдя внутренние усилия в бетоне и стали от ползучести
бетона и обжатия поперечных швов
NZ=^F6,
действующие в уровне центра тяжести сечения бетона (растягиваю-
щие для бетона и сжимающие для стали). Определение изменений
напряжений и деформаций в стали под действием силы N% не со-
ставляет труда, поскольку сталь работает упруго.
Изменение относительных деформаций и напряжений в стали
в уровне центра тяжести сечения бетона можно вычислить и непо-
средственно:
€б, ст — Р^б (0)	|
и	I	(25)
&б, ст — P^i Об (0)« J
Отсюда легко определить изменения напряжений и в других
фибрах стали.
Несколько более сложно определение изложенным способом по-
терь фибровых напряжений в бетоне (см. рис. 79).
Этот способ учета ползучести бетона и обжатия поперечных швов
отличается универсальностью, применение его возможно независимо
от того, каким образом возникли в бетоне сжимающие напряжения
Q6(0)—от постоянных вертикальных нагрузок в различных стади-
ях работы, регулирования силовых факторов, предварительного
напряжения и т. д.
По другому способу, также являющемуся вариантом метода
«тонкой плиты», определяют геометрические характеристики (пло-
щадь, положение центра тяжести, момент инерции, моменты сопро-
тивления) приведенного к стали сталежелезобетонного сечения
элемента, используя эффективный модуль упругости бетона £э.
Затем от внешних силовых факторов, возникающих от постоянных
воздействий Д, по эффективным приведенным геометрическим харак-
теристикам непосредственно определяют напряжения и деформации,
с учетом ползучести бетона и обжатия поперечных швов.
1 Обозначения см. стр. 150.
7В*	187;
Из понятия эффективного модуля упругости бетона следует,
что применение его возможно только в тех случаях, когда все без
исключения постоянные нагрузки и воздействия Д прикладываются
в той же стадии и при той же схеме работы конструкции, в которой
проявляется ползучесть бетона и обжатие поперечных швов (т. е.
в последней схеме и стадии работы). Следовательно, второй способ
не является универсальным и непригоден при многих видах регу-
лирования, при предварительном напряжении натяжением высо-
копрочной арматуры на объединенную сталежелезобетонную кон-
струкцию или на железобетон, при предварительном напря-
Рис. 80. Эпюры к учету ползучести
бетона и обжатия поперечных швов
в статически определимой балке
жении обжатием железобе-
тонной плиты горизонталь-
ными домкратами и т. д.
Рассмотрим в качестве
примера порядок учета уни-
версальным способом ползу-
чести бетона и обжатия попе-
речных швов в разрезной
объединенной балке со сплош-
ной стенкой (рис. 80).
Прежде всего определяют
изгибающие моменты 7ЙД. В
данном случае к нагрузкам
и воздействиям Д относят
постоянную вертикальную на-
грузку II стадии работы, а
если балку предварительно напрягают перераспределением момен-
тов между железобетоном и сталью, то также и воздействия г, со-
здаваемые выключением временных опор (или снятием временного
шпренгеля) во II стадии работы.
Затем по длине балки вычисляют начальные напряжения
в бетоне
-Д ______
Об (0) =
Л4Д
Wб, стб
Д	Мд
и Обф<0) = >^
Напряжения Обф(о), как это пояснено ниже, позволяют проверить
необходимость учета ползучести бетона и обжатия поперечных
швов в данном конкретном случае.
Далее определяют характеристику ползучести бетона <р с уче-
том обжатия поперечных швов по формуле (24) и для среднего уча-
стка балки длиной Ас, имеющего постоянное поперечное сечение,
вычисляют податливости стали и бетона:
«	Lc . Lc 2б, ст . е _____ Lc
°Я'6 = ЁХ + £с/ст ’	 6 “ E6F6 •
После этого определяют параметр а по формуле (21), принимая
<рк = ф. Хотя вычисленное значение а справедливо, вообще говоря,
188
только для среднего участка балки длиной Лс, однако приближенно
его можно распространить на всю длину балки.
Теперь по всей длине балки вычисляют по формуле (10) потери
напряжений Об в уровне центра тяжести сечения бетона и изменения
напряжений в стали
П	п 17 [ I 1	< 2б, СТ
& i, ст ^б Fб I ZIZ р Z3Z тту
\ -Гст i, ст
Наконец, вычисляют общие деформации балки от ползучести
бетона и обжатия поперечных швов, рассматривая упругую работу
стали под действием сжимающих усилий
Nl=^F6,
приложенных в центре тяжести сечения бетона.
В качестве второго примера рассмотрим порядок учета (также
универсальным способом) ползучести бетона и обжатия поперечных
швов в конструкции проезда, изображенной на рис. 78, б. Примем,
что центры тяжести сечений стальных нижних поясов, бетона плиты
и высокопрочной арматуры расположены в одном уровне. Если при
этом пренебречь изгибающими моментами в плите от местной по-
стоянной нарузки, то получится, что постоянные нагрузки и воздей-
ствия Д вызывают в ней только осевые усилия; следовательно, в изо-
лированной конструкции проезда от ползучести бетона и обжатия
поперечных швов возникают только продольные осевые деформации.
При относительно небольшой жесткости нижних поясов стати-
ческой неопределимостью главных ферм, вызываемой этой жестко-
стью, также можно пренебречь. Таким образом, можно принять,
что ползучесть бетона и обжатие поперечных швов вызывают только
перераспределение усилий между элементами конструкции проезда
и не изменяют усилий в остальных элементах пролетного строения.
Тогда порядок расчета будет следующий.
Для каждой панели длиной L определяют начальные осевые
усилия и напряжения в бетоне от постоянных нагрузок и воздейст-
вий Д в соответствии с формулой (7):
—	k —
„	под п
№ (0) =----- 1	Nr-----------------р- №"ь;
knonFc + ^ Fc+knoJ^+^\
0Б (0) —
Nb (0)
Fb
Определяют характеристику ползучести бетона <р с учетом обжа-
тия поперечных швов по формуле (24).
Ь89'
Определяют податливость стали и бетона для каждой панели:
Л -	L	• X	_ L
°СТ1Б ^подЯсГс+ЯпГп’ 'Б E6FB-
Вычисляют параметры аир для каждой панели по форму-
лам (21) и (22) с заменой фк на ср и индексов б на Б.
Определяют потери напряжений и усилий в бетоне для каждой
панели с использованием формулы, аналогичной (10):
об=ссоб (of, Nb=GbFb (растяжение).
Определяют потери напряжений и усилий в высокопрочной ар-
матуре для каждой панели с использованием формулы, аналогич-
ной (25):
Пп = р —ОБ(0); Wn=anfn (сжатие).
/2П
Определяют изменения усилий и напряжений в стальных по-
ясах для каждой панели:
C=7Vb~ Nn„- о"= 4s (сжатие).
* с
Вычисляют изменения общих деформаций пролетного строения,
рассматривая упругую работу стали под действием на каждую па-
нель сжимающих усилий Nb.
Для статически определимых двухплитных сталежелезобетон-
ных пролетных строений особенностью учета ползучести бетона и
обжатия поперечных швов (универсальным способом или с эффек-
тивным модулем) является раздельное вычисление параметров
а, р и £э Для каждой плиты. При этом податливость 6ст,б опреде-
ляется на уровне центра тяжести сечения удаленной плиты при
учете работы не только стали, но и противоположной плиты
(с модулем упругости Еб).
Основная особенность обоих вариантов изложенного метода
«тонкой плиты» для учета ползучести бетона и обжатия поперечных
швов в сталежелезобетонных конструкциях состоит в пренебреже-
нии собственной изгибной жесткостью плиты, что и определяет
название метода. Можно считать, что метод «тонкой плиты» при-
меним, если жесткость Ев!б железобетонной части конструкции
(в случае двух плит — каждой плиты) не превосходит 20% жестко-
сти ЕС1С стальной части конструкции.
Учет ползучести бетона и обжатия поперечных швов составляет
все же относительно трудоемкую часть расчета. Если наибольшие
сжимающие напряжения в бетоне от постоянных нагрузок и воздей-
ствий Д не превосходят 20% расчетного сопротивления бетона сжа-
тию при изгибе, то ползучесть бетона и обжатие поперечных швов
можно не учитывать.
290
§ 23. УЧЕТ ПОЛЗУЧЕСТИ БЕТОНА
И ОБЖАТИЯ ПОПЕРЕЧНЫХ ШВОВ
В СТАТИЧЕСКИ НЕОПРЕДЕЛИМЫХ КОНСТРУКЦИЯХ
1.	Принципы и порядок приближенного расчета
В статически неопределимой системе деформации ползучести бе-
тона (и обжатия поперечных швов) вызывают не только внутреннее
перераспределение силовых факторов между железобетоном и
сталью, но и изменения внешних силовых факторов. Расчет при этом
значительно усложняется, особенно в связи с тем, что изменения
внутренних и внешних силовых факторов происходят постепенно
в процессе протекания ползучести и при этом взаимно влияют друг
на друга.
Для определения изменений внешних силовых факторов надо
знать возникшие от ползучести в основной системе деформации по
направлениям лишних связей статически неопределимой системы.
Однако деформации эти зависят от внутренних силовых факторов,
вызванных ползучестью и в свою очередь зависящих от искомых
изменений внешних силовых факторов. Решить эту задачу в прин-
ципе можно путем последовательных приближений'—сначала
определить внутренние силовые факторы, пренебрегая влиянием
ползучести на внешние силовые факторы. Затем, пользуясь полу-
ченными внутренними силовыми факторами, найти первое прибли-
жение изменений внешних силовых факторов. После этого, учтя
эти изменения внешних силовых факторов, найти более точные зна-
чения внутренних силовых факторов и, пользуясь ими, второе при-
ближение изменений внешних силовых факторов. Повторяя расчет,
что несложно при использовании современной машинной вычисли-
тельной техники, можно получить достаточно точное решение.
Переменность происходящих за время протекания ползучести при-
ращений (между соседними приближениями) внешних силовых
факторов учитывают уменьшением характеристики ползучести
при определении соответствующих приращений силовых факторов.
Количество решений статически неопределимой задачи должно быть
на единицу больше количества приближений при учете ползучести
бетона и обжатия поперечных швов, поскольку первое решение
используется для обычного расчета статически неопределимой
конструкции.
Отметим, что для сталежелезобетонных пролетных строений за-
дача является несколько более простой, чем для железобетонных,
поскольку стальная часть конструкции неизменно остается упру-
гой, а это упрощает определение деформаций и силовых факторов.
Во многих случаях оказывается допустимым ограничиться ре-
шением задачи только в первом приближении. Тогда порядок рас-
чета принимается следующий.
В результате первого, обычного, решения статически неопреде-
лимой задачи для полностью упругой системы определяют (в необ-
191
ходимых случаях путем постадийного или поэтапного суммирова-
ния) начальные силовые факторы М* и и начальные напряжения
в бетоне Об(о) от постоянных нагрузок и воздействий Д.
Исходя из начальных напряжений в бетоне Об(О), производят сог-
ласно § 22 учет ползучести бетона и обжатия поперечных швов в ста-
тически определимой основной системе, в результате чего находят
внутренние напряжения в бетоне (потери напряжений) а?-
Имея в виду деформированную основную систему с внутренними
напряжениями и рассматривая упругую работу стали основной
системы под действием передающихся с бетона усилий A/g = <?б
определяют деформации основной системы по направлениям неиз-
вестных Xt, т. е. грузовые перемещения Д^п для второго решения
статически неопределимой задачи.
Вычисляют для второго решения статически неопределимой за-
дачи основные и побочные перемещения по направлениям неизвест-
ных Xi, т. е. ; 6£-,/ и т. д. Соответственно к основной системе,
состоящей из стали и бетона, обладающего эффективным модулем
упругости Еэ, прикладывают единичные неизвестные Xi = 1; X/ = 1
и т. д.
Второе решение статически неопределимой задачи завершают,
определяя из соответствующих канонических уравнений неизвест-
ные X”; X1/ и т. д. и вычисляя возникающие под их действием изги-
бающие моменты 7ИП, осевые усилия Nn и другие внешние силовые
факторы от ползучести бетона и обжатия поперечных швов (в пер-
вом приближении, которым мы ограничиваем расчет).
После этого вычисляют все искомые полные напряжения от наг-
рузок и воздействий Д с учетом ползучести бетона и обжатий по-
перечных швов.
При этом в случае использования для определения внутренних
напряжений универсального способа расчета по § 22 (с парамет-
ром а)
О“Д’ П —	-J- О'11 -J-
где о- определяют от Мп и Nn по геометрическим характеристикам
сечений, включающих бетон с эффективным модулем упругости Еэ,
а остальные слагаемые — вышеизложенными способами.
Если с самого начала учета ползучести бетона и обжатия швов
используют эффективный модуль Еэ, то напряжения од’п полу-
чают сразу от суммарных силовых факторов 7ИД + Л4П и N* + Nn по
таким же геометрическим характеристикам, учитывающим модуль Еэ.
Об особенностях определения напряжений в случаях перехода
бетона полностью в пластическую стадию работы или выключения
его из работы указано в главе VI.
После того как найдены изменения напряжений в стали, остается
определить изменения общих деформаций статически неопределимой
конструкции от ползучести бетона и обжатия поперечных швов.
192
Ползучесть бетона и обжатие поперечных швов могут быть выз-
ваны действием нескольких независимых видов постоянных нагру-
зок и воздействий (не только постоянными вертикальными нагруз-
ками, но и предварительным напряжением или регулированием),
причем каждая из независимых нагрузок и воздействий может иметь
различные коэффициенты перегрузки (1,1 или 0,9). В таких случаях
следует, вообще говоря, выполнить несколько расчетов на различ-
ные сочетания этих нагрузок и воздействий с невыгодными для раз-
ных сечений комбинациями коэффициентов перегрузки. В стати-
чески неопределимых системах это создает существенное ослож-
нение, так как для каждого сочетания требуется самостоятельно
решить статически неопределимую задачу.
Избежать этого можно следующим приближенным способом.
Ведут полный расчет по учету ползучести бетона и обжатия попе-
речных швов только на нормативные значения постоянных нагру-
зок и воздействий. Результаты этого расчета непосредственно ис-
пользуют в дальнейшем при проверке трещиностойкости (а иногда
также для проверки выносливости и определения строительного
подъема). Для проверки же прочности полученные изменения внеш-
них силовых факторов от ползучести бетона и обжатия поперечных
швов умножают для каждой группы сечений на соответствующие
осредненные коэффициенты перегрузки, равные средневзвешенному
на длине конструкции отношению расчетных и нормативных на-
чальных силовых факторов от нагрузок и воздействий Д при не-
выгодной для этой группы сечений комбинации коэффициентов
перегрузки.
2.	Последовательность расчета
для неразрезной объединенной балки
В качестве примера рассмотрим порядок учета ползучести бе-
тона и обжатия поперечных швов в трехпролетной неразрезной объ-
единенной балке с предварительным напряжением и регулирова-
нием, выполненным путем вертикальных перемещений на постоян-
ных опорах (рис. 81). В результате первого решения статически не-
определимой задачи (за неизвестные, как обычно, приняты опор-
ные изгибающие моменты) вычисляют эпюру начальных изгибаю-
щих моментов* 1
MA=MgJ1 — моп + мгП.
Величины 7ИД вычисляют отдельно от нормативных и расчет-
ных нагрузок и воздействий при различных комбинациях коэф-
фициентов перегрузки (равных, в частности, 1,1 или 0,9).
Зная величины 7ИД, находят (при бетоне с модулем £б) начальные
напряжения в бетоне от нагрузок и воздействий Д:
д Л4Д д _ Мд
 аб(0) _ Стб* (0) “ гбф, стб ’
1 Обозначения см. стр. 150
193
В зависимости от величин напряжений Обф(о) судят о необходи-
мости в данном случае учета ползучести бетона и обжатия попереч-
ных швов.
Для учета влияния ползучести бетона и обжатия поперечных
швов на работу основной системы рассматриваемой балки удобно ис-
пользовать способ с применением эффективных моделей Еэ. Балку
Рис. 81. Эпюры к учету ползучести бетона и обжатия поперечных швов в
статически неопределимой балке
разбивают на такие участки, на протяжении каждого из которых
геометрические характеристики поперечных сечений для опреде-
ления Еэ можно считать постоянными, и для каждого участка по
формулам § 22 определяют ср; бст,б; бб,б; Еэ. Обычно достаточная
точность получается при разбивке длины балки на участки со-
гласно рис. 81, причем для участков, примыкающих к проме-
жуточным опорам, принимают опорные поперечные сечения, а для
пролетных участков — сечения посередине пролетов.
Затем с использованием величин Еэ подсчитывают соответствую-
щие эффективные приведенные к стали геометрические характери-
стики поперечных сечений (в частности, ТГб.стб), после чего находят
194
изменения напряжений от ползучести бетона и обжатия попереч-
ных швов в уровне центра тяжести сечения бетона основной системы
ПЛ	Д	Д	/ —. л v
Об = СГ6 (э) — <^6 (0) = —--аб(0)«	(26)
W6, стб
Вычисляют эпюру изгибающих моментов в стали, соответствую-
щую внутренним изменениям напряжений от ползучести бетона
и обжатия поперечных швов,
Л4ст — | &б |^б^б, ст
и эпюры изгибающих моментов Mi и М2 от действия неизвестных
Xi = 1 и Х2 = 1.
Во избежание многократных решений статически неопредели-
мой задачи эпюру 7ИсТ можно строить только применительно к нор-
мативным значениям нагрузок и воздействий Д.
Далее вычисляют грузовые перемещения:
д V f ^1	dx .
.	_ V С М2	dx
Л2’П 2jJ Ес/ст ’
а также основные и побочные перемещения:
, 'VI С М? dx
g = VI [Mt Mz dx
J Ec /стб
Из системы канонических уравнений
( 61,1 Xi + 5112 Х2 + Al,п = 0;
I 61,2^? +62,2-^2 + Аг.п = 0
определяют неизвестные изменения опорных изгибающих моментов
Xi и Х2 и вычисляют эпюру изменений внешних изгибающих мо-
ментов от ползучести бетона и обжатия поперечных швов
мл = м1хп1+м2хп2.
Если изгибающие моменты Мп непосредственно получены только
нормативные, то расчетные значения можно получить умножением
их на коэффициенты перегрузки пср, равные средневзвешенному на
195
Мл
длине балки отношению » гДе Л4А(Н) — нормативные моменты,,
а Мд — расчетные моменты при невыгодной для данного случая
комбинации коэффициентов перегрузки.
Полные напряжения от постоянных нагрузок и воздействий Д
с учетом ползучести бетона и обжатия поперечных швов определяют
по формуле
/ИД + Л4П
WI стб
а?'п =
3.	Упрощенный способ
для решетчатых комбинированных систем
В многократно статически неопределимых системах, в частно-
сти решетчатых комбинированных, учет ползучести бетона и обжа-
тия поперечных швов, требующий специального повторного реше-
ния статически неопределимой задачи даже при ограничении только
первым приближением, может значительно увеличить трудоемкость
расчета. Поэтому здесь является оправданным применение наиболее
приближенных методов расчета, принимая во внимание, что в связи
с большой неопределенностью исходных данных о ползучести бетона
и обжатии поперечных швов для их учета вообще уместны менее точ-
ные методы, чем для основных расчетов на вертикальные нагрузки
и предварительное напряжение.
В качестве первого этапа предлагаемого упрощенного метода рас-
сматривают работу изолированного жесткого сталежелезобетонного
пояса как балки со сплошной стенкой. В качестве второго этапа пре-
дельно упрощенно решают статически неопределимую задачу учета
влияния на эту работу противоположного пояса, рассматриваемого
в качестве своеобразного шпренгеля, препятствующего общему из-
гибу жесткого пояса под действием ползучести бетона и обжатия
поперечных швов.
Первый этап заканчивается определением внутренних напряже-
ний Об в центре тяжести сечения бетона изолированного сталежеле-
зобетонного пояса. Этот этап выполняют в общем так же, как и из-
ложенный выше учет ползучести бетона и обжатия поперечных швов
в статически определимой объединенной балке со сплошной стенкой,
но со следующими отличиями.
Начальные внешние силовые факторы в жестком сталежелезо-
бетонном поясе от нагрузок и воздействий Д определяют с обычным
учетом статической неопределимости решетчатой комбинированной
фермы, причем вычисляют не только изгибающие моменты Мд, но
и осевые усилия №.
Начальные напряжения
определяют по формуле
Об (0) = ±
в центре тяжести сечения бетона
Мд №
U/б, стб	Р стб
196
Податливость стали
с ____ d . 6^6, СТ
°СТ, б — р р f- р т
Х-*с 1 СТ *-'С 1 СТ
вычисляют отдельно для каждой панели длиной d, подставляя
средние для данной панели геометрические характеристики FCT
и /ст. Соответственно податливость бетона
А - d
6б’6- E6F6'
Внутренние напряжения Об целесообразно определять с исполь-
зованием эффективного модуля, если все нагрузки и воздействия Д
прикладываются к последней схеме и в последней стадии работы
конструкции. При этом для каждой панели в общем случае надо
вычислить свою величину эффективного модуля Еэ, после чего внут-
ренние напряжения определяют по формуле, аналогичной (26),
п д	д
<?б = Об (э) — <7б (о)>
д , М.я , NR
где Об(э) = ± —;---± —--------напряжение в центре тяжести
' ' We, стб Гстб
сечения бетона, вычисленное по начальным внешним силовым
факторам и геометрическим характеристикам сечения жест-
кого пояса, приведенного к стали при эффективном модуле бе-
тона Еэ.
Если не все нагрузки и воздействия Д прикладываются к по-
следней схеме и в последней стадии работы конструкции, то внут-
ренние напряжения Об приходится определять по формуле (19).
Второй этап упрощенного способа желательно иметь в виде
возможно более простых готовых формул, выражающих изменения
осевых усилий и изгибающих моментов в элементах фермы через
изменения внутренних напряжений в центрах тяжести сечения
бетона.
С целью наибольшего упрощения вторичного решения стати-
чески неопределимой задачи целесообразно изменить для этого
решения обычную расчетную схему (рис. 82,а) на расчетную схему
по рис. 82, б, заменив решетку фермы абсолютно жесткими стой-
ками. Работа такой схемы с точки зрения осевых усилий в шар-
нирном поясе, а также осевых усилий и изгибающих моментов
в жестком поясе (в серединах между точками условного прикреп-
ления стоек, т. е. в действительных узлах пояса) незначительно
отличается от работы действительной решетчатой схемы при рас-
пределенных симметричных воздействиях, а ими обычно и являются
воздействия ползучести бетона и обжатия поперечных швов.
При такой расчетной схеме система канонических уравнений для
определения неизвестных усилий N? в элементах пояса (согласно
197
основной системе по рис. 82, в) распадается на ряд независимых
уравнений вида
+ Az,n = 0.
Основное перемещение вычисляют интегрированием самих
с собой единичных эпюр от Nni = 1 (рис. 82, г):
б- = H2d d d
Ее Iстб	EcFcr6 ЕсЕш
tf
"г----------------------------------------------
Рис. 82. Схемы и эпюры к приближенному учету ползу-
чести бетона и обжатия поперечных швов в решетчатой
комбинированной ферме
Грузовое перемещение вычисляют интегрированием единичных
эпюр от N? = 1 с эпюрами в стальной части жесткого пояса,,
возникающими от внутренних изменений напряжений в бетоне,,
а именно:
Л4ст = I Об ! F6 Z6,CT ;
WcT=—о£ F6.
Таким образом,
Ai, п
Но в Fe 2б, ст d t Об Fed
Ес 1ст	Ес Fст
198
Решение получается в виде
Н^б,с.т 1
Л/П_________________ ^СТ__________f ст Пр
Ni'~~ Н* 1	,1 бРб'
Члены, выражающие влияние осевых деформаций, почти не
сказываются на результате решения статически неопределимой
задачи и могут быть отброшены. Тогда для любой панели i по-
лучаются следующие формулы для изменений осевых усилий Л/?:
для гибкого (шарнирного) пояса
дтП %б, СТ ^СТб г? _П.
Лгш — —ц— • —j  Гб <?б,
//.	* ст
ZSZSZS7\/\/\/\/\.
7&7
Рис. 83. Расчетные схемы «для приближенного раскрытия
внешней статической неопределимости решетчатой комби-
нированной фермы при учете ползучести бетона и обжа-
тия поперечных швов
для жесткого пояса
д,-П	^б, СТ /?тб с
А/Ж —	тт J * б б •
Z7 /ст
Изменение внешнего изгибающего момента в жестком поясе
выражается формулой
Ж = + №, н = + Z6, ст Fc 4.
/ ст
При изгибе жесткого пояса от ползучести бетона и обжатия по-
перечных швов плита оказывается на вогнутой стороне. Следова-
тельно, усилие А/ш растягивающее, если плита расположена по
одну сторону от центров тяжести сечений стали обоих поясов,
и сжимающее, если она расположена между этими центрами тя-
199
жести. Усилие всегда имеет направление, противополож-
ное АС Изгибающий момент УС отрицателен, если плита распо-
ложена выше центра тяжести сечения стали жесткого пояса, и по-
ложителен в противоположном случае.
Изменения усилий в элементах решетки определяют из условий
равновесия узлов гибкого пояса.
Для определения усилий й моментов в формулы подставляют
осредненные для рассматриваемой панели фермы величины сгЗ и
геометрических характеристик. Формулами, выведенными для
фермы с параллельными поясами, можно пользоваться также для
полигональных и сегментных ферм.
В случае внешней статической неопределимости решетчатой
комбинированной фермы решение внешней статически неопредели-
мой задачи выделяется в самостоятельный третий этап. За внешние
неизвестные принимают возникающие от ползучести бетона и об-
жатия поперечных швов опорные реакции, осевые усилия в над-
опорных стержнях и т. д. На третьем этапе решетчатую комбини-
рованную расчетную схему (рис. 83, а) можно заменять шарнир-
ной схемой (рис. 83, б), для которой основная система показана
на рис. 83, в. Бетон в составе сечений элементов сталежелезобе-
тонного пояса учитывают с эффективным модулем Еэ. В соответст-
вии с принятой упрощенной расчетной схемой на третьем этапе
интегрируют эпюры только осевых усилий.
После решения внешней статически неопределимой задачи вы-
числяют приращения осевых усилий во всех элементах от внешних
неизвестных, возникающих от ползучести бетона и обжатия попереч-
ных швов. Эти приращения осевых усилий алгебраически сумми-
руют с величинами Nnw, и др.
РАСЧЕТ ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ
НА ВЕРТИКАЛЬНЫЕ НАГРУЗКИ
И ПРЕДВАРИТЕЛЬНОЕ НАПРЯЖЕНИЕ
(применительно к периоду эксплуатации)
§ 24. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ
ПРОСТЫХ ОБЪЕДИНЕННЫХ СЕЧЕНИИ
ПРИ СЖАТИИ БЕТОНА ВРЕМЕННОЙ НАГРУЗКОЙ
1. Принципы проверки прочности
Рассмотрим простое объединенное сечение типа С1 (рис. 84), не
имеющее высокопрочной арматуры и воспринимающее положитель-
ный изгибающий момент или изгибающий момент с осевой силой
при преимущественном сжатии бетона временной нагрузкой.
До последнего времени проверку прочности объединенных балок
в пролетных строениях мостов производили, полагая упругой ра-
боту как стали, так и железобетона. В соответствии с гипотезой
плоских сечений принимали эпюру нормальных напряжений со-
гласно рис. 84, а. Распределение напряжений определялось геоме-
трическими характеристиками сечения, отношением модулей упру-
гости стали и бетона п± = — и соотношениями между изгибающими
С'б
моментами Л41 и Мп (первой и второй стадий работы).
Такие расчеты велись по методике допускаемых напряжений,
однако можно формально построить их и по методике предельных
состояний. При этом предельным было бы такое состояние, когда
в предположении упругой работы напряжение в крайней фибре
стали достигает предела текучести или напряжение в крайней фибре
бетона — предела прочности при сжатии. Расчетное предельное
состояние отвечало бы условию равенства одного из фибровых на-
пряжений соответствующему расчетному сопротивлению.
Известны также методы расчета объединенных балок, в том числе
и мостовых, по предельному равновесию в сечении. В СССР таким
методом рассчитывают железобетонные балки с жесткой арматурой,
применяемые в промышленных и гражданских конструкциях; объе-
диненную же балку можно рассматривать как разновидность желе-
зобетонной балки с такой жесткой арматурой, которая не закрыта
бетоном. При расчете по предельному равновесию принимают, что
по всей площади поперечного сечения действуют предельные на-
пряжения, равные пределу текучести в стали и пределу прочности
201
при сжатии в бетоне (рис. 84, б). Этим условием и характеризуется
предельное состояние, соответствующее данному методу.
Однако в § 15 показано, что расчеты в предположении упругости
как стали, так и бетона могут давать результаты, очень сильно рас-
ходящиеся с действительной работой объединенной балки при
приближении ее к предельному состоянию. Расчеты по предельному
равновесию достаточно хорошо отражают только момент полной
потери несущей способности конструкции и не отражают более
раннего момента исчерпания эксплуатационной способности, ко-
торый необходимо принимать за предельное состояние по проч-
Рис. 84. Объединенное сечение типа С1 и эпюры напря-
жений в нем в предположении:
а — упругости материалов; б —предельного равновесия
ности. Следовательно, при проверке прочности нельзя в чистом
виде применить ни упругие методы, ни методы предельного равно-
весия.
Несостоятельность проверки прочности в предположении упру-
гой работы бетона проявляется в тех случаях, когда с увеличением
нагрузки фибровые напряжения достигают предельной величины
в бетоне раньше, чем в стали. Такие случаи характерны для желез-
нодорожных пролетных строений, в которых временная нагрузка,
составляющая основную часть нагрузки II стадии работы, резко
преобладает над постоянной нагрузкой I стадии работы, а также
для предварительно напряженных автодорожных и городских про-
летных строений, в которых изгибающие моменты II стадии работы
искусственно увеличены за счет уменьшения изгибающих моментов
I стадии. В указанных случаях грузоподъемность объединенных
сечений при проверке в предположении упругой работы бетона
формально ограничена предельными фибровыми напряжениями
в бетоне, тогда как в действительности бетон не может разрушиться
от сжатия до тех пор, пока его относительные деформации не до-
202
стигли некоторой предельной величины. Между тем деформации
бетона в объединенной балке связаны с деформациями стали, и от
ускоренного роста деформаций бетон удерживается упругим сопро-
тивлением стали. При этом бетон разгружается сталью, и действи-
тельные напряжения в нем при приближении к разрушению ока-
зываются, естественно, существенно меньше напряжений, вычислен-
ных в предположении упругости, и не больше предельных напря-
жений (сопротивления бетона).
То обстоятельство, что бетон объединенной балки не разру-
шается при воздействии изгибающего момента, соответствующего
предельным фибровым напряжениям в бетоне, вычисленным в пред-
положении упругой работы, предлагалось учитывать принятием
для бетона объединенных балок особых увеличенных по сравнению
с обычными допускаемых напряжений или расчетных сопротивле-
ний, увязанных с предельными деформациями бетона. Это предло-
жение, сделанное в работе [4], не было принято в нормативных
документах для расчета объединенных балок, так как предположе-
ния об упругости бетона и о приближении его деформаций к предель-
ным противоречат одно другому.
Точную методику проверки прочности объединенной балки мож-
но было бы построить на основе действительной диаграммы, выра-
жающей зависимость между напряжениями и деформациями в бетоне
вплоть до его разрушения. Однако эта диаграмма сложна (имеет
криволинейный характер) и весьма неопределенна из-за разброса
основных параметров, зависимости ее от количества загружений
временной нагрузкой на разных ступенях работы, а также от
проявлений ползучести под постоянными нагрузками и т. д.
В Технических условиях СН 200-62 и в Технических указаниях
ВСН 92-63 в основу расчета объединенных балок на прочность по-
ложена по предложению автора [85] упрощенная диаграмма дефор-
маций бетона, представленная на рис. 85. Эта диаграмма состоит
из двух прямых и аналогична диаграмме Прандтля. На протяжении
прямой АВ деформации бетона полагают упругими с постоянным
модулем, упругости Е$. На протяжении прямой ВС принята услов-
ная текучесть бетона, т. е. рост деформаций при неизменных напря-
жениях, достигших предельной величины — сопротивления бетона
сжатию. Рост деформаций может продолжаться до достижения
ими предельных значений, при которых происходит разрушение
бетона.
В соответствии с основными положениями методики предельных
состояний в расчеты заложены невыгодные значения предельных
величин — расчетные сопротивления бетона сжатию 7?б и расчет-
ные предельные относительные деформации бетона Дб, показанные
на диаграмме рис. 85.
Деформации ползучести бетона диаграммой не учитываются.
Напряжения и деформации, вызываемые ползучестью бетона под
постоянными нагрузками и воздействиями (а также обжатием
поперечных швов в бетоне), определяют в соответствии с § 22 от-
203
дельно и суммируют алгебраически с начальными упругими напря-
жениями "и деформациями, связанными между собой прямой
АВ диаграммы.
Если суммарные напряжения оказываются больше 7?б, то в рас-
чете следует принимать не упругую, а пластическую стадию работы
бетона, изображаемую прямой ВС диаграммы. В этом случае напря-
жения в бетоне равны Re, деформации же его сами по себе неопре-
деленны и в данном сечении объединенной балки определяются
только деформациями ее стальной части. Соответственно в этом
случае теряет смысл и учет ползучести в данном сечении.
Модуль упругости Ее соответ-
ствует, как известно, однократ-
ному загружению бетона. Таким
образом, участком АВ диаграм-
мы не учитывается прямым пу-
тем также накопление пласти-
ческих деформаций в бетоне под
повторными загружениями кон-
струкции временными нагруз-
ками.
Непосредственный учет на-
копления пластических дефор-
маций в бетоне при повторных
загружениях потребовал бы не-
Рис. 85. Диаграммы деформаций бе- которого снижения величины Ее
тона при действии^^сжимающих на- и ПрИНЯТИЯ модуля деформаций
/-условная; 2-действительная	ПереМеННЫМ, ЗЗВИСЯЩИМ ОТ СООТ-
ношения напряжений от постоян-
ных и временных расчетных нагрузок. Однако, во-первых, количест-
во повторных загружений на разных ступенях работы, подлежащее
учету в расчетах на прочность, весьма непостоянно, недостаточно ис-
следовано и пока еще не нормировано. Во-вторых, в расчетах объеди-
ненных балок используют не столько величину Ее, сколько соотно-
Ес
шение = — , в котором следовало бы понизить не только Ее, но
Ее
и Eq. Хотя за предельное состояние по прочности для стальных
мостовых конструкций и принимают существенное развитие пласти-
ческих деформаций, но в расчетном аппарате сталь всегда полагают
работающей упруго с модулем Ес = 2 100 000 кПсм2, причем такие
упругие свойства стали принимают вплоть до предела теку-
чести, а для изгибаемых конструкций — даже до напряжений
Rn,c = 1,05 ROfC, где ROtC— расчетное сопротивление стали при
действии осевых сил, равное минимально возможному пределу
текучести стали. Как показано ниже, для верхних поясов объеди-
ненных балок упругая работа условно экстраполируется иногда
даже до напряжений 1,27?и.с = l,26/?OfC.
В действительности же пластические и другие необратимые де-
формации начинаются в стали при напряжениях гораздо меньших
204
предела текучести, а непосредственно перед наступлением предель-
ного состояния достигают существенного развития. Соответственно
модуль полных деформаций стали при приближении к пре-
дельному состоянию оказывается меньше модуля упругости
2 100 000 кГ/см2. Раннему появлению пластических деформаций в
стали часто способствует наличие остаточных напряжений (на-
пример, сварочного происхождения). Дополнительные необратимые
деформации возникают в соединениях на заклепках или обычных
болтах. Заметим, что если обжатие стыков железобетонной плиты
учитывают в расчетах, то дополнительные деформации в соеди-
нениях стальных конструкций обычно не учитывают.
В итоге закладываемое в расчет соотношение = -=г получается
Гб
близким к действительному при реальных для мостовых конструк-
ций условиях работы и в предельном состоянии.
2. Критерии предельного состояния
и основные расчетные случаи
Если принять для работы бетона диаграмму по рис. 85, для
арматуры железобетона — обычную диаграмму Прандтля (как
в расчетах железобетонных конструкций) и для стали основной
конструкции — предпосылку об упругой работе вплоть до пре-
дельного состояния (как в расчетах стальных мостовых конструк-
ций), то для сечения объединенной балки расчетное предель-
ное состояние по прочности может определяться следующими кри-
териями:
а)	достижение растягивающими напряжениями в крайней фибре
стали нижнего пояса расчетного сопротивления при изгибе 7?и>с;
б)	достижение сжимающими напряжениями в крайней фибре
стального верхнего пояса величины т2 7?и,с> где т2 — коэффициент
условий работы;
в)	достижение относительными деформациями в бетоне рас-
четной предельной величины Дб.
Коэффициентом условий работы т2 учитывают удерживающее
влияние недонапряженного бетона плиты на развитие пластических
деформаций в стальном сжатом поясе, объединенном с железобе-
тонной плитой (а также в зоне стенки, примыкающей к этому поясу).
Если напряжение в верхнем поясе достигнет предела текучести,
а бетон в плите будет работать упруго, то при дальнейшем увели-
чении нагрузки существенные пластические деформации в стали
верхнего пояса не смогут развиться до тех пор, пока и бетон не пе-
рейдет в пластическую стадию работы. Соответственно балка сможет
воспринять некоторую добавочную нагрузку. Приращение воспри-
нимаемой нагрузки можно подсчитать исходя из упруго-пластиче-
ского перераспределения усилий между сталью и бетоном. Можно
учесть это приближенно и в рамках «упругого» расчетного аппарата,
205
введя коэффициент m2 > 1 к расчетному сопротивлению стали верх-
него пояса.
Значения коэффициента m2 в зависимости от напряжений в центре
тяжести сечения бетона Об установлены следующие:
при об<0,6/?б	т2= 1,2;
при 0,6 Re <С аб С 0,87?б гпг= 1,U
при Об>0,87?б	tn2= 1,0.
Предельная деформативность бетона зависит от значительного
количества факторов и обладает большим разбросом. Полученные
в опытах с объединенными балками предельные относительные
деформации для верхней фибры бетона помещены в табл. 9; для
центра тяжести сечения бетона они составляли от 0,0019 до 0,0022.
В практике проектирования железобетонных предварительно
напряженных конструкций расчетные предельные относитель-
ные деформации бетона принимают для крайней фибры
обычно 0,0018х.
Для объединенных балок, имеющих относительно низкую же-
лезобетонную часть конструкции в виде плиты, разрушающейся от
сжатия обычно сразу всем поперечным сечением, более правильно
и удобно проверять деформативность бетона не в крайней фибре,
а в центре тяжести сечения бетона. Соответствующую расчетную
предельную относительную деформацию бетона принимают для мо-
стовых конструкций Дб = 0,0016. Эту величину следует уточнить
на основе специальных исследований.
Расчетное сопротивление бетона сжатию Re применительно
к условиям его работы в сталежелезобетонных мостовых конструк-
циях принимают:
Rc=Rh, б
7?б=О,97?и, б
Re = Rnp, б
при 1?2 ;
при	1,1;
Об
при < 1,1,
<Тб
где /?и, б — расчетное сопротивление бетона"1; сжатию при изгибе;
7?Пр, б — расчетное сопротивление бетона осевому сжатию.
В этих нормативах, как и в сходных нормативах для железо-
бетонных мостовых конструкций, нашла отражение зависимость
сопротивления бетона от градиента (степени неравномерности) отно-
сительных деформаций и напряжений в нем. Чем выше этот градиент,
тем эффективнее недогруженные фибры бетона удерживают от раз-
рушения перегруженные фибры.
1 Инструкция по проектированию предварительно напряженных желе-
зобетонных конструкций (СН. 10-57). М., Госстройиздат, 1958.
205
Следует отметить, что для плит объединенных балок повышен-
ные сопротивления бетона 7?и,б используют более смело, чем для
плит железобетонных балок. Как известно, в прежней практике
расчета объединенных балок расчетные сопротивления (допускаемые
напряжения) бетона принимали всегда как для сжатия при изгибе.
Более полное использование бетона в объединенных балках можно
оправдать наличием мощной поперечной арматуры, а также тем,
что значительная часть сжимающего усилия воспринимается сталью,
обладающей большим резервом пластической работы (при обеспе-
ченной устойчивости).
Расчетное сопротивление стали согласно Техническим условиям
СН 200-62 следует принимать равным 7?и>с, когда напряжения изгиба
преобладают над напряжениями от осевых сил, и 7?0,с, если преобла-
дают напряжения от осевых сил.
При принятых предпосылках работы стали и бетона и критериях
предельного состояния возможны 3 основных расчетных случая
проверки прочности объединенной балки, воспринимающей поло-
жительный изгибающий момент (или изгибающий момент с осевой
силой при преимущественном сжатии бетона). В Технических усло-
виях СН 200-62 и Технических указаниях ВСН 92-63 эти расчетные
случаи названы А, Б, и В. В случае А стальная и железобетонная
части конструкции работают упруго; в случае Б стальная часть
конструкции и продольная арматура железобетона работают упруго,
а бетон — в пластической стадии; в случае В — стальная часть
конструкции работает упруго, а железобетонная — в пластической
стадии.
Для определения расчетного случая необходимо подсчитать
напряжения в бетоне, полагая его работу упругой (при необхо-
димости с учетом ползучести бетона и обжатия поперечных швов под
постоянными нагрузками и воздействиями). Эти напряжения вы-
числяют по следующим формулам:
в центре тяжести сечения бетона
1 / Мп’п у"’п\ п
—	I	iw	р	I	(27)
\	** б, стб	Г стб	/
в крайней верхней фибре бетона
1	(	ми-п	№’’п\	„
СТбф_	П1	\Гбф,стб	Лтб	/	ПбФ'	(^8)
В этих формулах1 значения силовых факторов М и N те же, что
и в данной проверке прочности. Если, например, в сечении выпол-
няют несколько проверок прочности при различных комбинациях
изгибающего момента и осевого усилия, то для каждой проверки вы-
числяют свои значения Об и Обф. Таким образом, возможно выпол-
1 Обозначения см. стр. 150.
207
нение проверок прочности одного и того же сечения на разные ком-
бинации силовых факторов по разным расчетным случаям.
ЕслисГбф<С^б (расчетного сопротивления бетона), то проверку
прочности выполняют исходя из расчетного случая А по следующим
формулам:
для крайней фибры стального нижнего пояса
м1	№	Л111,п	ууП. п
°* - w*. с	+ л +	№и, стб	• + р	"Г О'н Rh, С	(29) г стб
или
Он = Он, сН-Он, стб /?и, с>
для крайней фибры стального верхнего пояса
м' °В “ WB, с	--Ч	М”- п	2V	1 — П - Р	+ °в < * стб	/П2 Rh, с	(30)
	Fc 1	WBt стб			
или
Ов = О'в, с + Ов, стб ^2 ^и, с
Этот расчет отличается сейчас от практиковавшегося ранее
(до выпуска Технических условий СН 200-62) только коэффициентом
условий работы /п2, введенным для верхней части стальной кон-
струкции.
Если по формуле (27) получается, что Об > Re, и если имеется
,Ra
расчетная продольная арматура, причем Об<— , то проверку проч-
их
ности выполняют исходя из расчетного случая Б.
Поскольку в соответствии с диаграммой рис. 85 напряжения
в бетоне не могут превышать его расчетного сопротивления Re, по-
стольку в этом случае в бетоне принимают прямоугольную эпюру
сжимающих напряжений, равных Re, как и при расчете на проч-
ность-железобетонных элементов. Прямоугольную эпюру распро-
страняют на всю высоту железобетонной части сечения.
Для вывода формул проверки прочности в случае Б примем
основную систему согласно рис. 86, а, мысленно перерезав в расчет-
ном сечении бетон, находящийся в пластической стадии работы, и
оставив неперерезанными арматуру и стальную конструкцию, ра-
ботающие упруго. Затем приложим к основной системе внешние
силовые факторы — положительный изгибающий момент Л!11’11 и рас-
тягивающее усилие?/11’11, действующие по линии центров тяжести
приведенных сталежелезобетонных поперечных сечений. Кроме
того, приложим в месте разреза (в центре тяжести сечения бетона)
сжимающие усилия ReFe, соответствующие предельным сжимаю-
щим напряжениям в бетоне рассчитываемой конструкции. В ре-
зультате неперерезанная часть сечения объединенной балки ока-
208
жется под воздействием не только силовых факторов Л1и-П и Nu-n,
но и растягивающей осевой силы /?бЛз и разгружающего отри-
цательного изгибающего момента ReFeZe.cr- Кроме того, будет
действовать разгружающий отрицательный изгибающий момент
Nn-n 2стб,ст> возникший от несовпадения центров тяжести полного
приведенного сталежелезобетонного сечения и неперерезанной
его части. Соответственно рис. 87 напряжения в произвольной
Рис. 86. Основные системы для учета пластической работы бетона:
а — в случае Б; б — в случае В
фибре i стали от силовых факторов II стадии работы определятся
выражением
II, п Л111’ п — 7V11» п £стб, ст— Яб Рб ?б, ст | Л/11’ П + Яб Яб
°' =--------------------± “
_ Afii-n — Л/п, п2ст6 ст , ууи.п Д5б ст
F ст
Fct
Wi
ст	у W i t ст
Учтя напряжения I стадии работы, получим следующие
четные формулы случая Б:
для крайней фибры стального нижнего пояса
7И1 , N1 . Л411* п—2V11’пгСтб ст . Л/П’п
“• =	+ К + ~
' ст
рас-
н, с
WH, ст
F6\ п
ст
н, ст 2 ст
7?И, с
(31)
8 Зак. 939
209
или
i . ii, £ I S6, ст Fб \ п	р
(Ун ~ ^Н, С I Он, СТ I ту/	г/ I Аб	Аи, С)
\ И7 н, ст Уст /
для крайней фибры стального верхнего пояса.
МВ * 1 2V1 , М11’п —ДТП, пгстб> ст д/11,п
СТв-Ж77—К+ №в, ст	Fct
+	(32)
\ w В( ст Г ст /
ИЛИ
I I £	/ 5б, ст । Рб \ р	п
ОВ — Об, СТ ^в, ст	I “Try I F I А б	А и, с*
\ и7 в, ст Г ст /
Если по формуле (27) при отсутствии расчетной продольной
арматуры получается, что Об /?б, или если по той же формуле при
наличии расчетной продольной арматуры получается об > —> то
П1
проверку прочности выполняют, исходя из расчетного случая В.
Рис. 87. Расчетные случаи для сечения С1 при действии
положительного изгибающего момента
В этом случае в бетоне, так же как и в случае Б, принимают прямо-
угольную эпюру сжимающих напряжений 7?б, а арматуру, если она
есть, полагают в состоянии текучести при напряжениях /?а. Пло-
щадь арматуры Fa = \iF6) где ц — коэффициент армирования,
а центр тяжести сечения арматуры совпадает с центром тяжести
сечения бетона.
