Автор: Саламахин П.М.
Теги: строительство инженерных сооружений учебники и учебные пособия по строительству строительство инженерия строительное проектирование строительное производство инженерное дело
ISBN: 978-5-7695-3516-1
Год: 2007
Текст
ВЫСШЕЕ ПРОФЕССИОНАЛЬНОЕ ОБРАЗОВАНИЕ
ИНЖЕНЕРНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
В ТРАНСПОРТНОМ
СТРОИТЕЛЬСТВЕ
УЧЕБНИК
В двух книгах
Книга 1
Под редакцией д-ра техн. наук, проф. П.М.САЛАМАХИНА
Допущено
Министерством образования и науки Российской Федерации
в качестве учебника для студентов высших учебных заведений,
обучающихся по специальности «Автомобильные дороги и аэродромы»
направления подготовки «Транспортное строительство»
АСАГЖмк
Москва
Издательский центр «Академия»
2007
УДК 624(075.8)
ББК 38я73
И622
Рецензенты:
директор АДИ СПбГАСУ, зав. кафедрой мостов и тоннелей,
академик Международной академии транспорта, независимый эксперт
ГУ РИНКЦЭ, проф. В.А. Быстрое;
Заслуженный деятель науки и техники, д-р техн. наук, проф. В. В. Захаров
Инженерные сооружения в транспортном строительстве.
И622 В 2 кн. Кн. 1 : учебник для студ. высш. учеб. заведений /
[П.М.Саламахин, Л.В.Маковский, В.И.Попов и др.] ; под
ред. П.М.Саламахина. — М. : Издательский центр
«Академия», 2007. - 352 с.
ISBN 978-5-7695-3516-1
Приведены основные сведения об инженерных сооружениях на
автомобильных дорогах: мостах, трубах, тоннелях. Рассмотрены основные
системы, конструкции этих сооружений, особенности расчета и
конструирования, методы и способы строительства, особенности эксплуатации и
реконструкции.
Для студентов высших учебных заведений.
УДК 624(075.8)
ББК 38я73
Оригинал-макет данного издания является собственностью
Издательского центра «Академия», и его воспроизведение любым способом
без согласия правообладателя запрещается
© Саламахин П.М., Маковский Л. В., Попов В. И. и др.,
2007
ISBN 978-5-7695-3516-1 (кн. 1) © Образовательно-издательский центр «Академия», 2007
ISBN 978-5-7695-2891-0 © Оформление. Издательский центр «Академия», 2007
ПРЕДИСЛОВИЕ
Проектирование, строительство и эксплуатация искусственных
сооружений — сложный и взаимосвязанный процесс,
руководство которым должно производиться
высококвалифицированными инженерами по специальности «мосты и транспортные
тоннели». Соответствующую подготовку в этой области необходимо иметь
и инженерам-дорожникам, так как многим из них в
практической работе приходится решать вопросы строительства и
эксплуатации мостов, труб и тоннелей.
Проектирование инженерных сооружений для транспортного
строительства в современных условиях совершенствуется путем
разработки их эффективных конструктивных форм из различных
материалов, совершенствования методов их расчета,
использования персональных компьютеров для их расчета и
конструирования и выдачи рабочих чертежей.
Строительство инженерных сооружений для транспортного
строительства в современных условиях совершенствуется за счет
применения комплексной механизации, организации поточного
производства элементов сооружений и их ритмичного монтажа.
В последние годы наряду со сборным железобетоном используется
монолитный железобетон, что обеспечивает большую надежность.
Для инженера-дорожника особое значение приобретают
вопросы содержания этих сооружений. Значительный рост
подвижных нагрузок, возрастание интенсивности их движения, низкое
качество строительства отдельных сооружений,
неудовлетворительные их содержание и ремонт приводят к сокращению срока их
службы. Это вызывает возрастающие объемы работ по приведению этих
сооружений в удовлетворительное состояние, в выполнении
которых принимают активное участие инженеры-дорожники.
Значительная часть мостов на автомобильных дорогах России
была построена в 1950—1960-е годы. В настоящее время
значительная их часть не удовлетворяет современным нормативам по
грузоподъемности и габаритам, требует усиления или уширения.
Эти работы должны выполняться с применением новых
материалов и методов, обеспечивающих высокое качество работ при
минимальном ограничении движения по автомобильной дороге и
обеспечении его безопасности.
3
Государственная служба дорожного хозяйства России в 1996 г.
наметила смещение финансирования в сторону ремонта и
реконструкции взамен прежнего подхода с приоритетным
финансированием нового строительства. Увеличение долговечности
сооружений стало одним из главных направлений деятельности
дорожной службы на период до 2010 г.
Важной задачей эксплуатации сооружений является
обеспечение бесперебойного и безопасного движения по ним
транспортных средств с установленными скоростями, обеспечение
пропуска по ним различных сверхнормативных транспортных средств с
учетом фактического состояния сооружений. При решении этих
задач возникает необходимость в обследовании и испытании
сооружений, оценке их грузоподъемности и надежности. Сложна
проблема их диагностики на основе использования современной
теории надежности технических систем, современных средств
измерения и анализа данных измерений с помощью персональных
компьютеров.
Учебник соответствует программе обучения студентов
автодорожных вузов по дисциплине «инженерные сооружения в
транспортном строительстве» специальности «автомобильные дороги и
аэродромы» направления «транспортное строительство». В связи с
этим в учебнике не рассматриваются сооружения на железных
дорогах.
В соответствии с требованиями Государственного
образовательного стандарта высшего профессионального образования
инженеры по этой специальности должны иметь представление о
проектировании искусственных сооружений на автомобильных
дорогах, знать их конструкции, уметь их строить и эксплуатировать.
В учебнике отражены новые достижения в области
проектирования, строительства и эксплуатации искусственных сооружений
на автомобильных дорогах.
Учебник состоит из восьми разделов: «Общие сведения о
мостовых сооружениях и трубах на автомобильных и городских
дорогах и их проектировании», «Деревянные мосты»,
«Железобетонные мосты», «Металлические мосты», «Транспортные
сооружения в городах и на пересечениях автомагистралей», «Опоры
автодорожных мостов и водопропускные трубы на автомобильных
дорогах», «Основы организации строительства, содержания, ремонта
и реконструкции мостов», «Автодорожные и городские тоннели».
Учебник написали: д-р техн. наук, проф. П. М. Саламахин —
предисловие, разд. I —IV, подразд. 24.1 и 26.4; канд. техн. наук, проф.
Л. В. Маковский — разд. VIII; канд. техн. наук, доц. В. И. Попов — разд.
V, VI, кроме гл. 22; д-р техн. наук, проф. А. И. Васильев — гл. 26,
кроме подразд. 26.4; канд. техн. наук, доц. Ш. Н. Валиев — гл. 22 и 23;
доц. В. Н. Кухтин — гл. 24 и 25, кроме подразд. 24.1.
РАЗДЕЛ I
МОСТОВЫЕ СООРУЖЕНИЯ И ТРУБЫ
НА АВТОМОБИЛЬНЫХ И ГОРОДСКИХ
ДОРОГАХ
ГЛАВА 1
Основные понятия о мостовых сооружениях
и трубах на автомобильных и городских
дорогах
1.1. Виды транспортных сооружений
на автомобильных и городских дорогах
Автомобильные дороги, пролегая по разнообразной местности,