Для вывода формул проверки прочности в случае В примем
основную систему согласно рис. 86, б, мысленно перерезав в расчет-
ном сечении бетон и арматуру, находящиеся в пластической ста-
210
дни работы, и оставив неперерезанной только стальную конструк-
цию, работающую упруго. Приложим к основной системе те же внеш-
ние силовые факторы ТИ11*11 и TV11*11, которые фигурировали при выводе
формул для расчетного случая Б. Кроме того, приложим в месте
разреза, в центре тяжести сечения бетона, сжимающие усилия
КбГб +	= (Кб + И Ка)Рб, соответствующие предельным сжи-
мающим напряжениям в бетоне и арматуре рассчитываемой кон-
струкции. Упруго работающее сечение стальной конструкции будет
воспринимать, кроме изгибающего момента ТИ11*11 и осевой силы 7VH’n,
также растягивающую осевую силу (/?б + ^Ка)Кб и разгружающие
отрицательные изгибающие моменты (Лб+н^а) Кб ?б,с иЛР’пг Стб,с.
Напряжения в произвольной фибре i стальной конструкции от
силовых факторов II стадии работы (см. рис. 87) определятся вы-
ражением
II, п _ Л111’ п —	— (^б + Р-^а) Кб 2б, с ।
G. _ . ±
, AZII.n + (2?6 + fi/?a)F6	№'-nzCT6.c ,
±	Fc	~ WitC ±
Nn’ п / Зб, с Fe\ , п , п ч
±	Т ) (Яб-гЦЯа).
Учтя напряжения I стадии работы, получим следующие расчет-
ные формулы для проверки стальных поясов в случае В:
для крайней фибры стального нижнего пояса
_	Л^п’пгстб, с , Л^4-ЛР’П
а“	WH, с	+ Fc
+	(33)
у н, с	Г с]
ИЛИ
Пн = 4: 'с1, П - ((Яб + Н#а) < Яи, с;
у С Г с J
для крайней фибры стального верхнего пояса
Л41 + М"- " —	п ?стб с + №г- п
WB,C	Fc
“(^ + к)(7?б+и7?а)<7?и'с	(34)
8*
211
или
crB = cr
I, II, П
в, с
и' в, С * С /
Однако в случае В расчет на прочность не исчерпывается про-
веркой стальных поясов. Если в случаях А и Б проверка железо-
бетона (бетона и арматуры) не имеет смысла, поскольку перегрузка
железобетона означает здесь не переход за предельное состояние,
а только переход к другому расчетному случаю, то в случае В необ-
ходимо, как было указано выше, проверить относительную дефор-
мацию бетона для того, чтобы убедиться, что он не может разру-
шиться.
Поскольку все поперечное сечение объединенной балки остается
при деформировании плоским, а деформации в случае В определяют-
ся упругой работой стальной части конструкции (с модулем Ес),
постольку выражение для относительной деформации бетона в центре
тяжести сечения бетона будет отличаться от выражения для на-
пряжения II стадии работы в стальном верхнем поясе только мно-
жителем 4" и заменой фибры «в» на фибру «б» в геометрической
Ес
характеристике Wi,c =	.
Zi,c
Следовательно,
или
_ 1 / М11’11—	с Л^ьп\
8б—Ес(	^б.с	Ес )
-Mr + ir] (Яб + НЯа)<Дб
^с у б, с л с /
еб =	---у (ду----F у) (Вб +	< Дб-
£С £c\Wo, с * с /
(35)
При отсутствии в проверяемом сечении расчетной продольной
арматуры принимают р = 0, а в остальном все расчетные формулы
случая В остаются без изменений.
В расчетных формулах случаев Б и В члены оР, учитывающие
внутренние напряжения от ползучести бетона и обжатия попереч-
ных швов, отсутствуют, что соответствует соображениям, сформули-
рованным на стр. 204. На границе между расчетными случаями А и
Б или В напряжение в бетоне, определенное с учетом erg, равно /?б-
Поэтому скачкообразного изменения напряжений при переходе от
случая А к случаю Б или В, когда члены ст? перестают учитываться,
не происходит. Это относится и к напряжениям в стали, которые
всегда связаны с напряжениями в бетоне условиями равновесия.
212
3. Особые случаи проверки сечений
Формулы случая А действительны в чистом виде до того, пока
фибровые напряжения о^ф не достигнут величины /?б, а формулы
случаев Б и В — только после того, как той же величины достигнут
напряжения в центре тяжести сечения бетона сгб. Разница между
напряжениями ОбФ и Об часто не имеет серьезного значения, од-
нако для некоторых балок, отличающихся относительно большой
высотой и площадью сечения железобетонной части конструкции
(балки проезжей части, балки с высокими железобетонными ребрами
Рис. 88. Учет развития пластических деформаций на части высоты
сечения плиты
и др.), вопрос о способе расчета в интервале между случаями А и
Б (или А и В) оказывается весьма важным.
Если по формулам (27) и (28) получается, что обф > Кб > Об,
то расчет на прочность следует выполнять по формулам случая А,
однако с учетом приращений напряжений в стали, вызываемых не-
которым развитием пластических деформаций в верхней зоне бето-
на и уменьшением в ней напряжений до величины 7?б- Допускается
при этом не учитывать изменений напряжений в нижней зоне бетона.
Выведем формулы для соответствующих приращений напряже-
ний в стальных поясах (рис. 88). Расстояние от фибры с напря-
жением 7?б До центра тяжести сечения бетона
_ Кб — Об
zR, б-*бФ,бабф_аб-
Уменьшение сжимающего усилия в бетоне в связи с разви-
тием в нем пластических деформаций на высоте (?бф, б — £я,б)
дгд = (^бф —#б) (гбф,б —Zr,6)
2
где (6Л + &п) — учитываемая в расчете ширина железобетонной
плиты.
213
Плечо усилия Л/д относительно центра тяжести сечения
стали
ст — ^бф, ст
(?бф, б —_2я,б).
Уменьшение момента внутренних сил в связи с рассмотренным
развитием пластических деформаций
Мд = NД 2д# ст •
Соответственно приращения напряжений в стали в своей сово-
купности должны дать осевое сжимающее усилие Л/д и положитель-
ный изгибающий момент Мд. Найти эти приращения напряжений
можно, приложив Мд и Nд к стальной части сечения (включая
арматуру).
Следовательно, приращения напряжений будут в нижнем поясе
А	Мд Мд
Дон = -чту------гг- (растяжение)
Wh, СТ	Г* ст
и в верхнем поясе
А Мд Л/д
Дав =	------F — (сжатие).
" В, СТ * ст
Если нейтральная ось объединенного сечения оказывается в пре-
делах железобетонной его части, то в состав сечения включают
только сжатый бетон, а растянутый бетон, находящийся между ней-
тральной осью и стальной частью сечения, исключают из состава
сечения. После выключения растянутого бетона из состава сечения
нейтральная ось, вообще говоря, должна сместиться вверх, в
результате чего должна образоваться небольшая новая растя-
нутая зона.
Однако нет необходимости точно определять границу растя-
нутой зоны, как это делают в железобетонных конструкциях. Обыч-
но границей выключаемой зоны можно считать нейтральную ось
полного сечения. Все же все геометрические характеристики для
нового состава сечения надо определить заново.
В заключение остановимся на предотвращении раскрытия тре-
щин в плите при разгрузке объединенного сечения.
В связи с тем, что в изложенном новом способе расчета допущены
и учитываются пластические деформации в бетоне, следует ввести
специальное ограничение для предотвращения появления растяги-
вающих напряжений и значительного развития трещин в бетоне
при разгрузке объединенной балки (при освобождении ее от времен-
ной вертикальной нагрузки). Разгрузка объединенной балки про-
214
исходит упруго, и уменьшение сжимающих напряжений в крайней
фибре железобетонной плиты составляет
_д 1 /	______ТУ? \
бф /?! \ ^бф, стб F стб / ’
Для того чтобы в крайней фибре бетона после разгрузки не по-
являлось растягивающее напряжение, необходимо соблюдение
следующего ограничения:
1 ( М« ТУ? \
/21 у Wбф, стб Fстб у
Это условие обычно выдерживается само собой как в железно-
дорожных, так тем более в автодорожных и городских мостах обыч-
ных конструкций и систем. Оно может иметь значение, главным
образом, при легком полотне проезда (железнодорожное безбал-
ластное мостовое полотно и автодорожное облегченное полотно без
оклеечной гидроизоляции).
Яикб, (36)
4. Сравнение результатов расчетов
с данными экспериментов
Представляет интерес сопоставление экспериментальных дан-
ных, полученных в проведенных нами испытаниях (см. § 15), с ре-
зультатами расчетов опытных образцов изложенным новым спо-
собом.
Подсчеты показали, что опытные образцы следовало рассчиты-
вать по случаю Б при 7?б = Rn,6> что они находились относительно
близко к расчетной границе между случаями А и Б и что предельное
состояние определялось напряжениями в крайней фибре нижнего
пояса.
Изгибающие моменты, соответствующие предельному состоянию
образцов, вычислялись по формуле
АГпр = WHt ст Rh^c + ( $б, ст — н, ст
\	* ст
преобразованной из формулы (31).
В формуле (36) вместо расчетных сопротивлений использованы
экспериментальные сопротивления материалов, которые были
определены отдельно для каждого образца специальными испыта-
ниями. В частности, 7?иКс = 1,05от, где от — предел текучести
стали, вырезанной из нижнего пояса данного образца. были
определены как сопротивления бетона сжатию при изгибе в зави-
симости от прочности контрольных кубиков бетона данного образ-
ца, испытанных одновременно с образцом.
В табл. 14 приведены параметры предельных состояний опыт-
ных образцов. Величины Мэ; Мр и 7ИУ, с которыми ведется сравне-
ние в данной таблице, помещены в табл. 9.
215
Таблица 14
Параметры предельных состояний
опытных образцов объединенных балок
1 № образца	о. с	Мпр	Мпр	Мпр	Экспериментальные значения деформаций в предельном состоянии				
					Полная относи- тельная деформа- ция в стальном нижнем поясе ес	Прогибы в середине пролета			
		Мэ	Мр	Му					
						ww «HlfOUj	^полн —	3	-?l~
1	112,2	0,80	0,88	1,39	Не замерена	29,0	*/206	11,1	Х/54О
3	112,9	0,78	0,88	1,39	То же	30,0	1/200	12,4	Х/484
4	116,4	0,81	0,88	1,23	0,00143	27,3	1/220	13,1	1/458
7	122,9	0,92	0,89	1,12	0,00280	28,0	*/214	11,2	1/б35
9	122,1	0,79	0,89	1,11	0,00163	20,0	1/зоо	Не замерен	
Приведенные в табл. 14 деформации измерены относительно
условного нуля, принятого в данных испытаниях при М = 4 Тм.
Поэтому действительные деформации были несколько больше (на
2—3%).
По графикам деформаций (типа, изображенного на рис. 67) можно
было установить, что предельное состояние действительно соответ-
ствует началу интенсивного роста пластических деформаций в опыт-
ных образцах.
Величины относительных деформаций 8С в стальном нижнем
поясе подтверждают начавшееся в предельном состоянии развитие
текучести. Полные и остаточные прогибы в предельном состоянии
отвечают нашим представлениям о пределе эксплуатационной спо-
собности изгибаемых балок, соответствующем первому пре-
дельному состоянию, когда речь идет не о затруднениях для нор-
мальной эксплуатации, а о нарушении эксплуатации.
Здесь уместно отметить, что в результате анализа эксперимен-
тальных данных мы получаем параметры действительного (а не
расчетного) предельного состояния и что эксплуатационный крите-
рий должен относиться именно к действительному предельному
состоянию.
Как видно из табл. 14, теоретический изгибающий момент Л4пр>
соответствующий первому предельному состоянию, получился
в большинстве образцов примерно на 20% меньше эксперименталь-
ного изгибающего момента исчерпания несущей способности Л4Э
(только в одном образце— на 8%). Уменьшение изгибающего мо-
мента 7ИПр по отношению к теоретическому изгибающему моменту
предельного равновесия Мр практически постоянно и составляет
11—12%. Сопоставление величины Л4пр с величинами Л4Э и Л4Р
говорит, во-первых, о наличии существенного интервала между
состоянием, принимаемым за предельное, и полным исчерпанием
216
несущей способности, а во-вторых, о достаточной стабильности этого
интервала при различной прочности бетона (указанной в табл. 9).
В исследованном случае Л4пр так же мало зависит от прочности
бетона, как и Л4Э.
Сравнение Л4пр с теоретическими предельными моментами упру-
гой работы Л4У свидетельствует о том, что изложенный новый способ
расчета позволяет использовать значительные резервы прочности
(от 11 до 39% в нашем эксперименте) и устраняет преувеличенно
резкую и не соответствующую действительности зависимость вос-
принимаемого момента от прочности бетона, характерную для рас-
четов в предположении упругости бетона.
В целом сравнение с данными эксперимента результатов расчета
по изложенному новому способу показало, что на его точности
заметно не отразилась упрощенность принятой диаграммы работы
бетона (см. рис. 85). После достижения деформациями некоторой
величины Ду принятие упрощенной диаграммы снимает сложный
и трудно разрешимый (в связи с неопределенностью модуля дефор-
маций, наличием повторных загружений, ползучести и т. д.) вопрос
о напряжениях в бетоне, так как эти напряжения полагают равны-
ми предельным. Весьма существенно, что вместо напряжений в бе-
тоне проверяют его относительные деформации, причем с достаточ-
ной точностью, поскольку деформации бетона.в объединенной балке
определяются в значительной степени деформациями стальной кон-
струкции и подчиняются закону плоских сечений. 5
5. Эффективность нового способа расчета
Для сравнения изложенного нового способа расчета объеди-
ненных балок, учитывающего пластические деформации бетона,
с прежним расчетом прочности без их учета рассмотрим 2 объеди-
ненных сечения, изображенные на рис. 89, при низколегированной
стали и различных марках бетона (от 200 до 600 кГ/см2). Изгибаю-
щие моменты I стадии работы примем, как для железнодорожных
пролетных строений с ездой на балласте пролетом 33,6 м (сечение
№ 1) и пролетом 55 м (сечение № 2). Для сечения № 1 Л11 = 401 Тм,
для сечения № 2 М1 = 1 287 Тм. Для упрощения расчетов продоль-
ную арматуру учитывать не будем; таким образом, при новом спо-
собе расчета будут только 2 случая — А и В. Подсчеты показали,
что для принятых сечений 7?б = #пр,б.
Величины изгибающих моментов, воспринимаемых исследуе-
мыми сечениями, определяются в сопоставляемых способах рас-
чета приведенными ниже выражениями, непосредственно вытекаю-
щими из ранее полученных нами формул.
При высоких марках бетона, порядка 500—600 кГ/см2, воспри-
нимаемый изгибающий момент определяется как в новом, так и
в прежнем способе расчета полным использованием стали нижнего
пояса при упругой работе бетона, что в новом способе расчета на-
зывается случаем А.
8В. Зак. 939	217
При этом
с + ^?прв б с*
----------- I с Ч~ -^Пр, б
^в, с + ^?пр, б*5б, С»
М = М' + 7?И.	^н. стб
для обоих способов расчета.
При снижении марки бетона в новом способе расчета бетон пере-
ходит в пластическую стадию работы, т. е. случай А заменяется слу-
чаем В, однако вплоть до марок порядка 360—370 кГ/см2 воспри-
нимаемый момент продолжает лимитироваться нижним поясом.
При этом
М = ( Кн.с-Кпр.б^
В прежнем же способе расчета при снижении марки бетона
воспринимаемый момент лимитировался напряжениями в бетоне и
определялся выражением
М = МУ -|-	б^1 ^бф • стб
вплоть до самых низких марок бетона.
В новом способе расчета при марках бетона менее 360—370 кГ/см2
сохраняется случай В, однако воспринимаемый момент определяет-
ся полным использованием стали верхнего пояса
Ft
Fc
И, наконец, при самых низких марках бетона, порядка 200 кГ/см2,
в новом способе расчета воспринимаемый момент может лимитиро-
ваться в случае В относительными деформациями бетона, когда
(Га\
fc Аб+^пр, б ~~п~ ) Wб, с + ^?пр, бЗб, с-
^с/
На рис. 89 для сечений № 1 и 2 приведены графики зависимости
воспринимаемого момента от марки бетона при новом и прежнем
способах расчета. При высоких марках эти графики совпадают, а по
мере снижения марки расходятся, причем воспринимаемый изги-
бающий момент по новому способу расчета оказывается существен-
но больше, чем по старому, так как стальная конструкция ( и преж-
де всего — верхний пояс) лучше используется, когда допускаются
пластические деформации бетона. Увеличение воспринимаемого
момента при новом способе в отдельных случаях может достигать
почти 50% (для сечения № 1 при марке бетона 200 кГ/см2). При
углеродистой стали (М16С, Ст. 3 мост.) эти закономерности со-
храняются, однако количественно эффективность нового способа
уменьшается. В целом эффективность нового способа расчета растет
с уменьшением прочности бетона, а также с увеличением прочности
стали, отношения нагрузок II и I стадий работы, отношения пло-
щади бетона к площади стали.
218
Сечение №1
М
8В*
Новым способам	2631	3221	3628	3881	Новь/^ способом
Прежним способом	1784	2473	3128	3921	Прежним способом
Марка бетона	200	300	400	600	Марна бетона
Сечение №2
6547
6607
600
Рис. 89. Сравнение изгибающих моментов, воспринимаемых объединенными сечениями по новому и прежнему
способам расчета на прочность
Незначительное превышение воспринимаемого момента по преж-
нему способу расчета, выявившееся при марках бетона около
500 кГ/см\ объясняется тем, что прежде расчетное сопротивление
бетона всегда принималось 7?и>б, а по новому способу расчета для
рассматриваемых сечений 7?б = #пр,б-
Необходимо отметить, что увеличение воспринимаемого мо-
мента при новом способе расчета получается в конечном итоге по-
тому, что при прежнем способе напряжения в материалах недо-
использовали. Если же напряжения в материалах использовать
полностью, то величина воспринимаемого момента получится при-
мерно одинаковой при прежнем и новом способах расчета (включая
случаи Б и В), поскольку для работы объединенной балки разница
между трапециевидной и прямоугольной эпюрами напряжений в бе-
тоне обычно несущественна. При новом способе расчета легче добить-
ся полного использования напряжений в материалах, что значитель-
но облегчает компоновку поперечного сечения объединенной балки.
В этом состоит практическое преимущество нового способа. Введе-
ние нового способа расчета объединенных балок, обоснованного
теорией и опытами, имеет серьезное значение для проектирования
железнодорожных пролетных строений, а также автодорожных и
городских пролетных строений с предварительным напряжением
или регулированием, обеспечивающим полное использование бето-
на в продольном направлении.
§ 25.	ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ
ПРОСТЫХ ОБЪЕДИНЕННЫХ СЕЧЕНИЙ
ПРИ РАСТЯЖЕНИИ БЕТОНА ВРЕМЕННОЙ НАГРУЗКОЙ
Рассмотрим простое объединенное сечение такого же типа 1С,
как по рис. 84, а или 87, воспринимающее отрицательный изгибаю-
щий момент или изгибающий момент с осевой силой при преимущест-
венном растяжении бетона временной нагрузкой.
При этом возможны следующие варианты работы бетона:
1)	бетон настолько обжат постоянными нагрузками (с регу-
лированием или без него) или предварительным напряжением, что
при растягивающих воздействиях временных нагрузок в итоге рас-
тяжения в бетоне не возникает;
2)	хотя бетон и обжат постоянными воздействиями, но времен-
ные нагрузки преодолевают это обжатие и в итоге растяжение
в бетоне возникает;
3)	бетон не обжат постоянными воздействиями, растяжение в бе-
тоне возникает от полной величины растягивающих воздействий
временных нагрузок (или от суммы растягивающих постоянных и
растягивающих временных воздействий).
До последнего времени в разных проектных организациях для
вариантов 2 и 3 существовала различная практика в отношении
этапа расчета и тех загружений, при которых растянутый бетон
выключался из работы, в отношении критериев для его выключе-
220
ния, а также в отношении учета продольной арматуры растянутого
железобетона и модуля упругости бетона при его растяжении. Рас-
чет на трещиностойкость (в частности, на ограничение раскрытия
трещин) обычно отсутствовал или заменялся проверкой растяги-
вающих напряжений в бетоне под такими же нагрузками, что и при
основной проверке прочности сечения, но по особым допускаемым
напряжениям. В настоящее время все эти вопросы регламентирова-
ны Техническими условиями СН 200-62 и Техническими указания-
ми ВСН 92-63. При определении силовых факторов М, QhN бетон
полностью вводят в состав сечений, причем растянутый бетон ус-
ловно учитывают с обычным модулем упругости при сжатии, равным
Еб (см. §20). Проверки прочностей трещиностойкости выполняют
раздельно. При проверке прочности в зависимости от величины
напряжения в крайней фибре бетона либо учитывают упругую ра-
боту всего сечения бетона, либо бетон полностью не учитывают.
Независимо от этого продольную арматуру учитывают всегда.
В расчетах на прочность в период эксплуатации железобетон-
ных конструкций, в том числе и предварительно напряженных,
работу бетона на растяжение, как известно, никогда не учитывают,
определяют зону растянутого бетона и выключают ее из работы.
В сталежелезобетонных конструкциях при проверке прочности
точное определение границы растянутого выключившегося бетона
оказывается сравнительно сложным. Значительно проще либо
полностью учесть весь бетон в составе сечения, либо полностью
выключить его. Такой подход дополнительно оправдан тем, что
железобетонная часть сталежелезобетонного элемента является
обычно плитой с малой высотой (толщиной) и большой шириной.
Опыт эксплуатации и испытаний показал, что если в плите появля-
ются трещины, они часто сразу распространяются на всю ее тол-
щину. Однако полностью исключать из работы плиту во всех слу-
чаях появления в ней фибровых растягивающих напряжений было
бы неоправданным, поскольку при значительной площади она может
оказать существенное влияние на воспринимаемый момент.
В соответствии с изложенными соображениями критическая
величина окр напряжения абф, определяющая необходимость выклю-
чения всего бетона из состава сечения, назначена дифференциро-
ванно. Принимается: оКр = 0 в автодорожных и городских мостах
при наличии в железобетоне арматуры из высокопрочной проволоки
(пучков, канатов), а также в железнодорожных мостах независимо
от вида арматуры; оКр = /?рп в автодорожных и городских мостах
при отсутствии в железобетоне арматуры из высокопрочной про-
волоки. Здесь /?рп — расчетное сопротивление бетона растяжению
согласно действующим нормам. В железобетонных мостах /?рп ис-
пользуется только для предварительно напряженных элементов,
а в сталежелезобетонных конструкциях — независимо от наличия
предварительного напряжения.
При сгкр = 0 расчет прочности ведется еще более осторожно,
чем в железобетонных конструкциях, а при акр>0 — более смело.
221
Весьма осторожный подход к железнодорожным пролетным строе-
ниям определяется не только их большой ответственностью, но и
значительным влиянием повторности загружений, что может при-
вести к увеличению растягивающих напряжений в бетоне по срав-
нению с расчетными. Столь же осторожный подход к пролетным
строениям, имеющим в бетоне высокопрочную проволоку, опреде-
ляется как необходимостью надежной защиты проволоки от кор-
розии (хотя она в значительной степени обеспечивается расчетом
на трещиностойкость), так и тем, что наличие высокопрочной ар-
матуры является признаком интенсивного предварительного на-
пряжения, при котором растягивающие напряжения в бетоне могут
получиться только как малые разности больших величин, что опре-
деляет пониженную обеспеченность от получения в действитель-
ности растягивающих напряжений, больших расчетных.
Фибровые напряжения обф вычисляют в предположении упругой
работы бетона с учетом в необходимых случаях ползучести бетона
и обжатия поперечных швов под постоянными нагрузками и воз-
действиями. Для автодорожных и городских мостов без высокопроч-
ной арматуры в железобетоне в случае получения при рассматри-
ваемом загружений растягивающих напряжений обф в пределах
/?рп > бф > 0 для учета работы бетона в составе сечения необходимо,
Кроме того, соблюдение условия обф</?Рп и при самом невыгодном
для этого напряжения положении временной нагрузки и сочетании.
Таким образом, помимо вычисления обф при рассматриваемом за-
гружении, должно быть определено и невыгодное значение Обф-
Наибольшее обф часто получается в дополнительном сочетании —
при невыгодном для обф положении временной нагрузки, взятой
с коэффициентом сочетаний 0,8, и с учетом воздействий усадки бето-
на и колебаний температуры (согласно главе VII). Имеется в виду,
что если в бетоне при одной из комбинаций воздействий появятся
трещины, то в последующем он не сможет работать на растяжение
и при любой другой комбинации воздействий. Работу же бетона на
сжатие (при растягивающем обф <С 0) учитывают независимо от по-
явления и величины суммарных растягивающих напряжений в бе-
тоне этого сечения при иных комбинациях воздействий. Отметим,
что в действительности работоспособность железобетона при сжатии
зависит, по-видимому, от того, раскрывались ли в нем поперечные
трещины при растяжении, и от величины раскрытия трещин. Однако
в настоящее время это не принимается во внимание в связи с неис-
следованностью вопроса.
Напряжения обф при отсутствии предварительного напряжения
определяют1 по следующим формулам: в основном сочетании
1 / Л№п+ Мп+ , №" + Nn+ N<t\ , й
аБф = —---------™------------1-------р------- ) + Оъф; (37)
У	W Бф,стБ	•< стБ	]
1 Здесь и далее пренебрегаем весом опалубки. Обозначения см. стр. 150.
222
в дополнительном сочетании
№вф, стБ
1 / Л4*11+Мп+0,8Л4Я-МУ’т , Л^11 + ЛГп+О,8Л^-4-ЛгУ’т
<*бф= — —	- - -	-	-
"1
+ ^Бф + БфТ.	(38)
В соответствии с изложенным Технические условия СН 200-62
и Технические указания ВСН 92-63 предусматривают при преиму-
щественном растяжении бетона временной нагрузкой 2 расчетных
случая:
Рис. 90. Расчетные случаи для сечения С1 при действии отрицательного
изгибающего момента с перераспределением его при предварительном
напряжении
случай Г, когда бетон учитывают в составе сечения — при вы-
полнении хотя бы одного из следующих условий: обф < 0 в рассмат-
риваемом загружении и обф, max <С аКр в наиболее невыгодном загру-
жении и сочетании;
случай Д, когда бетон не учитывают в составе сечения — при
одновременном выполнении следующих условий: обф > 0 в рассмат-
риваемом загружении и обф, max > в наиболее невыгодном загру-
жении и сочетании.
Если вернуться к вариантам проявления воздействий, пере-
численным на стр. 220, то случай Г всегда имеет место при первом и
иногда при втором варианте, а случай Д, как правило, при втором
и практически всегда при третьем варианте.
Применительно к основному сочетанию нагрузок и воздействий
расчетные формулы случая Г имеют в соответствии с рис. 90 сле-
дующий вид:
для крайней фибры стального нижнего пояса
Л41	Afi	Л1п,п	д/и.п-
F П7	р ан ^и’с (39)
**н, с	Г с	Mr н, стБ	г стБ
223
или
___ I I II, n Г)
— <-*н, с Т ^н, стБ Аи, с,
для крайней фибры стального верхнего пояса
А41	, /V1	Л411’11 , Afn’n
Р W7 "Г" р	< ^и» с
VvB,c	Г с	WB, стБ Г стБ
(40)
или
— Ив, с “F <^в, стБ Яи, с*
Расчетные формулы случая Г (39) и (40), естественно, сходны с
расчетными формулами случая А (29) и (30). Различие имеется толь-
ко в знаках напряжений и в том, что для случая Г принято m2 = 1,
поскольку бетон, разумеется, не может сдерживать текучесть стали
при растяжении. В случае Г положительными считаются растяжение
в верхнем поясе (и в бетоне) и сжатие в нижнем поясе, а в случае
А — наоборот.
Расчетные формулы случая Д (см. рис. 90) выражают воздей-
ствия внешних силовых факторов на стальную часть сечения (с уче-
том во II стадии продольной арматуры железобетона) и имеют
следующий вид:
для крайней фибры стального нижнего пояса
М1	Mimi —^и,пгстБ ст Nn,n
а« = -1г— -р----------------------р—<Яи,с (41)
ИЛИ
гт — rr1	I ГТ11’-	D
ин — <->н, с I °н, ст	А и, с,
для крайней фибры стального верхнего пояса
_ М1 АЛ АР’11 —ДЩ.пгстБ с #п,п
СТн - WB, с + Fc	WB, ст + FCT < с
ИЛИ
ав = <с+	с;
для крайнего ряда арматуры железобетона
оа = —
ЛР-п —ЛЩ.п2стБ ст jvn.n
^а.ст	+ Fct
(43)
или
Оа 2— ^а, ст
224
В этих формулах отсутствуют внутренние напряжения от пол-
зучести бетона и обжатия поперечных швов. Эти напряжения,
как уравновешивающие соответствующие напряжения в бетоне,
пропадают одновременно с исключением бетона из состава
сечения.
В формулах (39) — (43)
Л/1 = Л^;
Л!11,	2V11’ n=№u+Nn+№.
§ 26. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ОБЪЕДИНЕННЫХ СЕЧЕНИЙ
С ЗАМОНОЛИЧЕННОЙ ВЫСОКОПРОЧНОЙ АРМАТУРОЙ
Рассмотрим объединенное сечение типа С2 (рис. 91 и 92), пред-
варительно напряженное высокопрочной арматурой, замоноличен-
ной в железобетонной плите, и воспринимающее отрицательный
изгибающий момент или изгибающий момент с осевой силой при
растяжении бетона временной нагрузкой. Выведем формулы про-
верки прочности такого сечения применительно к тем двум вариан-
там постадийного приложения вертикальных нагрузок и осущест-
вления предварительного напряжения, которые были приведены
в качестве примеров на стр. 161.
Начнем с варианта двухступенчатого предварительного напря-
жения, при котором первая ступень натяжения высокопрочной ар-
матуры воспринимается стальной частью конструкции во II стадии
работы, а вторая ступень — сталежелезобетонной конструкцией
в этапе «а» III стадии работы.
Аналогично изложенному в § 25, для сечения типа С2 воз-
можны 2 расчетных случая — Г или Д (см. рис. 91) в зависимости
от величины напряжений оБф.
Напряжение оБф определяют по формулам
_ 1 ( МпШгп,сБ	Wnm	Ме"'+М”+Мч
Й7БФ,сБ FcB	^Бф.стБ
, N&"+Nn+№ \ , -
+ Fctb ) + °Бф’
(44)
__ 1 /	-Vn111 Z„, сБ
БФ “ П1 V ГБф, СБ
Л^"1	М«1П+А1п+0,8Л1«+Л4У’
>сб
№Бф. стБ
Л/gin+Л/п+о,8 Л^+^у-т \ , й , у—
---------р------------ + СТБф + <ТБф .
(45)
225
Рис. 91. Расчетные
случаи для сечения
С2 при действии
отрицательного изги-
бающего момента и
двухступенчатом на-
тяжении высокопроч-
ной арматуры на
сталь и сталежелезо-
бетон
Рис. 92. Расчетные
случаи для сечения
С2 при действии от-
рицательного изги-
бающего момента и
натяжении высоко-
прочной арматуры
на железобетонную
плиту
Ш
В случае Г, т. е. при Обф < 0 или Обф, max <Z окр, расчетными
формулами являются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
_ M&+Nr" Zn, c+M*l'+XgIIZn. с
UH—----------------------------
Ngi —^п+^гп—
или
Гн, с
М1П Zn, СБ Л/пШ	jVIIIfr.n
Гн, сБ FcB Гн, стБ	FстБ
Fc
Rn. с
(46)
Л —ЛТ1’ 11 I ~IIIa I ЛП1Ь, П П
Он — Он, с г Он, сБ"Г <*н, стБ -С Аи, с>
для крайней фибры стального верхнего пояса
Л^’+А#1 Zn, c+2MS”+X«n Zn, с
Гв.с
, Ngl — ^n+^gn—^п11
О,
МПЧ,сБ , Nn"
Гв, СБ
Fc
МШЬ, п NUIb, п
FcB Wв, стБ FctB
Rh, с
(47)
или
__ L II , Ша . Шб, п п
Ов — ОВ| с ОВг сБТ Ов>СтБ Аи, с>
для высокопрочной арматуры
= Mn+Xgn+Mnl _ 2 / Л4И1Ь,П _ 2ушь,п\
Fп	Яп \ п, стБ	FстБ /
(48)
п
ИЛИ
„	_П, Illa । Jilt, п n
On — Оп> п “Г Оп, стБ ЧАп-
В случае Д, т. е. при обф > 0 и обф, max > окр, расчетными
формулами являются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
ИЛИ
он = —
Гн,с
Ng' — Nr"+Nt"— Xs"
Fc
Nnuzn, ст+Мн^-п_2УИ1ь, П 2стБ1 ст
Wн, ст
— Nn"+Niub’n
F ст
И, с
(49)
__ I, П.-Ша, II16’ п D
Он— Он, с “гОн, ст	Аи,с*
227
для крайней фибры стального верхнего пояса
М^+^п^п.с+^’+А^'гп.с
, W-N^+NW-X*" A/nIIIzn.CT+M”^.n-№"^nZcTB,CT ,
+	Fc	WB, ст	+
—МП1 + ^111г,’п
F ст
или
о*в — ав; с
Ша, III6, Л р
В, СТ	Аи, с>
для высокопрочной арматуры
Мп+х«п	1 v
°я = ---F--------х
F п	ип
-Хп 11 ?п, ст + AfHIb. п _ NUlb. п гстБ> ст
Wп, ст
A7rlII_L Л7Ш6,п\
---------------- <^п(51)
г ст /
ИЛИ
Оп— СГп,
, Illa, III6, п п
п"Г С>П, ст	Дп»
В формулах (46) — (51)
Д4Ш6, п=д45Ш+Л4п+^;

Обратимся далее к варианту предварительного напряжения
сечения типа С2 во II стадии работы натяжением высокопрочной
арматуры на железобетонную плиту, свободно уложенную (при
отсутствии трения) на стальную конструкцию. После натяжения
арматура замоноличивается в каналах плиты, а плита объединяется
со стальной конструкцией.
В этом варианте также возможны 2 расчетных случая — Г или Д
(см. рис. 92) в зависимости от невыгодной величины напряжения
оъф, определяемой по формулам:
Nu , 1 (	М^+М^+М^ , А^П1 + Ууп+лМ	_
Ов‘=-?;+	-----—+—F^i—/+”в‘: (52)
Nn . 1
СТЬф = -^ + ^Х
(_ Л4£ш4-Л1п4-0,8Л^+Л1У’т ( 7V^III4-^4-0,8^+^’
X
WБф, стБ	FстБ
+ ОБф + ОБфТ.
228
(53)
В случае Г, т. е. при стБф<0 или аБф, max < <ткр, расчет-
ными формулами являются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
_	ЛИ1	2V«i	мш.п дгш.п -
СТн“	Гн,с	Fc	(54)
ИЛИ
rr —rr1 I rr111’ n D
Он--Он, СП °H,CT Б Ли, с,
для крайней фибры стального верхнего пояса
М®1	№ МШ-П ,	„п .п
= + В<^И’С (55)
ИЛИ
ГТ — гт1	I ГТ111’ П	D
Ов— Ов, сп '-'в, стБ Ли, с>
для высокопрочной арматуры
Оп
или
В случае
формулами являются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
М _ J_ /Л4Ш>П  7УШ»П
/*п пп\Г п, стБ	FстБ

(56)
„ — гт1 1	I ГТ11!, П	D
On — On, пт On, стБ	Лп.
Д, т. е. при аБф>0 и аБф, max О']
Ngi Л/”гп,ст+М1П-п — ^ш’пгстБ,ст
°Н Гн, с Fc	Гн, ст
-^+Л/1П’п/ „
—	г	/<И, с
Г ст
ИЛИ
гт —ГТ1 I гт11’ П1’- D
Он — Он, с“Г Он, ст	-Ки, с,
для крайней фибры стального верхнего пояса
__
°В ~ Гв, с
Ngl	2п,Ст+Л4Ш-п-^Ш-П2стБ,ст
Fc	Гв. ст
, -Л^+№И’П п
Н	р	И а и, с
Г ст
(57)
(58)
или
_ __I I _П, Ш. п Г>
Ов — Ов> сп Ов, ст	•*\и,
с>
229
для высокопрочной арматуры
1
„ X
Пп
(Nn Zn, ст+М111’ п - 2V111’ "ZctB, ст
Х\	Гп.ст
Л^п+Л/111,11
F ст
(59)
или
— ГГ ’ П1’ П
Un — ип, ст ~
Rn.
В формулах (54) — (59)
Л4111’п = ^111+Мп4-Л1<7;
М1П’п=^ш+Мп+Л^.
§ 27. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ ОБЪЕДИНЕННЫХ СЕЧЕНИЙ
С ШПРЕНГЕЛЬНОЙ ВЫСОКОПРОЧНОЙ АРМАТУРОЙ
Рассмотрим сначала объединенное сечение типа СЗ (рис. 93),
предварительно напряженное шпренгельной высокопрочной арма-
турой, открыто натянутой в верхней части сечения вдоль железо-
бетонной плиты. Объединенное сечение в совокупности с высоко-
прочной арматурой воспринимает отрицательный изгибающий мо-
мент или изгибающий момент с осевой силой при растяжении бетона
временной нагрузкой.
Выведем формулы проверки прочности применительно к сле-
дующему варианту постадийного приложения вертикальных нагру-
зок и осуществления предварительного напряжения.
В I стадии работы стальное сечение (без высокопрочной арматуры
и железобетона) воспринимает собственный вес стальных конструк-
ций— нагрузку gl. Во II стадии выполняют первую ступень на-
тяжения высокопрочной арматуры (усилием Nrn 11 с передачей его на
стальную конструкцию), после чего воспринимается вес железобе-
тонной плиты gll, и плита объединяется со стальной конструкцией.
В III стадии осуществляют вторую ступень натяжения высокопроч-
ной арматуры (усилием Nrnni с передачей его на объединенную кон-
струкцию), после чего воспринимается постоянная нагрузка
(вес полотна проезда, тротуаров, коммуникаций и пр.) и временная
вертикальная нагрузка q, а также проявляются длительные де-
формации ползучести бетона (и обжатия поперечных швов).
При проверке прочности сечения СЗ также возможны 2 расчет-
ных случая — Г и Д в зависимости от величины напряжений оБф,
определяемых по формулам:
_ 1 ( Л/п1Пгп.саБ+МгП1+Л4п+Л4-7+Х{,11’пгп,саБ
БФ П1\	ГС'Бф, саБ	+
, — Nnu+Nem + Nn+Nq —	н
н---------------р--------------1 + сгбф;
ГсаБ	/
(60)
230
Б* “ пг Х
М,ш Zn,caE+AfgllI+Mn+0,8^+My’ т+^Пдоп-п’у’тгп,саБ
1^ Бф,саБ
—ЛГШ+ wglll+ Л/п+0,8^+ Ny- т —
F саБ
+ <^Бф+ 0БфТ •
(61)
В случае Г, т. е. при сгбф < 0 или сгбф, шах^Окр, расчетными
формулами являются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
A4gI + С1z„, c+MgII+Xgn z„, С ^gI-A^n
Nn zn, саБ~|~-М H-I-Хп'1, Zn-саБ ___
Г., саБ
-<4wni’D-XiIU
F	Он А и, с
г саБ
(62)
ИЛИ
— ат1’ 11 I /т111’ п D
Он — Он, с “г Он, саБ 'Ч> Ди. с,
для крайней фибры стального верхнего пояса
Пв =
ТИ^1-}- Nn 1 zn, c“F^WgII4“ Хп zn, с
, Ne'-Nr"+Nsll-Xs" #пПгп>саБ+Л1П1-п+Х*">пгп,саБ ,
+	Fc	WB, саБ	+
ИЛИ
ZT1’ 11 I АТ111’ П	D
Ов — Ов> с Ов>СаБ Ди, с,
для высокопрочной арматуры
п Ми+хГ+М1П+^п’п
сгп = -----г-------- < Ап
Г п
(64)
ИЛИ
AT —AT11’ HI, П
Оп — <?п, п
R„.
В случае Д, т. е. при акр>0 и стБф, шах > акр, расчетными
формулами являются:
231
для крайней фибры стального нижнего пояса
Algl+ zn, с+^'ЧхГ1 zn, с Ne'-N'"+Ngn-Xgn
сн=—	---------------- ----------
Wh, с	Fc
МШ Zn, са+ А4111’ П +Х’П- П Zn, са -	п Scab, са
WB, са
-М1П+^1П’п-хУ1’п
F са
Rn, с
(65)
ИЛИ
_	11 I	£ р
Он— Он> с -f- Он, са	/<Иг с,
для крайней фибры стального верхнего пояса
= __ MgI+ Nr" zn, с+ MgII + Xgn zn, с A^-JV'11 +7VgII-XgIi
№B, c	+	Fc
^пШ Zn, са+ МШ’ П + ХпН’ П ^п, са — Д/Ш’ П ZGaB, са
П
или
F са
7?и, с
(66)
_ I, п ।	И1’ £ ^ р
Ов — Ов, с “г Ов, са Ди, с>
для крайнего ряда обычной арматуры железобетона
д/НП	। ддШ, п । уIII, п	Л7Ш, п
__ Ап 2П, са~г^ “г^п, са А ^саБ, са
а" '
, -AtfII+iVin’n-Xj,1I’n
ca
(67)
ИЛИ
Ш._п
О’а = ^а, са Rai
для высокопрочной арматуры
On =
Rn
(68)

п
п
ИЛИ
„ _ II, III,£ . D
Оп— Оп, п	Ап-
Изгибающие моменты М и осевые усилия Л/, не имеющие ниж-
них индексов, являются внешними силовыми факторами и относятся
ко всему соответствующему данной стадии работы поперечному се-
чению, включая высокопрочную арматуру, если она включена в ра-
232
Случай В & R6 Щ
Рис. 93. Расчетные
случаи для сечения
СЗ при действии
отрицательного из-
гибающего момен-
та и двухступен-
чатом натяжении
высокопрочной ар-
матуры на сталь и
сталежелезобетон
Рис. 94. Расчетные
случаи для сечения
С4 при действии по-
ложительного изги-
бающего момента и
натяжении высоко-
прочной арматуры на
сталь
боту (несмотря на то, что шпренгельная высокопрочная арматура
по существу является самостоятельным элементом).
Самонатяжение Хп11,п принимается во внимание в случае Д без
учета влияния на него выключения бетона из работы. При местном
’Выключении бетона на части длины элемента самонатяжение Лп11’11,
строго говоря, должно несколько увеличиваться. Однако это не
принимают во внимание, как и в других расчетных схемах для
решения статически неопределимых задач.
Перейдем к объединенному сечению типа С4 по рис. 94, пред-
варительно напряженному шпренгельной высокопрочной армату-
рой, открыто натянутой снизу вдоль нижнего пояса. Объединенное
сечение в совокупности с высокопрочной арматурой воспринимает
положительный изгибающий момент или изгибающий момент с осе-
вой силой при сжатии бетона временной нагрузкой.
Рассмотрим следующий вариант постадийного приложения вер-
тикальных нагрузок и осуществления предварительного напряжения.
В I стадии работы стальное сечение (без высокопрочной армату-
ры и железобетона) воспринимает нагрузку gl — только собствен-
ный вес стальных конструкций или этот вес в сочетании с весом
плиты. Во II стадии усилием Nrn натягивают высокопрочную арма-
туру с передачей натяжения на стальную конструкцию, после чего
воспринимается нагрузка g-Ц — вес плиты (или только вес замоно-
личивания сборной плиты), и плиту объединяют со стальной кон-
струкцией. В III стадии воспринимается постоянная нагрузка g-Щ
(вес полотна проезда, тротуаров, коммуникаций и пр.) и временная
нагрузка q, а также проявляются длительные деформации ползу-
чести бетона (и обжатия поперечных швов).
При проверке прочности сечения типа С4 возможны 3 основных
расчетных случая — А, Б и В, аналогичных рассмотренным в § 24
применительно к сечению типа С1. Расчетный случай определяется
величиной напряжений Об и Обф, вычисляемых по формулам:
-- -о?ф. (70)
1 /л/П1,п уП1, п„	л/Ш, п уШ,п\
1 / М —Ап Zn, саб А/ —Ап \ п.
аб = — -----------------------------р--------) — аб;	(69)
/21 \	Wo, саб
_ 2 ри1П>п- xJ,II,nzn>ca6 w
абф Л1' I	Гбф, саб
В случае А, т. е. при Обф<С#б, расчетными формулами яв-
ляются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
„ MgI — zn. c-j-Mgn — Х„и гп, с к Ng'-Nr„+NgU-XgU
ан =-------- -----------------------------------------------1_
Гн, с	Fe
ддШ, П ylll, П	дтШ, П уШ, п _
Ап zn, саб । М	Ап . п ту г7\\
---------тту---------------1	F-------------Нн < Ки, с ('V
r w н, саб-----------------* саб
и, с
234
или
_ _1, II । _III, n	Г) ,
Он -- OHj c	саб	Ли, с.
для крайней фибры стального верхнего пояса
Ms’ —Nr„ z„. с+МёП— Xg" zn, c Nsl — Nrn+Ns" — A«n
WB, c	Fc
Л 4111, n у 111 , П	»7111, n vlll, П _
I	^п» ca6	n J	£)
~Г"	iw	~c	i а в	1П 2 *\ и, c
W в, саб	Г саб
ИЛИ
Г- — А» 11 I А11, П	D
Ов — Ов> с г OBt саб А	Ли, с,
(72)
для высокопрочной арматуры
Л^+А£п+Аш’п
Fn
(73)
или
—,	—ZT11’ Ш’ П	О
Оп— Оп, п	’А Ап-
В случае Б, когда при наличии расчетной продольной арна-
ут
туры — >об>/?б, расчетными формулами являются:
«1
для крайней фибры стального нижнего пояса
Л1й1-Мгп,с+Л1г" —A^’zn.c , Ngl — Wn+Wgn— А«"
\V7	"l~
°" ’	Гн. c MII1’n-A'11, №”’n — AnII,n +	Fea	+ - "Zn.ca-W Гн,са । 5б, са \гн,са	t с III, п ^саб, са ।			— + (74)
		А' Fса ,	)/?б	^?и, с	
или _ _ _I, II , —III. £ Oh — OHf с T Oh, ca ~~	/са уГн.еа	А" Fea ?	|яб	Ru, c'l	
для крайней фибры стального верхнего			пояса		
OB
Me' - Nr„ zn, c+MgI1 - A„n Zn, c NS1 - Nrn+Neil - XgU
WB,C	 Fc
, MIII’n-A'I,’nZn,ca-^III'nZca6,ca
+	Гв,са
Д71П.П	yIII,n	/q	rp \
/V —An	ld6’cai^6ID^P
P	* P /Аб'^Аи.с
-<ca	\" в, са P ca /
(75)
235
или
I, и । ш, JL
O'b — ^в, c + Ob, ca
5б, ca
Яб Rh, c-
Формула для напряжений в высокопрочной арматуре в случае Б
остается такой же, как и в случае А. В действительности при местном
развитии пластических деформаций в бетоне на части длины эле-
мента усилие в высокопрочной арматуре должно несколько возра-
сти за счет увеличения самонатяжения Хп11,п. Однако в расчетах
это не учитывают в соответствии с общими правилами решения
статически неопределимых систем.
В случае В, когда при наличии расчетной продольной арматуры
Об> — или когда при отсутствии расчетной продольной арма-
ni
туры (5б> Re, расчетными формулами являются:
для крайней фибры стального нижнего пояса
Он =
_ M^-Nrn zn, С+М^ —Х„п Znic+ Л1ш,п х’п-Пгп,с-гсаб,с
Гн,с
,	+	— X®” +AZ"1-" —Д11>п
+	Fc
-	(Яб + НЯаХ с	(76)
или
_   I. И» III» п	/ <$б, с Рб \ / р । и D \ / D
Он — Он, с — "I П7 г? | \Re “Г Р^а) Rh, с,
у ™ н, с Г с )
для крайней фибры стального верхнего пояса
ов =
2П,С+Л4ги-Х^2п1с+	с _ ^ш,п с
U7B.c
— Nrn+№" — Xs" + X1”- п— X”1’ п
Fc
-	(+ тг) + Н*а) < с	(77)
у И/ в, С гс j
ИЛИ
св =	+	(/?6 + ц£а) < ХИ' с;
236
4
для бетона
1 ( MIII-n_X},II’n2n,c — ^Ш,Пгсаб.с	^1П-п_ Х'”’П\
^б.с	Fc )
-	£(^7 + Й)(й» + ,1ад<4‘	(78)
ИЛИ
_ вб, с -___1_ / Зб, с . f б / D  D \ < л
6 - Ес	Ес \№б, с + Fc / (7?б + И^а) < Лб'
Формула для напряжений в высокопрочной арматуре в слу-
чае В остается такой же, как и в случае А, по причинам, ана-
логичным изложенным выше, применительно к случаю Б.
В формулах (62)—(78), как и ранее,
дрп, п =	+ д^п + Mq.
Д/Ш, п = ДГ£Ш 4- _/\/п	№.
§ 28. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ
ПРЕДВАРИТЕЛЬНО НАПРЯЖЕННЫХ
ДВУХПЛИТНЫХ ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИИ
Рассмотрим двухплитные поперечные сечения по рис. 95, пред-
варительно напряженные высокопрочной арматурой, замоноличен-
ной в верхней (сечение типа С5) или в нижней (сечение типа С6)
железобетонной плите. Сечение типа С5 воспринимает отрицатель-
ный изгибающий момент, а сечение типа С6 — положительный из-
гибающий момент.
Каждое из рассматриваемых сечений имеет одну железобетон-
ную плиту «б», сжимаемую временной нагрузкой, и одну железо-
бетонную плиту «Б», обжатую высокопрочной арматурой и растяги-
ваемую временной нагрузкой. Единая система обозначений позво-
ляет для обоих сечений получить расчетные формулы одинакового
вида, отличающиеся только некоторыми знаками. При наличии двой-
ных знаков верхний знак относится к сечению С5, а нижний —
к сечению С6.
Рассмотрим следующий вариант работы двухплитных попереч-
ных сечений. В I стадии стальная конструкция (без высокопрочной
арматуры) воспринимает нагрузку gl. Во II стадии выполняют
первую ступень натяжения высокопрочной арматуры усилием Nrn 11
с передачей его на стальную конструкцию. Затем воспринимается
нагрузка gll, после чего включают в работу плиту «Б». В III ста-
дии осуществляют вторую ступень натяжения высокопрочной
арматуры усилием 111 с передачей его на стальную конструкцию,
объединенную с плитой «Б». Затем воспринимается нагрузка gill,
237
Рис. 95. Расчетные случаи для двухплитных сечений С5 и С6 при двухступенчатом натяжении высокопрочной
арматуры
после чего включают в работу плиту «б», а высокопрочную арма-
туру замоноличивают. В IV стадии воспринимаются нагрузки
glV и (?, а также проявляются длительные деформации п.
При проверке прочности сечений С5 и С6, имеющих сжимаемую
и растягиваемую плиты, возможны расчетные случаи А, Б и В
с точки зрения работы плиты «б» и расчетные случаи Г и Д с точки
зрения работы плиты «Б». Таким образом, в результате возможны
следующие комбинации расчетных случаев — АГ, БГ, ВГ, АД,
БД, ВД. Критерием для определения расчетных случаев А, Б и В
являются напряжения Об и обф в плите «б», а критерием для опреде-
ления расчетных случаев Г и Д — напряжения обф в противополож-
ной плите «Б». Все эти напряжения первоначально вычисляют
в предположении упругой работы всего бетона полным сечением
(с учетом ползучести и обжатия швов в необходимых случаях),
т. е. по формулам:
об =
MgIV 4- 7ИП + Мч
W6> стБб
_ _ M«IV + Мп + Мч
аб4>_ +	^бф, стБб
— <*6ф;
_ 1 '	+ ^ш2п,сБ + МгШ±^Шгп.сБ
СТбф”лД+	№бф>сБ
_ M«IV +МП+МЛ , п
г?	П7	/ + О'Бф,
(79)
(80)
(81)
„	_ 1 (- ± К'"'2п. еЬ +	± Х^'Ч.сБ
Б* ЛД’Н	ГБф>сБ
#пП +	_ MgIV+Mn+0,8M?+My’T\ , тг , —т
-------F-------------- Ч------------		 I + аБф + ПБф .
ГсБ----------------------------------^Бф, стБб-/
В случае АГ, к е. когда Обф < Re, а <тБ(Ь< 0 или’стБф max<tfKp,
расчетными формулами являются:
н ~ +	WH, с	± К +
_ + ГПШ гп.сБ+Mgni ± Х«шгп,сБ. , АГпП1+^*1П
+	№нсБ	— FcB "г
AfIV’п _ гГ
Т Try + °н -С /И2 Rh, с>	(83)
Vv н, стБб
239
_ _ M&± Mr"zn,c+M^± Xgnzn.^ Nr"+Xs"
^1
№в,С	Fc
± Atf" zn.cE+MgI11 ±Xginzn, сБ _ Nr"В * l+ XfUI _
+ Fes +
WB, СБ
MIV> n -=
L IV/	Z	^2 Аи, cj
Ив.стБб
(84)
2Vnn+X«"+^nin+X«ni _	M'v-"
Fn	nn IFn , стБб
+ а£<Яп. (85)
В случае БГ, когда при наличии обычной расчетной про-
дольной арматуры в плите «б» —- > <тб > /?б, а в плите «Б»
П1
^бф^О или аБф шах^^р» расчетными формулами являются:
_ Л^± AOn.e + MS" +ХпП2п, с Nr„U+XgnU _
ан= +---------------------------------±-------к----+
_ ±^1Пгп.св + Мв'”± X«IHzn,cB Nrnul+Xe„in_ M'v-n
+	№н,св	± FcB + ^н.стБ
- (Ф— ± -/М	+ а^тБ> < с; <8б>
\ Vv н, стБ	г стБ /
_ _ Ms' + Nr"zn, с+ MS” ± Xg" zn. с _ ЛГПП+ _
в ~ +	WTc	+ К +
_ ± Wn " zn, св + Ms'” + XglIIzn>cB _ ^п1П+Х^П1 -
+	№в,сБ	+	^сБ
-j- ^4	/ 5б, СТБ —	4% \ г> . n
+ ту/	I ту/ т	I А б Z*Z CFB (стБ)	А и, с,
w в, стБ у М/ в, стБ -Г стБ J
Xn11+Xgll+7VnIII+XgI11 _ M'v-n
Fn	Пп Wn, стБ
$6, стБ
f6
F стБ
В случае ВГ, когда в плите «Б» сгбф<0 или аБф, шах <С акр,
а в плите «б»стб>— при наличии обычной расчетной продоль-
И1
240
ной арматуры или об> ПРИ отсутствии последней, расчет-
ными формулами являются:
„	_ М^± Nrnuzn,c+MW±Xsnuzn.c , Nr“+Xs" _
°*= +-----------±--------------------К— +
- ±ЛГпШгп,сБ+Л1гШ±хгшгп,сБ . МП,+ Х£Ш_ Miv. п
ГН,СБ	- FcB + Гн, спБ
±-A-V^ + ^a)+O^cnB) <#и.с;	(89)
\ VV н, спБ ГспБ /
__ MsI±MIIzn,c+M«"±X«IIzn,c _ С'+Х®1' _
°* В 9~ +	WTc	+ К +
± Л/'п1"2п.сб+^И1Х^"12п,сБ _^,,1+А«1П_ M'V.n
+	Гв, сБ	+ FcB + Гв.спБ
- ( Й'-СП- + 1Р-) (Яб + И^а) ± <^(спБ) < Rn. с! (90)
\ MZ в, спБ Г спБ у
„	—	MIV’n	1 / 5б. спБ	,	F6	\1Г) , ,, D х
~Ь	р уу/	р I \у/	Ч~	р	) (^б 4“ Р^а)
^с^б.спБ	\ ^б, спБ Г спБ /
(спБ) Аб^	(91)
MIV>n
Пп п, спБ
I *5б, спБ
( Wn, спБ
Ft
F спБ
(^бЧ-Р^а)Ч-0Гп (спБ)
Rn
(92)
В случае АД, т. е. когда Обф<Яб, а оБф>0 и оБф ,тах	СГкр»
расчетными формулами являются:
(7н = +
_ MfiIxWnIZn.c + MSII±XfI2n,c + MIII2n.c+M^»±^I,IZn.c
+	г^;	-
^п+х«11+^п1+х«1П
_ 7HIV’ п _
+ "тгу	+ CFH (стб) ^2 Rn, Ст (93)
И' н, стб
9 Зак. 939
24 J
СТВ = +
„ A^ITMIIzn,c+Msn±x*IIZn^±<I%.c+/WfilII + ^1',zn.c _
-I------------------------------------------------
CI+XfI+^rn1"+Xf”	M'v.n	-
+	Г7	+ XV/	2Z СТ в (стб)^ Аи, c>
* c	**в, стб
_ <I+^II+MIII+x«ni M'v.n -
Qn -	p	"Г xys	Г °п(стб) Ап*
” п	"п ™ п, стб
(94)
(95)
В случае БД, когда при наличии обычной расчетной про-
дольной арматуры в плите «б»—>об>/?б, а в плите «Б» обф>
П1
>0 и обф,max> сгкр, расчетными формулами являются:
_ M# ± Л/'11 гп, с+М*” ±ХГ zn,c± Л/J.111 zn,c+Msi” + zn. с
W
н, с
Nrnli
- МП1+ Xi
Fc
_ AflV.n
Гн,
Sq, ст
и, с,
(96)
_ Mg'l^'Zn.c+^^X^Zn.ciyV^'Zn.c + MSHZ X«nizn,c
+	r,
Nr"+Xs"+Nrnnl
1	Fc
/ 5б, ст
в, с
si" _Afiv.n
+ WB, CT
(97)
^?И, ci
<*п =
Y«n+ Л#п+
Fn
S(,, ст__F&
Wn, CT	Fст
tin Wn, CT
(98)
242
В случае ВД, когда в плите «Б» обф>0 и обф, max > tfKp,
а в плите «б» сгб> при наличии обычной расчетной продоль-
ni
r
ной арматуры или	—- при отсутствии обычной расчетной
ni
продольной арматуры, расчетными формулами являются:
<*н--h
_ Л4в1±^пгп,с+М«"±Х«п?п,с± A'rn'II2n.c+Ms’" + X®IIIzn,c ,
+	W'h.c	±
. Й'+ Х«п+ AZ'IH+ Хп1" _ MIV-n
±	Fc	+ ^Н.сп
±^W+^a)<tfn>c;	(99)
\ W Н, СП Г СП /
ав = +
_ М& ± Atf1 Zn, c+Mfi" ± zn,c± AZn 11 гп,с+Л4гн> ± Х8П111 zn,c
+	WB, с	!
_ А/;;п+ХпП+WnIU+Af" _A4IV-n
+	Fc	" №в,сп
-f#52-	+	(ЮО)
у W В, СП " СП /
+-^пГ,П	+ ДЬ^+^а)<Аб; (101)
Ьс^б.сп £с \ Vv6.cn Гсп /
_ Nr" + Xsnn+Nrnm+Xs"1 _ MIV-n
СТ"“	Fn	+ «nlVn.cn
у VV п> сп	Г СП )
В формулах (83) — (102)
Д41У, п = ^giv 4. Л1п +
(Ю2)
В формулах расчетных случаев АГ и АД коэффициент условий
работы т2 может быть больше единицы (в соответствии с изложен-
ным в § 24) только для пояса, объединенного с железобетонной
плитой «б».
Внутренние напряжения оп от ползучести бетона (и обжатия
поперечных швов) под постоянными нагрузками и воздействиями
в случаях БГ, ВГ и АД вычисляют в поперечном сечении, из состава
9*	243
которого удален бетон, переходящий в пластическую стадию ра-
боты или выключающийся из работы при учете воздействий вре-
менных нагрузок. Состав сечения для определения этих внутренних
напряжений указан в таких случаях в нижних индексах при напря-
жениях оп в скобках.
§ 29. ПРОВЕРКИ ВЫНОСЛИВОСТИ,
ТРЕЩИНОСТОЙКОСТИ И ДЛИТЕЛЬНОЙ ПРОЧНОСТИ
1.	Проверка выносливости
Для мостовых конструкций, работающих под многократно
повторными воздействиями временных вертикальных нагрузок,
проверка выносливости часто должна являться одной из наиболее
важных. Однако расчеты на выносливость разработаны в настоя-
щее время значительно слабее, чем расчеты на прочность, и поэтому
пока они занимают несколько подчиненное положение.
В соответствии с требованиями Технических условий СН 200-62
расчеты на выносливость выполняют в железнодорожных сталеже-
лезобетонных мостах для стальной и железобетонной частей кон-
струкции, а также для конструкций объединения железобетона со
сталью, а в автодорожных и городских мостах — только для сталь-
ной части и для сварных прикреплений в конструкциях объедине-
ния. При этом замоноличенную высокопрочную арматуру относят
к железобетонной части конструкции, а расположенную открыто —
к стальной части. В некоторых случаях предельное состояние по
выносливости, по-видимому, может иметь практическое значение и
для железобетонных частей автодорожных и городских мостов.
Однако соответствующие исследования пока еще не проведены
и методы расчета не получены.
Между расчетами на прочность и выносливость имеются разли-
чия, во-первых, в нагрузках (см. § 18), во-вторых, в принимаемых
деформативных свойствах бетона и некоторых особенностях опре-
деления напряжений для стальных конструкций (например, с учетом
жесткости узлов) и, в-третьих, в сопротивлениях. Не лишне здесь
отметить, что первые две группы различий введены в практику рас-
четов недавно, одновременно с введением методики предельных со-
стояний. Расчеты на выносливость ведут только при основном соче-
тании нагрузок и воздействий.
Расчеты на выносливость сталежелезобетонных поперечных се-
чений состоят в определении напряжений омакс и <умин и в проверке
выносливости стали и сжатого бетона по соответствующим снижен-
ным расчетным сопротивлениям, зависящим от р = ^мин .
Самаке
Для расчетов на выносливость интегральные внешние силовые
факторы М и N в сечении определяют от соответствующих этим рас-
четам нагрузок в большинстве случаев (за исключением случаев
244
необходимости учета жесткости узлов и других особенностей) так
же, как и для расчетов на прочность, по той же расчетной схеме и тем
же линиям влияния, т. е. с учетом упругой работы всего
бетона с обычным модулем (а также с учетом ползучести бето-
на и обжатия поперечных швов в статически неопределимых
системах).
Напряжения оМакс и о-Мин в сталежелезобетонных сечениях, не
имеющих плиты с замоноличенной арматурой из высокопрочной
проволоки, определяют при учете только сжатого (при рассматри-
ваемом загружений) бетона, причем бетон всегда полагают работаю-
щим упруго, а его модуль упругости принимают:
резко сниженной величины £б — в железнодорожных мос-
тах в случаях, когда временная нагрузка увеличивает сжатие
в бетоне;
обычной величины £б — в остальных случаях, т. е. в железно-
дорожных мостах, когда временная нагрузка уменьшает сжатие
в бетоне, и всегда в автодорожных и городских мостах.
Если при определении омаКс или о^ин с учетом всего бетона в край-
ней фибре плиты1 появляется растягивающее напряжение, то для
окончательного определения искомого напряжения из состава сече-
ния удаляют обычно (для упрощения расчета) весь бетон соответст-
вующей плиты. Однако при высоких железобетонных ребрах целесо-
образно удалять из состава сечения только растянутый бетон и
определять оМакс или о^ин аналогично тому, как это делают в таких
случаях в железобетонных мостовых конструкциях, с использова-
нием классической теории железобетона. Для проверки выносли-
вости (по Омаке) того бетона, который выключается при растягиваю-
щем о^ин, принимают р = 0.
В плите с замоноличенной арматурой из высокопрочной про-
волоки временная нагрузка обычно уменьшает сжатие в бетоне, и
модуль его упругости принимают обычно равным Еб. Однако в бетоне
такой плиты при расчете на выносливость проверяют не только сжи-
мающие, но и растягивающие напряжения, которые не должны пре-
восходить специального расчетного сопротивления бетона растяже-
нию /?р. В этих ограниченных пределах и учитывают работу бетона
на растяжение.
Упругую работу бетона и состав сечения в расчетах на выносли-
вость принимают независимо от того, по какому расчетному случаю
проверяют прочность этого сечения.
Принятие в расчетах на выносливость обычного модуля упруго-
сти бетона £б в тех случаях, в которых бетон испытывает многократ-
но повторные разгрузки при воздействиях временных нагрузок,
оправдано тем, что бетон при разгрузках действительно работает
упруго. Пластические деформации бетона проявляются при этом
в виде ползучести под постоянными воздействиями, обжимающими
бетон. Следовательно, в этих случаях проверки выносливости необ-
1 Без замоноличенной арматуры из высокопрочной проволоки.
245
ходим полный учет ползучести бетона (а также обжатия поперечных
швов) и соответствующего перераспределения напряжений.
Снижением расчетного модуля упругости бетона при многократ-
ном его сжатии в железнодорожных мостах учитывают действитель-
ное снижение его модуля и накопление пластических деформаций
при приближении к усталостному разрушению, т. е. явление вибро-
ползучести бетона. Модуль Еб является по существу модулем Пре-
Ес
дельной деформативности бетона. Отношение п' = принимают
Еб
по Техническим условиям СН 200-62 равным от 25 при марках бе-
тона 200 и 250 до 10 при марке 500 и выше, т. е. в 3,4—1,8 раза
£
больше отношения п, = по табл. 11.
Еб
Явления виброползучести и ползучести бетона по своей природе
имеют много общего. Перераспределение напряжений между бе-
тоном и сталью, учитываемое введением модуля Еб, во всяком случае
покрывает аналогичное перераспределение от ползучести под по-
стоянными воздействиями. Поэтому в тех случаях, когда выносли-
вость проверяют, принимая модуль Еб, внутренние напряжения
от ползучести бетона (и от обжатия поперечных швов) не учитывают.
Если количество повторений ниже принятого при определении
предела выносливости (обычно 2-106), то итоговые деформации в бе-
тоне будут много меньше, и полного перераспределения напряже-
ний между бетоном и сталью не произойдет. Именно поэтому для
автодорожных и городских мостов расчеты на выносливость ведут
сейчас с модулем упругости Еб (впредь до проведения детальных
исследований).
Если напряжения сгмаксв бетоне далеко не достигают предела вы-
носливости, то перераспределение напряжений между бетоном и
сталью даже в результате полного количества загружений не про-
изойдет настолько, чтобы модуль снизился до величины Еб- По-
этому модуль Еб и в железнодорожных сталежелезобетонных мостах
следует применять в вышеуказанных случаях только для проверки
выносливости самого бетона, а для проверки выносливости стали —
только тогда, когда выносливость бетона полностью используется.
Если же выносливость бетона недоиспользуется, то для определения
напряжений омакс в стали следовало бы принимать бетон с модулем
упругости промежуточной величины между Еб и Еб. Это учитывают
сейчас приближенно введением при проверке выносливости стали
коэффициентов условий работы т' (см. ниже).
Сниженные расчетные сопротивления стали и бетона для про-
верки выносливости принимают, как известно, с для стальных
конструкций (при преобладании напряжений изгиба над напряже-
ниями от осевых сил) и k9R^t б для сжатого бетона (при наличии на-
пряжений изгиба). Сниженные расчетные сопротивления для обыч-
246
ной и высокопрочной арматуры тоже принимают такими же, как и
для железобетонных мостовых конструкций.
Формулы проверки выносливости простого объединенного се-
чения типа С1, работающего в две стадии на воспринятие положи-
тельного изгибающего момента в железнодорожном пролетном строе-
нии, имеют вид:
для крайней фибры бетона
/И11’ п
<л>ф = , _ z----------< k9 /?и, б;
П бф, стб
(103)
для крайней фибры стального верхнего пояса

М1
WB, с
«в стб
ТВ Rv, с!
(104)
для крайней фибры стального нижнего пояса
_ М1
Сн “ IFH, с
н, стб
Тн Ви. c^
(105)
В этих формулах:
1^бф, стб; WBt стб; WEt стб — моменты сопротивления и аналогичные
геометрические характеристики, приве-
денные к стали при отношении модулей
.	, Ес
упругости стали и бетона п = —-;
£б
тв и тв — коэффициенты условий работы, вводи-
мые в случаях недоиспользования вы-
носливости бетона в данном поперечном
сечении и принимаемые согласно Тех-
ническим указаниям ВСН 92-63 по гра-
фику рис. 96.
Введением коэффициентов mi величины напряжений сгмакс и
омин в стали приближаются к тем величинам, которые они дол-
жны были бы иметь при расчете сечения с модулем упругости
бетона, промежуточным между Е'ь и Е^. При сгбф = #Р/?и, б
/П/= 1, т. е. расчет ведется при модуле деформации бетона £б-
При Обф-> 0 пг]	—б-, таким образом, для стали расчет ве-
W;t стб
дется при обычном модуле упругости бетона Еб.
Введение приближенных коэффициентов т' покрывается суще-
ственными запасами выносливости, имеющимися в стали объединен-
ной балки вследствие той ее особенности, что в начальный период
повторных воздействий действительные напряжения в стали оказы-
247
ваются меньше вычисляемых, а коэффициент режима нагрузки, за-
кладываемый в величину 7, принимается для объединенных балок
таким же, как и для чисто стальных мостовых конструкций.
Никаких коэффициентов пг при проверке выносливости бетона
вводить не следует. В начальный период повторных воздействий
напряжения в бетоне оказываются больше обф и могут превышать
величину б (минимально вероятный предел выносливости),
однако это не опасно, так как в отношении напряжений в бетоне
конструкция как бы обладает свойством саморегулирования.
Действительно, чем больше вначале будут напряжения в бетоне,
тем быстрее они снизятся. Если они окажутся ниже предела вынос-
ливости ранее достижения предельной деформативности, то послед-
няя вообще не будет достигнута и разрушения бетона не произойдет.
Таким образом, формула (ЮЗ), в которой бетон объединенного
сечения полагают обладающим предельной деформативностью,
правильно используется для проверки выносливости бетона этого
сечения.
2.	Проверка трещиностойкости
Главная задача расчета на трещиностойкость состоит в увели-
чении долговечности конструкции и в предотвращении коррозии
арматуры железобетона. Поэтому при наличии в железобетоне ар-
матуры из высокопрочной проволоки, а также при полотне проезда
без оклеечной гидроизоляции в автодорожных и городских мостах,
при безбалластном мостовом полотне в железнодорожных мостах и
в некоторых других случаях к трещиностойкости железобетонной
плиты предъявляют специальные (повышенные) требования.
Проверку трещиностойкости в период эксплуатации выпол-
няют на нагрузки и воздействия (согласно § 18) как основного,
так и дополнительного сочетания, но без учета горизонтальных
нагрузок.
248
В большинстве случаев определяющее значение имеет проверка
трещиностойкости именно в дополнительном сочетании с учетом
воздействий усадки бетона и колебаний температуры, специфика
чего изложена в главе VII. Здесь же рассматриваются только общие
принципы проверки трещиностойкости и их приложение к расчетам
на воздействие вертикальных нагрузок и предварительного на-
пряжения.
Проверка трещиностойкости железобетона в сталежелезобетон-
ных элементах выполняется, разумеется, только в тех поперечных
сечениях, в которых расчетом на прочность выявлена возможность
возникновения растягивающих напряжений в бетоне.
Интегральные внешние силовые факторы М и N в сечении опре-
деляют для расчетов на трещиностойкость по той же расчетной схеме
и тем же линиям влияния, как и для расчетов на прочность, с учетом
упругости всего бетона при обычном модуле Е^, а в статически не-
определимых системах также с учетом ползучести бетона и обжатия
поперечных швов.
При арматуре из высокопрочной проволоки проверка трещино-
стойкости заключается в определении фибровых напряжений в бе-
тоне сгБф в предположении упругой работы бетона с модулем £б,
т. е. по формулам, аналогичным (44), (52) или (81) случая Г для
проверки прочности. Напряжения оБф при этом должны быть сжи-
мающими как для железнодорожных, так и для автодорожных и
городских мостов. При определении напряжений оБф полностью
учитывают напряжения от ползучести бетона и обжатия попереч-
ных швов.
При отсутствии в железобетоне арматуры из высокопрочной про-
волоки проверяют допустимость раскрытия трещин. Такая проверка
необходима, если растягивающее напряжение сгБ, вычисленное
в^центре тяжести сечения бетона с учетом упругой его работы (а так-
же ползучести и обжатия швов) от нагрузок и воздействий, учиты-
ваемых в расчетах на трещиностойкость, превосходит величину окр
согласно § 25, т. е. равную нулю для железнодорожных и /?рп для
автодорожных и городских мостов. Последнее указание имеет прак-
тическое значение для автодорожных и городских мостов, посколь-
ку оно позволяет не ставить расчетной продольной арматуры,,
если оБ < /?рп.
Предполагается, что если в данном случае трещины все же
возникнут (при оБф > /?рП), то они заведомо не получат недопусти-
мого раскрытия.
Проверку- раскрытия трещин выполняют после вычисления на-
пряжения сга и радиуса армирования Rr.
Напряжение ога в крайнем ряду арматуры определяют от воздей-
ствий вертикальных нагрузок и предварительного напряжения без
учета работы бетона проверяемой плиты в составе сечения и без
учета внутренних напряжений от ползучести бетона и обжатия
поперечных швов, т. е. по формулам, аналогичным (43) или (67)
случая Д для проверки прочности.
9В. Зак. 939	.249
Радиус армирования, определяющий расстояния между трещи-
нами, вычисляют, как правило, по формуле
Рг= 4г ’
nda
(106)
где п — число стержней продольной арматуры на площади же-
лезобетонной плиты Fb',
da— диаметр стержня арматуры.
Формула (106) справедлива для плиты, не имеющей высоких
ребер и равномерно армированной одиночными продольными стерж-
нями при расстояниях между ними, не превышающих 12 da. Ука-
зания по определению Rr в других случаях имеются в Технических
условиях СН 200-62.
При вычислении радиуса армирования влияние стального пояса
не учитывают, наклонные же анкеры, попадающие в расчетное сече-
ние, допускается учитывать.
После определения оа и величину раскрытия трещин про-
веряют по формулам:
при гладкой арматуре
ат = 0,5^-фхЯг< Дт;	(107)
при арматуре периодического профиля
ат = 3,0-^М2 Дт.	(108)
^а
В этих формулах:
Дт—предельная (допускаемая) величина раскрытия отдель-
ных трещин, принимаемая равной 0,02 см\
Еа — модуль упругости продольной арматуры;
Ф1 и Ф2 — коэффициенты, отражающие влияние растянутого бе-
тона (между трещинами) на деформации арматуры и
соответственно всего элемента. Влияние это в стале-
железобетонных конструкциях меньше, чем в желе-
зобетонных. Впредь до проведения детальных иссле-
дований для сталежелезобетонных конструкций можно
принимать Ф1=1; ф2=0>9-
3.	Проверка длительной прочности
Согласно Техническим условиям СН 200-62 все работающие
преимущественно на постоянные нагрузки элементы мостовых
конструкций независимо от их материала требуется проверять
на длительную прочность при действии одних только постоянных
нагрузок и при расчетных сопротивлениях, уменьшенных на 20%.
250
Это требование распространяется и на соответствующие элементы
сталежелезобетонных конструкций.
В расчетах на длительную прочность так же, как и в обычных
расчетах на прочность, учитывают коэффициенты перегрузки, пла-
стические деформации и ползучесть бетона, однако усадку бетона
учитывают в основном сочетании, причем независимо от того, уве-
личивает или уменьшает она суммарное воздействие.
Необходимо иметь в виду, что в расчетах длительной прочности
к постоянным нагрузкам следует относить только внешние нагрузки,
а именно вертикальные постоянные нагрузки и усилия внешнего
предварительного напряжения. Усилия внутреннего предваритель-
ного напряжения в данном случае не учитывают, так как в случае
развития пластических деформаций под длительными воздействиями
эти усилия релаксируются и, следовательно, не могут привести
к исчерпанию эксплуатационной способности.
Последнее уточнение весьма важно для сталежелезобетонных
(и стальных) предварительно напряженных конструкций и не имеет
большого значения для железобетонных предварительно напря-
женных конструкций, в которых, как известно, относительно весь-
ма велики потери внутреннего предварительного напряжения от
ползучести и усадки бетона, в результате чего, в частности, дли-
тельно действующие напряжения от натяжения высокопрочной ар-
матуры никогда не превосходят 80% соответствующих расчетных
сопротивлений. Однако в сталежелезобетонных конструкциях эти
потери значительно меньше, чем в железобетонных, и длительно
действующие напряжения от натяжения высокопрочной арматуры
вполне могут превосходить 80% расчетного сопротивления.
РАБОТА И РАСЧЕТ НА УСАДКУ БЕТОНА,
КОЛЕБАНИЯ ТЕМПЕРАТУРЫ
И ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ ВОЗДЕЙСТВИЯ
VII
§ 30. ВОЗДЕЙСТВИЯ УСАДКИ БЕТОНА
Усадка бетона обусловливается главным образом физико-
химическими и капиллярными явлениями, происходящими в гелевой
структурной составляющей цементного камня.
Относительные деформации свободной усадки бетона (если ни-
что не сопротивляется его деформациям), так же как и деформации
свободной ползучести бетона под постоянной нагрузкой, развиваются
во времени t по затухающему закону, описываемому формулой
еу(о =еу(1 —
где £ — коэффициент, определяющий скорость протекания и вре-
мя затухания усадки;
еу — конечная величина относительной деформации свобод-
ной усадки, теоретически соответствующая t = oo (а прак-
тически достигаемая при /=3-?4 годам).
Величина 8У весьма изменчива и зависит от очень многих фак-
торов, в том числе от влажностного режима твердения бетона, аб-
солютных размеров элемента, наличия гидроизоляции на поверх-
ности бетона, состава бетона, сорта цемента и др.
В сталежелезобетонных конструкциях, как и в железобетонных,
деформации усадки протекают несвободно, причем сдерживающее
влияние жестких и мощных стальных частей сказывается на дефор-
мациях усадки гораздо сильнее, чем арматуры железобетона. В ре-
зультате сопротивления стали возникают внутренние напряжения
от усадки — растягивающие в бетоне и сжимающие в тех стальных
частях, которые находятся в контакте с бетоном. Поскольку центры
тяжести сечений стали и бетона обычно не совпадают, весь стале-
железобетонный элемент изгибается (выпуклостью вниз, если пли-
та расположена сверху и элемент обладает внешней статической
определимостью); при этом на противоположной от бетона фибре
стального сечения появляются, как правило, растягивающие напря-
252
жения. Итоговое укорочение бетона оказывается существенно мень-
ше деформации свободной усадки. Результаты ряда экспериментов
достаточно хорошо подтверждают гипотезу плоских сечений при
деформациях усадки. Под длительным воздействием напряжений,
возникающих при несвободной усадке, в бетоне проявляется
ползучесть, которая в свою очередь уменьшает напряжения от
усадки бетона. Эти два явления весьма сложно взаимодействуют
друг с другом во времени и, имея достаточно близкую физическую
природу, составляют по существу единый процесс.
Исследованиям усадки бетона применительно к сталежелезо-
бетонным конструкциям посвящен ряд работ как за рубежом, так
и в Советском Союзе. Представляют интерес, в частности, серии
опытов, проведенных в СибАДИ [99] и НИИЖТе [60], [61 ]. В обеих
работах исследовалась как свободная усадка бетона в отдельных
плитах, так и усадка бетона в образцах объединенных балок. По-
лученные очень большие конечные относительные деформации сво-
бодной усадки еу, достигавшие 6-10~4 и даже несколько более,
можно объяснить малой толщиной плит (6—12 см), недостаточным
увлажнением бетона в период твердения и другими особенностями.
При наименьшем размере образца 15—25 см, соответствующем
обычной толщине железобетонной плиты в мостах, при нормальном
начальном увлажнении (не менее семи суток) и нормальной влаж-
ности воздуха получается обычно еу = 3-10~4.
Влияние влажности воздуха на относительные деформации сво-
бодной усадки в работе [60] было получено в виде формулы
/100—W*
100-№н ’
где Wu— нормальная средняя влажность воздуха, принимае-
мая обычно равной 70%;
№д — действительная средняя влажность воздуха;
еу,н и еУгД — относительные деформации усадки соответственно
при влажностях воздуха WH и WA.
По данным некоторых опытов первая, начальная, часть дефор-
маций усадки протекает в объединенных балках относительно
свободно при слабой связи бетона со сталью и без появления в них
Заметных напряжений [99]. Другие опыты (в частности, [60])
этого не подтверждают, и данный вопрос остается до настоящего
времени спорным. Тем не менее расчетную величину относительной
деформации усадки в бётоне сталежелезобетонных пролетных
строений при отсутствии более обоснованных технических данных
принимают еу = 2-10~~4 (для монолитной конструкции), т. е. в
полтора раза меньше обычной полной величины свободной усадки.
Этим учитывают слабое сопротивление начальным деформациям усад-
ки и частичную релаксацию напряжений от усадки при многократ-
но повторных воздействиях временных нагрузок, вызывающих не-
которые пластические деформации в бетоне.
253
Весьма сложным вопросом учета ползучести при расчете на усадку
бетона в составе сталежелезобетонного сечения много занимались
немецкие исследователи, предложившие различные методы расчета
(141], [211], [254] и др.).
Наиболее простой метод, предложенный проф. Е. Е. Гибшманом
[14], заключается в том, что при расчетах на усадку бетон учиты-
вают в составе сталежелезобетонного сечения с эффективным мо-
дулем упругости Еу = 0,5 Еб-
Как было показано в § 22, при учете ползучести бетона под по-
стоянными нагрузками и воздействиями при (рк = 1,5 эффективный
модуль упругости бетона Еэ в сталежелезобетонных конструкциях
составляет обычно (0,32-?0,37) Еб- Напряжения в бетоне от посто-
янных нагрузок и воздействий имеют максимум в начале процесса
ползучести и постепенно уменьшаются (в конечном счете обычно
на 25—45%). Напряжения же от усадки, напротив, возрастают по
мере протекания длительных процессов от нуля до своей конечной
величины. В начальный период, когда должны были бы проявиться
относительно наибольшие деформации ползучести, напряжения от
усадки близки к нулю, и соответственно ползучесть почти не прояв-
ляется. Следовательно, итоговое влияние ползучести на напряже-
ния от усадки должно быть меньше, чем на напряжения от постоян-
ных нагрузок и воздействий. Это и учитывают тем, что для расчетов
на усадку принимают эффективный модуль упругости бетона Еу,
который меньше отличается от обычного модуля Еб, чем эффектив-
ный модуль Еэ, принимаемый для расчета на постоянные нагрузки
и воздействия. В работе [60] показана нецелесообразность приме-
нения точных методов учета ползучести в расчетах на усадку бето-
на впредь до уточнения количественных параметров усадки и ползу-
чести (еу и qpK), их взаимосвязи и зависимости от многих факторов.
Учитывая, кроме того, что усадка бетона не имеет все же решаю-
щего значения для работы сталежелезобетонных конструкций, Тех-
нические указания ВСН 92-63 допускают применять для учета
ползучести в расчетах на усадку бетона наиболее простой метод,
принимая бетон с эффективным модулем упругости Еу = 0,5 Еб.
В большинстве случаев это дает некоторый запас в величинах уса-
дочных напряжений. При сборной железобетонной плите значи-
тельная часть усадки бетона успевает, как правило, проявиться до
объединения плиты со стальной конструкцией, поэтому напряжения
от усадки бетона оказываются существенно сниженными.
Для определения величины относительной деформации усадки,
подлежащей учету в объединенной конструкции при сборной плите,
предложена следующая формула [62]:
есуб = еуе-^,	(109)
где /0 — интервал времени между изготовлением блоков сбор-
ной железобетонной плиты и объединением их со
стальной конструкцией.
254
Для величины рекомендуются следующие значения:
tQ в месяцах 1	2	3	4	6
е-^	0,60 0,45 0,35 0,30 0,25.
Необходимо, однако, отметить, что при проектировании интер-
вал t0 обычно неизвестен. Кроме того, после пропаривания усадка
существенно уменьшается, что не учтено в формуле (109).
В Технических условиях СН 200-62 и Технических указаниях
ВСН 92-63 рекомендуется при отсутствии более точных данных
принимать при сборной конструкции 8У = МО'4, что можно счи-
тать достаточно обоснованным.
Величины 8У для сборной и монолитной плиты являются одно-
временно и нормативными, и расчетными, поскольку коэффициент
перегрузки для воздействий усадки бетона принимают согласно
Техническим услвиям СН 200-62 равным единице или нулю.
§ 31. ВОЗДЕЙСТВИЯ КОЛЕБАНИЙ ТЕМПЕРАТУРЫ
Напряжения от неравномерного распределения температуры в
сталежелезобетонных пролетных строениях, в которых совместно ра-
ботают два материала, отличающихся примерно в 50 раз по своей
теплопроводности, значительно больше, чем в конструкциях из
одного материала.
В сталежелезобетонных пролетных строениях разности тем-
ператур возникают оттого, что температура стальной части конструк-
ции, обладающей высокой теплопроводностью, значительно ближе
следует за суточными колебаниями температуры воздуха, чем тем-
пература малотеплопроводной железобетонной части. Кроме того,
тонкие элементы стальной конструкции (стенки) при непродолжи-
тельном прямом освещении солнцем прогреваются значительно
сильнее, чем железобетонная плита, а также более толстые элементы
стальной конструкции (поясные листы или пакеты).
Для сталежелезобетонных пролетных строений различают два
случая неравномерного распределения температуры.
1. Температура стали выше температуры железобетона; такая
разность температур достигает максимума обычно в послеполуден-
ные часы солнечных весенних и летних дней, при наиболее интен-
сивном прямом нагревании балок солнцем в сочетании с суточным
повышением температуры воздуха. В этом случае плита получает
растягивающие температурные напряжения, а весь сталежелезо-
бетонный элемент при этом изгибается примерно так же, как и
от усадки бетона, т. е. выпуклостью вниз, если плита распо-
ложена сверху и элемент обладает внешней статической опреде-
лимостью.
2. Температура стали ниже температуры железобетона; такая
разность температур достигает максимума обычно во второй поло-
вине ночи в результате суточного понижения температуры воздуха,
а также при летних ливневых осадках, когда сталь успевает быстро
255
охладиться, а железобетон сохраняет тепло. В этом случае плита
получает сжимающие температурные напряжения, а весь сталеже-
лезобетонный элемент изгибается в направлении, обратном изгибу
от усадки бетона.
Известно большое количество инструментальных наблюдений
за распределением температуры в объединенных пролетных стро-
ениях. Следует отметить, в частности, наблюдения, проведенные
на двух железнодорожных объединенных пролетных строениях в
Карпатах [31 ], на городском мосту и железнодорожном путепроводе
в Новосибирске [75] и на
Рис. 97. Натурные графики распреде-
ления температур:
/—балки, освещенной солнцем; 2 —теневой
балки; 3 — воздуха
трех автодорожных объеди-
ненных пролетных строениях
в Марокко [145]. Наиболее
обширные наблюдения были
проведены В. А. Долговым
(БИИЖТ) на десяти объеди-
ненных пролетных строениях,
расположенных в разнообраз-
ных географических условиях
[23]. Во всех наблюдениях
основное внимание уделялось
наиболее практически важ-
ному случаю, когда темпера-
тура стали выше, чем желе-
зобетона.
Наибольшая разность
температур стали и железо-
бетона зарегистрирована око-
ло 25° [23], [145]. Рас-
пределение температуры по высоте стальной части сечения нерав-
номерно, причем для крайних балок, освещаемых солнцем, эпюра
температур имеет характерную форму, приведенную на рис. 97.
Резкого перепада температур между железобетоном и сталью не
существует, наибольшую температуру имеет стенка (несколько
ниже середины, если верхняя часть находится в тени тротуарной
консоли). Температура нижнего пояса намного меньше температу-
ры стенки. Примерно такой же характер по форме при меньших
значениях ординат имеют эпюры разности температур для балок,
не освещаемых солнцем, а также эпюры разности температур для
случая, когда температура стали ниже температуры железобетона
и разность температур отрицательна.
Распределение температуры по ширине пролетных строений с
ездой поверху, естественно, весьма неравномерно, поскольку не-
посредственно нагревается солнцем только одна крайняя ферма.
Распределение температуры по длине пролетного строения, напро-
тив, достаточно равномерно. Эпюры температур стали имеют лишь
небольшие снижения непосредственно у устоев, а также незначи-
тельные местные возмущения у ребер жесткости.
256
Наибольшая разность температур стали и железобетона возни-
кает в горных районах при отклонении оси моста на 20—25° от
линии восток — запад [25]. Остальные географические факторы
и цвет окраски стали не оказывают существенного влияния на ве-
личину разности температур.
Первые автодорожные и городские сталежелезобетонные про-
летные строения не рассчитывались на колебания температуры,
и вопрос о таком расчете был практически поставлен только в
1947—1950 гг., с началом применения объединенных балок в желез-
Рис. 98. Эпюры разностей температур в поперечном сече-
нии объединенной балки согласно расчетным рекоменда-
циям:
а — проф. Е. Е. Гибшмана [14]; б —DIN-1078 [266]; e-H. Н.
Чудновского [99]; г —С. Н. Ерлыкова [31]; б —М. К. Бородича [1]
нодорожных мостах, для которых температурный расчет имеет
относительно большее значение. До последнего времени наиболее
распространенной была расчетная эпюра разности температур со-
гласно рис. 98,а, рекомендованная наряду с другими эпюрами в
работах проф. Е. Е. Гибшмана [14] и предусматривающая равно-
мерное распределение температуры по высоте как железобетона, так
и стали, с перепадом величиной 15° на границе железобетона и ста-
ли. Для случая, когда температура стали ниже температуры железо-
бетона, перепад принимали иногда равным 10°.
В немецких нормах 1953 г. [266] принималась расчетная эпюра
разности температур согласно рис. 98,6, не . имеющая перепада..
В 1952—1953 гг. предложена прямоугольная эпюра по рис. 98,в1
с перепадом на уровне низа горизонтальных элементов верхнего'
пояса [99]. Примерно в это же время предложена эпюра согласно
рис. 98, г [31]. Эта эпюра не вполне согласовывалась с экспери-
ментальными данными, а расчетный аппарат для вычисления на-
пряжений отличался большой сложностью. В 1955 г. в работе [1]
с использованием данных работы [31] предложена расчетная эпюра
согласно рис. 98,6 и одновременно для практических целей реко-
257
мендована эпюра по рис. 98,в как более простая для расчета.
В 1959—1960 гг. на основе вышеупомянутых обширных исследо-
ваний [23] в работе [24] предложена нормативная эпюра разности
температур, имеющая эллиптическое очертание на высоте стенки
согласно рис. 99,а, и получены соответствующие ей удобные рас-
четные формулы.
'Рис. 99. Нормативные эпюры разности температур между сталью и железо-
бетоном согласно Техническим указаниям ВСН 92-63:
а— объединенные главные балки (и одностенчатые жесткие пояса главных ферм) с
ездой поверху; б —объединенные балки проезжей части; в— двухплитные главные
балки; г —сквозные главные фермы с ездой поверху с двухстенчатым жестким поясом
Все перечисленные исследования и предложения относились глав-
ным образом к объединенным пролетным строениям со сплошными
стенками. Распределение температур в решетчатых объединенных
пролетных строениях было исследовано на двух объектах (в равнин-
ных условиях Белоруссии), причем наибольшая разность темпера-
тур стали и железобетона получена равной 11,5° [25].
В Технических условиях СН 200-62 и Технических указаниях
ВСН 92-63 воздействия колебаний температуры нормированы в
значительной степени на основе исследований [23], [24] и [25].
Для объединенных главных балок со сплошной стенкой, а также
для одностенчатых объединенных жестких поясов сквозных ферм
(при железобетонной плите, расположенной над стальным элемен-
том) рекомендована эпюра разности температур согласно
рис. 99, а — эллиптическая на высоте стенки при ^тах = 30° С
258
(или ^max =—15° С) и прямоугольная на толщине горизонтальных
элементов поясов при /н = 0,3 /тах для нижнего пояса и /в = 0
для верхнего пояса. Для объединенных балок проезжей части, не
освещаемых непосредственно солнцем, принято согласно рис. 99, б
^тах = 15° С (или ^тах = — 15° С). Для двухплитных сплошно-
стенчатых главных балок, как это показано на рис. 99, в,
принята также эллиптическая эпюра на высоте стенки при
Лпах = 30° С или ^тах =—15°С, однако /н и tB полагают рав-
ными нулю, поскольку температура нижней плиты и прилегающих
к ней стальных частей должна быть одинакова.
Для сквозных ферм рекомендована разность температур стали
и железобетона, одинаковая для всех элементов и всех точек по
высоте (кроме вышеуказанных одностенчатых жестких поясов).
Если плита расположена над главными фермами, то /тах = 15° С
(рис. 99, г), а если она расположена между главными фермами и
соответственно не защищает их от солнечных лучей, то ^тах = 25° С.
Отрицательные величины ^тах для сквозных ферм во всех случаях
принимают — 10° С (кроме вышеуказанных одностенчатых жестких
поясов). Все указанные выше величины /тах являются нормативными.
Необходимые в соответствующих случаях расчетные значения по-
лучают умножением нормативных величин на коэффициент пере-
грузки, равный 1,1. Коэффициент линейного расширения стали
и бетона принимают а = 1 • 10~5.
Распределение температуры по длине и ширине пролетного стро-
ения в расчетах обычно полагают равномерным.
Напряжения от рассмотренной разности температур стали и же-
лезобетона и напряжения от обычных равномерных (главным об-
разом сезонных) изменений температуры во всей конструкции (в рас-
порных системах) не суммируют.
§ 32. ОПРЕДЕЛЕНИЕ СИЛОВЫХ ФАКТОРОВ
И ДЕФОРМАЦИЙ ОТ УСАДКИ БЕТОНА
И КОЛЕБАНИЙ ТЕМПЕРАТУРЫ
Формулы для определения силовых факторов от колебаний тем-
пературы (при эпюре разности температур согласно рис. 98, а)
и усадки бетона впервые были получены в советской литературе
проф. Е. Е. Гибшманом [14] из условий равновесия осевых усилий
и изгибающих моментов Nc', Ms; ^с‘, в стальной и железобетон-
ной частях сечения, условия равенства кривизны стальной кон-
струкции и железобетонной плиты и условия сохранения попереч-
ного сечения плоским. Эти же принципы были в последующем раз-
виты применительно к произвольной температурной эпюре, состоя-
щей из участков, прямолинейных на высотах стальной и железобе-
тонных частей сечения [18].
Применительно к эпюре по рис. 98, а проф. К. К. Якобсон
[100] дал для объединенного сечения метод непосредственного оп-
ределения температурных или усадочных напряжений. В этом ме-
259
тоде первоначально предполагается, что во всем объединенном се-
чении под влиянием рассматриваемого воздействия и некоторой фик-
тивной силы, действующей на сталь, происходят деформации,
равные свободным. Действительные деформации и напряжения • по-
лучают после приложения к объединенному сечению усилия, рав-
ного и противоположного фиктивному, и суммирования соответ-
ствующих деформаций и напряжений с первоначально предполо-
женными. В общем виде применительно к произвольной эпюре
разностей свободных деформаций задача об определении температур-
ных и усадочных напряжений в сталежелезобетонном элементе
решена в работе [25].
Независимо от закона распределения по высоте сталежелезо-
бетонного сечения воздействий физических явлений, вызывающих
деформации (т. е. разности температур или усадки бетона), упругие
относительные деформации, соответствующие возникающим от этих
воздействий внутренним напряжениям, можно для любой фибры
представить выражением
dU
d7~ecB’
где 8СВ — свободная температурная или усадочная относительная
деформация;
U — полная линейная деформация, вызванная совместным
действием физического явления и упругих сил, т. е.
внутренних напряжений, сопротивляющихся неравно-
мерной деформации.
Исходя из закона плоских сечений, изменение полных относи-
тельных деформаций по высоте сечения z должно подчиняться неко-
торому линейному закону
dU я , D
— = Л+ Bz,
dx
где z — ордината рассматриваемой фибры, отсчитываемая вниз
от центра тяжести приведенного сталежелезобетонного
сечения;
А и В — постоянные для всех фибр величины.
Соответственно распределение по высоте температурных или
усадочных напряжений должно подчиняться закону
(У = ъЕ=(— 8св+Л+В?) Е,	(110)
где Е — модуль упругости материала рассматриваемой фибры
(стали или бетона).
В поперечных сечениях внешне статически определимого стале-
железобетонного элемента под действием колебаний температуры
или усадки бетона не могут возникнуть внешние силовые факторы»
т. е. осевые усилия и изгибающие моменты.
260
Значит,
N = \ (У dF = (—Есв+Л+Bz) Е dF =— J &СвЕ dF+
F	F	F
A-A^EdF+B^zEdF=fy
F	F
Af = J azdF = j* (— 8Cb+^+^)^£ dF = — f sCBzE dF-\-
F	F	F
+л J zE dF+B J z2E dF = O.
F	F
Поскольку z отсчитывается от центра тяжести приведенного
сталежелезобетонного сечения, очевидно, что
JzEdF = 0.
F
Соответственно
J есв Е dF	J есв zE dF
А = -Е—------ и В=^--------------
I Е dF	\z\EdF
F	F
Вычислив постоянные Л и В применительно к заданному попереч-
ному сечению и заданному закону распределения свободных дефор-
маций, достаточно подставить их в формулу (ИО), чтобы получить
температурные и усадочные напряжения в любой фибре сечения1.
Условимся далее обозначать буквой z абсолютные величины соот-
ветствующих ординат.
При расчете на усадку бетона с приближенным учетом пол-
зучести надо принять:
для бетона есв=—еу и Е=Еу=0,5Еб;
для стали (включая арматуру железобетона) есв=0 и Е=ЕС’>
__	F стб	Ест ф д  FctQ Fст у
-- еу „у	,	-- БУ _у	, стб*
* стб	-<стб
Подставив выражения для А и В в формулу (ПО), получим:
для бетона в произвольной фибре i
(р — f fcT6~fCT ,	f стб — f ст у	у ] р .
I ьу ^У у	I ьу	у	*^б, стб t'l, стб I ^У’
'	Е стб	-<стб	/
1 Обозначения см. стр. 150.
261
для стали в произвольной фибре «Ь> (с положительной ор-
динатой глУстб)
= ( — 8у
ст
F стб	/'ст у у | т-*
бу -	^б, стб стб I Ес,
Обозначим SCt, стб=/7ст ?ст, стб и заметим, что (с учетом зна-
ков г)
^ст, стб ECFCT ^б, стб Еу F5 О,
откуда
Тогда для
У _ EcFcyZcy^ стб
^б, стб~
EyF6
бетона
о У
<->ст, стб
ст
/ р	о У
у о / Г ст <->ст, стб ~ у
— бу £у I ——-	— Zit стб
и для стали
& k. 8у Ес
'	S У X
СТ I °СТ, стб у у
-------1--------------ck, стб
/с?б
где растягивающие усадочные напряжения получаются положитель-
ными, а сжимающие — отрицательными. Учтя это, получим для
простого объединенного сечения следующие удобные для практики
формулы внутренних усадочных напряжений:
р	о У	\
—ст------ст, стб стб j (растяжение); (Ш>
О’бф---б у Еу
/стб
у _ . „ / Л
б -- бу Е у I
^сТг_с_т£... гбу стб j (растяжение);
(112)
Оа = Еу 1----------Н—SrCTy’стб zay стб ) (сжатие);
/сУтб
(ИЗ)
<sl = 8У Ес ( 1---+ -СТ|уСТб zlстб 1 (сжатие);
/ р	Qy	\
Он = еуЕс I—уст + --рус-т— zf, стб — 1 I (растяжение).
' Е стб	1 стб	'
(11'4}
(115)
262
Соответствующие эпюры относительных деформаций и внут-
ренних напряжений приведены на рис. 100.
При наличии в плите высокопрочной арматуры
6yfn И ——+	—гпу,стб) (сжатие). (116)
\	Г стб	•* стб	f
При расчете на колебания температуры по эпюре согласно
рис. 99, а:
для бетона Е=Е& и еСв — 0;
Рис. 100. Эпюры относительных деформаций и внутренних напряжений
от усадки бетона в объединенном сечении
для стали Е=ЕС, а есв имеет следующие значения:
8Св = 0 — в горизонтальных элементах верхнего пояса и в ар-
матуре железобетона;
8св=а/тах|/ 3,91	3,82 (^)2=
=a/max'№ — на высоте стенки;
8св=0,За/щах — в горизонтальных элементах нижнего пояса.
Путем математических преобразований можно получить сле-
дующие выражения для постоянных величин Л и В:
J есв Е dF	f есв zE dF
ЛЕ	_ /max р . р F	_ OS/щах q
— р	р	-j	DT,
}EdF ?стб	Jz2EdF 7стб
F	F
где FT=0,8 Fo+0,3 Fu — условная площадь нагретой части се-
чения;
263
h—0,8 zBH, стб) Fv +
+ 0,3 zUt стб Fu — условный статический момент нагре-
той части сечения;
Fv — площадь стальных вертикальных эле-
ментов сечения (стенки, вертикальных
полок поясных уголков, ламелей);
Fu — площадь стальных горизонтальных
элементов нижнего пояса.
Подставив эти выражения в формулу (ПО), получим
/	р	Q \
Пт = I — есв + a/max-гГ-2- + а/тах	) Е- С117)
\	г стб	•* стб /
Учитывая, что ось z по-прежнему имеет положительное
направление вниз от центра тяжести приведенного сечения, обоз-
начая z абсолютные величины ординат и принимая для удоб-
ства обычные направления от положительными (при положитель-
ном /max), получим ИЗ (117)
— OS/max Еб 1	* Т k F стб	т 1 стб	^бф, стб	1 (растяжение);	(118)
= °^max Еб	/ Л		ST	^б, стб	1 (растяжение);	(П9)
	V Fстб	/стб			
= OS/max Ес			St	_ ‘У	j (растяжение);	(120)
	\ Fстб	/стб	<-а, стб		
= О^тах ^с	/ Fx	ST	- у	(растяжение);	(121)
	' Fстб	/стб	^в, стб		
~ Я/max Ес	Ф-*	FT , F стб	ST Z. 1 стб	-^,стб (сжатие);	(122)
= tt/max Ес	(ф* —	FT	St	\ /	ч 	1	у .	~	1	1 П МГ Я ТТЛ А 1 •		(123)
		F стб	г	^k, стб 1 стб	/		
'Оц — О^тах Ес р	1	ST		0,з) (растяжение). (124)	
	1	1 стб	J	гН, 1 стб	стб		
При наличии в	плите	высокопрочной арматуры			
~ G^max Е	/ Fx П \Fct6	ST I стб	Zn, стб	(растяжение).	(125)
264
Если температура стали ниже, чем железобетона, то в формулы
(118)—(125) следует подставлять отрицательные /тах, и напряжения
получатся противоположных направлений.
Пример эпюры внутренних температурных напряжений по
формулам (118)—(124) приведен на рис. 101. Там же для сопостав-
бетон
\2000х200
]420х?00
ПГв
Сталь
Вгл820х30
Вл3650х 12
Нгл.180хМ
Игл ±20*30
^11,3
Ий
115
36 139
Рис. 101. ЭпюрьГГвнутренних на-
пряжений от разности температур:
/ — по рис. 99, а при /тах = 30°: 2 —
по рис. 98,а при /=15°
ления показана пунктиром эпюра, полученная в том же сечении
по прямоугольной эпюре разности температур, изображенной на
рис. 98, а, т. е. в соответствии с прежней расчетной практикой. Рас-
тягивающие напряжения в бетоне
по обеим эпюрам получаются при-
мерно одинаковыми. Однако в
верхнем стальном поясе прежде
получались большие сжимающие
напряжения, хотя в действитель-
ности они растягивающие, так как
между сталью и железобетоном
нет резкого перепада температур.
Получив значительные несу-
ществующие сжимающие напря-
жения, суммирующиеся со сжи-
мающими напряжениями от верти-
кальных
иногда
верхний пояс,
напряжения получались сущест-
венно преуменьшенными.
Трудоемкость вычисления тем-
пературных напряжений при
прежней и новой эпюрах разности
температур практически одинакова.
Для двухплитных сталежеле-
зобетонных поперечных сечений с
эпюрой разности температур сог-
нагрузок, приходилось
неоправданно утяжелять
В нижнем поясе
ласно рис. 99,в формулы температурных напряжений, аналогич-
ные (118)—(125), можно получить, подставив в (117) FT = 0,8Fv
и ST = (0,4 h — 0,8zBHt стбв)^.
При применении прямоугольной эпюры разности температур
(например, согласно рис. 99, г) для вычисления внутренних
температурных напряжений можно получить формулы, анало-
гичные (111) — (116), если подставить в (117) FT = Fc hSt =
Fc Zc, стб*
В статически неопределимых сталежелезобетонных конструк-
циях усадка бетона и разность температур вызывают не только де-
формации и внутренние напряжения, но и внешние силовые фак-
торы — изгибающие моменты, осевые усилия и т. д. Для определе-
ния этих силовых факторов решают статически неопределимую
задачу обычно методом сил, принимая такую же основную систему,
как и при расчете на вертикальные нагрузки.
265
Основные и побочные перемещения в основной системе при
расчете на колебания температуры остаются такими же, как и при
расчете на вертикальные нагрузки, а при расчете на усадку бетона
(с приближенным учетом ползучести) их вычисляют особо, приняв
для бетона модуль £у = 0,5 Ев и соответственно пересчитав все
приведенные геометрические характеристики сечений.
Для вычисления грузовых усадочных Дх, у и температурных
ДХ|Т перемещений по направлениям неизвестных Xi рассматривают
основную систему, в которой у сталежелезобетонных элементов
оставлена только одна часть — стальная или, что удобнее, бе-
тонная. Это необходимо в связи с тем, что в элементах статически
определимой основной системы от усадочных и температурных воз-
действий внешние силовые факторы не возникают, возникают только
внутренние силовые факторы в сталежелезобетонных элементах.
Аналогичный прием применен в § 23, где для определения грузовых
перемещений Дх,п рассматривалась работа стальной части основной
системы. Для вычисления грузовых перемещенийДх, у и Д/>т удоб-
нее оставить бетон и удалить сталь из сталежелезобетонных эле-
ментов основной системы, поскольку бетон имеет обычно постоянные
поперечные сечения и работает в данном случае упруго при пря-
молинейных эпюрах напряжений.
Таким образом,
А _ V С ^Mldx , Vf Ki(6}Nldx
GT	£б/б	E6F6
Учтя, что
МI =	/б; NI = 4 F6;
2бф, б
=	16 и A^ = ajF6,
2бф, б
получим
л,-, у=м‘ «б»dx+2 (6y fNi (6> dx’(i26)
А/,

(127)
Во многих основных системах А/(б) = 0. Влияние осевых сил
на перемещения обычно незначительно. Отбросив в (126) и (127)
266
вторые члены и подставив в первые члены выражения (111),
(112), (118) и (119), получим
^-0,-	(128)
-*стб
т = О^тах	(129)
' стб
где Qz = j Mj (б) dx — площади участков эпюры моментов от
Х^=1 в плите, оставленной в основной си-
стеме.
Отметим попутно, что формулы, аналогичные (128) и (129),
можно использовать также для вычисления общих деформаций
(прогибов и углов поворота) от усадочных и температурных воз-
действий в статически определимых сталежелезобетонных пролет-
ных строениях.
После вычисления необходимых основных, побочных и гру-
зовых перемещений решают системы канонических уравнений
и определяют неизвестные Ху и X]. Внешние силовые факторы (на-
пример, изгибающие моменты) от усадки бетона и колебаний тем-
пературы определяют по обычным формулам следующего вида:
My = MiXyl+M2Xy2+...\
Мт = м1 ХТ1+М2Х2+...
Напряжения от усадочных внешних силовых факторов вычис-
ляют по эффективному модулю упругости бетона Еу (если в рассмат-
риваемом сечении бетон не выключается из работы и не переходит
в пластическую стадию).
Рассмотрим способ приближенного расчета на усадку бетона
и колебания температуры решетчатых комбинированных ферм, име-
ющих жесткий сталежелезобетонный пояс. Этот способ аналогичен
изложенному в § 23 приближенному способу учета в таких фермах
ползучести бетона и обжатия поперечных швов. Используя фор-
мулы (128) и (129), нетрудно получить следующие выражения:
для воздействия усадки бетона
о у
п
= -р 8у Ес Sy^t стб >
для воздействий колебаний температуры при эпюре разности
температур в жестком поясе по рис. 99, а
N^ = -N^ = atmaxE^-,
11
Мж — Ес
267
то же при эпюре по рис. 99, г:
Ай = -Гж = а<Ес^±;
А1Ж = Т ^tEc, *5с, стб*
Усилия и моменты Nm\ уУж и Мж имеют такие же направления,
как и при учете ползучести бетона и обжатия поперечных швов
согласно указаниям § 23, а если /тах или t отрицательны — то
противоположные направления. Действительны и сделанные там
же указания об учете переменности поперечных сечений, опреде-
лении усилий в элементах решетки и расчете при внешней стати-
ческой неопределимости.
Решетчатые фермы с гибким (Н-образным или тавровым) сталь-
ным поясом, объединенным с железобетонной плитой, допускается
не рассчитывать на колебания температуры, поскольку в таком
поясе не может возникнуть существенной разности температур.
Расчет на усадку бетона необходим независимо от конструкции
объединенного пояса.
§ 33. ПРОВЕРКА ПРОЧНОСТИ И ТРЕЩИНОСТОЙКОСТИ
ПОПЕРЕЧНЫХ СЕЧЕНИЙ С УЧЕТОМ УСАДКИ БЕТОНА
И КОЛЕБАНИЙ ТЕМПЕРАТУРЫ
Согласно Техническим условиям СН 200-62 в сталежелезобетон-
ных пролетных строениях не только воздействия колебаний тем-
пературы, но и воздействия усадки бетона учитывают лишь в до-
полнительном сочетании. Эта особенность соответствует давно уста-
новившейся практике расчетов таких пролетных строений. Усадка
бетона для работы сталежелезобетонных конструкций имеет отно-
сительно большее значение, чем для других конструкций. Однако,
воздействия усадки бетона очень изменчивы и могут даже вовсе не
проявиться, что дает некоторые основания для учета усадки толь-
ко в дополнительном сочетании. Нельзя игнорировать и то, что
учет в сталежелезобетонных конструкциях усадки бетона в ос-
новном сочетании мог бы привести к недостаточно обоснованным
утяжелениям.
В расчетах рассматривают две комбинации воздействий: усадку
бетона в сочетании с положительной разностью температур и от-
рицательную разность температур.
Разумеется, в каждой из этих комбинаций учитывают согласно
изложенному в § 18 постоянные нагрузки и воздействия, а в одной
или обеих комбинациях — невыгодные временные вертикальные
нагрузки с коэффициентом сочетаний 0,8.
Внутренние напряжения от усадки бетона и от разности тем-
ператур стали и бетона возникают главным образом в связи с со-
противлением бетона деформациям конструкции, соответствующим
определенным физическим явлениям. В пластической стадии работы
268
бетон не сопротивляется деформациям, соответственно не могут
возникнуть и указанные внутренние напряжения; с развитием
пластических деформаций сжатия в бетоне под действием временной
нагрузки внутренние усадочные и температурные напряжения ре-
лаксируются. Поэтому при проверке прочности их не учитывают
в расчетных случаях Б и В, как и внутренние напряжения от пол-
зучести бетона и обжатия поперечных швов.
Однако это не относится к случаям, когда бетон выключается
из состава проверяемого сечения в связи с наличием в нем растя-
гивающих напряжений и появлением поперечных трещин, что имеет
место в случае Д расчета на прочность, а также при проверке рас-
крытия трещин. Дело в том, что в промежутках между поперечными
трещинами усадочные и температурные деформации железобетона
остаются и оказывают влияние на работу всей конструкции вслед-
ствие объединения железобетона со сталью и наличия в нем про-
дольной арматуры.
Напротив, внутренние напряжения от ползучести бетона и
обжатия поперечных швов, как это было указано в § 25, пропадают
при появлении в бетоне поперечных трещин, поскольку источник
этих напряжений находится за пределами пространства между
трещинами.
В сечениях по трещинам усилия /^б^б.стб, соответствующие
усадочным и температурным внутренним напряжениям по всей
площади бетона, должны быть восприняты продольной арматурой
с площадью Fa, примерно как в растянутом железобетонном стерж-
не. Особенность состоит в том, что для упрощения бетон полагают
растянутым центрально и передают на него усилие, которое опре-
делено по растягивающему напряжению в центре тяжести сечения
бетона. Кроме того, в арматуре имеются и собственные усадочные
и температурные напряжения Оа/стБ, соответствующие работе ее
в составе полного сталежелезобетонного сечения (с бетоном). Таким
образом, усадочные и температурные напряжения в продольной
арматуре при появлении в железобетоне поперечных трещин оп-
ределяют в общем случае по формуле
Т = О'аГст + «Га/стБ + Об’, стБ •	(130)
* а
_ У, т Му- т , Ny-T
Здесь о^77т = -уя----F —р----напряжение от усадочных и тем-
W а, ст г ст
пературных внешних силовых факторов, возникающих в стати-
чески неопределимых системах.
Все составляющие напряжений следует принимать со своими
знаками. Например, от усадки бетона напряжение сгаУстБ —сжи-
F б у
мающее, а напряжение — ci, стб —растягивающее.
а
269
Проверку прочности в дополнительном сочетании с учетом уса-
дочных и температурных воздействий для сечений с плитой, пре-
имущественно сжимаемой временной нагрузкой, выполняют по-
сле прибавления к напряжениям от вертикальных нагрузок и пред-
варительного напряжения, вычисленным по формулам главы VI,
следующих напряжений:
в случае А — полных усадочных и температурных напряжений
(уУ'стб, вычисленных по геометрическим характеристикам полного
приведенного сечения (для усадочных напряжений — при модуле
упругости бетона Еу);
у, т
в случае Б — напряжений 0777т от внешних усадочных и темпе-
ратурных силовых факторов*, вычисленных по геометрическим ха-
рактеристикам сечения, включающего стальную конструкцию и
арматуру;
у» т
в случае В—напряжений 0/77-от внешних усадочных и темпера-
турных силовых факторов*, вычисленных по геометрическим харак-
теристикам сечения, включающего только стальную конструкцию.
Здесь и далее индексом i обозначена любая фибра стальной кон-
струкции. Напряжения в бетоне в рассматриваемых случаях не
проверяют, а в случае В проверяют при необходимости относитель-
ные деформации бетона. При вычислении напряжений Обф, стб
и об, стб, необходимых для определения расчетного случая в допол-
нительном сочетании, учитывают * усадочные и температурные на-
пряжения только от внешних силовых факторов, а внутренние уса-
дочные и температурные напряжения не принимают во внимание.
Проверку прочности в дополнительном сочетании с учетом уса-
дочных и температурных воздействий для сечений с плитой, преиму-
щественно растягиваемой временной нагрузкой, выполняют после
прибавления к напряжениям от вертикальных нагрузок и пред-
варительного напряжения, вычисленным по формулам главы VI,.
следующих напряжений:
в случае Г — полных усадочных и температурных напряжений,,
вычисляемых так же, как и в случае А;
в случае Д — напряжений 0/777 + о7,’Стб для стальной конструк-
ции и напряжений по формуле (130) для арматуры. Если в плите
вместо обычной имеется высокопрочная арматура, то индекс «а»
в формуле (130) заменяют на индекс «п».
Напряжения в бетоне не проверяют. Напряжения оБф, стб,
необходимые для определения расчетного случая, определяют с
учетом полных усадочных и температурных напряжений по гео-
метрическим характеристикам полного приведенного сечения (для
усадочных напряжений — при модуле упругости бетона Еу). Рас-
четный случай в зависимости от величины оБф> стб определяют
с учетом и дополнительного, и основного сочетания (см. § 25).
Только в статически неопределимых системах.
270
Если сечение предварительно напряжено шпренгельной высоко-
прочной арматурой, то для всех напряжений, обозначенных в этом
параграфе, индексы «ст», «стб», «стБ» заменяют соответственно на
«са», «саб», «саБ».
Проверка трещиностойкости в дополнительном сочетании с
учетом усадочных и температурных напряжений для плиты с ар-
матурой из высокопрочной проволоки заключается в недопущении
фибровых растягивающих напряжений так же, как это изложено
в § 29 применительно к основному сочетанию. При этом учиты-
вают полные усадочные и температурные напряжения, которые
определены по геометрическим характеристикам полного приведен-
ного сечения (для усадочных напряжений — при модуле упругости
бетона Еу). Данная проверка оказывается определяющей обычно
именно в дополнительном сочетании.
Для плиты, не имеющей арматуры из высокопрочной проволоки,
проверку раскрытия трещин в дополнительном сочетании осу-
ществляют по формуле (107) или (108) по напряжениям в крайнем
ряду обычной арматуры сга, которые получают суммированием на-
пряжений от вертикальных нагрузок и предварительного напря-
жения с усадочными и температурными напряжениями, вычис-
ленными по формуле (130). Допускаемое раскрытие трещин ат
принимают также равным 0,02 см. Необходимо отметить, что допу-
стимость раскрытия трещин следует проверять в необходимых слу-
чаях для плиты не только растягиваемой, но и сжимаемой времен-
ной нагрузкой. Эта проверка делается, разумеется, при отсутствии
временной нагрузки.
§ 34. ПРОВЕРКИ ПРОЧНОСТИ
С УЧЕТОМ ПОПЕРЕЧНЫХ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ НАГРУЗОК
И ЖЕСТКОСТИ В ГОРИЗОНТАЛЬНОЙ ПЛОСКОСТИ
В сталежелезобетонных пролетных строениях поперечные го-
ризонтальные нагрузки учитывают в сочетаниях по табл. 15.
В сталежелезобетонных пролетных строениях воздействия усад-
ки бетона и колебаний температуры не учитывают одновременно
Таблица 15
Сочетания, включающие поперечные горизонтальные нагрузки
Нагрузки и воздействия для мостов	На прямых	На кривых	
	дополнитель- ные	основное	дополни- тельные
Постоянные		+ +	+	+ +
Временные вертикальные 		+ +	+	+ +
От центробежной силы		— —	+	+ -
Ветровая 	 Поперечные удары подвижной на-	+ -		+ -
грузки 		- +	—	- ♦ 271
с горизонтальными нагрузками. Усадочные и температурные воздей-
ствия имеют относительно увеличенное значение для работы стале-
железобетонных пролетных строений. Одновременный учет их про-
явления вместе с горизонтальными нагрузками потребовал бы
введения специальных коэффициентов сочетаний, по-видимому,
меньших, чем обычно применяемые. Поэтому, а также для упро-
щения расчетов решено, впредь до уточнения коэффициентов сочета-
ний, вообще не учитывать одновременное проявление указанных
воздействий.
Горизонтальные нагрузки на конструкцию проезда, имеющую
железобетонную плиту, и на продольные связи, расположенные в
противоположном уровне, рекомендуется принимать согласно
табл. 16, составленной с учетом распределения нагрузок по данным
отдельных натурных измерений. При этом предусмотрено условное
увеличение на 20% суммарных горизонтальных нагрузок на про-
летное строение, чем учитывается неопределенность его работы под
действием горизонтальных нагрузок на изгиб в горизонтальной
плоскости и на кручение. В настоящее время имеется возможность
уточнить это распределение и весь характер работы выполнением
пространственного расчета.
Таблица 16
Нагрузки на связевую ферму и плиту (с поясами)
в процентах от полной горизонтальной нагрузки
Нагрузки	На железобетон- ную плиту и пояса в уровне проезда	На продольную связевую ферму в уровне проти- воположных поясов
Давление ветра:		
на сквозные главные фермы		60	60
» сплошные »	»			80	40
на проезжую часть и подвижной со-		
став железных дорог 		100	20
Поперечные удары подвижной нагрузки	100	20
От центробежной силы			100	20
Проверка прочности конструкции проезда в горизонтальной
плоскости может иметь существенное значение для однопутных
железнодорожных пролетных строений, в которых плита имеет
относительно небольшую ширину.
Железобетонная плита работает на изгиб в горизонтальной пло-
скости совместно с поясами главных ферм, находящимися в уров-
не проезда. Изгибающий момент, возникающий в горизонтальной
плоскости конструкции проезда от горизонтальных поперечных
нагрузок, обозначим 7ИГ. Допускаемый техническими условиями
СН 200-62 и Техническими указаниями ВСН 92-63 расчет в гори-
зонтальной плоскости по предельному равновесию выполняют в
изложенной ниже последовательности.
В железобетонной плите согласно принципам расчета на проч-
ность определяют осевое усилие Л^ба от вертикальных нагрузок
272
и предварительного напряжения, учитывая в необходимых случаях
ползучесть бетона и обжатие поперечных швов. В стальных по-
ясах, расположенных в уровне проезда, вычисляют соответствующие
напряжения о5.
Далее, рассматривая плиту как внецентренно сжатый железо-
бетонный стержень, определяют горизонтальный изгибающий мо-
мент Мба, который может воспринять плита, если осевое усилие
в ней равно N^. Расчет этот сводится к определению возможного
горизонтального эксцентрицитета ег усилия и выполняется
исходя из появления в бетоне эпюры предельных сжимающих
напряжений 7?б, соответствующей элементу с большим или малым
эксцентрицитетом. Особенностью является учет многорядного рас-
положения продольной арматуры, воспринимающей растягиваю-
щие усилия. В качестве следующего этапа определяют горизонталь-
ный изгибающий момент Ms, который могут воспринять стальные
пояса. При двух главных фермах с расстоянием между ними В и
площадями соответствующих поясов Fs
Ws=Fs(R„,c-gs)B.
Проверку прочности с учетом горизонтальных нагрузок вы-
полняют по формуле
Мг < Mga + Ms.
Воспринимаемый горизонтальный изгибающий момент можно
в случае необходимости увеличить за счет члена Мба, добавив
продольную арматуру у краев железобетонной плиты.
Если напряжения в бетоне полностью использованы при расчете
на вертикальные нагрузки и предварительное напряжение, а также
если бетон под этими нагрузками и воздействиями переходит в пла-
стическую стадию работы (расчетный случай Б или В), то весь го-
ризонтальный изгибающий момент необходимо полностью передать
на стальные пояса.
Наряду с изложенным расчетом по предельному равновесию
можно в случае А и упруго распределить горизонтальный изгиба-
ющий момент между железобетонной плитой и стальными поясами,
однако это оказывается менее выгодным, так как либо железобетон,
либо сталь в общем случае недоиспользуется. При упругом рас-
пределении изгибающего момента Мг определяют его часть ТИба,
приходящуюся на плиту, которую и проверяют, как железобетонный
стержень, внецентренно сжатый совместным действием ТИба и Af6a.
Стальные пояса проверяют с учетом усилия
Трещиностойкость железобетона под действием горизонтальных
нагрузок не проверяют.
10 Зак. 939	273
Обеспечение горизонтальной жесткости весьма актуально для
однопутных железнодорожных объединенных пролетных строений
с ездой поверху, отличающихся небольшой шириной.
Техническими условиями СН 200-62 введен, как известно, но-
вый подход к оценке горизонтальной жесткости, основанный на
ограничении периода свободных горизонтальных колебаний про-
летного строения. Для железнодорожных мостов этот период дол-
жен быть не более 0,01 / сек, где I — пролет в м, а также не более
1,5 сек. Первое ограничение обосновано опытом проектирования
и данными о поведении пролетных строений под подвижной желез-
нодорожной нагрузкой, а второе — необходимостью исключения
резонанса с порывами ветра.
Для балочно-разрезных пролетных
горизонтальных колебаний основного
формуле
строений период свободных
тона можно вычислить по
Т =
сек,
где Л4 = 0,5Л4факт — приведенная масса пролетного строения,.
m-сек2/м?',
С — характеристика горизонтальной жесткости
пролетного строения в т/м.
При обычной конструкции объединенного пролетного
строения
С = -Х- +у->
01	02
где (62) — горизонтальные прогибы в м железобетонной пли-
ты и верхних поясов (фермы нижних связей) от си-
лы, равной 1 т и приложенной в плоскости плиты
(фермы нижних связей) в середине пролета;
Р = 0,5 + 0,01 /, но не более 1 — коэффициент, учитывающий
жесткость поперечных связей.
В площадь стального пояса при определении горизонтальных
прогибов 6 вводят часть стенки, выступающую за пределы конструк-
ции пояса на 25 толщин стенки. Горизонтальные прогибы фермы
связей допускается вычислять без учета податливости ее решетки.
Горизонтальный прогиб плиты и верхних поясов определяют, как
для упруго и совместно работающей конструкции с приведенным
сталежелезобетонным сечением. При этом в состав сечения допу-
скается вводить не только стальные пояса и продольную арматуру
плиты, но и подготовку под гидроизоляцию, а также борта балласт-
ного корыта и железобетонные тротуары (если расстояние между
зазорами в тротуаре превышает утроенную ширину тротуара).
Изложенные методы и нормативы для проверки горизонтальной
жесткости следует рассматривать как предварительные. Исследо-
вательские работы в этом направлении продолжаются
274
VIII
ОБЪЕДИНЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ
И СТАЛЬНЫХ ЧАСТЕЙ КОНСТРУКЦИИ
ДЛЯ СОВМЕСТНОЙ работы
§ 35. УСИЛИЯ МЕЖДУ ЖЕЛЕЗОБЕТОНОМ И СТАЛЬЮ
И СПОСОБЫ ОБЪЕДИНЕНИЯ
Термин «объединение» применяют к такому соединению железо-
бетонных и стальных частей, которое обеспечивает совместность
их работы, т. е. одинаковый или весьма близкий характер деформа-
ций соседних волокон железобетона и стали. Через шов объеди-
нения стального пояса с железобетонной плитой передаются пре-
имущественно продольные (сдвигающие) и поперечные (прижи-
мающие и отрывающие) усилия.
1. Сдвигающие усилия
от внешних силовых факторов
В простой изгибаемой объединенной балке постоянного попереч-
ного сечения сдвигающее усилие на единицу длины шва определяют
по элементарной формуле
1	ба, стб
(если расчет ведется при модуле упругости бетона а его ползу-
честь и обжатие поперечных швов не учитываются). Однако в дей-
ствительности в связи с отступлениями в работе балки от закона
плоскости ( главным образом, у концов балки и у мест прило-
жения сосредоточенных сил), а также из-за влияния податливости
шва на сдвиг эпюра сдвигающих сил оказывается не вполне подоб-
ной эпюре поперечных сил. Например, в испытанной нами объ-
единенной балке (см. § 15) деформации сдвига между железобето-
ном и сталью (а приближенно — и сдвигающие усилия) изменя-
лись по длине участка с постоянной поперечной силой согласно
рис. 102.
Эпюры сдвигающих сил отличаются плавностью, в них отсут-
ствуют резкие скачки, характерные для эпюр поперечных сил.
10*	275
Податливость шва объединения железобетона и стали обеспечи-
вает дополнительное перераспределение сдвигающих усилий в шве,
в частности, разгрузку участков с наибольшей интенсивностью
сдвигающих сил.
В общем случае, если сталежелезобетонный элемент имеет пере-
менное поперечное сечение или работает не только на изгиб, но
и на другие виды воздействия — продольные силы, крутящие мо-
-р
(у опор) (l/Ql)
Рис. 102. Экспериментальные эпюры сдви-
гов в шве объединения железобетона и
стали на участке с постоянной поперечной
силой
менты, внутренние напряжения, то сдвигающее усилие на единицу
длины шва определяют, разделив элемент на достаточно короткие
участки длиной а и полагая сдвигающие усилия на каждом уча-
стке равномерно распределенными. Тогда
t —	(^6,2 — 0^,1 ) +	(#а,2 — Од, 1),
где Об, г, об12; оа,г, оа,2— напряжения в бетоне и арматуре на
высоте центра тяжести сечений бе-
тона в ограничивающих участок
длиной а сечениях 1-1 и 2-2.
Для получения невыгодного t необходимо, разумеется, построить
и загрузить линию влияния разности напряжений в сечениях
276
2-2 и 1-1. Места приложения к сталежелезобетонному элементу
сосредоточенных поперечных и продольных усилий, а также
места скачкообразного изменения его поперечного сечения долж-
ны при разбивке элемента на участки попадать на границы
участков.
Если бы работа сталежелезобетонного элемента полностью под-
чинялась закону плоскости, то в местах приложения к нему со-
средоточенных продольных усилий (т. е. в узлах сквозных ферм
и местах приложения сил предварительного напряжения), а также
в местах скачкообразного изменения поперечного сечения возникали
бы сосредоточенные сдвигающие усилия Тс между железобетоном
и сталью. В действительности эти сдвигающие усилия распределя-
ются на некоторую длину, зависящую прежде всего от размеров
поперечного сечения элемента.
Согласно Техническим указаниям ВСН 92-63 сосредоточенные
сдвигающие усилия можно распределять по прямоугольной эпюре
с длиной пс или по треугольной эпюре с длиной 1,5 ас (рис. 103),
где ас принимают равной:
большему из размеров Н; b и с при распределении сдвигающего
усилия от скачкообразного изменения поперечного сечения или
от продольной силы (например, предварительного напряже-
ния), непосредственно приложенной к сталежелезобетонному
элементу;
большей из величин + 7/ж; Ь и с при распределении сдвига-
ющего усилия, возникающего в узле жесткого пояса сквозной фермы
от продольной силы, передающейся фасонкой.
Максимальную ординату треугольной эпюры принимают на кон-
це, если эпюра расположена на конце элемента, и в середине эпюры,
если она расположена на промежуточном его участке или в проме-
жуточном узле (см. рис. 103).
При определении сдвигающих усилий между железобетоном и
сталью работу бетона полагают упругой независимо от величины
получающихся в нем сжимающих напряжений. При получении
в центре тяжести сечения бетона растягивающих напряжений, пре-
вышающих его нормативное сопротивление растяжению /?р, сдви-
гающие усилия определяют после выключения бетона из работы
в соответствующей зоне.
Для определения сдвигающих усилий от постоянных нагрузок
и воздействий с учетом ползучести бетона ( и обжатия поперечных
швов) бетон учитывают с эффективным модулем Еэ (если исполь-
зование его возможно). Для определения сдвигающих усилий от
усадочных воздействий соответственно принимают эффективный
модуль Еу. Сдвигающие усилия в расчетах железнодорожных
мостов на выносливость в зонах, где временная нагрузка увеличи-
вает сжатие в бетоне, определяют при условном модуле упругости
бетона, равном —------• Увеличение модуля упругости бетона по
277
ьо
Рис. 103. Расчетные эпюры распределения сосредоточенных сдвигающих усилий Тс от внешних силовых
факторов
сравнению с величиной Еб связано с тем, что наибольшие.сдви-
гающие усилия возникают обычно на участках, на которых сжи-
мающие напряжения невелики и виброползу.честь бетона прояв-
ляется слабо.
В сквозных фермах (решетчатых комбинированных) сдвигаю-
щие усилия Тс, передающиеся на железобетон в узлах, получают,
распределяя продольные (осевые) усилия в смежных панелях ста-
лежелезобетонного пояса пропорционально продольным жестко-
стям плиты и стальной части пояса. Сдвигающие усилия от продоль-
ных сил суммируют со сдвигающими усилиями от поперечных сил,
т. е. от изгиба пояса, вызываемого местной нагрузкой, эксцентрич-
ным прикреплением элементов решетки и общей работой пояса со-
вместно со всей фермой в вертикальной плоскости за счет собствен-
ной жесткости пояса.
2.	Концевые сдвигающие усилия
от внутренних усадочных
и температурных напряжений
При постоянном поперечном сечении сталежелезобетонного эле-
мента внутренние напряжения и усилия от усадки бетона и коле-
баний температуры неизменны по его длине (см. главу VII). Если
бы работа такого сталежелезобетонного элемента строго подчиня-
лась закону плоских сечений, то сдвигающие усилия передавались
бы только сосредоточенно по концам элемента. Податливость при
сдвигах приводит к распределению внутренних концевых сдвигаю-
щих усилий на некоторую длину. Таким образом, распределение
сдвигающих усилий от внутренних напряжений, в противополож-
ность распределению сдвигающих усилий от внешних силовых фак-
торов, полностью зависит от податливости на сдвиг. Этот вопрос
имеет большое практическое значение для расчета концевых участ-
ков шва объединения железобетона и стали.
Величины внутренних концевых усадочных и температурных
сдвигающих усилий между железобетоном и сталью равны соответ-
ствующим осевым усилиям в плите, вычисленным для поперечного
сечения, расположенного вблизи конца элемента. Таким образом,
усадочное сдвигающее усилие
r = o6^CT6E6-4cT6Fa,	(131)
а температурное сдвигающее усилие
Г = 4стбЕб+оа\тбЕа.	(132)
Разные знаки у членов, выражающих усилия в продольной ар-
матуре при усадочных и температурных воздействиях, объясня-
279
ются тем, что свободные температурные деформации арматуры и
бетона равнозначны, а при проявлении усадки бетона арматура,
наоборот, сопротивляется деформациям бетона.
Распределение концевых усадочных и температурных сдвигаю-
щих усилий изучалось во многих исследованиях, в частности, в
Советском Союзе в работах [1], [14], [25], [50], [51] и за рубежом
в работах [163], [165] и др.
В ряде работ учитывали только упругую податливость шва между
железобетоном и сталью, но игнорировали искривления сечений
железобетона и стали. При этом исходили из удельной упругой
податливости шва [14] или из обратной ей величины коэффи-
циента жесткости шва 8, выражающего величину погонной сдвига-
ющей силы, необходимой для получения деформации сдвига, рав-
ной 1 см [1], [25]. В последних работах использовалась теория
составных стержней на упругих податливых связях, передающих
сдвигающие усилия.
Коэффициент жесткости шва, определяемый по величине пе-
репада продольных деформаций в шве при натурных испытаниях
вертикальной нагрузкой или другими способами, оказался крайне не-
определенным и непостоянным. В частности, в работе [1] были по-
лучены 8 = 4 250 кГ/см2 при пролете 31,2 м и е = 37 000 кПсм2
при пролете 22,8 м. В работе [14] принималось (в примерах) е =
= 500 000 кГ/см2. Очень часто перепад продольных деформаций
в шве вообще не обнаруживается при натурных испытаниях; что
должно было бы соответствовать е = сс. Кроме того, деформации
сдвига в шве между железобетоном и сталью имеют в значительной
степени неупругий характер. Все это существенно обесценивает те
методы расчета, которые исходят из учета определенной величины
упругой податливости или жесткости шва.
В условиях работы под температурными и усадочными воздей-
ствиями деформации сдвига в шве между железобетоном и сталью
во всяком случае вполне соизмеримы с деформациями сдвига в са-
мих материалах — стали и железобетоне. Это обстоятельство де-
лает вполне правомерным подход к вопросу, осуществленный в
работах [50], [51 ], где задача решалась методами теории упругости,
т. е. учитывались искривления сечений железобетона и стали, но
игнорировалось влияние податливости шва. Анализ этого решения
позволил получить в работе [52] для концевой погонной сдвигающей
силы следующее приближенное выражение (при х < а):
а \ а /
где а = 0,6 Н— при усадочных воздействиях;
а=Н—при температурных воздействиях (когда темпе-
ратура стального верхнего пояса и железобе-
тона принимается одинаковой).
280
Из рис. 104, на котором сопоставлены эпюры распределения
концевых сдвигающих усилий согласно данным различных ис-
I
Рис. 104. Эпюры распределения концевых сдвигающих
усилий от внутренних напряжений:
а —теоретические температурные: / — по [14] при е=500 ООО кГ/см2\
2 — по [50], [51] «точным» методом; 3 — по [52], приближенная;
4 — по [25] при е=37 ООО кГ/см2', 5 —по [1] при е=37 ООО кГ/см2\
б —(£)— теоретическая усадочная по [52] (приближенная); в —рас-
четные: 7 —по DIN-1078; 8 — по ВСН 92-63
следований, видно, что результат, полученный методами теории
упругости, является промежуточным между результатами рассмот-
рения составного стержня при малых и больших коэффициентах
ЮВ Зак. 939	281
жесткости шва 8. Учитывая перечисленные исследования и принимая
во внимание необходимость упрощения расчетов, в Технических ука-
заниях ВСН 92-63 распределение концевых сдвигающих усилий (131)
и (132), вызываемых внутренними усадочными и температурными
напряжениями, рекомендуется по треугольной эпюре длиной а, оди-
наковой для обоих видов воздействий и равной большей из величин
0,7 Н\ b и с (см. рис. 103 и 104). Для сквозных сталежелезобетонных
пролетных строений величину 0,777 заменяют соответственно
на 0,7 //ж.
Треугольная концевая эпюра распределения внутренних сдви-
гающих усилий также рекомендовалась в немецких нормах [266],
причем длину ее принимали меньшей из величин //10 и 2 Ь. Таким
образом, в наших новых нормах на основе последних исследований
приняты более жесткие условия распределения внутренних конце-
вых сдвигающих усилий, чем в немецких нормах.
3.	Отрывающие усилия
между железобетоном и сталью
Прижимающие усилия передаются через шов объединения
железобетона и стали преимущественно на участках, загруженных
временной вертикальной нагрузкой, и отрывающие — на участках,
свободных от временной вертикальной нагрузки. Значительные мест-
Рис. 105. Схема, поясняющая появление концевых отрывающих
усилий от усадочных и температурных воздействий
ные возмущения вертикальных усилий, передающихся через
шов, создаются, кроме того, некоторыми объединительными де-
талями.
Большое практическое значение имеют отрывающие усилия,
возникающие по концам железобетонной плиты при воздействиях
усадки бетона и колебаний температуры. С помощью рис. 105 легко
убедиться, что такие усилия неизбежны в тех случаях, когда от
указанных воздействий плита работает на растяжение, т. е. когда
проявляется усадка бетона и температура стали оказывается выше,
чем железобетона. Если бы отрывающие усилия по концам шва не
возникали, то под действием одинаковых концевых сдвигающих сил
кривизна плиты, обладающей малой жесткостью, была бы значи-
тельно больше, чем стальной части балки, что невозможно.
282
Отрывающие усилия (по концам шва) возникают тогда, когда
концевые сдвигающие силы от усадочных и температурных воздей-
ствий оказываются больше противоположных им по направлению
концевых сдвигающих сил от постоянных вертикальных нагрузок.
Это хорошо подтверждается практикой эксплуатации преимущест-
венно железнодорожных пролетных строений,
в которых постоянная нагрузка относительно
мала. Горизонтальные трещины в шве между
железобетоном и сталью часто наблюдаются
по концам тех железнодорожных объединен-
ных пролетных строений, в которых не было
предусмотрено специальных мер против отры-
ва концов плиты, т. е. в пролетных строени-
ях, запроектированных ранее 1955—1956 гг.,
когда отмеченное явление было обнаружено
и учтено.
Вопрос о величине и распределении кон-
цевых вертикальных усилий был поставлен
в работе [11 и решался в работах [51], [52]
г
X
Рис. 106. Эпюры распределения концевых вертикальных
усилий от внутренних усадочных и температурных
напряжений:
/ — теоретическая по [51], [52]; 2 —теоретическая по [22], [25]
при е=37 ООО кГ/смг\ 3 — расчетная по ВСН 92-63
методами теории упругости, а в работах [22], [25] — путем рассмо-
трения составного стержня с определенным коэффициентом жест-
кости шва б. Примеры эпюр, полученных обоими методами, при-
ведены на рис. 106.
Эпюры концевых вертикальных сил имеют ту же суммарную
длину, что и эпюры концевых сдвигающих сил, но получаются
двузначными.
10В*
283
По приближенной формуле, выведенной в соответствии с [51],
[52], концевая эпюра погонных вертикальных усилий в шве
выражается уравнением
= 20 1 — 6^- + 9
а
v
^б, в р
Эпюра имеет нулевые точки при х = 0,25а и при х=а (конец
эпюры). Соответственно длина криволинейной треугольной эпю-
Рис. 107. Упрощенная расчетная схема для определения конце-
вых отрывающих усилий от усадочных и температурных воз-
действий
ры отрывающих сил составляет 0,25 а. Наибольшая ордината на
конце балки при х = 0
уП1ах = 20 Т.	(133)
а
Величина отрывающего (и прижимающего) усилия
V
0,85 °’25^'2-	Т=2,1 Т.
2 а	а
(134)
По предложению, сделанному в работе [22], величину отрываю-
щего усилия можно определить с помощью упрощенной расчетной
схемы согласно рис. 107 в виде низкой рамы из двух брусьев (плиты
и стальной части балки), соединенных четырьмя вертикальными
стерженьками. Стерженьки помещаются в центрах тяжести от-
рывающих и прижимающих участков эпюр вертикальных усилий
в шве. Обозначив расстояние между парами стерженьков s и решив
раму методом сил на действие сдвигающих усилий 71, получим при
модуле упругости бетона Еб-
У __ /С %б, в ^с, в L s р
/с + /б	/г 4	\
Результаты исследований позволяют принять s » , что под-
тверждает и рис. 106. Учтя это, а также то, что в расчетах на усадку
бетона (с учетом его ползучести) модуль упругости бетона следует
принимать Еу = 0,5 Еб, получим для усадочных и температурных
отрывающих усилий в статически определимых балках со сплош-
284
ной стенкой следующие формулы,
указаниями ВСН 92-63:
рекомендуемые Техническими
Vy =
2/71 /с 2б, в б Zc, в
VT
/71 /с + 1б
/71 /с 2б, в	Iб Zc, в
2L— а
2/?а /с + /б
Ту;

Учитывая, что а мало по сравнению с Л, а /б мало по сравне-
нию с /71, /с, можно получить еще более приближенную фор-
мулу, справедливую в равной степени и для статически опреде-
лимых и для статически неопределимых систем
уу,т _ 2 в ту' т
а
(135)
которая почти совпадает с формулой (134).
Эпюру распределения усадочных и температурных отрывающих
усилий рекомендуется принимать прямолинейной треугольной
(см. рис. 106), причем, учитывая способность податливых объеди-
нительных деталей к перераспределению усилий, длину основания
эпюры принимают 0,35 а, а не 0,25 а. В случае если а = 0,7Я,
длина эпюры получается 0,25 Н.
Наибольшая ордината эпюры распределения отрывающих усилий
77г	2У^“Т
^шах — ~	— •
0,35 а
При использовании формулы (135)г?т’ах~ 11,5^^7У’Т, что
а
почти вдвое меньше результата (133), полученного методами
теории упругости.
Усадочные и температурные концевые отрывающие усилия необ-
ходимо алгебраически просуммировать с невыгодными значениями
концевых вертикальных усилий между плитой и стальной конструк-
цией, возникающих от внешних нагрузок и воздействий (верти-
кальных нагрузок и предварительного напряжения). Эти верти-
кальные усилия определяют из условий равновесия короткого кон-
цевого участка железобетонной плиты, находящегося под действием
указанных нагрузок, соответствующих сдвигающих усилий и на-
пряжений в поперечном сечении плиты на расстоянии 0,35 а от ее
конца.
4.	Способы объединения и определение усилий
на одну объединительную деталь
Наиболее простым по идее способом объединения железобетона
и стали является применение жестких упоров (рис. 108, а), т. е.
выступающих деталей, укрепленных на стальном элементе, рабо-
285
тающих наподобие шпонки и вызывающих в бетоне достаточно
равномерные деформации смятия.
Если постепенно уменьшать жесткость упора, он превратится
из жесткого в гибкий, деформации смятия по высоте станут нерав-
номерными, а с дальнейшим уменьшением жесткости появятся
и деформации обратных знаков. Гибкие упоры (рис. 108, б)
работают преимущественно на изгиб наподобие нагеля. Наибольшее
смятие бетона возникает у основания гибкого упора.
Если гибкий упор заанкерить в бетоне, он будет воспринимать
не только сдвигающие, но и отрывающие усилия. Такой гибкий
И)

{^^^^SSSSSSSSSSSSSSSSi
^77/7777777777777/77/77/777/7777/77/7777^
Рис. 108. Типы объединительных деталей:
а —жесткий упор; б —гибкий упор; в —вертикальный анкер; г —
наклонный анкер; д — продольная арматура железобетона, прива-
ренная к стальной конструкции
упор, выполненный из арматурной стали и направленный перпен-
дикулярно плоскости сдвига, называется вертикальным анкером
(рис. 108, в). Работа вертикального анкера на растяжение связана
главным образом с передачей через шов отрывающих и косых ра-
стягивающих сил. В случае действия в шве только одних сдвигаю-
щих сил существенных растягивающих усилий в вертикальном
анкере не возникает. Растягивающее усилие в нем под действием
одних сдвигающих сил может появиться только после весьма боль-
ших деформаций.
Следующим классом способов объединения являются наклонные
анкеры (рис. 108, г). Если наклонять анкер вдоль направления сдви-
гающей силы, растягивающее усилие в нем, передающееся на бетон
сцеплением и анкеровкой, будет увеличиваться, а усилия изгиба,
передающиеся смятием бетона поперек анкера, — уменьшаться.
Одним из способов объединения является приварка к стали
(например, к закладной детали) продольной арматуры железобето-
на (рис. 108, д). Этот способ можно рассматривать как предель-
ный случай наклонного анкера, когда угол его наклона уменьшен
до нуля и арматурный стержень работает только на осевые усилия.
286
Особым способом объединения является увеличение трения и
сцепления между железобетоном и сталью путем поперечного об-
жатия объединяемых элементов и шва между ними высокопрочными
болтами или пучками высокопрочной проволоки, а также путем
склеивания.
Сцепление практически оказывает влияние на работу шва также
при большинстве других способов объединения.
При отсутствии объединительных деталей непосредственное сцеп-
ление бетона со сталью может, по результатам опытов [47], пере-
давать от 9 до 24 кГ/см2. При наличии объединительных деталей
сцепление нарушается при значительно более высоких средних ска-
лывающих напряжениях по всей площади шва объединения: по
данным [176] — в среднем при 34 кГ/см2, по данным [47]—при
42—46 кГ/см2. Последние цифры соответствуют сдвигающим усили-
ям, обычно передающимся через шов в эксплуатационных усло-
виях. До нарушения сцепления сдвигающие усилия частично пере-
даются непосредственным сцеплением и частично через объедини-
тельные детали.
Однако испытания показали, что при повторных воздейст-
виях, особенно динамических, сцепление быстро нарушается.
При однократном статическом воздействии сцепление нарушается
значительно ранее наступления предельного состояния объедини-
тельных деталей, в особенности при наличии подливки между сбор-
ным железобетоном и сталью. По этим причинам при отсутствии
специальных мероприятий, увеличивающих сцепление и трение,
все сдвигающие и тем более отрывающие усилия, действующие в
шве объединения, должны быть восприняты объединительными
деталями.
Для определения усилий на каждую объединительную деталь
строят эпюры невыгодных значений сдвигающих (и концевых от-
рывающих) усилий, приходящихся на единицу длины шва. Сдви-
гающее или отрывающее усилие, приходящееся на одну объедини-
тельную деталь (упор, группу анкеров и т. д.), принимают по пло-
щади соответствующей эпюры на длине, равной шагу объединитель-
ных деталей. При равномерном размещении объединительных де-
талей по длине рассматриваемой зоны усилие определяют для
детали, находящейся в наиболее невыгодных условиях.
§ 36.	ОБЪЕДИНЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА И СТАЛИ
АНКЕРАМИ И ГИБКИМИ УПОРАМИ
1.	Краткая история и опыт применения
Арматурные спирали (рис. 109, а), применявшиеся в качестве
объединительных деталей в первых объединенных пролетных стро-
ениях системы «альфа», приближались по характеру работы к ан-
керам и гибким упорам. Спирали были вытеснены другими объе-
динительными деталями в связи с недостаточно благоприятными
условиями приварки их к стальным поясам. Некоторое сходство
287
со спиралями имели плоские арматурные зигзаги (рис. 109, б),
однако они не получили широкого распространения.
Развитие конструкций гибких упоров и анкеров шло двумя са-
мостоятельными путями.
В США, Англии и ряде других стран в 40-х и начале 50-х годов
широко применяли гибкие упоры из прокатных профилей, чаще
всего швеллеров (рис. 109, в) и иногда двутавров (рис. 109, г).
Нижняя полка использовалась при этом для приварки упора, а
верхняя полка — для заанкеривания железобетона. Во второй
половине 50-х годов швеллерные гибкие упоры были вытеснены
стерженьковыми гибкими упорами, привариваемыми к стальным
Рис. 109. Первые конструкции гибких упоров и анкеров:
а —арматурная спираль; б —арматурные зигзаги; в —прокатные
швеллеры; г —прокатные двутавры; д — хомуты и отгибы арма-
туры железобетонного ребра
поясам контактным способом с помощью специального сварочного
пистолета (рис. ПО). При этом рабочий, вооруженный таким пи-
столетом, приваривает за 1 мин 3 стерженька. В настоящее время
стерженьковые упоры (обычно без спиралей) во многих странах
являются наиболее распространенным способом объединения.
В континентальной Европе, в том числе отчасти и в Советском
Союзе1, с конца 40-х годов получило распространение объединение
железобетона и стали арматурными анкерами различных видов —
наклонными и вертикальными, одиночными, парными, разведен-
ными в плане, парными в виде уток, парными петлевыми (рис. 111).
1 Основным способом объединения железобетона и стали в Советском
Союзе до последнего времени являлись жесткие упоры (см. § 37).
288
Рис. 110. Стерженьковый
гибкий упор с головкой и
его приварка сварочным
пистолетом
В первых объединенных пролетных строениях с высокими железо-
бетонными ребрами применяли обычные хомуты и отгибы арматуры
железобетонного ребра (см. рис. 109, д), которые приваривали
непосредственно к верхнему поясу сварного пролетного строения
или планкам, прикрепленным к верхнему поясу клепаного пролет-
ного строения. Лентрансмостпроект начал с 1948 г. применять
в высоких железобетонных ребрах специальные анкеры, наклонные
под углом 45° согласно рис. 111, а
и б, а в объединенных конструкци-
ях без железобетонных ребер Транс-
мостпроект с 1950 г. применял анало-
гичные анкеры, наклонные под углом
около 20°(по рис. 111, в).
За рубежом получили распростра-
нение наклонные анкеры, разведен-
ные в плане, которые и сейчас ши-
роко применяются при монолитной
железобетонной плите, особенно в
ФРГ и Австрии, обычно в сочетании
с небольшими жесткими упорами
(рис. 111, г).
Петлевые анкеры (рис. 111, д)
появились первоначально в Швеции,
получили распространение в ФРГ и
других странах и были детально
исследованы в Советском Союзе.
После того как была установлена
необходимость заанкеривания желе-
зобетона на стали, в Советском Союзе
в окнах и поперечных швах сборной
плиты стали применять вертикаль-
ные анкеры, приваренные к жестким
упорам (рис. 111, е).
До распространения арматуры периодического профиля в ка-
честве материала анкеров использовали круглую арматурную сталь,
а иногда даже квадратную и полосовую сталь.
В результате первого периода применения арматурных анкеров
сложилось мнение, что в качестве самостоятельного средства объ-
единения железобетона и стали они не выдерживают конкуренции
с жесткими упорами. Такое мнение обосновывалось большой тру-
доемкостью приварки анкеров на месте строительства, а также дан-
ными первых испытаний. Однако после выявления необходимости
заанкеривания железобетона на стали, появления сборных железо-
бетонных плит с закладными деталями заводского изготовления
и проведения детальных исследований, освещаемых ниже, это мне-
ние было опровергнуто.
В настоящее время самостоятельным, вполне конкурентоспособ-
ным средством объединения железобетона и стали надо считать пет-
289
левые анкеры. Другие виды арматурных анкеров следует применять
при соответствующих обоснованиях в сочетании с жесткими упо-
рами и петлевыми анкерами.
Расход стали на петлевые анкеры или жесткие упоры меньше,
чем на гибкие упоры. Широкое распространение за рубежом стер-
&)	б)
Рис. 111. Виды арматурных анкеров:
а —одиночные наклонные под углом 45°; б —то же в виде
уток; в — одиночные наклонные под углом 20 — 25°; г — на-
клонные разведенные в плане, с низким жестким упором;
д — наклонные петлевые; е — вертикальные одиночные с
цилиндрическим жестким упором
женьковых гибких упоров объясняется малой трудоемкостью и де-
шевизной их приварки, достигнутой на основе массового изготов-
ления стерженьков и соответствующего оборудования.
2.	Гибкие упоры, их конструкции,
исследования и расчет
Упоры в виде прокатных профилей (см. рис. 109, в и г) или пло-
ских пластинок считаются гибкими при отсутствии укрепляющих
ребер жесткости.
Эпюра давлений, передаваемых гибким упором на бетон, обыч-
но двузначна (рис. 112), причем напряжения смятия бетона
у основания упора велики, а напряжения изгиба в стали упора не-
значительны. Приведенная на рис. 112 эпюра напряжений в вер-
тикальной стенке упора получена с помощью датчиков сопротив-
290
ления в работе [47]. Изгибающий момент в прикреплении гибкого
упора также невелик и, по данным этой работы, выражается для
прокатного профиля формулой
М = Т^-^.
о
Разрушение объединения с гибкими упорами из прокатных про-
филей происходит всегда по бетону после больших деформаций
сдвига, ограничивающих эксплуатационную способность объеди-
нения задолго до его разрушения.
Размеры широко применяемых в США гибких упоров в виде
круглых стержней с головками приведены (в дюймах) на рис. 113.
Вдоль сдвигающего усилия расстояние между упорами должно
быть от 100 до 600 мм.
Эпюра давления круглого стержня с головкой на бетон имеет
обычно форму криволинейного треугольника. Разрушение объе-
динения происходит преимущественно по бетону, но иногда сопро-
вождается и срезом стержней или сильным их изгибом.
В ФРГ опубликовано предложение помещать вокруг каждого
стержня с головкой спираль из мягкой 5-мм проволоки с диаметром
S
Рис. 112. Эпюры давлений, передаваемых гибким упором на бетон, напря-
жений в вертикальной стенке упора и деформаций
витка 50 мм (см. рис. 110), что уменьшает деформации сдвига при-
мерно вдвое и увеличивает разрушающую нагрузку, причем
разрушение происходит по бетону вне спирали, стержни же
при разрушении объединения не срезаются и почти не изгиба-
ются [216].
291
В последние годы применяют также круглые стержни с крю-
ками, направленными навстречу передающемуся с бетона усилию
(рис. 114). Статические и пульсационные испытания показали
меньшую деформативность и большую несущую способность шва
при стержнях с крюками, чем при стержнях с головками. Усталост-
ное разрушение начинается с появления трещины I у основания
стержня и завершается в результате развития трещины II вблизи
середины высоты стержня [115], [239].
Имеются данные о применении в ФРГ гибких упоров в виде ко-
ротких круглых стержней без головок или крюков в сочетании с
длинными анкерами, снабженными спиралевидными крюками
(рис. 115). В связи с относительно небольшой величиной отры-
вающих усилий количество анкеров принимают вчетверо меньшим,
чем упоров [206].
Некоторое распространение получили за рубежом пластинчатые
гибкие упоры, слабо наклоненные навстречу сдвигающему усилию,
что обеспечивает заанкеривание железобетона. При отношении
толщины упора к высоте 1 : 4 эпюру давления на бетон принимают
треугольной (рис. 116).
Наиболее капитальные экспериментальные исследования работы
гибких упоров (главным образом швеллерного типа и обычных
круглых стержней с головками) выполнены в США [244], [238],
[239], [2471, [115] и Англии [230]. Результаты американских иссле-
дований подытожены в Технических условиях AASHO [269] и до-
полнительных рекомендациях [270], где для предельной сдвигаю-
щей силы, воспринимаемой гибким упором, приведены эмпирические
формулы, полученные из условия ограничения остаточных де-
формаций сдвига после статического загружения величиной
0,03" (0,076 мм).
Эти формулы использованы и в Технических указаниях
ВСН 92-63 после преобразования применительно к расчетам по пре-
дельным состояниям, метрической системе мер и нашим условиям
испытания бетона. Таким образом, для расчета на прочность гибких
упоров рекомендуются следующие формулы, дающие расчетное
сдвигающее усилие Т в кГ после подстановки всех величин в кГ
и см (см. рис. 112 и 113):
для прокатных профилей
T = 55(/i'+0,5 6)6y/^;	(136)
для круглых стержней при dy<;2,5 см и -^->4,2
(Ху
т= юо dy|/J?nP;
(137)
292
Рис. 114. Стерженьковый гибкий
упор с крюком и характер его
разрушения от усталости
Рис. 115. Сочетание коротких
гибких упоров с вертикаль-
ными анкерами
Рис. 116. Слабо наклоненный пластинчатый гибкий упор и эпюра его
давления на бетон
293
Лу
-г <4,2
uv
(138)
для круглых стержней при dy < 2,5 см и
T=24Aydy/^;.
Для круглых стержней из малоуглеродистой стали при плите
из высокопрочного бетона введено дополнительное ограничение
T < 0,63 dy	(139)
где Ro — расчетное сопротивление стали стержня при действии
осевых сил. Эту проверку можно трактовать, как ус-
ловную проверку стали на срез при расчетном сопро-
тивлении срезу 0,8 /?0.
В работе [239] предложены эмпирические ограничения вели-
чины многократно-повторной нагрузки для некоторых конкретных
размеров и условий работы гибких упоров. Однако в наших нормах
расчеты на выносливость для гибких упоров и анкеров всех видов
пока не регламентируются. Предполагается, что эти расчеты по-
крываются запасами, заложенными в расчеты на прочность, в част-
ности, принятием появления незначительной остаточной дефор-
мации сдвига величиной 0,076 мм за предельное состояние по
прочности.
3.	Экспериментальные исследования
петлевых анкеров
Первые экспериментальные исследования петлевых анкеров
при работе их в объединенных конструкциях, проведенные в Швей-
царии [208], ФРГ [146] и Советском Союзе [47], показали, что
петлевые анкеры обеспечивают шву объединения меньшую подат-
ливость, чем анкеры других видов. Интересные испытания выпол-
нены в Швеции [106].
Детальные исследования петлевых анкеров были проведены в
МАДИ в 1956—1957 гг. [82] и в ЦНИИСе1 тремя этапами в 1958—
1963 гг. Во всех этих исследованиях петлевые анкеры изучались
как средство объединения стальных закладных деталей со сборным
железобетоном. Анкеры выполнялись из гладкой арматурной стали
марки Ст. 3. Каждый образец состоял из двух железобетонных бло-
ков и стального элемента и испытывался на продавливание стального
элемента между железобетонными блоками. Конструкции испытан-
ных образцов изображены на рис. 117, основные данные о них
сведены в табл. 17.
г Испытания были проведены Лу Зан-синем и Г. А. Мануйловым под
руководством автора.
294
Таблица 17
Опытные образцы с петлевыми анкерами
Данные об образцах
Испыта-
ния МАДИ
Испытания ЦНИИСа
Обозначения на рис. 117 .	а\ б
Угол наклона а в град . .	45
Длина анкера /а в мм . .	140
Диаметр ветви d& в мм . .	12
Количество ветвей в блоке	12
Наименьшее	расстояние	
между ветвями в свету	
в мм		45
Ширина петли в свету Ьп в	
мм		60
Кубиковая прочность бето-	
на в кГ/см2		300
88
330
12	16
24	16
96	90
300	300
з; л
20
60
90
200
14
4
27
90
166
90
400
100	200
150
200
250
14	14
4	6
71
90
400
71
90
4С0
Испытания позволили хорошо выявить характер действительной
работы наклонных петлевых анкеров и наглядно показали, что для
них очень большое значение имеет работа в бетоне на изгиб как на-
геля подобно гибким упорам. После окончания испытаний и раз-
бивки опытных образцов у корней анкеров обнаруживались значи-
тельные лункообразные обмятая бетона. Большая часть деформа-
ций сдвига происходит за счет обмятий бетона в этих местах. Серь-
езное значение имеют и деформации растяжения анкеров, о чем
можно судить по показаниям датчиков сопротивления, наклеенных
на ветви анкеров. Деформации и напряжения растяжения в ан-
керах возникали с самых первых ступеней нагрузки задолго до
видимого нарушения сцепления в шве. Смещения петель в бетоне,
связанные с обмятиями бетона под петлями, напротив, фиксирова-
лись индикаторами (упертыми в торцы специальных стерженьков,
выведенных на поверхность блока) обычно только перед исчерпа-
нием несущей способности. Следовательно, растяжение в ветвях
передается на бетон в значительной степени посредством сцепления
и трения, а не через петлю.
Различные наблюдения свидетельствовали о передаче через шов
прижимающих и отрывающих усилий между железобетоном и сталью.
Наименьшей деформативностью при сдвиге обладали образцы
по рис. 117, в, в которых анкеры были наиболее равномерно распре-
делены по всему объему бетона. Кроме того, в этих образцах торцы
планок упирались в бетон и выполняли вследствие этого функции
295
ND
Ю
СП
008 ---------Н f*-----08£
Рис. 117. Конструкции испытанных на продавливание опытных образцов с петлевыми анкерами:
/—плоская закладная деталь; 2 —монтажный сварной шов; 3— тавровая закладная деталь; 4 — бетон или раствор замоноличивания;
5 — высокопрочный болт; 6 — высокопрочная гайка; 7 —фасонная высокопрочная гайка; 8 — двухстенчатая закладная деталь
ьо
ю
своеобразных дополнительных жестких упоров малой высоты.
Наибольшую деформативность имели образцы по рис. 117, г и д
с групповым размещением анкеров при расстояниях в свету между
отдельными анкерами, меньших одного диаметра анкера.
Примеры графиков деформаций сдвига опытных образцов при-
ведены на рис. 118. У образцов по рис. 117, в после 2 млн. пульса-
ционных загружений нагрузками, достаточно близкими к предель-
ным, доля упругих деформаций сдвига составляла от 50 до 70% пол-
ных деформаций сдвига. В образцах по рис. 117, з и и, где не было
упирания торцов планок в бетон, не вполне упругий характер рабо-
ты проявлялся достаточно ярко. При каждом первом загружении
в начале проявлялись рыхлые, а в конце — пластические деформа-
ции, в конце первой загрузки проявлялось упругое последействие.
Петли гистерезиса были не вполне замкнутыми. На ступенях 35,
55 и 75 Т образцам давалось по 10 повторных загружений. При
повторных загружениях площади петель гистерезиса уменьшились.
Если происходила стабилизация деформаций, петли гистерезиса
замыкались или даже превращались в прямые.
Пример графика стабилизации деформаций сдвига показан на
рис. 119. Было подмечено, что для испытывавшихся образцов пол-
ные деформации сдвига величиной менее 0,2 мм в результате деся-
ти повторных загружений, как правило, или стабилизировались,
или обнаруживали явную тенденцию к стабилизации, а деформа-
ции величиной более 0,2 мм обычно не стабилизировались и не
проявляли такой тенденции.
Раннее трещинообразование в бетоне наблюдалось только в
образцах по рис. 117, г и д при групповом размещении анкеров
с исключительно тесным расположением их в пределах каждой
группы. При более редком размещении анкеров, когда каждый ан-
кер был окружен значительным объемом бетона, трещины появля-
лись в бетоне только перед исчерпанием несущей способности. Тре-
щины между бетоном и стальной конструкцией, связанные с нару-
шением сцепления между ними при деформациях сдвига, развива-
лись постепенно.
Разрушение образцов при исчерпании несущей способности про-
исходило по-разному. В образцах по рис. 117, в разрушался прак-
тически весь объем бетона блоков, что было связано с равномерным
армированием всего этого объема анкерами, а также с тем, что разру-
шающая нагрузка оказалась много выше ожидавшейся, и напряже-
ния сжатия в бетоне, определенные по всей его площади, приближа-
лись при разрушении образца к призменной прочности бетона. В об-
разцах по рис. 117, а, б, г, д, е, ж разрушение происходило также
по бетону, но имело местный характер. Объемы бетона, охваченные
петлями анкеров, оставались почти неразрушенными, разрушался
же тот бетон, который сжимался бетоном, охваченным анкерами.
Одновременно происходил отрыв и сдвиг основной части бетонного
блока относительно стальной конструкции с анкерами и заключен-
ным внутри петель бетоном. В образцах по рис. 117, з, и, к, л, имев-
298
PT °)
О
0,5	1,0 О
Сдвиг , мн
Рис. 118. Графики деформаций сдвига при петлевых анкерах:
а — образец по рис. 117, в; б — образец по рис. 117, и при а=45°; 1 —
огибающая сдвигов после десяти циклов на разных ступенях Р
299
ших повышенную прочность бетона, полное исчерпание несущей
способности происходило обычно в результате среза и разрыва ста-
ли анкеров.
Влияние длины петлевых анкеров на работу объединения ис-
следовалось на образцах по рис. 117, г, д, и. На рис. 120 приведены
кривые зависимости от длины анкера Za нагрузок на образцы
(по рис. 117, и), вызывающих одинаковые полные деформации сдвига.
Эти кривые свидетельствуют о том, что для петлевых анкеров имеется
Рис. 119. Трафики стабилизации деформаций сдвига в опытном
образце по рис. 117,и при а=45° и Za=200 мм
некоторая оптимальная длина, обеспечивающая объединению ми-
нимальную податливость. В данном случае оптимальная длина ока-
залась близкой к 10 da (1а = 15 см).
При весьма большой длине анкера все возникающее в нем ра-
стягивающее усилие Na передается на бетон через сцепление и тре-
ние, поэтому деформации вдоль анкера не зависят от его длины
и наличия петли на конце. С уменьшением длины анкера часть уси-
лия Na начинает передаваться на петлю, однако так как петля хо-
рошо заглублена в бетон, ощутимых деформаций смятия под петлей
сначала не возникает. Соответственно деформации вдоль анкера
с уменьшением его длины сначала уменьшаются. Поскольку работа
петли уменьшает усилие, передаваемое сцеплением и трением, сцеп-
ление не нарушается и при такой длине анкера, при которой оно
было бы нарушено в случае отсутствия петли.
При некоторой длине анкера сцепление все же нарушается на
прямолинейных участках ветвей, и деформации вдоль анкера уве-
зоо
7J
50
0,5мм
0,0мм
0,3 мм
0,2 мм
Предельная нагрузка
по /рормуле(Щ)
личиваются за счет того, что полное усилие растяжения начинает
передаваться по всей длине этих участков. С дальнейшим умень-
шением длины анкера деформации вдоль анкера продолжают уве-
личиваться, так как увеличение деформаций смятия под петлей
оказывается больше уменьшения деформаций растяжения ветвей.
Оптимальной является такая длина анкера, при которой сцепление
с бетоном нарушается только
на небольших участках его
бортового смятия.
Влияние угла наклона а
петлевых анкеров на работу
объединения исследовалось
на образцах по рис. 117, з,
и, л при /л = 200 мм^15 da.
На рис. 121 представлены
кривые зависимости от угла
а осредненных полных де-
формаций сдвига после деся-
ти повторных загружений
на каждой из основных сту-
пеней нагрузки. На рис. 122
показаны кривые зависи-
мости от угла а нагрузок,
вызывающих одинаковые
полные деформации сдвига,
и нагрузок полного исчер-
пания несущей способности.
Разброс величин деформа-
ций и разрушающих нагрузок
для одинаковых образцов-
близнецов был в большин-
стве случаев невелик и сос-
тавлял обычно 3—4%.
25
10	15	20	25
Длина анкера 1см
Рис. 120. Зависимости между длиной
петлевого анкера и нагрузками, вы-
зывающими одинаковые полные дефор-
мации сдвига при а=45°
О
Из рис. 121 и 122 следует, что оптимальный угол наклона а
Для петлевых анкеров близок к 35—45°. При уменьшении угла а
по отношению к оптимальному недоиспользуется работа анкера как
нагеля, при увеличении угла а недоиспользуется работа анкера на
растяжение.
Интересные особенности были выявлены на образцах по
рис. 117, л в работе петлевых анкеров, перпендикулярных к направ-
лению сдвигающего усилия (а=90°). Такие анкеры показали наи-
большую деформативность и наименьшую несущую способность.
При нагрузках, отвечающих условиям эксплуатации, ветви анкеров
работали как гибкие упоры, т. е. преимущественно на срез и изгиб
в бетоне. Однако после больших деформаций сдвига, связанных
с развитием текучести в анкере и местных обмятий в бетоне, геомет-
рическая схема искажалась и анкеры начинали интенсивно работать
на растяжение по законам гибкой нити, что сопровождалось и сме-
301
щениями петель в бетоне. Полное исчерпание несущей способности
происходило от среза и разрыва стали.
Испытания образцов по рис. 117,/с, имеющих анкеры двух встреч-
ных направлений, были поставлены с целью получения расчетных
рекомендаций для участков объе-
динения железобетона и стали с
переменным направлением сдви-
гающей силы. Измерения датчиками
деформаций в обратных анкерах (на-
Рис. 121. Зависимости между
углом наклона петлевых анке-
ров и полными деформациями
сдвига при Za=200 мм
углом наклона петлевых анке-
ров при /а=200 мм и нагруз-
ками:
1 — 6 — вызывающими одинаковые
полные деформации сдвига; 7 —
разрушающими нагрузками; 8—пре-
дельными нагрузками, принимае-
мыми в расчетах на прочность-
правленных навстречу сдвигающей силе)'показали почти полное от-
сутствие в них сжимающих усилий. Обратные анкеры работали на
срез и изгиб в бетоне, т. е. аналогично гибким упорам; эффективность
их составляла примерно 40% эффективности основных анкеров.
4.	Расчет объединения посредством анкеров
До проведения изложенных выше исследований наклонные ан*
керы рассчитывали обычно на растяжение, однако разложение
сдвигающей силы на составляющие предлагалось по-разному, и
302
величина растягивающего усилия в анкере определялась либо как
Т
•	, либо как Т cos а. Немецкие нормы [266] и работы проф.
Е. Е. Гибшман [14] рекомендовали рассчитывать наклонные анкеры
тоже только на растяжение, но принимая Л/а = Т. Вертикальные
анкеры согласно тем же источникам рассчитывали только на срез,
принимая Qa= Т. В обоих случаях несущая способность объедине-
ния при сдвиге определялась прочностью только стали и не за-
висела от прочности бетона.
Приведем обоснования новых формул, вытекающих из наших ис-
следований и рекомендуемых Техническими указаниями ВСН 92-63.
Рассмотрим работу в бетоне под действием сдвигающей силы Т
анкера, наклоненного под углом а и имеющего на конце петлю
или крюк (рис. 123). Введем следующие обозначения усилий:
JVa=Afc, T-]-WK—продольное растягивающее усилие в ан-
кере у его корня; при этом NCt т—усилие,
передаваемое сцеплением и трением,
a NK — усилие, передаваемое петлей или
крюком;
Qa = Q_|_ + Q_ — поперечная сила в анкере у его корня;
при этом Q+ — давление бетона, сминае-
мого анкером у корня, a Q_ — обрат-
ное давление бетона, защемляющего
анкер;
V = Na sin a+Qa cos a — вертикальное отрывающее воздействие ан-
кера на стальной пояс; при отсутствии
на плите местной нагрузки такая же, но
прижимающая и распределенная по длине
сила V должна из условий равновесия
передаваться с плиты непосредственно на
стальной пояс.
Силы трения, развивающиеся под действием прижимающего усилия
У, а также непосредственное сцепление между плитой и стальным
поясом учитывать в расчете не будем.
Тогда из условия равновесия
T = Na cos a+Qa sin a.
Величины Na и Qa здесь неизвестны и зависят от соответствую-
щих податливостей. При большой поперечной податливости, т. е.
значительных деформациях местного смятия бетона, возможных
при малом диаметре анкера, слабом бетоне и т. д. и при малой про-
дольной податливости, т. е. хорошем заанкеривании, Na будет уве-
личено за счет уменьшения Qa. При обратном соотношении подат-
ливостей обратным будет и соотношение этих усилий.
Отсутствие точного решения такой статически неопределимой
задачи, взаимная зависимость Na и Qa друг от друга с возможностью
их перераспределения и упруго-пластический характер работы
303
соединения заставляют прибегнуть к методу предельного равнове-
сия, т. е. принять, что предельное состояние соединения наступает
тогда, когда оба усилия Na и Qa достигают своих предельных зна-
чений, соответственно и QapeA. Таким образом,
тпред =NT* COS а+ Оапред Sin а.	(140)
Равенство
ком малых и
(140) может быть справедливым только при не слиш-
не слишком больших углах а. При весьма малых ос
Рис. 123. Усилия, возникающие при передаче
сдвигающей силы наклонным анкером
трудно предположить
возможность возникно-
вения предельного по-
перечного усилия, а при
весьма больших а (близ-
ких к 90°) столь же
трудно предположить
возможность возникно-
вения предельного про-
дольного усилия (если
только не рассматривать
случая очень больших
деформаций сдвига, пос-
ле которых анкер начи-
нает работать наподобие
гибкой нити в бетоне).
Однако эти обстоятель-
ства не имеют большого
практического значения,
поскольку при малых ос
мал sin а, и ошибка во
втором члене несущественна, а при большом а мал cos а и не-
велико влияние ошибки в первом члене.
В первом приближении, основываясь на данных эксперимен-
тов, можно принять 7VaPefl как для стержня, работающего только на
растяжение, а фаРед — как для гибкого упора по формулам, анало-
гичным (137) и (139). Таким образом, независимо друг от друга
a QnapeA= 100 da ]/"т?пР ’ но не более 0,8fa/?a.
Работа анкера на изгиб здесь не учитывается( как и для гибкого
упора). Последнее можно обосновать разгрузкой корневого сечения
от напряжений изгиба при развитии пластических деформаций и
перемещении максимального изгибающего момента в менее нагру-
женное сечение анкера.
На рис. 122 нанесена кривая 8 зависимости от угла а теорети-
ческих значений предельных сдвигающих сил для испытанных об-
разцов ( по рис. 117, з и и), имевших по 8 ветвей анкеров диаметром
14 мм.
3G4
Для каждой ветви
Тпре д=Fa Rl cos а +100 da /flop Sin а.
Здесь 7?а и 7?пр — действительные значения соответственно пре-
дела текучести стали анкеров и призменной
прочности бетона опытных образцов.
Кривая 8 близка по форме к экспериментальным кривым 1—6
и 7. По величине ординат теоретическая кривая 8 сравнительно
близка к экспериментальной кривой 6, отвечающей полным дефор-
мациям сдвига 0,2 мм, соответствовавшим в наших опытах пределу
стабилизации деформаций. Таким образом можно констатировать
вполне приемлемое совпадение экспериментальных и теоретических
данных, если принять за критерий предельного состояния предел
стабилизации деформаций сдвига.
Рис. 122 свидетельствует о большом интервале между нагруз-
кой, принятой за предельную, и нагрузкой, вызывающей полное
исчерпание несущей способности. Этот интервал получен, несмотря
на такие смелые допущения как принятие предельного равновесия,
неучет влияния на сопротивление стали одновременного наличия
больших нормальных и касательных напряжений, принятие коэф-
фициента перехода 0,8 для сопротивления стали срезу, полное пре-
небрежение изгибными напряжениями в стали.
Увеличение несущей способности объясняется трением и сцеп-
лением между железобетоном и продавливаемым стальным элемен-
том, превышением временного сопротивления стали над ее пределом
текучести, увеличением площади сечения анкера в месте его при-
варки. Большинство этих резервов вполне оправдано, особенно если
учесть отсутствие специального расчета на выносливость и необхо-
димость расчетом на прочностьо дновременно гарантировать соеди-
нение и от предельного состояния по выносливости.
В соответствии с изложенным сдвигающее усилие Т в кг, при-
ходящееся по расчету на прочность на один анкер или на одну ветвь
петлевого анкера, ограничивают следующими условиями:
T<Fa R& cos а+100 d% ]/*7?Пр sin а;	(141)
Т < FaRa (cos а 4-0,8 sin а).	(142)
Обычно лимитирующей оказывается формула (141); формула
(142) может иметь практическое значение при применении анкеров
из малоуглеродистой стали в высокопрочном бетоне.
При а = 90° эти выражения превращаются в формулы (137)
и (139), рекомендованные для вертикальных гибких упоров.
На рис. 124 приведено сопоставление расчетных сдвигающих
усилий, воспринимаемых одной ветвью анкера диаметром 20 мм
по изложенным новым рекомендациям и по прежним рекоменда-
циям [266] и [14]. Согласно новым рекомендациям усилие, воспри-
11 Зак. 939	305
нимаемое анкером, в большинстве случаев увеличивается. Уве-
личение это при угле а от 30 до 45° достигает 25—28%.
Для анкеров, разведенных в плане, в формулы (141) и (142)
вместо cos а надлежит подставлять произведение cos acosfi, где р—
угол между горизонтальной проекцией анкера и направлением
сдвигающей силы.
Если наклонные или вертикальные анкеры находятся в высо-
ком железобетонном ребре и используются для воспринятая глав-
Рис. 124. Сравнение расчетных сдвигающих усилий на один анкер диамет-
ром 20 мм:
а — из стали ВСт. 3; б—из стали Ст. 5; / — по Техническим указаниям ВСН 92-63, т. е.
по формулам (141) и (142) при разных марках бетона; 2 — то же по формуле (141) без
учета формулы (142); 3 — по прежним рекомендациям
ных растягивающих напряжений в ребре, то на высоте ребра растя-
гивающие усилия в наклонных анкерах определяют аналогично
усилиям в арматурных отгибах обычного железобетона, а в верти-
кальных анкерах — аналогично усилиям в хомутах обычного же-
лезобетона. Проверки достаточности сечения анкера и количества
анкеров для воспринятая этого растягивающего усилия и для вос-
принятая сдвигающей силы между железобетоном и сталью дела-
ют независимо друг от друга, и усилия не суммируют.
5.	Конструктивные рекомендации
по объединению посредством анкеров
В прежней проектной практике длину анкеров принимали не
менее 30 da. Кроме того, рекомендовалось заведение в плиту всех
анкеров, расположенных в ребре.
306
Проведенные исследования позволили уменьшить минимальную
длину одиночного анкера до 25 da, что объясняется влиянием тре-
ния, развивающегося в зоне интенсивного местного смятия бетона
у корня анкера. Одиночные анкеры рекомендуется снабжать крю-
ками на концах, обязательными при гладкой арматуре.
Длина петлевого анкера должна быть не менее 7da и 12 см.
Применение относительно коротких петлевых анкеров, обоснован-
ное результатами вышеизложенных экспериментов, позволяет су-
щественно уменьшить расход стали на объединительные детали.
Заводить в плиту расположенные в ребре анкеры необязательно,
если передача сдвигающих сил и прочность косых сечений в ребре
обеспечены при отсутствии анкеров с учетом неравномерности рас-
пределения сдвигающей силы по длине, соответствующей неравно-
мерности размещения анкеров.
Немецкие нормы [266] рекомендовали размещать объединитель-
ные детали с интервалами, равными двум-трем толщинам железо-
бетонной плиты. Столь частое их размещение нежелательно при
сборной железобетонной плите. По данным исследований, выпол-
ненных в Советском Союзе, максимальное расстояние между объ-
единительными деталями любых видов, в том числе между анкерами
(при групповом размещении — между крайними анкерами сосед-
них групп), установлено равным восьмикратной средней толщине
железобетонной плиты, что оказывается достаточным для предот-
вращения отслоения железобетона от стали в интервалах между
объединительными деталями.
Минимальное расстояние между анкерами или их ветвями в
свету установлено 3da при рядовом расположении и 2da вдоль
направления сдвигающей силы в случае шахматного расположе-
ния. Эти расстояния обеспечивают возможность достаточно пол-
ного использования анкеров при современных (относительно вы-
соких) марках бетона. Минимальные расстояния между анкерами
назначают, при групповом их размещении, в пределах каждой груп-
пы; именно эти расстояния определяют длины и вес закладных де-
талей.
Для петлевых анкеров принимать ширину петли в свету равной
минимальному расстоянию между ветвями 3 da можно только в
случае /а > 25 da, когда работу петли не учитывают. При мини-
мальной длине петлевого анкера, т. е. при /а = 7 da или /а = 12 см,
все растягивающее усилие в анкере передается на петлю. При этом
ширина петли в свету определяется формулой
L _ 2R& Fа
п 3,5 7?npda ’
(ИЗ)
где Fa — площадь поперечного сечения одной ветви.
Формула (143) предполагает работу бетона на смятие под дав-
лением петли в предельном состоянии со средним напряжением
3,5 /?Пр, вычисленным по диаметральному сечению петли и диамет-
11
307
ральному сечению анкера. Возможность столь высоких средних
напряжений объясняется весьма благоприятными условиями ра-
боты бетона на стесненное местное деформирование внутри большого
объема. При длине /а, промежуточной между 25da и минимальной
длиной, необходимую ширину петли в свету определяют линейной
интерполяцией между 3da и шириной по формуле (143).
Если /а < 25da и петля заканчивается в пределах железобетон-
ного ребра, то ширина петли не должна быть более Vs ширины
ребра на высоте конца анкера.
Сварные прикрепления наклонных арматурных анкеров к
стальной конструкции осуществляют согласно рис. 125. Экспери-
Рис. 125. Прикрепления наклонных анкеров:
а —фланговыми швами с отгибом и усиленной обваркой; б —в торец; а —фланговыми
швами
менты и опыт эксплуатации показали, что прикрепление анкеров
с перегибом и наложением фланговых швов за перегибом
(рис. 125, а) требует специальной проковки анкера для создания
острого перегиба и усиленной обварки корня анкера у перегиба.
Иначе швы отдираются, и бетон разрушается от смятия закругле-
нием анкера. Выгоднее приваривать анкеры в торец, хотя при этом
для наклонных анкеров и требуется специальная обработка торца
(рис. 125, б). Рекомендуется приварку в торец делать под слоем флю-
са. Для соблюдения проектного угла наклона необходимо приме-
нение специальных кондукторов. В целом приварка анкеров требует
особого внимания и тщательного контроля (если только она не ме-
ханизирована, как для зарубежных стерженьковых гибких упоров).
Приварку фланговыми швами применяют сейчас, как правило,
только в не требующих перегиба случаях прикрепления анкеров
к вертикальным стальным поверхностям (рис. 125, в).
Прикрепления согласно рис. 125, а и б можно условно считать
равнопрочными и равновыносливыми сечению анкера. Приварку
анкера фланговыми швами согласно рис. 125, в следует проверять
на прочность и выносливость в предположении действия сдвигаю-
щей силы в конце прикрепления и с учетом эксцентрицитета этой
силы относительно центра тяжести сварных швов.
308
§ 3L ОБЪЕДИНЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА И СТАЛИ
С ПРИМЕНЕНИЕМ ЖЕСТКИХ УПОРОВ
1.	Виды жестких упоров
и опыт их применения
В Советском Союзе первые объединенные пролетные строения
имели предложенные Проектстальконструкцией жесткие уголко-
вые упоры, отличавшиеся простотой и удобством прикрепления
к поясу заводскими заклепками. Первоначально применяли угол-
ковые жесткие упоры с наклонной планкой (рис. 126, а), однако
недостаточно качественное заполнение бетоном пространства под
планкой заставило перейти к уголковым упорам с вертикальными
ребрами жесткости (рис. 126, б). В КНР применяют в клепаных
конструкциях тип усиленного жесткого упора (рис. 126, в), отлича-
ющийся увеличенной вдвое площадью для размещения заклепок
прикрепления.
За рубежом широко применяли жесткие упоры в виде отрезков
уголков, швеллеров и тавров (половин прокатных двутавров), при-
варенных торцом (рис. 126, г). В настоящее время в ФРГ распростра-
нены низкие жесткие упоры в виде приваренных к поясу брусков
квадратной стали. Такие упоры применяют всегда в сочетании с
арматурными анкерами (см. рис. 111, г).
Стремление избежать концентраций напряжений в сварном верх-
нем поясе, возникающих от обрывов и переломов сварных швов,
прикрепляющих упоры, привело к цилиндрической форме жесткого
упора (см. рис. 111, е), получившей распространение преимущест-
венно в проектировках Трансмостпроекта. Желание улучшить
условия работы бетона, сминаемого жестким упором, заключив
бетон как бы в обойму между боковыми стенками упора, было ос-
новным мотивом применения дугообразных упоров (рис. 126, б),
разработанных Трансмостпроектом, а также двухстенчатых упо-
ров (рис. 126, е), разработанных МАДИ и ЦНИИСом. Дугообраз-
ные упоры, применяемые при клепаном верхнем поясе, отличаются
наличием планки, позволяющей разместить значительное количе-
ство заклепок для прикрепления упора. Двухстенчатые упоры
прикрепляют к стальному поясу двумя фланговыми сварными шва-
ми, удобно расположенными снаружи железобетонного ребра, что
позволяет использовать двухстенчатые упоры в качестве заклад-
ных деталей блоков сборной железобетонной проезжей части.
Одностенчатые упоры Киевского филиала Союздорпроекта
(рис. 126, ж) предназначены для сборной проезжей части с большой
толщиной подливки (выравнивающего слоя) и имеют сравнительно
сложную конструкцию с повышенным расположением упорной
планки, приближенной к оси железобетонной плиты. Сходные кон-
струкции упоров применяют при необходимости размещения на
верхнем поясе пучков высокопрочной арматуры, располагаемой
под упорными планками. Такие одностенчатые упоры близки к гре-
бенчатым упорам (рис. 126, з), широко применявшимся в Чехо-
309
Рис. 126. Виды жестких упоров:
а, б, в—уголковые; г — из прокатного профиля, приваренного торцом; д — дугообраз-
ный; е —двухстенчатый; ж—одностенчатый; з—гребенчатые; и— упрощенные свар-
ные; к —пример неудовлетворительной конструкции упора, раскалывающего бетон
310
Словакии для монолитных конструкций проезжей части и обеспе-
чивающим минимальные концентрации напряжений в бетоне и
стальном верхнем поясе. Относительно удачны упрощенные одно-
стенчатые и двухстенчатые упоры Проектстальконструкции
(рис. 126, и и /с), использованные, в частности, в последних проектах
сварных автодорожных объединенных пролетных строений.
Перечисленные конструкции не исчерпывают всего многообра-
зия жестких упоров, применявшихся в практике строительства
сталежелезобетонных пролетных строений. Большое количество
зарубежных экспериментальных исследований работы жестких
упоров было направлено на установление оптимальной конструк-
тивной формы жестких упоров. В Советском Союзе эксперименталь-
ное изучение работы жестких упоров было начато в исследованиях
[99], [47] и др.
Первые эксперименты показали, что несущая способность шва
объединения в большинстве случаев мало зависит от вида конструк-
ции жестких упоров. Явно неудовлетворительны только те кон-
струкции жестких упоров, которые имеют площадки смятия с вы-
ступами или углами ( см., например, рис. 126, я), способствующими
раскалыванию бетона.
В первый период исследований была установлена также лучшая
работа шва с часто расставленными мелкими упорами по сравне-
нию с редко расположенными мощными упорами (удобными при
сборной плите). При статических испытаниях разрушение объеди-
нения происходило в подавляющем большинстве случаев по бетону,
при пульсационных же испытаниях зарегистрировано много случаев
разрушений по сварным швам прикрепления упоров.
2.	Испытания упоров Калининского моста
Испытания были проведены автором в 1955—1956 гг. на опыт-
ных образцах, изготовленных в натуральную величину. Испытания
производились на строительной площадке на специальном стенде
путем приложения горизонтальных сдвигающих усилий от домкрата
к опытному образцу, выполненному в виде квадратного участка
железобетонной плиты и стального тавра, соединенных одним ци-
линдрическим жестким упором, замоноличенным в круглом окне
плиты (рис. 127). Наличие только одного упора в плите в сочетании
иногда с эксцентричным приложением силы по высоте создавало
для конструкции объединения в опытном образце более тяжелые
условия работы, чем в реальной конструкции. Плита не только сдви-
галась, но иногда и выворачивалась в вертикальной плоскости,
а также почти всегда несколько поворачивалась в плане. Однако,
несмотря на эти недостатки, в ходе рассматриваемых испытаний
был получен’^ряд интересных данных о работе жестких упоров.
В этих испытаниях нагрузка впервые прикладывалась с пов-
торными загружениями и разгрузками на большинстве ступеней,
что позволило выявить неупругий характер работы жестких упоров
311
и накопление остаточных деформаций сдвига при повторных загру-
жениях, как это видно на рис. 128. Остаточные деформации величи-
ной того же порядка, что и упругие деформации, возникают уже
Рис. 127. Схема испытаний упоров Калининского моста:
а —с эксцентрицитетом силы T; б —без эксцентрицитета; в —рав-
номерное распределение давления домкрата в плане; г — нерав-
номерное распределение давления в плане
на первых ступенях сдвигающей нагрузки. Характерно уменьшение
модуля упругих деформаций по мере накопления остаточных де-
формаций сдвига.
312
’ Образцы отличались друг от друга наличием подливки (в об-
разцах типа П) и дополнительного поперечного армирования в об-
разцах типов А и Б. В образцах типа А перед упором было забето-
нировано по 2 косых стержня 0 16 мм, в образцах типа Б — по
4 косых стержня того же диаметра.
Как видно из табл. 18, устройство подливки существенно повы-
сило относительную (к прочности бетона) несущую способность,
а косое армирование сминаемого объема бетона, особенно более
мощное (в образцах типа Б), существенно уменьшило деформации
сдвига и тоже несколько увеличило несущую способность объеди-
нения. Объяснение последнему состоит в том, что при выпуклой
поверхности смятия бетона в зоне смятия возникают особенно зна-
чительные поперечные растягивающие напряжения. Это подтверж-
дает и характер трещинообразования, зафиксированный при ис-
пытаниях (рис. 129). На основе результатов этих испытаний в
нормативные документы внесено требование дополнительного по-
перечного армирования зон местного сжатия бетона при цилинд-
рических и других упорах с выпуклой поверхностью смятия.
Интересно отметить, что при разрушении, связанном не только
со сдвигом, но и с отрывом железобетонного блока от стального
Таблица 18
Основные результаты испытаний
опытных образцов упоров Калининского моста
Конструкции образцов	Без подливки		На подливке		
	С дополнительным армированием	Без дополни- тельного армирования	П1	П2	ПЗ
	А1 | А2 | Б1 | Б2	В1 | В2			
Деформации сдвига при нагрузке 40 Т в мм .	0,11	0,04	0,04	0,05	0,15	0,12	0,02	0,02	0,06
То же при нагрузке 90 Т в мм		0,59	0,34	0,38	0,43	2,04	0,72	0,30	0,28	0,40
Наибольшие измеренные деформации сдвига в мм		0,82	0,88	2,19	1,70	3,01	3,36	2,33	2,59	1,50
Нагрузка при появлении первой трещины в Т .	70	130	70	70	50	80	—	80	110
Нагрузка исчерпания несущей способности в Т 		120	150	180	170	НО	150	200	190	170
аРазр Отношение - см— . . . ^пр	1,48	1,85	2,22	2,10	1,36	1,85	3,29	2,99	2,68
1 1В Зак. 939
313
Рис. 129. Характер трещинообразования на верхней
поверхности бетона при испытаниях образца В2 по
табл. 18. Цифрами обозначены величины Т при
появлении трещины
314
пояса, сцепление обычно нарушалось между бетоном блока и бе-
тоном замоноличивания окна, причем бетон замоноличивания оста-
вался связанным с упором.
В МАДИ в 1955—1957 гг,
образцов с жесткими упорами
3.	Испытания образцов,
работающих на продавливание
было испытано свыше 30 опытных
различных видов и размеров [82].
В каждом из двух железобетонных блоков каждого образца разме-
щалось по одному жесткому упору.
Рис. 130. Пример эпюр продольных и поперечных отно-
сительных деформаций на поверхности бетона перед жест-
ким упором. Ординаты эпюр увеличены в 106 раз
Измерения поверхностных местных деформаций показали, что
непосредственно у площадки смятия бетон работает в условиях
объемного сжатия, чем и объясняется увеличение его прочности при
местном смятии.
Угол распространения в бетоне давления от упора составляет
32—40° к продольной оси. На некотором расстоянии от площадки
смятия в бетоне возникают поперечные растягивающие деформа-
ции и напряжения, достигающие наибольшей величины на рас-
стоянии, приблизительно равном ширине упора. Пример экспери-
ментальных эпюр продольных и поперечных деформаций на
поверхности бетона приведен на рис. 130.
ив*
315
Значительное внимание в экспериментах было уделено исследо-
ванию работы объединения при повторных загружениях и разгруз-
ках преимущественно на ступенях испытательной нагрузки со сред-
ними напряжениями смятия бетона 0,75 7?Пр и 1,5 7?Пр- Пример,
графика деформаций сдвига при таких испытаниях приведен на
рис. 131. На обеих ступенях повторные загружения вызывали уве-
личение деформаций сдвига, однако, если на первой ступени дефор-
мации стабилизировались в пределах точности измерений после 10—
12 загружений, то на второй ступени полной стабилизации не на-
СдВиг,мм
Рис. 131. График деформаций сдвига, полученный при
испытаниях в МАДИ
ступало и после 30 загружений. Соответственно петли гистерезиса
на первой ступени становились замкнутыми, а на второй ступени
оставались разомкнутыми. На первой ступени ветви нагружений
были почти прямолинейными, а ветви разгрузок вогнутыми, что
объясняется упругим последействием. На второй ступени обе ветви
петли гистерезиса были криволинейными. Вогнутый характер кри-
вой нагружения свидетельствует, как известно, об опасности уста-
лостного разрушения. На второй ступени весьма ощутительны
были также деформации ползучести.
Наименьшую деформативность и наибольшую несущую способ-
ность показали двухстенчатые упоры. Деформативность и несущая
способность при дугообразных, обычных уголковых (плоских)
и цилиндрических упорах были примерно одинаковы для разных
видов упоров. Цилиндрические и двухстенчатые упоры испытыва-
лись также в качестве закладных деталей, заблаговременно забето-
нированных в железобетонных плитах и присоединяемых к сталь-
ному элементу сваркой. При цилиндрических упорах сварка вы-
316
поднялась внутри цилиндра в контакте с бетоном, который в по-
следующем работал под давлением упора на смятие. Сварочные тем-
пературы нарушали структуру поверхностного слоя бетона, в ре-
зультате чего под нагрузкой сначала возникали большие рыхлые
деформации, а затем быстро развивались силовые трещины. Таким
образом, эксперименты показали недопустимость применения та-
ких закладных деталей. При двухстенчатых упорах, где бетон,
нагревавшийся сваркой, не работал на смятие, результаты были
значительно более благоприятными.
Эксперименты МАДИ выявили специфический характер раз-
рушения бетона, сминаемого жестким упором. Разрушение про-
исходило в виде отрыва
железобетонной плиты от
стали, причем на стали пе-
ред упором оставался бетон-
ный клин (рис. 132) с укло-
ном примерно 1 :2,5, незна-
чительно изменяющимся, в
зависимости от конструк-
ции упора (рис. 133, а).
При сдвиге железобетонная
плита отделялась от стали,
поднимаясь по этому кли-
ну, как по наклонной
плоскости. Теоретический
анализ напряжений в бе-
тоне показал, что разру-
шение по поверхности
указанного клина проис-
Рис. 132. Бетонные клинья разрушения,
образовавшиеся перед жестким упором
ходит не от сдвига, а от
отрыва. Растягивающие напряжения возникают на большей части
длины рассматриваемой наклонной площадки, только в непосред-
ственной близости от упора действуют сначала сжимающие напря-
жения. При возникновении наклонной трещины в зоне растягиваю-
щих напряжений эти сжимающие напряжения пропадают, трещина
развивается в направлении к упору и происходит разрушение.
Отношение разрушающего сминающего напряжения к призмен-
ной прочности бетона составляло от 2,1 до 3,4.
В ЦНИИСе 1 в 1958—1959 гг. было испытано 6 опытных образ-
цов с дугообразными упорами (рис. 134, а) и 3 опытных образца
с двухстенчатыми упорами (рис. 134, б).
Особенностью этих образцов было наличие двух упоров в
каждом железобетонном блоке, что существенно приближало ус-
ловия работы образцов к условиям работы реальной конструкции,
в частности, в отношении распределения усилий между упорами,
воспринятая моментов от эксцентриситетов сдвигающих сил и т. ,д.
1 Испытания были проведены автором с участием инженера Лу Зан-синя.
317
Основное внимание в этих испытаниях было уделено специфике
работы при многократно повторных загружениях и сборной кон-
струкции железобетонной части. Железобетонные блоки были из<
б)
ш

\Нлин разрушения	'Подливка i
Рис. 133. Характер разрушения бетона перед упорами различных видов:
а —по результатам испытаний МАДИ; б —по результатам испытаний ЦНИИСа
готовлены отдельно и соединены со стальной конструкцией при ду-
гообразных упорах укладкой раствора подливки и замоноличива-
нием окон бетоном на мелком заполнителе, а при двухстенчатых
упорах — сваркой и последующим инъецированием раствора
подливки.
Образцы испытывали нагрузкой, возрастающей ступенями по
10 Т (при нагрузке условного нуля 5 Т), с разгрузками на каждой
318
Рис. 134. Конструкции испытанных в ЦНИИСе на продавливание опытных образцов с жесткими
упорами:
а —дугообразные упоры; б — двухсте нчатые упоры
ступени. На ступенях 35,65 и 95 Г нагрузке давалось по десяти пов-
торений с выявлением петель гистерезиса при первом и последнем
загружений.
Графики деформаций сдвига при статических испытаниях опыт-
ных образцов были сходны с графиками типа рис. 131, полученными
в МАДИ. На рис. 135 помещены осредненные и упрощенные графи-
ки сдвига при статических испытаниях, а на рис. 136 приведен при-
мер кривых стабилизации сдвигов при повторных загружениях на
основных ступенях нагрузки.
Рис. 135. Сравнение деформаций сдвига при различных объединительных
деталях в образцах:
1 —с замоноличиванием дугообразных упоров по рис. 134,а; 2 — с закладными двух-
стенчатыми упорами по рис. 134, б; 3 — с петлевыми анкерами на планках, присоеди-
няемых высокопрочными болтами по рис. 1 17, в
Пульсационные испытания показали, что видимая стабилизация
деформаций после небольшого количества статических загружений
в действительности часто является далеко не полной. На графике,
приведенном в качестве примера на рис. 137, видно, что на ступени
55 Т деформации, которые можно было считать стабилизировав-
шимися после десяти загружений, увеличились более чем вдвое в
результате последовавших 2 млн. загружений. Однако на этой сту-
пени нагрузки имелась вполне определенная тенденция к стабили-
зации деформаций, в частности, сдвиг от первых 500 тыс. циклов
в 12 раз превышал сдвиг от последних 500 тыс. пульсов. На ступени
75 Т такой стабилизации под пульсационными нагрузками не про-
изошло; примерно после 1 млн. циклов начали постепенно разви-
ваться усталостные явления в бетоне, и нарастание деформаций стало
убыстряться. После 1,5 млн. циклов объединение железобетона и
стали настолько расстроилось, что эксплуатационная способ-
ность его была признана исчерпанной и испытания были пре-
кращены.
Рассматриваемые испытания еще более ярко, чем предшество-
вавшие, показали неупругий характер работы объединения железо-
бетона и стали на жестких упорах. После статических загружений
320
с относительно небольшим количеством повторений на ступени
95 Т упругие деформации составляли для образцов с дугообразными
упорами всего 25—30%, а для образцов с двухстенчатыми упо-
рами — около 65% полных деформаций. После пульсации упругие
деформации составляли соответственно всего только 10—15 и 25—
45% полных деформаций. Интересно, что объединение жесткими
и пульсационных загружениях оказалось
упорами при повторных
в опытах ЦНИИС более
деформативным и менее
упругим, чем объеди-
нение петлевыми анке-
рами, рассчитанное на
ту же нагрузку.
Особенностью образ-
цов ЦНИИС как с дуго-
образными, так и с двух-
стенчатыми упорами
было заанкеривание
железобетонных блоков
против отрыва от ста-
ли. Однако, несмотря
на заанкеривание, с са-
мого начала загружения
наблюдались деформа-
ции отрыва железобе-
тонных блоков от сталь-
ного элемента. Сцепле-
ние в подавляющем
большинстве случаев
нарушалось между бе-
тоном блока и подлив-
кой, а не между подлив-
кой и сталью. Подливка
№загружай я
Рис. 136. Стабилизация деформаций сдвига в
образце по рис. 134, а
практически не участвовала в передаче усилий с упора на бетон.
Нарушение сцепления происходило не скачкообразно, а постепен-
но — в ходе непрерывного процесса деформирования, трещинообра-
зования и разрушения. Нарушение сцепления связано в большей
степени с деформациями отрыва, чем с деформациями сдвига.
Исчерпание эксплуатационной способности объединения жест-
кими упорами (расстройство, выражающееся в интенсивном ра-
скрытии трещин) происходило незадолго до исчерпания несущей
способности, при больших деформациях сдвига — порядка 0,5 мм
при двухстенчатых упорах и порядка 1—3 мм при дугообразных
упорах. Разрушение образцов ЦНИИС в большинстве случаев про-
исходило с оставлением перед упором бетонного клина, аналогич-
ного отмеченному в опытах МАДИ. Однако если в опытах МАДИ
при отсутствии заанкеривания структура бетона в клине, как пра-
вило, была ненарушенной, что позволяло оценивать разрушение
321
как отрыв по поверхности клина, то в опытах ЦНИИС бетон перед
упором оказывался раздробленным (см. рис. 133, б). Следователь-
но, разрушение имело характер отрыва частиц бетона друг от друга
не по одной поверхности клина, а по многим поверхностям как
наружным, так и внутри объема клина.
Данные опытов ЦНИИС свидетельствуют о том, что если клин
разрушения перед упором распространяется за пределы окна, в
котором замоноличен упор, то несущая способность объединения
примерно в равной степени зависит и от прочности бетона блока,
и от прочности бетона замоноличивания окна.
Отношения разрушающего сминающего напряжения к призмен-
ной прочности бетона, подсчитанные по площади смятия без учета
подливки и по средней прочности бетона блоков и окон, составляли
для дугообразных упоров от 3,16 до 3,80. Для двухстенчатых упоров
это отношение колебалось от 2,52 до 2,90.
Некоторые образцы с дугообразными упорами были выполнены
со сближенными расстояниями между упорами с целью проверки
опасности скалывания бетона по ломаной поверхности, проходящей
по периметрам упоров. Во всех образцах образовались клинья раз-
рушения, а скалывания по ломаной поверхности не произошло,
хотя средние скалывающие напряжения по этой поверхности при
Рис. 137. Деформации сдвига в образце по рис. 134,а при испытаниях с
приложением пульсационных нагрузок. Цифры на диаграмме—количество
загружений
исчерпании несущей способности достигали 35% кубиковой проч-
ности бетона.
В образцах с дугообразными и двухстенчатыми упорами в ряде
случаев наблюдались S-образные изгибы стальных полок ( рис. 138)
и надрывы в сварных швах прикрепления упоров. Оба эти явления
322
говорят о значительных изгибающих моментах, действующих в
прикреплениях упоров рассматриваемых видов; защемления упоров
в железобетоне практически не было.
Рис. 138. Деформированные стальные части опытных образцов
после окончания испытаний
Деформации стальных частей сталежелезобетонного элемента
являются одной из причин отрыва железобетона от стали. Кроме
того, отрывающие усилия между железобетоном и сталью возни-
кают от эксцентрицитета между центром тяжести сечения бетона
и центром площадки смятия упора, а также от других причин,
освещенных выше.
4.	Испытания опытных объединенных балок
с жесткими упорами
Статические и пульсационные испытания опытных объединен-
ных балок пролетом 6 м, проведенные в 1957—1958 гг. (см. §§ 15
и 16), дали материал о работе шва объединения на жестких упорах
в изгибаемой конструкции. В частности, испытания показали воз-
можность некоторого перераспределения сдвигающих усилий по
длине балки за счет деформаций сдвига и в то же время несущест-
венность влияния деформаций сдвига на работу поперечных сече-
ний балки даже при столь небольшом пролете, как 6 м.
Графики деформаций сдвига и отрыва в шве объединения железо-
бетона и стали при статических испытаниях одной из балок при-
ведены на рис. 139. Из этих графиков следует, что деформации от-
рыва железобетона при отсутствии заанкеривания имеют примерно
323
ту же величину, что и деформации сдвига. Однако в отличие от де-
формаций сдвига деформации отрыва начинают интенсивно раз-
виваться только после появления в шве первой трещины (в част-
ности, после нагрузки Р = 15 Т в случае, отображенном графиком
рис. 139, б). На воспринятие сдвигающих усилий упоры включа-
ются в работу сразу после приложения вертикальной нагрузки к
объединенной балке, а не после появления первой трещины, как это
предполагали некоторые исследователи. При устройстве специаль-
ной анкеровки железобетонной плиты деформации отрыва умень-
шаются, и первая трещина появляется на более высокой ступени
нагрузки. Особенно ярко влияние анкеровки сказалось на резуль-
татах пульсационных испытаний. Например, в балке без анкеровки
объединение расстроилось после примерно 800 тыс. пульсов при
максимальных напряжениях смятия под упорами, равных 1,7/?Пр
бетона блоков и 0,83 7?пр бетона замоноличивания. В аналогичных
испытаниях другая балка, имевшая анкеровку, выдержала без рас-
стройства объединения 2 млн. пульсов при максимальных напря-
жениях смятия под упорами, равных 2,7 7?пр бетона блоков и
1,6 7?Пр бетона замоноличивания.
При отсутствии анкеровки появление первой трещины возможно
при усилиях, весьма малых по сравнению с предельными, осо-
бенно при многократно повторных и пульсационных воздейст-
виях. Поэтому анкеровка железобетона признана сейчас обяза-
тельной.
При испытаниях балок со сборной железобетонной плитой пер-
вая трещина также развивалась обычно между железобетоном
и подливкой, как и в образцах, работавших на продавливание, а не
между подливкой и сталью. При сборной железобетонной плите
деформации сдвига были значительно больше, чем при монолитной
плите. Это объясняется тем, что подливка очень мало участвовала
в работе, поэтому фактическая площадь смятия у упора при сбор-
ной плите оказывалась меньше, чем при монолитной.
При статических испытаниях 4 пространственные балки из де-
вяти испытанных исчерпали свою несущую способность в резуль-
тате разрушения по бетону объединения железобетона со сталью.
Отношение разрушающего сминающего напряжения к призменной
прочности бетона, вычисленное в предположении равномерного рас-
пределения сдвигающих усилий, составляло при статических ис-
пытаниях от 2,1 до 3,8 при сборной плите (без учета подливки) и до-
стигало 4,5 при монолитной плите.
Разрушение вследствие сдвига и отрыва железобетонной плиты
при статических испытаниях происходило хотя и после больших
деформаций, но внезапно. При пульсационных испытаниях, напро-
тив, наблюдалось постепенное расстройство объединения, выражав-
шееся в постепенном раскрытии трещин и увеличении подвижности
железобетона относительно стали, что в конечном счете приводило
к почти полному отделению железобетона от стали на участках дей-
ствия сдвигающих сил. Как при статических, так и при пульсацион-
324
иых испытаниях образовывались клинья разрушения или клинья
отрыва перед упорами ( см. рис. 133). Неудовлетворительными
оказались результаты испытаний опытной объединенной балки с ци-
линдрическими упорами в виде закладных деталей, привариваемых
Рис. 139. Деформации в шве объединения железобетона и стали опытной
балки, испытанной ЦНИИСом и МАДИ:
а — деформации сдвига; б —деформации отрыва
к стальному поясу через окна в плите. Работа на смятие бетона,
подвергавшегося нагреву при сварке, привела к большим рыхлым
деформациям сдвига, увеличению полных деформаций сдвига в
1,5—2 раза и уменьшению несущей способности на 25%.
325
5.	Расчетные и конструктивные рекомендации
по объединению с применением жестких упоров
На основе всестороннего анализа данных статических и пульса-
ционных испытаний опытных образцов и балок с жесткими упорами
для расчета объединения по местному сжатию бетона при сдвиге
в Технических условиях СН 200-62 и Технических указаниях
ВСН 92-63 рекомендуются следующие формулы:
при проверке прочности Т <2/?пр/7см;
при проверке выносливости Тв < 1,5 k9 /?пр few
Здесь /?ПР и £р/?'пр— расчетные сопротивления бетона осевому
сжатию на прочность и выносливость;
Fсм — расчетная площадь смятия.
При сборной железобетонной плите и расположении упоров
в окнах и поперечных швах толщину подливки не включают в пло-
щадь смятия, а расчетные сопротивления 7?пр и 7?пР принимают по
марке бетона блоков. В случае если прочность бетона замоноличи-
вания меньше прочности бетона блоков, в расчет следует вводить
полусумму их расчетных сопротивлений. При расположении упоров
в продольных швах плиты площадь смятия учитывают полностью,
а расчетные сопротивления берут по марке бетона замоноличивания
швов.
Формула расчета на прочность, как это видно из изложенного
выше материала, соответствует не исчерпанию несущей способности,
а более раннему состоянию, связанному с некоторыми предельными
величинами раскрытия трещин и развития деформаций сдвига, оп-
ределяющими исчерпание эксплуатационной способности.
Формула расчета на выносливость получена с некоторым запасом,
учитывая небольшое количество опытных данных. Коэффициент
1,5, имеющийся в этой формуле, подобран так, чтобы практически
погасить учитываемое в величине /?пр улучшение механических
характеристик бетона со временем.
Для автодорожных и городских мостов, в которых расчет на вы-
носливость по бетону пока еще не разработан и не регламентирован,
оставлена прежняя формула расчета на прочность
Т< l,6/?npfCM,
которая, как показали исследования, практически дает гарантию
и против усталостного разрушения в условиях работы автодорож-
ных и городских мостов.
Увеличение сопротивления бетона смятию по сравнению с со-
противлением его осевому сжатию объясняется местным характером
смятия и благоприятным воздействием бетона, окружающего упор
со всех сторон. Если упор находится в относительно узком ребре,
а ширина упора занимает почти всю ширину ребра, то такое благо-
приятное воздействие с боков отсутствует, и сопротивление смятию
326
должно быть снижено. Коэффициент снижения принимают 0,9
при 1,5 Ьу 6Р>1,3 by и 0,7 при ftp 1,ЗЬУ, где Ьу—ширина
площади смятия, a — ширина ребра или вута на уровне центра
тяжести этой площадки.
Поскольку при всех видах объединительных деталей перед раз-
рушением происходят большие деформации, сопротивление сдвигу
каждого участка шва объединения железобетона и стали определяют
как сумму сопротивлений всех средств объединения, находящихся
на данном участке. Это имеет большое практическое значение, так
как позволяет учитывать работу вертикальных или наклонных ан-
Рис. 140. Схемы для расчета прикрепления жесткого упора:
а — незащемленный упор; б —защемленный (заанкеренный) упор
керов совместно с жесткими упорами, учитывать работу торцов
заанкеренных закладных деталей, планок, несущих анкеры, и т. д.
Практиковавшаяся ранее проверка бетона на скалывание по
ломаному сечению, проведенному по периметрам упоров, заменена
на основании экспериментов конструктивным требованием, ог-
раничивающим минимальное расстояние между жесткими упорами.
Расстояние в свету между жесткими упорами на уровне площадки
смятия должно быть не менее 3,5-кратной высоты этой площадки,
что обеспечивает образование полного клина разрушения при исчер-
пании несущей способности. Тыльные вертикальные продольные
ребра упоров при определении расстояния в свету не учитывают.
Сварные швы, болты или заклепки прикрепления жесткого
упора работают на сочетание сдвигающей силы, изгибающего мо-
мента и (в некоторых случаях) отрывающего усилия. В большинстве
случаев изгибающий момент равен Ме = Тес (рис. 140). Проверка
швов на прочность и выносливость с учетом полного изгибающего
момента Ме вызывает необходимость значительного увеличения их
размеров, что для отдельных конструкций упоров очень нежела-
тельно. Для этих конструкций упоров целесообразно защемить их
в бетоне и значительно разгрузить тем самым швы от воспринятая
изгибающего момента.
327
Работа прикрепления на передачу изгибающего момента воз-
можна, если деформации сопровождаются поворотом упора отно-
сительно стальной конструкции в вертикальной плоскости. По-
скольку поворот железобетонной плиты относительно стальной
конструкции практически невозможен, для работы прикрепления
на передачу изгибающего момента упор должен иметь возможность
некоторого поворота внутри бетона. Очевидно, что если такая воз-
можность будет в значительной степени устранена защемлением
упора в теле бетона, то при проявлении деформаций смятия бетона
перед упором в работу будут вступать защемляющие детали (на-
пример, анкеры, горизонтальные планки, а также вертикальные
детали при избыточной площади смятия бетона), передающие на
бетон усилия, почти полностью уравновешивающие момент Ме =
= Тес. Соответственно прикрепление будет разгружено от пере-
дачи изгибающего момента, и расчет можно вести только на пере-
дачу сдвигающего усилия Т. При этом к напряжениям в прикреп-
лении технические условия вводят коэффициент неравномерности
1,2, чем учитывают небольшую часть момента Ме, передающуюся
на прикрепление. Прочность деталей, защемляющих упор в бетоне,
и прочность бетона, находящегося в контакте с этими деталями,
должны быть проверены на воспринятие полного момента Ме.-
Для обеспечения выносливости стальных поясов с приваренными
объединительными деталями и прикреплений этих деталей необхо-
димо соблюдение всех расчетных и конструктивно-технологических
требований, предъявляемых Техническими условиями СН 200-62
к сварным мостовым конструкциям. В расчете выносливости учиты-
вают соответствующие эффективные коэффициенты концентрации
напряжений (J.
При конструировании обычного заанкеривания железобетона
на стали следует учитывать, что ответственность заанкеривания
увеличивается с ростом вертикального эксцентрицитета между
центром площадки смятия и центром тяжести сечения железобетон-
ной плиты, а также с уменьшением высоты упора. Расстояние в
свету между анкерующими деталями должно быть не более
8-кратной средней толщины железобетонной плиты, как и между
объединительными деталями, работающими на сдвиг.
§ 38. ОБЪЕДИНЕНИЕ ЖЕЛЕЗОБЕТОНА И СТАЛИ
ОБЖАТИЕМ ШВА ИЛИ СКЛЕИВАНИЕМ
Трение, возникающее при обжатии шва, или склеивание обес-
печивают наиболее равномерную, почти без местных возмущений
и концентраций, передачу сдвигающих усилий через шов объеди-
нения. Эти способы объединения находятся пока в начальной ста-
дии разработки, исследований и практического применения, од-
нако именно они имеют, по-видимому, наилучшие перспективы для
применения в будущем.
Наиболее подходящим средством для обжатия шва между желе-
зобетоном и сталью являются высокопрочные болты, пропускаемые
328
сквозь железобетонную плиту и полку стального пояса. Одновре-
менно с развитием трения для передачи сдвигающих сил высоко-
прочные болты обеспечивают и заанкеривание железобетона на
стали. Если используется клеевой шов, обжатие высокопрочными
болтами (установленными в меньшем количестве) также весьма
полезно для работы шва. Высокопрочные болты перспективны,
естественно, в первую очередь при сборной железобетонной плите.
Первый мост с объединением сборной железобетонной плиты
и стальных балок трением, обеспеченным высокопрочными бол-
тами (рис. 141), был построен в ФРГ через р. Эмс в 1959 г. [119].
В плитах применен высокопрочный бетон марки В600. Плиты уло-
жены на слой раствора толщиной от 8 до 15 мм. Высокопрочные
болты диаметром 24 мм пропущены через отверстия диаметром 30 мм.
Под головки каждых двух болтов в углубления, предусмотренные
в плитах, уложены подкладки размерами 260x130x10 мм из мяг-
кой строительной стали. После затвердения раствора каждый болт
натянут усилием 18,4 т. Для уменьшения потерь натяжения от
ползучести бетона через 7 недель болты были повторно подтянуты.
Расчетный коэффициент трения принят равным 0,45. Углубления
с подкладками и головками болтов замоноличены высокопрочным
раствором. Проезд автотранспорта осуществляется непосредственно
по поверхности железобетонной плиты.
В ходе строительства была установлена возможность устрой-
ства отверстий для высокопрочных болтов в трех вариантах:
заблаговременное устройство отверстий в плитах и рассверловка
отверстий в стальных поясах через плиты;
рассверловка отверстий и в плитах, и в стальных поясах после
укладки плит;
заблаговременное устройство отверстий в плитах и заблаговре-
менная рассверловка стальных поясов в заводских условиях.
В последующие годы в ФРГ построено и запроектировано еще
несколько мостов с примерно таким же, как и в мосту через р. Эмс,,
объединением сборной плиты со стальными балками посредством
высокопрочных болтов, обжимающих железобетон [120].
Оригинальное решение объединения со стальными балками сбор-
ной железобетонной плиты под железнодорожное безбалластное
мостовое полотно предложено в Советском Союзе в НИИмостов
Д. И. Васильевым и А. М. Немзером и осуществлено на нескольких
эксплуатируемых мостах при замене деревянного мостового
полотна. Железобетонная плита при укладке на стальные
балки опирается на податливые деревянные подкладки, после чего
через отверстия диаметром 60—70 мм, предназначенные для высоко-
прочных болтов диаметром 22 мм, заливают и затрамбовывают
раствор, заполняющий как слой подливки, так и указанные отвер-
стия (рис. 142). Высокопрочные болты затягивают после твердения
раствора, причем благодаря податливости подкладок основная
часть усилий обжатия и трения передается через раствор, а не через
подкладку, остающуюся в шве. Такая конструкция дает возмож-
329»
:330
1911
ность открыть движение поездов при незатвердевшем растворе
(если возможен лишь кратковременный перерыв движения для
замены мостового полотна) или вообще без раствора (если плиты
укладывают зимой). Высокопрочные болты могут быть пред-
варительно натянуты на небольшие усилия, превышающие в сумме
ш-ш
Рис. 142. Присоединение безбалластной железобетон-
ной плиты к стальным балкам эксплуатируемых же-
лезнодорожных мостов по предложению НИИмостов
на 10—20% давление на плиту от подвижной нагрузки. При на-
личии податливых подкладок это обеспечивает возможность твер-
дения раствора под движением поездов.
Конструкция с высокопрочными болтами, обжимающими же-
лезобетон, и жесткими прокладками описана в § 40.
В проблеме склеивания железобетона и стали предстоит решить
большое количество вопросов. Особенно серьезными являются вопро-
сы склеивания в зимних и других сложных климатических условиях,
а также вопрос старения применяемых пластических материалов.
331
Небольшое пролетное строение (пролетом 7,4 м) с объединением
монолитной железобетонной плиты со стальными балками комби-
нированным использованием эпоксидных клеев и высокопрочных
болтов установлено в 1962 г. вШтирии [197], [21]. При изготовле-
нии стальных балок верхние поверхности их верхних поясов были
на заводе покрыты слоем эпоксидной смолы марки Sintnast UW.
Затем в пролете смонтирована стальная конструкция, установлены
высокопрочные болты со спиралями, усиливающими бетон, и рас-
пределительными подкладками, а также арматура и опалубка
плиты. Перед бетонированием плиты на верхние пояса нанесен второй
тонкий слой эпоксидной смолы марки Sintnast 2 (толщиной 0,2 мм).
Рис. 143. Объединение железобетонной плиты со
стальными балками способом Бюрера:
/—высокопрочная арматура; 2 — вертикальный выпуск
Бетонирование (марка бетона В225) выполнено в течение 1 ч после
нанесения второго слоя смолы. Нанесение второго слоя смолы,
как и бетонирование, производили под дождем, однако по имею-
щимся сведениям это не сказалось на качестве работ. Непосред-
ственно после бетонирования болты были слегка натянуты с целью
надежно втопить подкладки в бетон. Полное натяжение высокопроч-
ных болтов выполнено через 8 суток после бетонирования с пере-
тяжкой на 10% для предупреждения потерь от ползучести бетона.
Экспериментальные исследования объединения железобетона
и стали путем склеивания слоем клее-песчаного раствора на эпок-
сидной смоле без использования высокопрочных болтов были вы-
полнены в ФРГ применительно к сборным железобетонным элемен-
там [216]. Перед склеиванием поверхности зачищали (однако
устранения неровностей не требовалось), а непосредственно после
склеивания шов слегка обжимали винтовыми струбцинами. В той
же работе приводятся результаты исследований объединения железо-
бетона и стали посредством упругих резиновых прокладок и двух
пленочных клеевых слоев. Резиновые прокладки использовались
толщиной от 4 до 76 мм, назначение их состояло отчасти в улуч-
шении условий склеивания неподогнанных поверхностей жестких
332
тел и, главное, в придании шву значительной податливости на
сдвиг, желательной в околоопорных участках неразрезных пролет-
ных строений (для уменьшения растягивающих усилий, передаю-
щихся на железобетонную плиту). Оказалось, что наиболее сла-
бым из соединяемых материалов является бетон. Несмотря на боль-
шую его кубиковую прочность (400 кг!см2), разрушение всегда про-
исходило по поверхностному слою бетона с вырыванием из него зерен
цемента. Все соединения вплоть до разрушения работали упруго,
практически без остаточных деформаций. Результаты эксперимен-
тов были оценены как весьма положительные и обнадеживающие.
Следует отметить, что применение клеевых швов железобетона
и стали без армирования шва высокопрочными болтами или дру-
гим способом для мостовых конструкций вряд ли перспективно.
Устройство такого шва противоречит требованию заанкеривания
железобетона на стали и не гарантирует от появления трещин в
поверхностном слое бетона, прилегающем к шву.
Наиболее перспективными представляются швы объединения
сборного железобетона и стали, заполненные клее-песчаным рас-
твором на эпоксидной смоле и обжатые высокопрочными болтами.
Предварительным закручиванием гаек высокопрочных болтов из
шва выдавливается лишний раствор, и толщина шва уменьшается
до минимума. Однако в отдельных местах, где вследствие неточно-
стей изготовления сплачиваемые поверхности неплотно прилегают
друг к другу, толщина шва может остаться 1—1,5 см. После поли-
меризации эпоксидной смолы (твердения клее-песчаного раствора)
высокопрочные болты затягивают на проектное усилие.
Высокопрочные болты являются наилучшим средством обжатия
шва применительно к наиболее распространенному случаяю присое-
динения плоской железобетонной плиты к стальному поясу. При-
менять для этой цели проволочную высокопрочную арматуру нель-
зя из-за громоздкости анкеров и, главное, из-за их податливости,
приводящей при малых длинах к очень большим потерям натяжения.
Проволочная высокопрочная арматура целесообразна для обжатия
швов железобетона и стали в тех случаях, в которых длина этой
арматуры получается не менее нескольких метров. Таким случаем
является, например, присоединение горизонтальных железобетон-
ных диафрагм к стенкам жестких стальных поясов главных ферм
с ездой понизу. При этом высокопрочной арматурой, пропускаемой
на всю ширину пролетного строения, обжимают диафрагму и при-
жимают к ней стенки стальных поясов обеих ферм.
За рубежом имеет распространение объединение железобетон-
ной плиты со стальными балками способом Бюрера. При этом по-
перечную высокопрочную арматуру, напрягающую плиту, про-
пускают через отверстия в непрерывном вертикальном выпуске,
приваренном к балке над верхним поясом (рис. 143). Условный
коэффициент трения в такой конструкции достигает величины
1,3 [120].
333
ОСОБЕННОСТИ КОНСТРУКЦИЙ И РАСЧЕТА
ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ
IX
§ 39. ОСОБЕННОСТИ ПРОЕКТИРОВАНИЯ
ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПЛИТЫ
Разнообразные схемы проезжей части, применяемые в стале-
железобетонных пролетных строениях, рассмотрены в § 4 и 9. Во
всех этих схемах имеется железобетонная плита, которая с расчет-
ной точки зрения является пластинкой, работающей на вертикаль-
ный местный изгиб и на горизонтальные усилия вдоль, а в неко-
торых случаях — поперек оси моста. При действии на пролетное
строение горизонтальных поперечных нагрузок плита работает
также на изгиб в горизонтальной плоскости.
Особенности определения указанных силовых факторов, возни-
кающих в железобетонной плите проезжей части, рассмотрены в
главах V и VII. Проверку прочности, выносливости (в железно-
дорожных мостах) и трещиностойкости железобетонной плиты вы-
полняют согласно обычным правилам расчета железобетонных мо-
стовых конструкций. Отметим здесь только некоторые специфиче-
ские вопросы.
Если железобетонная плита работает на вертикальный местный
изгиб в поперечном направлении (что обычно имеет место при езде
поверху), то проверку плиты в продольном и поперечном направ-
лениях выполняют раздельно, т. е. без геометрического суммиро-
вания соответствующих напряжений. К столь приближенному
приему прибегают потому, что проверка железобетонной плиты
в сложном напряженном состоянии разработана пока недостаточно.
Если плита работает на вертикальный местный изгиб в продоль-
ном направлении (что обычно имеет место при езде понизу), то на-
пряжения и другие силовые факторы от местного изгиба и от совмест-
ной работы с главными фермами алгебраически суммируют, и рас-
четные проверки выполняют по невыгодным суммарным силовым
факторам. При этом все силовые факторы в железобетонной плите
определяют сначала в предположении упругости бетона независимо
от знака и величины возникающих напряжений (за исключением
случая необходимости корректировки расчетной схемы согласно
334
§ 21). Следовательно, для проверки прочности в этих условиях рас-
четные случаи Б и В при больших сжимающих и расчетный случай Д
при больших растягивающих напряжениях в бетоне (см. главу VI)
непосредственно неприменимы. Однако общие принципы проверки
прочности сталежелезобетонных поперечных сечений, характерные
для этих расчетных случаев, сохраняются. Стальную часть сечения
главной балки или фермы рассматривают под воздействием внешних
силовых факторов и разгружающего усилия в плите, принимаемого
равным предельной расчетной осевой силе, которую воспринимает
плита после передачи на нее силовых факторов местного изгиба.
Важно проверить плиту на передачу сдвигающих усилий, воз-
никающих в ней при вовлечении всей ее расчетной ширины в со-
вместную работу со стальной частью конструкции. Эту проверку
выполняют для вертикальных сечений плиты, проведенных вдоль
стальной конструкции, и для соответствующих косых сечений со-
гласно правилам расчета железобетонных мостовых конструкций.
За рубежом широко применяют предварительное напряжение
плиты высокопрочной арматурой, натягиваемой в поперечном на-
правлении, что позволяет существенно сократить расход стали
и повысить трещиностойкость плиты.
Обычную арматуру располагают в плите, как правило, в обоих
направлениях, причем арматуру, работающую на местный изгиб
плиты, размещают возможно ближе к наружным поверхностям.
В автодорожных и городских мостах целесообразно армировать
плиту сварными пространственными каркасами или горизонталь-
ными сварными сетками. В железнодорожных мостах приходится
учитывать пониженную выносливость сварных соединений арма-
туры, растягиваемой временной нагрузкой. Поэтому здесь распро-
странено армирование плоскими сварными каркасами, состоящими
из верхнего и нижнего стержней продольной арматуры, обычно не
работающей на выносливость, и коротких вертикальных стержней.
Поперечную арматуру укладывают при этом отдельными стержнями.
При применении в железнодорожных мостах сеток или простран-
ственных каркасов следует соединения в зонах значительных пере-
менных растягивающих напряжений устраивать вязаными.
В работе [47] предложено и исследовано косое перекрестное
армирование железобетонной плиты стержнями, расположенными
под углом 45° к оси моста. Такое армирование создает ряд про-
изводственных трудностей и несколько увеличивает расход
стали, однако трещиностойкость плиты заметно повышается, осо-
бенно при переменном направлении продольных сдвигающих уси-
лий, передаваемых на плиту со стального пояса.
Тротуары в сталежелезобетонных пролетных строениях при-
меняют железобетонными или на стальных консолях. В железо-
бетонных тротуарных консолях, возвышающихся над основной
плитой проезжей части, а также в бортах балластного корыта необ-
ходимо не реже чем через 5—6 м устраивать зазоры, обеспечива-
ющие выключение этих частей конструкции из работы в продоль-
335
ном направлении. Особое внимание необходимо уделять предупреж-
дению подтекания воды под плиту через зазоры в бортах балласт-
ного корыта. Во многих эксплуатируемых пролетных строениях
именно эти места являются наименее удовлетворительными.
При полотне проезда без оклеенной гидроизоляции в автодо-
рожных и городских мостах [38], [263] и при безбалластном мо-
стовом полотне в железнодорожных мостах [6] к трещиностойкости
и водонепроницаемости железобетонной плиты предъявляют повы-
шенные требования. Хорошие результаты дает применение гидрофоб-
ного бетона. В полотне проезда без оклеенной гидроизоляции по-
верх железобетонной плиты обычно укладывают выравнивающий
слой из цементобетона или асфальтобетона, обеспечивая сцеп-
ление его с плитой. Верхней поверхности железобетонной плиты
при безбалластном мостовом полотне придают максимальную глад-
кость (эта поверхность при бетонировании должна прилегать к
стальной форме) и покрывают изолирующим составом на основе
эпоксидной смолы.
В большинстве случаев целесообразно применять сборную же-
лезобетонную проезжую часть вместо монолитной. Это позволяет
уменьшить трудоемкость и повысить индустриальность за счет пе-
реноса значительной части работ со стройплощадки на завод или
полигон, а также сократить сроки строительства и облегчить воз-
ведение сталежелезобетонной конструкции в зимних условиях.
В сборной проезжей части уменьшаются нежелательные растяги-
вающие усадочные усилия в железобетоне.
Сборная железобетонная проезжая часть впервые была приме-
нена в сталежелезобетонном пролетном строении в Советском Союзе
в 1954—1955 гг. До этого сборную железобетонную проезжую часть
неоднократно применяли, но без надежного включения ее в совме-
стную работу со сталью. В дальнейшем в автодорожных и город-
ских мостах Советского Союза сборная проезжая часть получила
большое распространение и в настоящее время применяется зна-
чительно чаще, чем монолитная. За рубежом пока распространена
монолитная проезжая часть, однако в последние годы интенсивно
развиваются и сборные конструкции, особенно в связи с приме-
нением высокопрочных болтов для объединения железобетона
и стали [119], [120].
В железнодорожных мостах устройство сборной проезжей части
осложнено специфическими условиями ее работы под тяжелыми
многократно повторными динамическими нагрузками. В 1951—1952гг.
выявлены случаи расстройства недостаточно удовлетворительно
выполненных конструкций сборной проезжей части, уложенной
на продольные балки железнодорожных мостов без надежного вклю-
чения плит в совместную работу со сталью. Это заставило особенно
внимательно отнестись к применению сборной проезжей части в
железнодорожных мостах и послужило толчком к проведению в
ЦНИИСе автором этой книги специальных исследований (см. § 37),
выявивших необходимость расчета на выносливость объединения
336
железобетона и стали с применением жестких упоров и соблюде-
ния ряда новых конструктивных требований. В 1958 г. на линии
Актогай—Дружба проведено опытное строительство 14 железно-
дорожных объединенных пролетных строений со сборной проезжей
частью, а в 1959 г. — обследование этих пролетных строений, дав-
шее положительные результаты. В настоящее время в Советском
Союзе сборную проезжую часть уверенно применяют и в железно-
дорожных объединенных пролетных строениях [86], [45].
Габариты и вес блоков сборной проезжей части должны быть
максимальными исходя из условий транспортировки и монтажа,
а количество швов — соответственно минимальным. Количество
типов блоков, отличающихся друг от друга опалубочными раз-
мерами, должно быть возможно меньшим.
XZZZZZ^^^Z^2Z22ZZZZZ^ZZZZZZZZZZZZZZ^^ZZZZZa
....>.....
Рис. 144. Виды блоков сборной железобетонной проезжей части
Железобетонные блоки сборной проезжей части применяют сле-
дующих видов (рис. 144):
блоки простой плиты, плоские или с ребрами либо вутами в
местах объединения со стальными конструкциями (или железо-
бетонными балками);
П-образые или тавровые блоки с ребрами, являющимися по-
перечными (или продольными) балками проезжей части;
блоки ортотропной плиты с перекрестными ребрами, являющими-
ся поперечными и продольными балками проезжей части;
отдельные железобетонные балки проезжей части.
Последние 2 вида блоков применяют редко. При ортотропной
плите сложно стыковать продольные ребра, при отдельных балках
сложно объединять балки с плитой.
§ 40. СОЕДИНЕНИЯ
В СБОРНОЙ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ПРОЕЗЖЕЙ ЧАСТИ
1. Основные виды соединений
В сборной железобетонной проезжей части следует различать
прежде всего объединительные швы, передающие преимущественно
сдвигающие, а также вертикальные (прижимающие и отрывающие)
усилия, и стыковые швы, передающие главным образом перпендику-
лярные к шву горизонтальные усилия, а также изгибающие моменты
12 Зак. 939	337
и поперечные силы в плите. Кроме того, в случаях стыкования пли-
ты над теми элементами, с которыми она объединяется (над глав-
ными, поперечными, продольными балками и т. д.), применяют
совмещенные швы, выполняющие одновременно функции объе-
динения и стыкования. Отдельно надо сказать о швах прикрепле-
ния к главным фермам поперечных ребер, горизонтальных диафрагм
и других элементов. Эти швы имеют небольшую длину, поз-
воляющую полагать распределение сдвигающих усилий равно-
мерным.
В швах сборной железобетонной проезжей части применяют
многие виды соединений: вязку арматуры шва, сварку арматурных
выпусков, сварку и приварку закладных деталей, высокопрочные
болты _ с.. использованием закладных деталей, обычные болты
(и даже заклепки) с использованием закладных деталей и рас-
сверловкой отверстий на монтаже, высокопрочные болты (или
высокопрочную арматуру), обжимающие бетон, замоноличивание
различных видов, сухое упирание.
Виды замоноличивания также весьма разнообразны. Наиболее
распространенным до последнего времени было замоноличивание
швов и окон бетоном на мелком заполнителе. При этом толщина
швов должна быть не менее 4—6 см. Швы меньшей толщины (1—3 см,
иногда и больше) часто замоноличивают укладкой цементно-пес-
чаного раствора или иногда зачеканкой жестким раствором. Имеется
заслуживающий серьезного внимания опыт инъецирования в швы
текучего цементно-песчаного (или цементного при толщине швов
около 1 см) раствора под давлением. Перспективным является так-
же заполнение швов толщиной около 1 см клее-песчаным раство-
ром. Наиболее тонкие швы можно заполнять цементным клеем,
эпоксидным клеем или сухим цементным порошком.
Швы, в которых нет соединений посредством стальных деталей,
способны передавать сжимающие и в некоторой степени сдвигающие
усилия и напряжения. Швы с соединением, натяжением или за-
анкериванием стальных частей можно запроектировать равно-
ценными с соединяемыми элементами по прочности и трещино-
стойкости на передачу всех видов усилий и напряжений, в том
числе и растягивающих.
Назначением замоноличивания является либо только увеличе
ние долговечности сборной конструкции (предупреждение корро-
зии стали, выщелачивания бетона и т. д.), либо также и частичная
или полная передача усилий (сжимающих или сдвигающих) через
материал замоноличивания. Замоноличивание почти всеми при-
меняемыми в настоящее время материалами (бетоном, раствором,
клеем) является мокрым процессом, затрудняющим производство
работ, особенно в зимних условиях.
Наименее удобны для производства работ швы, не способные
передавать усилия до того, как будет выполнено замоноличивание
и материал его затвердеет. Значительно лучше с этой точки зрения
так называемые монтажно-сухие швы, которые способны пере-
338
давать без замоноличивания монтажные усилия, усилия временной
эксплуатации или даже полное расчетное усилие, но требуют по-
следующего замоноличивания (в теплое время года), чтобы придать
конструкции долговечность или также увеличить несущую способ-
ность шва. И наконец, оптимальны с точки зрения производства
работ сухие швы, вообще не требующие замоноличивания. Однако
удовлетворительных конструкций сухих стыковых швов сборной
железобетонной плиты пока еще нет.
2. Экспериментальные исследования соединений
При проектировании соединений, применяемых в сборной про-
езжей части сталежелезобетонных мостов, можно использовать
значительный экспериментальный материал, накопленный в связи
с применением аналогичных соединений в железобетонных мостах1.
Несколько типов конструкций стыков железобетонных плит
было специально исследовано в ЦНИИСе под руководством автора.
Опытные образцы, испытанные в 1958—1959 гг., состояли из
двух блоков (бетон 7?куб = 300 кГ/см2) со швами, замоноличенными
бетоном на мелком заполнителе (7?Куб = 3504-400 кГ/см*). Про-
дольную арматуру (сталь Ст. 3) перекрывали петлевым стыком
с цилиндрическим ядром (рис. 145, а), плоскими закладными дета-
лями, соединенными сваркой (рис. 145, б), и накладками, прижа-
тыми высокопрочными болтами к фрезерованным торцам трубчатых
закладных деталей (рис. 145, в).
Испытания подтвердили, что при работе на сжатие швов, име-
ющих петлевые стыки с цилиндрическим ядром, арматура факти-
чески оказывается неперекрытой. Неупругие деформации оказались
наибольшими при петлевых стыках, причем полные относительные
деформации сжатия в шве ешв в несколько раз превосходили полные
относительные деформации обжатия в блоках £бл (табл. 19).
Таблица 19
Некоторые данные испытаний стыков плит
Конструкции стыков	На сжатие		На растяже- ние ЕШВ Ебл
	ЕШВ Ебл	£упр Еполн	
Петлевые по рис. 138, а	 Сварные по рис. 138, б	 На высокопрочных болтах по рис. 138, в ... 		1,9 —3,7 0,85—1,25 0,95—1,15	0,60-0,66 0,69—0,71 0,77—0,79	18—19 1,9—2,0 1,5—1,6
1 Мельников Ю. Л., Захаров Л. В., Колоколов Н.М-
Стыки сборных железобетонных пролетных строений мостов. Оргтрансстрой,
М,. 1962. Кроме того см. Технические указания по проектированию, изготов-
лению и монтажу составных по длине мостовых железобетонных конструк-
ций (ВСН 98-64). Гострансстрой, М., 1964.
12*
339
340
2В. Зак. 939
Рис. 145. Конструкции опытных образцов стыков железобетонных плит, испытанных в ЦНИИСе:
1 —петлевой стык; 2 — монтажный сварной шов; 3 — трубчатая закладная деталь; 4 — высокопрочный болт; 5 — высокопрочный болт-глу-
харь; 6 — упорный уголок закладной детали
При пульсационных испытаниях таких образцов на сжатие
(р = 0,2) в швах раскрывались поперечные трещины. При увели-
чении нагрузки до Рмакс бетон в шве необратимо сминался под
арматурными петлями, и при уменьшении нагрузки до Рмин происхо-
дила обратная упругая деформация сместившейся арматуры, раз-
рывавшая бетон.
В результате сжимающих пульсационных воздействий разру-
шение при петлевых стыках всегда происходило по шву, хотя проч-
ность бетона в шве была больше, чем в блоках.
Испытания на сжатие швов со сварными стыками и стыками на
высокопрочных болтах дали вполне удовлетворительные резуль-
таты. В них не было больших дополнительных деформаций обжа-
тия швов, которые, как указывалось в § 22, вызывают не только
общее перераспределение усилий между железобетоном и сталью
(учитываемое в соответствующих случаях расчетом), но и местные
перенапряжения в стальной конструкции, объединенной с железо-
бетоном.
В испытаниях на растяжение трещины при петлевых стыках
концентрировались в шве (по плоскостям контакта бетона блоков
с бетоном замоноличивания), а при других видах стыков распре-
делялись по всей длине образца достаточно равномерно. Дефор-
мации в швах с петлевыми стыками были в 9—13 раз больше, чем
при других видах стыков (см. табл. 19).
Таким образом, испытания выявили неудовлетворительную ра-
боту петлевых стыков с цилиндрическим ядром.
В 1961 г. испытывали образцы со швами без стыкования арма-
туры (рис. 145, г) и со швами, перекрытыми накладками, прижа-
тыми высокопрочными болтами-глухарями к плоским закладным
деталям (рис. 145, д). Образцы по рис. 145, г испытывали в трех
вариантах: насухо; с непосредственным упором торцов и инъеци-
рованным в неплотности шва раствором; со швом толщиной 2 см,
заполненным раствором обычным способом. Образцы по рис.
145, д испытывали со швом, незамоноличенным и замоноличенным
бетоном на мелком заполнителе.
Целью испытаний была проверка возможности использования
стыков как монтажно-сухих, т. е. когда они работают насухо на
ограниченные усилия, соответствующие условиям монтажа или
временной эксплуатации, и приобретают полную грузоподъем-
ность после замоноличивания (инъецированием или другим спо-
собом) в теплое время года.
По сравнению с вариантом, имеющим обычное замоноличивание,
испытания образцов по рис. 145, г в сухом варианте показали
уменьшение несущей способности в среднем на 43% и увеличение
деформативности шва в 6,5 раза, а испытания их в варианте с инъе-
цированным раствором — уменьшение несущей способности в сред-
нем на 30% и увеличение деформативности шва в среднем в 3,5 раза.
Если при обычном замоноличивании образец разрушался почти
всем объемом, то при сухом упирании и заполнении неплотностей
342
инъецированием трещины и разрушения сосредоточивались около
шва. Следует отметить, что качество заполнения неплотностей
инъецированным раствором было не вполне удовлетвори-
тельным.
Испытания образцов по рис. 145, д показали, что деформатив-
ность при незамоноличенном шве в 3,5 раза больше, чем при замо-
ноличенном. Были измерены также значительные деформации изгиба
стальных накладок из их плоскости, по-видимому, от эксцентрич-
ного приложения сжимающих сил. Экспериментальные разруша-
ющие нагрузки при замоноличенных швах были близки к теоре-
тическим.
Экспериментальные данные о работе соединений сборной железо-
бетонной проезжей части получены не только на образцах стыков
плит, но и на образцах объединения железобетона и стали, работа-
ющих на продавливание и на моделях объединенных балок (см.
главу VIII). В результате пульсационных испытаний ни в одном из
стыков и присоединений не отмечено разрушений сварных швов,
хотя эти швы рассчитывали на выносливость при неполном учете
всех концентраций напряжений. Установлено, что наличие бетона,
12В*	343
а также раствора подливки облегчает условия работы фланговых
швов. Пульсационными испытаниями проверена также надежность
защиты раствором закладных деталей после сварки при отсутствии
специальной анкеровки раствора ( см. рис. 117, г и д). Образцы по
рис. 117, е и ж показали дополнительные деформации сдвига
от значительных эксцентрицитетов прикрепления закладных де-
талей к полкам высокопрочными болтами. При подливке эти дефор-
мации были много меньше, чем без нее.
Исследования допустимости и условий сварки в контакте с бе-
тоном [81] показали, что сварочные высокие температуры распро-
страняются в бетоне на небольшую глубину (рис. 146), а снижение
его прочности происходит в слое толщиной всего от 2 до 6 мм и ши-
риной 10—15 мм, что может иметь значение только при работе бе-
тона под закладной деталью на местное смятие (см. § 37). В осталь-
ных случаях сварка в контакте с бетоном, вообще говоря, допу-
стима. Однако закладные детали подвергаются от сварки коробле-
нию и сцепление их с бетоном нарушается. Во избежание коррозии
в образующейся щели такие закладные детали необходимо закры-
вать после сварки защитным слоем бетона или раствора. Наложение
сварных швов ближе 25 мм от поверхности бетона допустимо при
толщине стали не менее 10 мм, высоте сварного шва не более 10 мм,
и длине его не более 300 мм.
3. Опыт применения соединений
и рекомендации по их проектированию
До последнего времени в сборной железобетонной проезжей
части обычно применяли замоноличиваемые швы.
Объединительные швы первоначально осуществляли по проек-
там Проектстальконструкции с устройством на нижних поверхно-
стях железобетонных блоков вдоль стальных поясов сквозных па-
зов для жестких упоров. Последние размещали с переменным ша-
гом, изменяющимся в соответствии с изменением сдвигающих сил
по длине пролета. Пазы заполняли бетоном через окна, располо-
женные с постоянным шагом, что позволяло иметь однотипные
блоки сборной плиты. Заполнение паза бетоном получалось недо-
статочно удовлетворительным.
В последующих проектировках каждый жесткий упор разме-
щали в собственном окне (или в поперечном шве плиты). В первых
конструкциях такого типа предусматривали укладку блоков плиты
на слой незатвердевшего раствора толщиной 1—3 см. После твер-
дения раствора подливки окна и остальные швы сборной плиты замо-
ноличивали бетоном на мелком заполнителе. Замоноличивание
невозможно было выполнить в зимних условиях, а заполнение ниж-
них частей объемов окон раствором, а не бетоном значительно
ухудшало условия работы упоров.
В большинстве сравнительно недавно выполненных проектов
Проектстальконструкции, Гипротрансмоста, Ленгипротрансмоста и
344
других организаций предусмотрена раскладка блоков сборной
плиты насухо на подкладки толщиной 4—7 см с последующим за-
моноличиванием окон и швов бетоном на мелком заполнителе. Рас-
стояние между окнами и швами при этом должно назначаться с уче-
том возможности хорошего заполнения бетоном шва подливки при-
нятой толщины. Это решение для объединительных швов с замоно-
личиванием упоров в окнах и швах можно признать наиболее
удачным.
По проектам Киевского филиала Союздорпроекта блоки укла-
дывают на затвердевший выравнивающий слой раствора толщиной
Рис. 147. Окно для замоноличивания жесткого упора в сборной плите
до 10 см, заблаговременно уложенный (с армированием сеткой)
на "стальных поясах. Непосредственно перед укладкой блоков на
выравнивающий слой наносят тонкий слой цементного раствора
или сухой цементный порошок. Окна и остальные швы замоноли-
чивают бетоном на мелком заполнителе.
Опыт строительства показал, что количество горизонтальных
арматурных стержней, пропускаемых через окна, должно быть ми-
нимальным во избежание трудностей при устройстве опалубки
окон и при их замоноличивании; с учетом неизбежных неточностей
изготовления проектные зазоры между конструкциями упора и окна
должны быть не менее 5 или 3 см (рис. 147). Расширяющаяся кверху
форма окон облегчает освобождение их от опалубки и улуч-
шает воспринятие отрывающих усилий между железобетоном и
сталью.
Совмещенные швы над стальными балками (рис. 148) передают
не только сдвигающие или вертикальные силы, но и отрицательные
изгибающие моменты, а в ряде случаев — и осевые усилия
в плите.
Ширина поясов главных балок обычно достаточна для опирания
плит и размещения в шве объединительных деталей, а также стыков
345
арматурных выпусков. Передача через шов сжимающих напря-
жений облегчается при устройстве у плиты вутов. Если шов ис-
пользуют одновременно как открытый канал для высокопрочной
Рис. 148. Швы сборной плиты, располагаемые над балками:
а, б —с петлевыми стыками арматурных выпусков и с жесткими упорами;
в — со сварными соединениями; г — с соединениями на высокопрочных болтах;
д — шов над балкой проезжей части, разработанный Проектстальконструк-
цией; е — то же, разработанный Киевским филиалом Союздорпроекта; 1 — вы-
сокопрочная арматура; 2 — стык, сваренный ванным способом; 3 — закладная
деталь; 4 — стыковая накладка; 5 — жесткий арматурный выпуск; 6— упор,
Приспособленный для опирания выпусков; 7 —железобетонный выступ
арматуры, то последнюю размещают под сминающими планками упо-
ров или над упорами. Сварочные работы при наличии в шве высоко-
прочной арматуры не допускаются.
346
Устройство швов над поперечными и продольными балками про-
езжей части, имеющими узкие пояса, представляет большие кон-
структивные трудности. Плиту на балки опирают армированными
выступами блоков (Киевский филиал СоюздорпрОекта) или усилен-
ными арматурными выпусками (Проектстальконструкция). Сдви-
гающие усилия в швах передают с бетона замоноличивания на вы-
пуски арматуры или же на выступы бетона. Выпуски арматуры
рассчитывают на передачу сдвигающих сил как гибкие упоры
(см. § 36) независимо от расчета арматуры на воспринятие изги-
бающего момента и осевого усилия в плите. При устройстве в бло-
ках закладных деталей, присоединяемых к стальной балке, сдви-
гающее усилие передается на железобетон, минуя бетон замоноли-
чивания шва.
Конструкция поперечных стыковых швов в сборной проезжей
части определяется прежде всего тем, перекрывается ли в шве
продольная арматура плиты.
В железнодорожных мостах с ездой поверху арматурные выпуски
или закладные детали следует стыковать во всех ненапрягаемых
поперечных швах даже при отсутствии выявленных расчетом ра-
стягивающих напряжений, так как в результате многократно пов-
торных воздействий в плите могут при разгрузках возникать ра-
стягивающие напряжения, не учитываемые расчетом.
В автодорожных и городских мостах с полотном проезда без
оклеенной гидроизоляции стыкование требуется, если при
расчете на трещиностойкость растягивающие фибровые напряже-
ния оБф>0.
При полотне проезда с оклеенной гидроизоляцией следует ис-
ходить из раскрытия трещины в непростыкованном шве. Допусти-
мое раскрытие трещины принимают, как обычно, 0,02 см, а если
в шве нет стальных деталей, то можно обосновать и большее раскры-
тие в зависимости от конструкции шва и гидроизоляции. Рас-
крытие трещины в непростыкованном шве определяют по де-
формациям стальной конструкции в предположении, что в каж-
дом шве раскрывается одна трещина, а бетон блоков между бли-
жайшими к шву объединительными деталями не деформи-
руется.
Независимо от расчетных и конструктивных особенностей для
замоноличиваемых швов рекомендуется пескоструйная обработка
поверхностей, добавка в бетон блоков сульфитно-спиртовой барды,
применение цементного или эпоксидного клея непосредственно перед
замоноличиванием и другие мероприятия, повышающие сцепле-
ние между бетоном блоков и бетоном (или раствором) замоно-
личивания.
В швах, где арматура не состыкована, часто для воспринятая
поперечной силы устраивают бетонную шпонку, армированную спи-
ралью (рис 149).
Для соединения арматурных выпусков в швах сборной плиты
в недавнем прошлом чаще всего применяли петлевые стыки (с вяз-
347
кой арматуры). В настоящее время в соответствии с результатами
проведенных исследований и учитывая неблагоприятный опыт эк-
сплуатации (частое раскрытие трещин по контакту бетона блока
и бетона замоноличивания) петлевые стыки с цилиндрическим ядром
не рекомендуются к применению. Петлевые стыки с прямой встав-
кой требуют увеличенного объема бетона замоноличивания и по
опыту строительства хуже стыков со сваркой арматурных выпусков
или с соединением закладных деталей. Опыт строительства показал
также, что исправление погрешностей изготовления и погнутостей
при петлевых выпусках очень трудоемко.
Разработанный Гипротрансмостом типовой стык железобетон-
ных плит со сваркой арматурных выпусков внахлестку в верти-
кальной плоскости парными фланговыми швами представлен
на рис. 150. Для арматурных стержней значительных диа-
метров можно применять сварку ванным способом.
Крупнейшим недо-
статком всех рассмот-
ренных конструкций
сборной проезжей части
является применение за-
мой ол ичиваемых швов.
Сборная проезжая часть
с замоноличиваемыми
швами хотя и более
индустриальна, чем мо-
нолитная проезжая
часть, однако значи-
тельно уступает по ин-
дустриальное™ стальной
конструкции, легко и
быстро монтируемой в
что при возведении кон-
струкции в зимних условиях прогрев объединительных замоноли-
чиваемых швов, в связи с большой теплопроводностью стали
и малыми объемами бетона, особенно сложен.
Перспективным является применение конструкций с сухими
или монтажно-сухими швами. Для этого требуется повышенная
точность изготовления железобетонных блоков в жестких инвен-
тарных формах, являющихся одновременно кондукторами для раз-
мещения соединительных устройств, и применение конструктив-
ных деталей, допускающих компенсацию в случае неточностей
как в железобетонной, так и в стальной конструкции.
Устройство монтажно-сухих или сухих объединительных швов
возможно при применении монтажных соединений на сварке или
высокопрочных болтах. В монтажно-сухих швах зазор между же-
лезобетонной плитой и стальной конструкцией замоноличивают
подливкой после окончания монтажа или после начала эксплуа-
тации в теплое время года. В сухих объединительных швах толщина
348
Рис. 149. Поперечный шов сборной плиты,
замоноличиваемый без стыкования арматуры
любое время года. Необходимо отметить,
зазора, оставляемого открытым, должна быть не менее 5 см для
возможности периодической окраски стальной конструкции.
Приведем конструктивные решения монтажно-сухих и сухих
объединительных швов, предложенных в ЦНИИСе автором этой
книги.
Монтажно-сухой объединительный шов со сварными монтажными
соединениями, приведенный на рис. 151, детально разработан в
1959 г. Ленгипротрансмостом для железнодорожного объединен-
ного пролетного строения 45 м [86]. Блоки сборной железобетон-
Рис. 151. Присоединение блока плиты к поясу сваркой посредством двух-
стенчатой закладной детали
ной плиты изготовляются с двухстенчатыми закладными деталями,
размещенными в ребрах. Для удобства наложения монтажных швов
(фланговых) высота железобетонного ребра должна быть не менее
30 см. Если при установке блока закладные детали неплотно опи-
раются на стальную конструкцию, то в неплотности забивают перед
сваркой тонкие стальные прокладки или подрезают автогеном от-
349
дельные выступы закладных деталей по месту. Такие операции
составляют основной недостаток конструкции. Полки стальных по-
ясов должны быть проверены на изгиб от давления закладных де-
талей, когда еще не сделана подливка, инъецируемая в теплое
время года.
Сухой объединительный шов на высокопрочных болтах, соеди-
няющих плоские закладные детали железобетонных блоков с пол-
ками стальных поясов (рис. 152), детально разработан в 1962 г.
Гипротрансмостом для типовых проектов железнодорожных объ-
единенных пролетных строений (см. рис. 29). Опытное их возве-
Рис. 152. Присоединение блока плиты к поясу высокопрочными
болтами посредством плоской закладной детали
дение показало, что натяжением высокопрочных болтов свободно
устраняются зазоры величиной 5—6 мм, возникающие между верх-
ними поясами и закладными деталями вследствие неточностей из-
готовления железобетонных блоков, а также перекосов и грибовид-
ностей стальных верхних поясов. При больших зазорах приходится
применять стальные прокладки, что нежелательно. Соответствен-
но опалубка блоков должна обладать большой жесткостью и точно
выверяться.
Для увеличения предельной величины зазора, не требующего
прокладок, выпуски закладных деталей и полки верхних поясов
следует конструировать более гибкими из своей плоскости. Вер-
тикальные ребра жесткости не должны препятствовать стягиванию
полок поясов с закладными деталями высокопрочными болтами.
В каждом блоке предусмотрены только две закладные детали,
по одной на каждую балку. Разность диаметров между отверстием
в закладной детали и высокопрочным болтом может быть 4—6 мм
и даже более. В связи с наличием открытого зазора между железо-
бетоном и сталью плита должна быть проверена на местный изгиб
между объединительными деталями.
Монтажно-сухой объединительный шов на высокопрочных бол-
тах, обжимающих железобетонную плиту (рис. 153), разработан
350
в 1964 г. Проектстальконструкцией для пролетного строения
42,5 м автодорожного моста через р. Салмыш. В зазоре между же-
лезобетонной плитой и стальным поясом помещены жесткие про-
кладки, через которые полностью передаются усилия натяжения
высокопрочных болтов. Головки стыковых болтов верхнего пояса
размещают между прокладками. Отверстия в плите делают диамет-
ром 50 мм при болтах диаметром 22 мм. Если после укладки блоков
между некоторыми прокладками и нижней поверхностью плиты
обнаруживаются зазоры, то перед натяжением болтов их заполняют
стальными вилкообразными шайбами различной толщины.
Рис. 153. Присоединение блока плиты к поясу высокопрочными болтами,
обжимающими плиту:
/—высокопрочный болт 0 22 мм', 2 — стальная подкладка 100X100X16 мм', 5 —инъеци-
рованный раствор; 4 — прокладка 1 ЗОх 130X40 мм ,
Шов может быть осуществлен без жестких прокладок при уст-
ройстве блоков плиты с вутами переменной высоты, отвечающей
размещению болтовых стыков верхнего пояса и изменениям его
толщины. Для улучшения подтягивания листов верхнего пояса
к плите ребра жесткости не следует приваривать к верхнему поясу.
Движение может быть открыто непосредственно по железобетон-
ной плите. В теплое время года через отверстия в плите в зазор меж-
ду плитой и стальным поясом инъецируют раствор, а затем уклады-
вают цементно-бетонный выравнивающий слой полотна проезда.
Большие трудности представляет устройство монтажно-сухих
и сухих поперечных стыковых швов плиты.
Сухое стыкование плит, уложенных на балки, составляет бо-
лее сложную задачу, чем сухое стыкование блоков свободно рас-
полагаемой железобетонной балки. Это же относится и к клеевым
стыкам с тонким (в пределах 1 мм) клеевым слоем.
Монтажно-сухие поперечные швы плит можно осуществлять,
если в них сжимающее усилие, возникающее при монтаже или вре-
менной эксплуатации, существенно меньше, чем при нормальной
эксплуатации. В этих случаях в стыках можно применить заклад-
ные детали, накладки или другие устройства, соединяемые сваркой
351
или высокопрочными болтами. Возможно также размещение в шве
клиновидных стальных прокладок. Простейшими приемами устрой-
ства монтажно-сухого шва может явиться сварка арматурных
выпусков, если состыкованная арматура способна воспринять мон-
тажное усилие при незамоноличенном шве. Иногда пропуск мон-
тажных нагрузок возможен и по пролетному строению с несосты-
кованной сборной железобетонной плитой. Если монтажные на-
грузки пропускают до объединения железобетона со сталью, то
плиту необходимо надежно опереть и закрепить против горизонталь-
ных смещений.
Большой практический интерес представляют и такие конструк-
ции, в которых объединительные швы осуществляются сухими
или монтажно-сухими, а поперечные стыковые швы — замоноли-
чиваемыми, поскольку осуществить прогрев при замоноличивании
поперечных стыковых швов гораздо проще, чем объединительных.
В частности, прогревать бетон поперечных швов можно, пропуская
пар в выполненные в виде коробов инвентарные элементы опалубки.
Такое решение принято в типовых железобетонных объединенных
пролетных строениях Гипротрансмоста 1962 г. и в некоторых дру-
гих проектах. Весьма просто осуществляется также электропро-
грев поперечных стыковых швов.
Особого внимания заслуживает предложение о заполнении
объединительных и стыковых швов прогреваемым клее-песчаным
раствором. Электропрогрев клее-песчаного раствора можно осу-
ществить гораздо проще, чем цементного раствора. Ток можно
пропускать, в частности, через нагревательные сетки, помещен-
ные в самом шве или в железобетоне у его поверхности, либо
снаружи стального пояса. Объединительные швы при этом сле-
дует делать на высокопрочных болтах, выдавливающих из шва
лишний раствор в подвижном состоянии и обжимающих соеди-
нение проектным усилием после отвердения раствора.
X
ОСОБЕННОСТИ ПОСТРОЙКИ
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫХ МОСТОВ
И СООТВЕТСТВУЮЩИХ РАСЧЕТОВ
§ 41. СОСТАВ РАБОТ,
ПРИНЦИПЫ РАСЧЕТА И КОНТРОЛЯ
Работы по постройке сталежелезобетонного пролетного строения
можно разбить на следующие основные этапы:
1)	изготовление и транспортирование стальных элементов;
2)	изготовление и транспортирование сборных железобетонных
элементов, а в случае применения монолитного железобетона —
заготовка и транспортирование арматуры и инертных;
3)	монтаж стальной части конструкции;
4)	укладка и включение в работу железобетонной части кон-
струкции, предварительное напряжение и регулирование пролет-
ного строения;
5)	устройство ездового полотна.
Конкретные примеры возведения сталежелезобетонных мостов
приведены в недавно вышедшем труде [32].
Расчеты, обеспечивающие прочность, устойчивость и трещино-
стойкость конструкции в период возведения (изготовления, тран-
спортирования, монтажа), имеют, как известно, некоторые особен-
ности. Расчетные сопротивления при проверке прочности и устой-
чивости формы принимают увеличенными (путем исключения коэф-
фициента условий работы mJ на 10% по отношению к расчетным со-
противлениям, соответствующим периоду постоянной эксплуата-
ции. Увеличенные расчетные сопротивления используют и для пе-
риода временной эксплуатации. Значительную часть строительных
нагрузок (вес аванбеков, опалубки, подмостей, тепляков и пр.),
а также ветровую нагрузку учитывают в расчетах прочности и
устойчивости без коэффициентов перегрузки. Крановую строитель-
ную нагрузку принимают со специальными коэффициентами пере-
грузки и динамики. Собственный вес возводимых конструкций
и усилия предварительного напряжения учитывают с невыгодными
значениями коэффициента перегрузки. Ветровую нагрузку при-
нимают по конкретным данным, но не менее 50 кПсм2. Воздействия
усадки бетона и, как правило, колебаний температуры не учиты-
353
вают. Указанные льготы для расчетов применительно к периоду воз-
ведения обоснованы непродолжительностью и несколько меньшей
ответственностью этого периода, а также наличием специального
контроля за воздействиями на конструкцию и ее поведением.
Проверку прочности и трещиностойкости сталежелезобетонной
конструкции в период предварительного напряжения выполняют
всегда в предположении упругой работы сжатого бетона, включен-
ного в работу. Таким образом, в части проверки прочности здесь
имеется существенное отличие от расчета железобетонных мостовых
конструкций. Проверку прочности и трещиностойкости железо-
бетона, растягиваемого при предварительном напряжении, осу-
ществляют так же, как и в других железобетонных мостовых кон-
струкциях.
Контроль предварительного напряжения и регулирования имеет
особенно важное значение и требует к себе повышенного внимания
строительной организации. Многообразие форм и многоэтапность
предварительного напряжения и регулирования повышают от-
ветственность контроля. В то же время наличие стальной части кон-
струкции расширяет его возможности по сравнению с железобетон-
ными мостовыми конструкциями. Известен ряд случаев, когда при
недостаточном контроле пролетное строение не получало необхо-
димого предварительного напряжения, провисало и сразу же тре-
бовало усиления для достижения проектной грузоподъемности.
В зависимости от особенностей конструкции и способов пред-
варительного напряжения применяют различные методы контроля.
Контроль вертикальных перемещений балок и ферм (нивелиро-
ванием или по стационарным рейкам) является наиболее простым
и надежным для этапов, когда железобетонная плита не включена
в работу. При осуществлении такого контроля следует учитывать,
что измеренные деформации обычно бывают меньше теоретических
вследствие участия в работе связей, стыковых накладок и других
деталей. Кроме того, сказываются рыхлые смещения в заклепочных
и болтовых (на обычных монтажных болтах) стыках, вызывающие
небольшие начальные углы перелома оси стальной конструкции.
Для контроля изменений продольных деформаций ( напряжений)
в стальной конструкции целесообразно заблаговременно устанав-
ливать парные марки на базе около 500 мм. Расстояния между пар-
ными марками периодически измеряют в ходе предварительного
напряжения и регулирования переносным деформометром с мессу-
рой (индикатором). Для исключения температурных погрешностей
следует около каждой парной марки оборудовать стальной шаблон
с такими же марками, имеющий возможность свободно деформиро-
ваться от изменений температуры. Марки тщательно защищают
от механических повреждений и коррозии, но не окрашивают.
Опорные реакции и усилия поддомкрачивания контролируют по
тарированным манометрам домкратных батарей.
При натяжении высокопрочной арматуры применяют те же спо-
собы контроля, что и в железобетонных мостовых конструкциях, —
354
по тарированным манометрам домкратов и по вытяжке арматуры.
Кроме того, если высокопрочная арматура обжимает сталь или ста-
лежелезобетон, то натяжение периодически контролируют по вер-
тикальным перемещениям и продольным деформациям стальных
элементов. Вообще контроль предварительного напряжения и ре-
гулирования необходимо осуществлять не менее чем двумя мето-
дами, дублирующими друг друга.
Вес временной балластной пригрузки также следует периоди-
чески контролировать, например, измерением объема и объемного
веса применяемого песка. Требует внимания также контроль за
изменениями в ходе работ веса и расположения подмостей, опалубки
и различных монтажных устройств.
§ 42. ОСОБЕННОСТИ ИЗГОТОВЛЕНИЯ И МОНТАЖА
СТАЛЬНОЙ части конструкции
И ОБЕСПЕЧЕНИЕ ЕЕ УСТОЙЧИВОСТИ
Особенности изготовления стальных конструкций сталежелезо-
бетонных пролетных строений состоят главным образом в сварке
балок асимметричного сечения и в соответствующих случаях в
прикреплении жестких упоров. При проектировании пролетного
строения и разработке технологии сварки необходимо предусмат-
ривать меры по предотвращению сварочных деформаций, в част-
ности, изгиба в плоскости стенки балок асимметричного сечения.
Если объединение с железобетонной плитой предусматривается
посредством закладных деталей, то особенно жесткие допуски уста-
навливают на перекосы и грибовидность в верхнем поясе.
Поверхности контакта стальной конструкции с бетоном или
раствором не должны окрашиваться. Для защиты от коррозии сле-
дует покрывать эти поверхности цементным молоком.
Монтаж осуществляют способами, обычными для стальных про-
летных строений, — полунавесной или навесной сборкой, продоль-
ной надвижкой (с конвейерно-тыловой сборкой или полной сбор-
кой на насыпи) и т. д. Стальные конструкции железнодорожных
объединенных пролетных строений чаще всего устанавливают кон-
сольными кранами: при пролетах до 40 м — целиком, а свыше 40 м —
обычно блоками с использованием временных опор. До недавнего-
времени для пропуска консольного крана, несущего конструкцию
следующего пролета, по стальным поясам укладывали временное
деревянное мостовое полотно, что вызывало большие неоправдан-
ные затраты времени, сил и средств. Современные конструкции же-
лезнодорожных объединенных пролетных строений допускают про-
пуск консольного крана по пути, уложенному поверх блоков сбор-
ной плиты.
При монтаже сталежелезобетонных пролетных строений необ-
ходимо уделять особое внимание обеспечению устойчивости формы
стальной конструкции. Причиной происходивших иногда аварий
почти всегда была потеря устойчивости стальной конструкцией.
355
Например, в неразрезном пролетном строении 2x66 м Лентранс-
мостпроекта сжатые пояса балок п отеряли устойчивость из-за пере-
напряжений, вызванных несоответствием проекту отметок опор,
на которые опиралось пролетное строение, и превышением дейст-
вительного веса монтажного крана над проектным.
В неразрезном пролетном строении 4X42,5 м Киевского фили-
ала СДП главные балки в крайнем пролете потеряли устойчивость
(с выпучиванием верхних поясов) под действием собственного веса,
веса части незамоноличенных сборных плит и воздействием гусе-
ничного монтажного крана Т-75, развернувшегося в пролете. В рас-
чете было неправильно принято, что свободная длина уменьшена бло-
Рис. 154. Обрушение пролетного строения в результате
потери устойчивости стальными балками
ками незамоноличенной сборной плиты, расклиненной в окнах для
упоров. В действительности расклинивание не было сделано. По-
перечные связи были поставлены в недостаточном количестве и при-
креплены в несколько раз слабее, чем это требовалось по проекту.
В разрезном пролетном строении 42,5 м Киевского филиала
Союздорпроекта произошла потеря устойчивости (рис. 154) под
действием собственного веса стальных балок и полного веса не-
замоноличенной сборной железобетонной плиты. Причиной ава-
рии также было недостаточное количество поперечных связей из-
за того, что в расчете учитывали трение плиты по верхним поясам
и расклинку, а расклинивания опять не было.
В настоящее время при проверке устойчивости запрещается
учитывать временное расклинивание сборных железобетонных
плит и трение от собственного веса плит.
На основе исследований, выполненных в ЦНИИСе и Киевском
филиале Союздорпроекта [17], в последнее время уточнены также
и методы проверки общей устойчивости стальных мостовых балок.
Установлено, что замена проверки устойчивости плоской формы
изгиба балки проверкой устойчивости одного ее сжатого пояса как
центрально сжатого стержня дает приемлемые результаты только
при весьма мощном поясе. В обычных же условиях необходима
проверка устойчивости плоской формы изгиба, которую при асим-
.356
метричных поперечных сечениях с ослабленным сжатым поясом
(что характерно для сталежелезобетонных конструкций) можно
выполнять, как для симметричных поперечных сечений, имеющих
оба пояса ослабленными. Критические напряжения, вычисленные
расчетом общей устойчивости всей балки, оказываются меньше
критических напряжений, полученных расчетом устойчивости толь-
ко ее сжатого пояса (в связи с неблагоприятным влиянием сжатой
зоны стенки). Влияние на критические напряжения растянутой части
поперечного сечения сравнительно невелико. Согласно предложению
Л. П. Шелестенко проверку устойчивости плоской формы изгиба
балки можно заменять проверкой устойчивости ее сжатого пояса,
но с включением в его состав части стенки высотой
х = 0,16/г —
0,05 FB
6
где h — высота балки;
FB — площадь сечения сжатого пояса;
6 — толщина стенки.
Непосредственную проверку устойчивости плоской формы из-
гиба стальных мостовых балок выполняют так же, как и для балок
стальных конструкций других назначений (по формулам главы
СНиП Н-В. 3-62), однако с введением специального коэффициента
запаса, учитывающего случайные эксцентрицитеты и другие слу-
чайные факторы, неблагоприятно влияющие на устойчивость. Эти
специальные коэффициенты запаса приближенно можно принимать
равными аналогичным специальным коэффициентам запаса, зало-
женным в обычные коэффициенты <р для сжатых элементов
стальных мостовых конструкций.
Свободную длину принимают равной расстоянию между узлами
неизменяемой фермы продольных связей, расположенных в уровне
сжатого пояса, а при их отсутствии — расстоянию между жест-
кими поперечными связями, препятствующими повороту сечения
балки и закрепленными от поперечных смещений.
Конструкции (и их прикрепления), обеспечивающие устойчи-
вость сжатого пояса в условиях монтажа, проверяют на передачу
из каждой точки закрепления пояса усилия отпора, равного 2%
сжимающего усилия в поясе. Усилия в поперечных и продольных
связях от отпора сжатого пояса не суммируют с другими усилиями.
§ 43. ОСОБЕННОСТИ УСТРОЙСТВА
ЖЕЛЕЗОБЕТОННОЙ ЧАСТИ КОНСТРУКЦИИ
И НАТЯЖЕНИЯ ВЫСОКОПРОЧНОЙ АРМАТУРЫ
Для бетонирования монолитной железобетонной плиты на сталь-
ной конструкции после окончания монтажа устраивают деревянную
опалубку, опирающуюся на ребра жесткости, узлы поперечных
связей и другие соответственно приспособленные элементы. Для
357
подачи арматурных каркасов и бетонной смеси укладывают пути?
опираемые на стальную конструкцию или жесткие участки опалубки
и разбираемые в ходе бетонирования. Особое внимание уделяют
уходу за бетоном, предупреждению его высыхания после укладки
и другим мерам, способствующим уменьшению усадки.
Блоки сборной плиты следует заблаговременно готовить в ин-
вентарных формах. Наиболее распространены стальные формы,
а — наступающим краном; б —отступающим краном
применяют также деревометаллические и железобетонные формы.
В инвентарных формах шаблонируют расположение выпусков
арматуры, закладных деталей и других соединительных уст-
ройств.
Блоки укладывают автокраном или деррик-краном обычно гру-
зоподъемностью 5—10 Т. Укладку можно вести наступающим кра-
ном, движущимся по уложенным блокам (рис. 155, а), или отсту-
пающим краном, который передвигается по временным путям, опер-
тым на стальную конструкцию и разбираемым по мере укладки
блоков (рис. 155, б). Первый способ более рационален, но возможен
только при укладке блоков насухо.
После укладки и выверки блоков в швах заканчивают сварку
арматурных выпусков или соединения посредством закладных де-
358
талей. Одновременно устанавливают опалубку швов. Арма-
турные анкеры, расположенные в окнах и швах, следует привари-
вать до укладки блоков, так как хорошо выполнить эту работу в
глубоких окнах и швах затруднительно. Перед замоноличиванием
все швы должны быть очищены от строительного мусора (проду-
вкой сжатым воздухом, промывкой) и приняты с составлением
акта на скрытые работы.
Бетон замоноличивания швов укладывают с вибрированием
при тщательном контроле качества заполнения швов. При инъеци-
ровании в швы раствора уделяют особое внимание герметизации
опалубки шва (неплотности обычно предварительно замазывают
раствором), а также составу раствора, обеспечивающему необхо-
Рис. 156. Передвижные объемлющие тепляки для прогрева
плиты на стальной конструкции:
zz —высокий тепляк; б — низкий тепляк; 1—паропроводы; 2 — обшивка;
.	3 — съемные крышки
димую подвижность, прочность и малую усадочность. Для контроля
заполнения шва предусматривают контрольные отверстия, распо-
ложение которых должно обеспечивать выход воздуха из всего
объема, заполняемого раствором.
Если временная эксплуатация начинается ранее замоноличи-
вания швов сборной плиты, а замоноличивание выполняют позд-
нее, в теплый период года, то обычно приходится прерывать экс-
плуатацию на время твердения раствора или бетона замоноличива-
ния. Для сокращения этого времени можно применять особый
быстротвердеющий цемент (ОБТЦ). Некоторые конструктивные
решения (см., например, рис. 142) допускают замоноличивание без
перерыва эксплуатации.
Для бетонирования монолитной плиты и замоноличивания швов
сборной плиты при отрицательной температуре воздуха применяют
объемлющие тепляки. В тепляках надо обогревать все поперечное
сечение плиты и прилегающие части стальной конструкции. При
низких стальных балках следует устраивать тепляки, обогреваю-
щие вместе с плитой и всю стальную конструкцию.
Объемлющие тепляки целесообразны облегченной передвиж-
ной или переносной конструкции (рис. 156), причем длину и ко-
359
личество секций определяют исходя из сроков строительства с уче-
том возможности перемещения секции тепляка в новое положение
после достижения обогреваемым бетоном не менее 70% проектной
прочности. Такие объемлющие тепляки видны, в частности, на
фото рис. 10. Перед бетонированием все конструкции, соприкасаю-
щиеся с бетоном замоноличивания, должны быть прогреты не менее
чем до 5° С.
По конструкции верхней части тепляки можно разделить на
высокие (рис. 156, а), предусматривающие работу людей внутри
обогреваемого пространства, и низкие (рис. 156, б) с крышками,
открываемыми на короткое время для бетонирования и вибрирова-
ния. Нижнюю часть тепляка под плитой устраивают обычно раз-
борной и переносят в новое положение поэлементно.
Объемлющие перемещающиеся тепляки, требующие сложного
парового хозяйства, дороги и трудоемки.
Местный прогрев одних только поперечных швов значительно
проще, особенно при применении инвентарного оборудования и при
эл ектр on р ог р еве.
Ездовое полотно на сталежелезобетонных пролетных строениях
устраивают так же, как и на железобетонных. Устройство оклеен-
ной гидроизоляции (с подготовкой и защитным слоем) требует спе-
циального термовлажностного режима и является трудоемкой и
сложной работой. Если в сборной плите нет окон для упоров, а шаг
поперечных швов достаточно велик, то можно на каждом блоке
заблаговременно устроить подготовку, гидроизоляцию и защитный
слой в заводских условиях с тем, чтобы на мосту только перекрывать
гидроизоляцией швы плиты. Устройство цементно-бетонного вы-
равнивающего слоя нового автодорожного полотна проезда без ок-
леенной гидроизоляции также является мокрым процессом. По-
лотно проезда можно уложить без перерыва временной эксплуатации
последовательно на двух половинах ширины проезда, продолжая
движение по одной половине ширины проезда. Устройство безбал-
ластного железнодорожного мостового полотна не требует выпол-
нения мокрых работ.
Элементы высокопрочной арматуры сталежелезобетонных про-
летных строений обычно имеют большую длину (от 30 до 100 м и
более); такие элементы для уменьшения потерь от трения целесооб-
разно натягивать двумя домкратами (или двумя домкратными бата-
реями) с обоих концов. Размещению анкерующих устройств и дом-
кратов необходимо уделять особое внимание.
К предварительной обтяжке элементов высокопрочной арма-
туры для сталежелезобетонных пролетных строений предъявляют
более высокие требования, чем для железобетонных. Объясняется
это тем, что потери натяжения в сталежелезобетонных пролетных
строениях существенно меньше, а усилия в высокопрочной арма-
туре от временной нагрузки, наоборот, больше. Если в железобетон-
ных пролетных строениях максимальное усилие в высокопрочной
арматуре возникает при предварительном напряжении, то в стале-
360
железобетонных пролетных строениях — при эксплуатации под
расчетными временными нагрузками. Для обеспечения упругой
работы высокопрочной арматуры под действием временной нагруз-
ки необходимо создать в арматуре при обтяжке усилие не меньше
максимально возможного усилия при эксплуатации.
Соответственно стальные канаты (спиральной свивки) необ-
ходимо обтягивать в течение 30 мин усилием, превышающим на
10% расчетное усилие, или не менее чем трехкратным натяжением
до указанного усилия с последующим отпуском до нуля. Пучки
параллельных проволок должны быть обтянуты таким же образом
усилием, равным расчетному [265].
Обтяжку канатов и пучков следует делать, как правило, непос-
редственно в конструкции перед закреплением анкеров.
Расчет прочности сталежелезобетонных конструкций в стадии
предварительного напряжения выполняется в предположении упру-
гой работы бетона (а не по теории разрушающих разгрузок, как
для железобетонных конструкций). Соответственно для сталежелезо-
бетонных конструкций отпадает необходимость проверки стойкости
против образования продольных трещин в бетоне при предваритель-
ном напряжении (по расчетным сопротивлениям /?т).
БИБЛИОГРАФИЯ
1.	Советская литература
1.	Бородич М. К. Некоторые вопросы проектирования комплекс-
ных мостов под железную дорогу. Автореферат, МИСИ им. Куйбышева, М.,
1955.
2.	Б о р о д и ч М. К. К расчету балок с широкими полками на изгиб
от равномерно распределенной нагрузки. Труды БИИЖТ, вып. 1. М., Транс-
желдориздат, 1957.
3.	Б о р о д и ч М. К. Некоторые вопросы . компоновки комплексных
(сталежелезобетонных) мостов со сплошными фермами. Труды БИИЖТ,
вып. 1. М., Трансжелдориздат, 1957.
4.	Б о р о д и ч М. К. К расчету комплексных (сталежелезобетонных)
мостов на вертикальную нагрузку на прочность по бетону. Труды БИИЖТ,
вып. 1. М., Трансжелдориздат, 1957.
5.	Бородич М. К., Карцева К. А. К вопросу о рациональной гео-
метрии поперечного сечения сталежелезобетонных и стальных балок. Ученые
записки БИИЖТ, вып. 3. Гомель, 1958.
6.	В а с и л ь е в Д. И., Н е м з е р А. М. Безбалластное мостовое по-
лотно на железобетонных плитах. Сборник трудов НИИмостов, вып. 7. Л.,
1962.
7.	ВахуркинВ.М. Предварительное напряжение стальных конструк-
ций (область применения и основные направления развития). МИСИ им.
В. В. Куйбышева, сборник трудов № 43. М., Гос. изд-во литературы по гор-
ному делу, 1962.
8.	В и Д я-ч у н. Применение легких бетонов на пористых заполнителях
в строительстве автодорожных мостов. Автореферат, МАДИ, М., 1960.
9.	Гайдаров Ю. В., КвасницкийЕ.А. Мост со стальными пред-
варительно напряженными балками, объединенными с железобетонной пли-
той. Бюро технической информации АСиА СССР. М., Госстройиздат, 1961.
10.	Гайдук К. В. Новые типовые пролетные строения. «Строитель-
ство дорог», 1947, № 6.
И. ГерасимюкА.В. Работа балок проезжей части мостов с железо-
бетонным настилом. Сборник трудов Киевского института гражданских ин-
женеров, Киев, 1948.
12.	Г и б ш м а н Е. Е. Мосты со стальными балками, объединенными
с железобетонной плитой. М., Дориздат, 1952.
13.	Г и б ш м а н Е. Е. Применение железобетона для усиления пролет-
ных строений металлических мостов. М., Дориздат, 1954.
14.	Г и б ш м а н Е. Е. Проектирование стальных конструкций, объеди-
ненных с железобетоном, в автодорожных мостах. М., Автотрансиздат, 1956.
362
15.	ГибшманЕ. Е. Сталежелезобетонные конструкций автодорожных
мостов. Труды МАДИ, вып. 18. М., Автотрансиздат, 1956.
16.	Г и б ш м а н Е. Е. VI Международный конгресс по мостам и кон-
струкциям. М., Автотрансиздат, 1961.
17.	Г и м м е л ь ф а р б А. Ю. Устойчивость изгибаемых двутавровых
балок стальных и сталежелезобетонных мостовых конструкций. «Автомобиль-
ные дороги», 1963, № 6.
18.	Г л и н к а Н. Н. Температурные напряжения в балках, объединен-
ных с железобетонной плитой. Научное сообщение МАДИ. М.,’ Изд-во Ми-
нистерства коммунального хозяйства РСФСР, 1954.
19.	Глинка Н. Н. Вопросы проектирования металлических балок,
объединенных с железобетонной плитой. Автореферат, МАДИ, М-, 1956*
20.	Г л и н к а Н. Н. Определение наивыгоднейшей высоты мостовых
балок, работающих совместно с плитой проезжей части. Труды МАДИ, вып.
21. М., Автотрансиздат, 1957.
21.	Г л и н к а Н. Н. Мост с железобетонной плитой, приклеенной к ме-
таллической балке. «Автомобильные дороги», 1963, № 6.
22.	Д о л г о в В. А. К определению отрывающих усилий в упорах ста-
лежелезобетонных мостов при воздействии температуры. Ученые записки
БИИЖТ, вып. 3. Гомель, 1958.
23.	Д о л г о в В. А. Экспериментальное исследование распределения
температуры в сталежелезобетонных пролетных строениях. Труды Всесоюз-
ного научно-исследовательского института транспортного строительства,
вып. 37. М., Трансжелдориздат, 1960.
24.	Д о л г о в В. А. К расчету объединенных пролетных строений на
температурные воздействия. «Транспортное строительство», 1960, № ю.
25.	Дол го в В. А. Температурные напряжения в сталежелезобетонных
балках и фермах. Автореферат, МИСИ им. В. В. Куйбышева, М., 1961.
26.	Долгов В. А. Расчет разрезных и неразрезных объединенных балок
на температурные воздействия. В сборнике «Расчет строительных конструк-
ций», «Высшая школа», Минск, 1963.
27.	ДроновА. А. Предварительно напряженные сталежелезобетон-
ные мосты. «Автомобильные дороги», 1955, № 6.
28.	Д р о н о в А. А. Предварительно напряженные стальные и объединен-
ные с железобетоном балки и фермы мостов. Автореферат, КИСИ, Киев, 1956.
29.	Е р л ы к о в С. Н. К вопросу о проектировании балочных металли-
ческих пролетных строений с железобетонной проезжей частью. «Бюллетень
Союзтранспроекта МПС», 1949, № 4.
30.	Е р л ы к о в С. Н. Опыт применения металлических пролетных
строений с железобетонной проезжей частью. «Железнодорожное строитель-
ство», 1950, №3.
31.	Е р л ы к о в С. Н. К определению температурных напряжений
в пролетных строениях мостов из стальных балок, связанных с железобе-
тонной плитой. Автореферат, ЛИИЖТ, Л., 1954.
32.	Зингоренко Г. И., Мамаева Е. А. Индустриальное строи-
тельство больших мостов. М., «Транспорт», 1964.
33.	И л ь я с е в и ч С. А. Сварные металлические мосты. М., Дориздат,
1952.
34.	ИльясевичС. А. Металлические мосты в СССР и за рубежом.
«Автомобильные дороги», 1957, № 12.
35.	И л ь я с е в и ч С. А. Возможные пути экономии стали в металличе-
ских мостах. В книге «Экономия металла при применении стальных конструк-
ций». М., Госстройиздат, 1958.
36.	И л ь я с е в и ч С. А. Экономия стали в металлических мостовых и
других строительных конструкциях. МИСИ им. В. В. Куйбышева. Сборник
трудов № 43. М., Гос. изд-во литературы по горному делу, 1962.
37.	Ингельский М. Л. Радиально-вантовые сборные железобетон-
ные пролетные строения. «Транспортное строительство», 1962, № 1.
38.	К а л а ш н и к о в Н. А. Проезжая часть автодорожных мостов без
оклеечной гидроизоляции. М., Автотрансиздат, 1963.
13*
363
39.	К и р ее н к о В. И. Неразрезные и консольные мосты со стальными
балками, объединенными с железобетонной плитой. Автореферат, КИСИ,
Киев, 1955.
40.	К и р е е н к о В. И. Комбинированные вантовые системы для
железобетонных мостов больших пролетов. «Автомобильные дороги»,
1961, № 8.
41.	Кириллов В. С. Предварительно напряженные металлические
конструкции за рубежом. М., Автотрансиздат, 1956.
42.	К и ц а к Н. А., 3 абелл а К. А. Радиально-вантовый мост
в Киеве. «Транспортное строительство», 1964, № 3.
43.	Ковалев В. В. Регулирование напряжений в главных балках
пролетных строений мостов. Труды ЛИСИ, вып. 39, Л., 1962.
45.	К о р з у н Л. Ф., У с т и н о в Н. Ф. Изготовление сборной проез-
жей части на строительной площадке. «Транспортное строительство», 1963,
№ 2.
46.	Л а п и н и н А. Ф. Опытные данные о работе сталежелезобетонных
мостовых конструкций под нагрузкой. Информационное письмо СоюздорНИИ
№26, М., Дориздат, 1951.
47.	Марков Б. П. Исследование условий совместной работы железо-
бетонной плиты с металлическими сплошными балками. Труды НИИЖТ,
вып. 13. Новосибирск, 1958.
48.	М а р к о в Б. П. О переустройстве малых металлических мостов.
Труды НИИЖТ, вып. 24. Новосибирск, 1961.
49.	М а р к о в Б. П. Сравнительные характеристики работы некоторых
типов объединенных балок со сборной железобетонной плитой. Труды
НИИЖТ, вып. 32. Новосибирск, 1963.
50.	МастаченкоВ. Н. Некоторые вопросы расчета сталебетонных
балок на действие температуры и усадки. Труды МИИТ, вып. 91. М., Транс-
желдориздат, 1957.
51.	МастаченкоВ. Н. Определение напряжений и усилий в железо-
бетонной плите и в объединенной с ней стальной балке от воздействия усад-
ки бетона и температуры. Труды МИИТ, вып. 101. М., Трансжелдориздат,
1958.
52.	МастаченкоВ. Н. Приближенный способ определения напря-
жений по шву соединения железобетонной плиты и стальной балки от усадки
бетона и колебаний температуры. Труды МИИТ, вып. 126. М., Трансжелдор-
издат, 1960.
53.	Мельников Н. П. Проблемы экономии стали в стальных кон-
струкциях промышленных зданий, сооружений и мостов. В сб. «Мате-
риалы по стальным конструкциям», вып. 2. Проектстальконструкции,
М., 1958.
54.	М е ш е л ь 3. С. Сталебетонные пролетные строения со сквозными
фермами. «Автомобильные дороги», 1955, № 7.
55.	П а л к и н Ф. П. Технико-экономическое исследование металличе-
ских пролетных строений с ездой понизу на балласте. Труды НИИЖТ,
вып. 13. Новосибирск, 1958.
56.	Палкин Ф. П. Щебеночное основание пути на металлических
мостах. «Железнодорожный транспорт», 1958, № 4.
57.	П ал к и н Ф. П. К вопросу совместной работы проезжей части
с поясами главных ферм. Труды НИИЖТ, вып. 24. Новосибирск,
1961.
58.	Палкин Ф. П. Технико-экономические обоснования реконструк-
ции металлических мостов путем устройства железобетонной плиты. Труды
НИИЖТ, вып. 32. Новосибирск, 1963.
59.	ПивневФ. А., Дорошенко О. П. Сталежелезобетонное раз-
резное пролетное строение с ездой понизу расчетным пролетом 88 м. Сборник
методических материалов кафедры «Мосты и конструкции» ХИИТа. Харьков,
1963.
60.	П и р о ж к о в Г. И. Воздействие усадки бетона плиты в объединен-
ных балках. Труды НИИЖТ, вып. 13. Новосибирск, 1958.
364
61.	Пирожков Г. И. Влияние усадки бетона плиты на напряженное
состояние объединенной балки. «Транспортное строительство», 1958, № 6.
62.	П и р о ж к о в Г. И. К вопросу о расчете сборных плит объединен-
ных балок на усадку бетона. «Транспортное строительство», 1959, № 12.
63.	П о л и в а н о в Н. И. Пролетные строения с ездой понизу из’метал-
лических и железобетонных элементов. Труды МАДИ, вып. 21. М., Авто-
трансиздат, 1957.
64.	П о п о в Г. Д. Висячий мост через р. Кузнечиху. В сборнике «Ма-
териалы по стальным конструкциям», вып. 1. Проектстальконструк ция
М., 1957.
65.	П о п о в Г. Д. Пути экономии металла в пролетных строениях авто-
дорожных мостов. В книге «Экономия металла при применении стальных
конструкций». М., Госстройиздат, 1958.
66.	Попов Г. Д. Регулирование усилий в мостовых конструкциях.
МИСИ им. Куйбышева. Сборник трудов № 43. Гос. изд-во литературы по
горному делу. М., 1962.
67.	П о п о в Г. Д. Металлические пролетные строения. В книге «Спра-
вочник инженера-дорожника. Проектирование мостов и труб». М., «Транс-
порт», 1964.
68.	Попович Г. А. Сталежелезобетонные изгибаемые конструкции.
Сборник Академии архитектуры УССР «Новое в строительной технике. Строи-
тельные конструкции и производство работ». Киев, 1953.
69.	Поспелове. П. Балки системы альфа. «Строительство дорог»
1941, № 4.
70.	Протасов К. Г. Новые вантовые фермы. М., Трансжелдориздат
1963.
71.	Росновский В. А. О применении для поясов арочных мостов
конструкций из труб, заполненных бетоном. Сборник статей. Союзстальмост
НКТП, ОНТИ, 1935.
72.	Р о с н о в с к и й В. А. Трубобетон в мостостроении. М., Трансжел-
дориздат, 1963.
73.	Руденко М. С., Терехин С. Я. Строительство Новсарбат-
ского моста. «Транспортное строительство», 1958, № 8.
74.	Р я б у х о А. М. Металлические пролетные строения с железобетон-
ной плитой в проезжей части. «Железнодорожное строительство», 1951, № 6.
75.	С а б л и н В. И., ОкунцовВ. И. К вопросу об учете неравномер-
ного нагрева при расчете объединенных балок. Труды НИИЖТ, вып. 13.
Новосибирск, 1958.
76.	Сергиевский А. Д. К вопросу об определении веса металли-
ческих пролетных строений. Сборник трудов НИИмостов, вып. 7.
Л., 1962.
77.	С е р г и е в с к и й А. Д. Экономическое сравнение железобетонного
мостового полотна с типовым полотном на деревянных брусьях. Сборник
трудов НИИмостов, вып. 7. Л., 1962.
78.	Симаков С. П. Работа бетонной плиты в металлических мостах.
«Строительство дорог», 1949, № 1.
79.	С л о н и м Э. Я. Железобетонно-стальные пролетные строения мостов.
«Бюллетень строительной техники», 1951, № 20.
80.	Соловьев Г. П. Применение сборного железобетона, совместно
работающего с металлическим пролетным строением. «Автомобильные дороги»,
1955, № 7.
81.	Соловьев Г. П. Экспериментальное исследование температур,
возникающих в бетоне при сварке закладных частей. Труды Л1АДИ, вып.
21. М., Автотрансиздат, 1957.
82.	С о л о в ь е в Г. П. Исследование применения сборного желе-
зобетона в объединенных пролетных строениях. Автореферат, МАДИ,
М., 1958.
83.	С т р е л е ц к и й Н. Н. Внешне безраспорные комбинированные
системы мостов с ездой поверху. Труды ВИА им. В. В. Куйбышева, вып. 6.
М., 1948.
365
84.	С т р е л е ц к и й Н. Н. Решетчатые комбинированные системы мос-
тов. М., Дориздат, 1953.
85.	С т р е л е ц к и й Н. Н. Исследование работы и расчет на проч-
ность мостовых объединенных балок. Труды Всесоюзного научно-исследо-
вательского института транспортного строительства, вып. 37. М., Трансжел-
дориздат, 1960.
86.	С т р е л е ц к и й Н. Н. Применение сборного железобетона в
сталежелезобетонных пролетных строениях. «Транспортное строительство»,
1960, № 6.
87.	С т р е л е ц к и й Н. Н. Новые рекомендации по расчету объеди-
ненных пролетных строений. «Транспортное строительство», 1960, № 10.
88.	С т р е л е ц к и й Н. С. Металлические конструкции. Состояние и
перспективы развития. Конструкции пролетных строений мостов. Кафедра
металлических конструкций. МИСИ им. В. В. Куйбышева. М., Госстрой-
издат, 1961.
89.	Стреле ц к и й Н. С., Б е л е н я Е. И. и др. Специальный курс ме-
таллических конструкций. М., Госстройиздат, 1965.
90.	С у р а т Г. И., Б о г у ш Ю. С., К о б е н к о А. А. Мост с предва-
рительно напряженным металлическим пролетным строением. «Транспорт-
ное строительство», 1960, № 6.
91.	Тауэр Л. М. Монтаж цельносварного пролетного строения Ново-
арбатского моста. «Транспортное строительство», 1958, № 8.
92.	Толмачев К. X. Регулирование напряжений в металлических
пролетных строениях мостов. М., Автотрансиздат, 1960.
93.	X а з а н И. А. Стальные автодорожные мосты за рубежом. М.,
Автотрансиздат, 1961.
94.	X а з а н И. А. Новый эффективный способ регулирования усилий
в сталежелезобетонных пролетных строениях автодорожных мостов. «Авто-
мобильные дороги», 1962, № 12.
95.	Ц а п л и н С. А. Рациональная конструкция висячего моста. «Строи-
тельство дорог», 1947, № 5.
96.	Ц а п л и н С. А. Висячие мосты. М., Дориздат, 1949.
97.	Центральный институт научной информации по строительству и ар-
хитектуре. Мосты сопряженной конструкции из стали и железобетона. Карто-
тека «Практика строительства за рубежом». США-К-638/128, М., 1956.
98.	Ч е ж и н В. А. Опыт применения сборных железобетонных плит,
включенных в работу стальных балок. «Транспортное строительство», 1956, №1.
99.	ЧудновскийН. Н. Теоретическое и экспериментальное иссле-
дование мостовых балок комбинированного сечения. Автореферат, МАДИ,
М., 1956.
100.	Якобсон К. К. О воздействии температуры и усадки бетона на
объединенное сечение металлической балки с железобетонной плитой. Труды
НИИЖТ, вып. И. М., Трансжелдориздат, 1955.
2.	Иностранная литература
101.	Albrecht A. Der Verbundtrager. «Schweizerische В. Z.» № 2,
3; 1945.
102.	В а п d е 1 Н. Einfache Berechnungsmethoden fur Verbundkonstruck-
tionen. Springer-Verlag. Berlin, 1957.
103.	Bauch F., J о о s J. Strassenbriicke uber den Wesel-Datteln-
Kanal in Dorsten. «Der Stahlbau», H. 11, 1955.
104.	Beer O., Kramer A. Die Wupper Talbriicke bei Wuppertal-
Ochde. «Der Stahlbau», № 6, 1960.
105.	Beer O. Die Villacher Draubriicke, eine neuartige Hohlkasten-
verbundbriicke. «Der Bauingenieur», H. 9, 1961.
106.	Bergvall B., Wastlund G. Fatigue tests on composite
beams, «б-eme congr. Assoc, internat. ponts et charpent. Stockholm, 1960».
Rapp, final. Zurich, 1961.
366
107.	В 1 u me nsc he i n E. W. Can reliance be ploud on natural
bond between concrete and steel? «Civil Engineering», vol. 21, № 7, 1951.
108.	Bouchet A. Le nouvean pont de Sevres sur la Seine, en aval de
Paris, «Techn. trav.», 39, № 11 —12, 1963.
109.	Braun F. Vermessungen, Messungen und Belastungsprobe an der
Rheinbriicke Koln-Miilheim. «Der Stahlbau», H. I, 1954.
110.	В r i t t о n H. B. Continuons integral deck construction. A rational
apporoach to placing structural deck on three-cspan continuons bridge untis
Highway Res. «Board Bull.», № 362, 1962.
111.	В ures J. Vove zpusoby sprazeni ocelobetonovych mostu. «Inze-
nirske Stavby», № 9, 1961.
112.	C h a p m a n J. C. Study Welded Vibrating Wire Strain Gauge.
«The Eng.», October, 1958.
113.	Cimic J. Celicni drumski most preko Jbra u Kraljevu tipa spreg-
nute konstrukcije. II Kongres Konstruktera.
114.	С о h e n E., С о u t r i s A. Design of prestressed composite steel
structures. Discussion. «Journal of the Structural Division». Proceeding of the
ASCE.
115.	Culver C., Coston R. Tests of composite beams with study
shear Connectors. «Journal of the Structural Division». Proceeding of the Ameri-
can Society of Civil Engineering, vol. 87, № ST2, 1961.
116.	David R., Meyerhof G. Composite construction of Bridges
using Steel and Concrete. Engineering Journal Eng. Inst, of Canada, vol.
41, № 5, 1958.
117.	DischingerF. Stahlbriicken im Verbund mit Stahlbetondruck-
platten bei gleichzeitiger Vorspannung durch hochwertige Seile. «Der Bauin-
geinieur», H. II, 1949.
118.	D i s c h i n g e r F. Das Knicken der Stahlbeton-Fahrbahnplatten
bei gekoppelten Stahltragern und der Einfluss einer einseitigenErwarmung der
gekoppelten Fahrbahnplatten. «Der Bauingenieur», H. 4, 1951.
119.	Dornen К., M e у e r A. Die Emsbriicke Hembergen in diibello-
sem Stahlverbung. «Der Stahlbau», H. 7, 1960.
•	120. Dornen K. Briicken in Fertigteilbauweise (Verbundkonstruk-
toinen). VDI Zeitschrift. Bd. 105, № 8, 1963.
121.	Enrineering Design Data. Nelson Concrete Anchors and Test of
Concrete Anchors. Gregory Industries, Inc. Lorain, Ohio, 1961.
122.	Ernst E. Der Briickenbau der Deutschen Bundesbahn im Jahre 1951.
«Die Bautechnik», H. 6, 1952.
123.	Ernst E. Der Briickenbau der Deutschen Bundesbahn im Jahre
1952. «Die Bautechnik», H. 3, 1953.
124.	Ernst E. Der Briickenbau und Ingenieurhochbau der Deutschen
Bundesbahn im Jahre 1953. «Die Bautechnik», H. 8, 1954.
125.	E r n s t E. Neue Wege im Briickenbau. «Bundesbahn», № 19, 1954.
126.	EsslingerM. Schwinden und Kriechen bei Verbundtrager. «Der
Bauingenieur», vol. 27, № 1, 1957.
127.	Fait us F. Svarovane Konstrukce sprazene s betonovou deskou.
Ceskevjsoke uceni technicke v Praze. 31. 1950.
128.	F a 1 t u s F. Nouveaux projets pour la construction de ponts en
Tchecoslovaquie. «Acier-Stahl-Steel», № 5, 1964.
129.	Feder D. Weitere Aluminium-VerbundstraBenbriicken in den
USA. «Der Stahlbau», № 10, 1961.
130.	Tickel H. H. Die AASHO-Experimente a n StraBenbriicken «Der
Stahlbau», 31, № 12, 1961.
131.	Fish G. D. Composite Construction makes Sense. «Cousultating
Engineer». May 1956.
132.	F ishei J. W., V i e s t J. M. Ricerche sperimentaly su ponti
stradali. «Costruz. metall.», 16, № 1, 1964.
133.	Fountain R. S., V i e s t J. M. A Method for Selecting the
Cross section of a Composite Concrete and Steel. J. Beam. Proceeding of the
American Society of Civil Engineering, vol. 83, 1957.
367
134.	Freyssinet E. La construction precontrainte. «Travaux»,
№ 253, XI, 1955.
135.	Fritz B. Vereinfachtes Berechnungsverfahren fiir Stahltrager mit
einer Betondruckplatte bei Beriicksichtigung des Kriechens und Schwindens.
«Die Bautechnik», H. 2, 1950.
136.	Fritz B. Verbundtrager mit durch Spannstahl vorgespannter
Betonplatte. «Der Stahlbau», H. 8, 1951.
137.	Fritz B. Vorgespannte Stahlkonstruktionen. «Der Bauingenieur»,
H. 3, 1952.
138.	Fritz B. Vorgespannte stahlerne. Fachwerkbinde>. «Der Bauin-
genieur», H. 7, 1955.
139.	Fritz B. Ober die Berechnung und Konstruktion vorgespannter
stahlerner Fachwerktrager. «Der Stahlbau>, H. 8, 1955.
140.	Fritz B. Verbundtrager. Berechnungsverfahren fiir die Briicken-
baupraxis. Springer-Verlag. Berlin-Cotti ngen-Heidelberg, 1961.
141.	Frohlich H. Eihfluss des Kriechens auf Verbundtrager. «Der
Bauingenieur», vol. 24, № 10, 1949.
142.	F r 6 h 1 i c h H. Theorie der Stanhlverbund-Tragwerke. Spannungs-
umlagerung durch Schwinden und Kriechen bei Stahlbetonbauteilen. «Der
Bauingenieur», vol. 25, № 3, 1950.
143.	F uchs D. Versuche mit Spannbeton-Verbundtragern. «Der Bauin-
genieur», vol. 25, № 3, 1950.
144.	F u 1 1 e r A. H. Skunk River Bridge Exhibits Composite Action
after Twenty Eight Years of Service. «Civil Engineering», vol. 21, № 7, 1951.
145.	G e r b i e r M. Tabliers mixtes fer-beton pour trois ponts-routes de
la Region de Fes. Travaux, 275, № 9, 1957.
146.	Graf O. Versuche uber den Verschiebewiderstand von Diibeln fiir
Verbundtrager. «Der Bauingenieur», vol. 25, H. 8, 1950.
147.	Graf O. Ober Versuche mit Verbundtragern. Abhandlungen aus
dem Stahlbau. H. 10. Stahl — Tagung, Karlsruhe, 1951.
148.	G r a s s 1 H. Nordbriicke Dusseldorf. «Der Stahlbau», H. 3. 1958.
149.	G r a s s 1 H. Die Kauppen — Briicke. «Der Stahlbau», 31, № 8, 1962.
150.	Guerin J. Les ponts— rails a poutres mixtes «acier-beton» des
chemins de fer federaux suisses. «Rev. gen. chemins de fer» № 12, 1954.
151.	G u e r i n J., P i g 1 a u M. La construction mixte «acier-beton»
dans les ouvrages d’art a la SNCF «Rev. gen. chemins de fer», № 4, 1953.
152.	Hadley H. M., A s c h e F. Heavy — duty composite bridge.
«Civil Engineering», 30, № 5, 1960.
153.	Hautena E. Briicken in Verbundbauweise. VDI — Zeitschrift
des Vereines deutscher Ingenieure. Bd. 90, № 5, 1948.
,154	. Havemann K. Die Briicke uber die Nordelbe im Zuge der Bun-
desautobahn Siidliche Umgehung Hamburg. «Der Stahlbau», 32, № 7, 1963.
155.	H awr a nek A., Steinhardt O. Theorie und Berechnung
der Stahlbriicken. Springer — Verlag. Berlin — Gottingen — Heidel-
berg, 1958.
156.	Hayden A. Bruckenbau unter besonderer Beriicksichtingung des
Stahlleichtbaues. «Der Baingenieur», H. 6, 1955.
157.	H ay es J. M. Vibration study of Three — Span Composite I Beam
Bridge. «Highway Research Board Bulletin». 124, 1956.
158.	H e i 1 i g R. Zur Theorie des starren Verbunds. «Der Stahlbau», H. 4,
1953.
159.	H e i 1 i g R. Zur Theorie des elastischen Verbunds. «Der Stahlbau»;
H. 5, 1953.
160.	HirschfeldK. Der Temperatureinfluss bei der Verbund — Bau-
weise. «Der Bauingenieur», vol. 25, № 8, 1950.
161.	H о a d 1 e у P. G. Behavior of prestressed composite steel beams.
«J. Struct. Div. Amer. Soc. Civil Eng.», 89, № 6, 1963.
162.	Hofmann P. Untersuchungen uber das statische Verhalten und
den Stahlverbrauch von StahlverbundstraBenbriicken. «Bauplanung — Bau-
technik», 17, № 19/1963.
'’68
163.	Н о i s c h e n A. Verbuntrager mit elastischer und unterbrochenen
Verdfibelung. «Der Bauingenieur», № 7, 1954.
164.	Homberg H. Die neue Sulzbachtalbrficke der Autobahn «Der
Stahlbau», H. 9, 1954.
165.	Homberg H. Brucke mit elastischem Verbund zwischen den
Stahlhaupttragern und der Betonfahrbahntafeln. «Der Bauingenieur», № 6
1952.	' ’
166.	H о n d о r s G., Marsh J. Load distribution in composite gir-
der — slab system. Journal of the structiral division. Proceeding of the ASCE,
vol. 86, № st—11, november 1960.
167.	J aeger K. Die Verbundwirkung zwischen Stahltrager und StahL
betonplatte. Osterreichische Ingenieur Archiv. Wien, v. 2, № 4, 1949.
168.	Jeske G., SontagH. Die Emil — Schulz — Brucke in Ber-
lin — Lichterfelde. «Der Bauingenieur», № 5, 1964.
169.	К а г о 1 J. The design, fabrication and construction of the Calcasien
River bridge. «Weld. J.», 42, № 11, 1963.
170.	К e t c h e к К. Design of composite beams for highway bridges. «Civil
Engng.», 33, № 7, 1963.
171.	KI i ngenb er g W. Verbundbauweise im Strassenbriickenbau,
gegenwartiger Stand und Oberblick fiber laufende Versuche. «Der Bauingenie-
ur», № 6, 1952.
172.	Klo p p el K. Die Theorie der Stahlverbundbauweise in statisch
unbestimmten Systemen unter Beriicksichtigung des Kriecheinflusses. «Die
Bautechnik», № 2, 1951.
173.	К lop p el К., В о u с P. Zahlenbeispiel zur Theorie der sta-
tisch unbestimmten Tragwerk in Verbundbauweise. «Die Bautechnik»,
H. 5, -1951.
174.	Klo p p el K., WeichermfillerH. «Die Theorie der Stahl-
verbindung — bauweise in statisch unbestimmten Systemen unter Berficksich-
tingugn des Kricheinflusses», «Der Stahlbau», H. 2, 5, 1951.
175.	Kloppel K., Sossenhe i mer H. Die Vorschlage des Stahl-
baues beim Wettbewerb 1951 fur die neue Strassenbrucke fiber den Rhein bei
Worms. «Der Stahlbau», H. 5, 1952.
176.	Kloppel K., We i c her mu 1 1 er H. Versuche mit Verbund-
tragern. «Der Stahlbau», H. 6, 1954.
177.	L a r n a c h W. J., P а г к R. The behavior under laod of six cas-
tellated composite T—beams. «Civil Engng. and Rublic Works Rev.», 59,
№ 692. 1964.
178.	Lefau deuxG. Le component non elastique du beton dans les
ponts Cas des ponts fer— beton. «Genie Civil», vol. 134, № 8, 1957.
179.	LemmerholdF. Der Brficken-und Ingenieurhochbau der Deut-
schen Bundesbahn im Jahre 1955. «Die Bautechnik», № 10, 1956.
180.	Marguerot L. Les ponts — rails a poutres mixtes acier—beton
des chemins de fer federaux suisses. «Os. Met.» № 2, 1954.
181.	Marx W. R. Die Verbundbriicke fiber die Bundesbahn und den
Drausdorfer Weg. «Der Bauingenieur», № 4, 1961.
182.	M a s о n A. F., Grant D и n с a n M. A. Composite steel and
Concrete bridge construction in Southern Rhodesia. «Proc. Jnst. Civil Eng.»,
26, Dec, 1963.
183.	M i r a n d a F. Le viaduc Coretta sur 1’Autoroute du Soleil (Italie).
«Acier—Stahl—Steel», № 12, 1960.
184.	Miranda F. Aspetti evolutive della construzione di ponti in sis-
tema miste acciaio—calcestuzzo. «Construz. metall», 14, № 5, 1962.
185.	Miranda F., Constantini C. Cavalcavia isostatici in
sistema misto acciaio—calcestruzzo collaborate. «Autostade», 5, № 2, 1963.
186.	MullerTh., GrabnerF. Die StraBenbrficke uber die Donau
in Aschach. «Briicke und Strasse», 15, № 5, 1963.
187.	Neumann A. Die Erforschung und Anwendung der Stahlver-
bundbauweise. «Bauplanung und Bautechnik», № 10, 1952.
369
188.	N e i m a n n A. Das Berechnen von Stahlverbundtragern. «Baup-
lanung und Bautechnik», № 11, 1952.
189.	Newmark N. M., S i e s s С. P., Penman R. R.
Studies of slab and beam highway bridges. Part I. Tests of simple — span
right I — beam bridges. University of Illinois Engineering Experimental
State. Bull. 363. 1946.
190.	Newmark N. M., Si ess С. P., Peenham W. M. Stu-
dies of slab and beam higway bridges. Part II. Tests of simple—span skew
I — beam bridges. University of Illinois Engineering Experimental State.
Bull. 375. 1948.
191.	Neumark N. M., S i e s s С. P., V i e s t J. M. Tests and
analyses of composite beams with incomplete interaction. Proceeding Society
experimental stress analyses, № 1, 1951.
192.	О h 1 e m u t z A., Ku ner t K. Eine Verbundbriicke mit Beton-
fertigteilen. «Der Stahlbau», 32, № 11, 1963.
193.	О s e n n e W. A. Composite action «Е. N. R.», vol. 133, № 14,
1944.
194.	Osipov L. Prestressed box girders deck for В. C. suspension
bridge. «Engng. and Contract Rec», 77, № 1, 1964.
195.	Page P. P. New type of shear connection cuts costs of compo-
site construction. «Engineering News — Record», vol. 156, № 19, 1956.
196.	Passer W. Ober den Einfluss von Temperaturunterschieden
zwischen Eisenbetonfahrbahnplatten und stahlernen Haupttragern bei Bal-
kenbriicken. «Die Bautechnik», H. 45, 1938.
197.	P о s t 1 I. Klebund bei einer Verbundbriicke. «Der Bauinge-
nieur», № 10, 1962.
198.	Procter A. N. The Desigh of Composite Structural Members2.
«Concrete and Constructional Engineering», № 8, 1962.
199.	Ramer E. J. Composite welding bridges for New York Thruway.
«Civil Engineering», August 1957.
200.	Reinitzhuber F. Neue Tragsysteme der Verbundbauwei-
se. «Die Bautechnik». H. 11, 1952.
201.	Rennenkampff E. Weiterentwicklung der Briicken aus Sta-
hltragern in Beton zu Verbundtragerbriicken. «Der Bauingenieur»,
№ 5, 1964.
202.	Resinger F., Egger H. Die Kummerbriicke— ein interes-
santes Kastenverbundsystem. «Der Bauingenieur», 35, H. 6, 1960.
203.	R i d e t J. La construction mixte fer — beton dans les ouvrages
d’art. «Os. Met.», № 11 — 12, 1945.
204.	R i d e t J. La construction mixte acier — beton arme dans les
ouvrages d’art. Association internationale des ponts et charpentes. Memoires,
vol. 8, 1947.
205.	R о i к К. Die Lindbachtahl Autobahnbriicke bei Unna. «Der
Stahlbau», H. 8,‘1961.
206.	R о i к К. Die Flubettbriicke der Rheinbriicke bei Mainz — Wei-
senau. «Der Stahlbau», H. 10. 1962.
207.	Ros M. Les constructions acier — beton systeme Alpha. «L’Ossa-
ture metallique», vol., 3, № 4, 1934.
208.	Ros M. Trager in Verbundbauweise. EMPA, Zurich, 1944.
209.	Sagelsdorff R. Der AASHO — Test. Briickenforschung.
«Strasse und Verkehr», 49, № 1, 1963.
210.	Sattler K. Fachwerkverbundtrager mit einem Stahlbetongurt.
«Die Bautechnik», H. 5, 1952.
211.	Sattler K. Theorie der Verbundkonstruktionen. Berlin, 1953.
212.	Sattler K. Die Fliessicherheit von Vollband — Verbundkons-
truktionen. «Die Bautechnik», vol. 30, № 6, 1953.
213.	Sattler K. Ergebnisse der Messungen an der Verbundbriicke
Montabaur. «Die Bautechnik», 34, 1957.
214.	Sattler K. Theorie der Verbundkonstruktionen. Berlin, 1959.
370
215.	Sattler К. Composite Construction in Theory and Prartirp
«Struct. Eng.», S. 124, 1961.
216.	Sattler K. Betrachtungen uber neuere Verdiibelungen im Ver-
bundbau. «Der Bauingenieur», H. 1, 2, 1962.
217.	Schader H. J. Verbrechnung der Verbundtrager. Berlin 1955.
218.	S c h m e e r H., H e i n z e 1 W. Die Autobahnbriicke uber das
Techingertal bei Saarbriicken. «Der Stahlbau», 33, № 4, 1964.
219.	S c h m er b er L., Noske E. Die Talbrficke Nesselwang «Der
Stahlbau», 33, № 2, 1964.
220.	Schmidt G., Klement P. Die Strafienbriicke fiber die
Donau bei Mauthausen. «Der Stahlbau», № 3, 1963.
221.	Schur mann J. Ein praktisches Verfahren zur Bestim-
mung der Gurtplattenlangen bei Verbundtragern. « Die Bautechnik» H 1
1951.	’ * ’
222.	Scurr K. R. Welded — steel schear connectors for south Da-
kota bridge. «Civil Engineering», vol. 26, № 6, 1956.
223.	S e e t z e n B. U. Oberbau einer zweistockigen Strassenbriicke
in Stahlkonstruktion. «Der Stahlbau», H. 9, 1956.
224.	Sherman J. Continuous composite steel and concrete beams
ASCE, vol. 119, 1954.
225.	S i e s s С. P. Composite construction for T — beam bridhes.
Proceedings ASCE, vol. Ill, 1948.
226.	S i ess	С. P. Composite construction for I — beam bridges.
Proceedinds ASCE, vol. 114, 1949.
227.	S i e s s С. P., V i e s t J. M., Newmark N. M. Studies or slab
and beam highway bridges. Part III. Small scale tests of shear connectors
and composite T — beams. University of Illinois Engineering Experimental
State. Bull. № 396, 1952.
228.	SiessC. P.,Viest J. M., Appleton J. H., Newmark N. M.
Studies of slab and beam higway bridges. Part IV. Full scale tests of shear con-
nectors and composite T — beam bridges. University of Illinois Engineering
Experimental State. Bull. № 405, 1953.
229.	S i e s s С. P., V i e s t J. M. Studies of slab and beam highway
bridges. Part V. Tests of continuous right I — beam bridges. University of
Illinois Engineering Experimental State. Bull. № 416, 1953.
230.	Sparkes S. R., Chapman J. C. Some Recent Investiga-
tions on Building Structures. «Rilem». 1955.
231.	S t a b i 1 i n i L., C a i г о n i M. Pont sur le Silisia (Italie).
«Acier — Stahl — Steel», № 7—8, 1963.
232.	Steinhardt O. Ein neues Bau-und Montageverfahren fiir
genietete Stahltrager im Verbund mit Stahlbeton Druckplatten. «Die Bautech-
nik», H. 3, 1950.
233.	Steinhardt O. Bauformen stahlerner Verbund — Fachwerk-
trager. «Die Bautechnik», H. 7, 1950.
234.	Steinhardt O. Zur Berechnung der Verbund — Fachwerk-
trager. «Die Bautechnik», H. 1, 1951.
235.	Stadtler H. Ein neues praktisches Verfahren zur Bestimmung der
Gurtplattenlangen bei Stahlverbundtragern mit Hilfe der reduzierten Momenten-
linien. «Der Stahlbau», H. 7, 1954.
236.	S t iissi R. Profiltrager, kombiniert mit Beton oder Eisenbeton auf
Biegung beansprucht — Final Report, First Congress Inst. Assoc. Br. and
Struct. Eng. Paris, 1932.
237.	S u b к о w s к у H. Choice of composite beams for highway bridges.
Proceedings of the American Society of Civil Engineering, vol. 83, 1957.
238.	Thiirlimann B. Composite Beams with steel shear connectors.
Highway Res. Board, Bull. 174. Washington, D. C. 1958.
239.	Thiirlimann. B. Fatigue and Static Strength of Stud Shear
Connectors. J. Amer. Concr. Inst, vol. 30, № 12, 1959.
240.	V i e s t J. M., S i e s s С. P. Composite construction for I-beam
bridges. Proceedings Highway Research Board, vol. 32, 1953.
371
241.	V i e s t J. M. Tests of stud shear connectors. Parts I, II. Ill and IV.
«Engineering test Data», Nelson stud welding, Lorian, Ohio, 1953.
242.	V i e s t J. M. Tests of spiral shear connectors. «Engineering test
Data», Nelson stud welding, Lorian, Ohio, 1954.
243.	V i e s t J. M., S i e s s С. P. Design of channel shear connectors
for composite I-beam bridges. «Public Roads», vol. 28, № 1, 1954.
244.	V i e s t J. M. A study of shear connectors for composite I-beam.
Bridges. Proceedings of Sonteast Association state Highway officials, pp. 96—
114, 1955.
245.	V i e s t J. M. Investigation of stud shear connectors for composite
concrete and steel I-beams. Proceedings of the American Concrete Inst., vol, 52,
1956.
246.	Viest J. M., Fountain R. S., SiessC. P Development
of the new AASHO specification for composite steel and concrete bridges. «High-
way research board bulletin», 174, 1957.
247.	Viest J. M., Fountain R. S., Singleton R. C.
Composite constructions in steel and concrete for bridges and buildings. New
York, Toronto, London, McGraw-Hill Book Company, 1958.
248.	Viest J. Me Review of researchon composite steel concrete beams.
Journal of the Structural division. Proceedings of the ASCE, vol. 86, 1960.
249.	V i 1 о 1 s V., Clifton R. J. Analysis of composite beam bridges
by orthotropic plate theory. «J. Struct. Div. Proc. Amer. Soc. Civil Eng.»,
89, № 4, 1963.
250.	V о e 1 1 n e у A. Strength of Alpha system composite section under
static and dinamic stresses. E. M. P. A., Zurich, 1936.
251.	V о e 1 1 n e у A. Tests to infestigate the influence of initial bending
stresses on the carring capacity of composite beams. Porete (Mfg. Co. North)
Arlington N. Y. 1945.
252.	V о e 1 1 n e у A. Shrinkage tests on the composite beams. Porete
(Mfr. Co. North) Arlington N. Y. 1945.
253.	V i 1 1 a s о r J. A. Computing the properties of composite sections
for highway bridges. «Civil Engineering», vol. 26, № 12, 1956.
254.	Walter H. Der Einfluss des Schwindens und Kriechens bei Ver-
bundtragern. «Beton und Stahlbetonbau», H. 5, 6, 1952,
255.	Wastlund G., Ostlund L. Studes of composite beams.
International Association for bridge and structural engineering. IV Congress.
Vorbericht, 1952.
256.	Wenk H. Neubau der westlichen Fahrbahnseite fur die Autobahn-
briicke bei Montabaur. «Der Stahlbau», H. 6, 1954.
257.	W i n d e 1 s R. Spannungsumlagerung infolge Kriechens und Schwin-
dens bei Tragwerken mit Verbundquerschnitten. «Beton und Stahlbetonbau»,
H. 8, 1956.
258.	W г у e z a W. Verbundbauweise mit und ohne Vorspannung unter
Beriicksichtigung des Schwinds-und Kriecheneinflusses auf die statisch unbestim-
mten Systeme. «Die Bautechnik», vol. 31, № 8, 9, 1954.
3. Нормативные документы
^4^259. Строительные нормы и правила. Глава П-Д. 7-62. «Мосты и трубы.
Нормы проектирования». Раздел V. «Стальные конструкции, объединенные
с железобетонной плитой». М., Госстройиздат, 1963.
260	. Технические условия проектирования железнодорожных, автодо-
рожных и городских мостов и труб (СН 200-62). Раздел V «Стальные конструк-
ции, объединенные с железобетонной плитой». М., Трансжелдориздат, 1962.
261	. Технические указания по проектированию сталежелезобетонных
пролетных строений (ВСН 92-63). Оргтрансстрой, М., 1963.
262	. Технические указания по расчету балочных плит проезжей части
мостов (ВСН 58-61). Оргтрансстрой, М., 1962.
372
263	Технические указания по проектированию и сооружению пролет-
ных строений автодорожных и городских мостов с железобетонной плитой
проезжей части без оклеечной гидроизоляции (ВСН 85-63). Оргтрансстрои,
М., 1963.
9R4 Инстпукиия по проектированию предварительно напряженных
стальных конструкций. ЦНИИСК АСиА СССР, МИСИ им. В. В. Куйбыше-
ва Новокузнецкое отделение Западно-Сибирского филиала АСиА СССР,
ГПИ Проектстальконструкция. М„ Госстроииздат, 1963.
265	Строительные нормы и правила. Глава Ш-Д. 2-62. «Мосты и трубы.
Правила организации и производства работ. Приемка в эксплуатацию». Пп.
4.67—4.80ГМонтаж сталежелезобетонных пролетных строении. М., Госстрой-
ИЗД326619у4е rbundtrager- Strassenbriicken* Richtlinien filr Berech-
nung und Ausbildung. DIN 1078, Entwurf und Erlauterungen. «Die Bautech-
n^>>267* DIN^Vo78. Verbundtrager — Strassenbriicken, Richtlinien fur die
Berechnung und Ausfiihrung. Bd. 1 und 2. Ausgabe 1955.
268	DIN 4239. Verbundtrager — Hochbau. Richtlinien fur die Berechnung
und Ausfiihrung. Bd. 1 und 2 Ausgabe 1956	.
269	Standart specification for highway bridges. The American Association
of state’highway officials (AASHO). Washington D. C. 1957
270	Tentative Recommendations for the Design and Constructions of
Composite Beams and Girders for Buildings. «Journal of the American Concrete
^271. Bestimmungen Verbundtrager — Hochbau. Betonkalender, It. 1961.
272	*. Specifications for composite steel and concrete spans. «Bull. Amer.
Railway Engng. Assoc.», 63, № 569. 1962.
ОГЛАВЛЕНИЕ
Стр .
От автора ....................................................... 3
Глава I. Сталежелезобетонные пролетные строения и их место
в мостостроении
§ 1.	Закономерность появления и развития сталежелезобетонных
пролетных строений и их классификация........................... 5
§ 2.	Виды предварительного напряжения и регулирования............10
§ 3.	Технико-экономические показатели и области применения ... 12
Глава II. Схемы и конструкции сталежелезобетонных
пролетных строений со сплошными главными балками
§ 4.	Схемы поперечных сечений и проезжей части...................21
§ 5.	Автодорожные и городские пролетные строения без регулирова-
ния и предварительного напряжения...............................26
§ 6.	Автодорожные и городские пролетные строения с регулированием
или предварительным напряжением без натяжения высокопроч-
ной арматуры ...................................................35
§ 7.	Автодорожные и городские пролетные строения, предварительно
напряженные натяжением высокопрочной	арматуры............49
§ 8.	Железнодорожные пролетные строения..........................63
Глава III. Схемы и конструкции сквозных сталежелезобетонных
пролетных строений
§ 9.	Особенности схем поперечных сечений и	проезжей	части	....	77
§ 10.	Пролетные строения с балочными фермами для езды	понизу	.	.	80
§ 11.	Решетчатые объединенные пролетные	строения.........103
§ 12.	Подпружные и арочные пролетные строения с ездой поверху и
посередине ....................................................111
§ 13.	Висячие и вантовые мосты..............................119
Глава IV. Экспериментальные исследования объединенных балок
при действии вертикальных нагрузок
§ 14.	Натурные статические испытания............................128
§ 15.	Лабораторные статические испытания........................131
§ 16.	Пульсационные испытания ..................................144
374
Глава V. Определение силовых факторов и деформаций
от вертикальных нагрузок и предварительного напряжения
§ 17.	Исходные данные .........................................148
§ 18.	Порядок учета воздействий вертикальных нагрузок и предвари-
тельного напряжения ............................................153
§ 19.	Особенности расчетов при предварительном напряжении и регу-
лировании ......................................................163
§ 20.	Учет совместной работы железобетона и стали..............166
§ 21.	Расчетные схемы конструкций..............................174
§ 22.	Учет ползучести бетона и обжатия поперечных швов в статически
определимых конструкциях .......................................179
§ 23.	Учет ползучести бетона и обжатия поперечных швов в статически
неопределимых конструкциях .....................................191
Глава VI. Расчет поперечных сечений на вертикальные нагрузки
и предварительное напряжение (применительно к периоду
эксплуатации)
§ 24.	Проверка прочности простых объединенных сечений при сжатии
бетона временной нагрузкой .................................... 201
§ 25.	Проверка прочности простых объединенных сечений при растяже-
нии бетона временной нагрузкой ................................ 220
§ 26.	Проверка прочности объединенных сечений с замоноличенной
высокопрочной арматурой ....................................... 225
§ 27.	Проверка прочности объединенных сечений с шпренгельной
высокопрочной арматурой ....................................... 230
§ 28.	Проверка прочности предварительно напряженных двухплит-
ных поперечных сечений..........................................237
§ 29.	Проверки выносливости, трещиностойкости и длительной проч-
ности ..........................................................244
Глава VII. Работа и расчет на усадку бетона, колебания
температуры и горизонтальные воздействия
§ 30.	Воздействия	усадки бетона................................252
§ 31.	Воздействия	колебаний температуры........................255
§ 32.	Определение силовых факторов и деформаций от усадки бетона
и	колебаний	температуры...................................259
§ 33.	Проверки прочности и трещиностойкости поперечных сечений
с учетом усадки бетона и колебаний температуры ................ 268
§ 34.	Проверки прочности с учетом поперечных горизонтальных на-
грузок и жесткости в горизонтальной плоскости...................271
Глава VIII. Объединение железобетонных и стальных частей
конструкции для совместной работы
§ 35.	Усилия между железобетоном и сталью и способы объединения 275
§ 36.	Объединение железобетона и стали анкерами и гибкими упорами 287
§ 37.	Объединение железобетона и стали с применением жестких
упоров ........................................................309
§ 38.	Объединение железобетона и стали обжатием шва или склеива-
нием ..........................................................328
375
Глава IX. Особенности конструкций и расчета железобетонной
проезжей части
§ 39.	Особенности проектирования железобетонной плиты . . х. . . 334
§ 40.	Соединения в сборной железобетонной проезжей части .... 337
Глава X. Особенности постройки сталежелезобетонных мостов
и соответствующих расчетов
§ 41.	Состав работ, принципы расчета и контроля...............353
§ 42.	Особенности изготовления и монтажа стальной части конструк-
ции и обеспечение ее устойчивости.............................355
§ 43.	Особенности устройства железобетонной части конструкции и
натяжения высокопрочной арматуры..............................357
Библиография .................................................362
Николай Николаевич Стрелецкий
СТАЛЕЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ МОСТЫ
Редактор Н. Б. Лялин
Оформление художника А. С. Завьялова
Технический редактор Н. Д. Муравьева Корректор Р. А. Юдина
Сдано в набор 27/XI 1964 г. Подписано к печати 27/111 1965 г. Формат бума-
ги 60х9(Р/и« Печатных листов 23*/1 Бум. листов 11,75 Учетно-изд. листов 24,29.
Тираж 4 000. Т01987. Изд. № 34333. Зак. тип. 939. Цена 1 р. 21 к. Переплет 10 к.
Изд-во «ТРАНСПОРТ», Москва, Басманный туп., 6а
Московская типография № 4 Главполиграфпрома
Государственного комитета Совета Министров СССР по печати
Б. Переяславская, 46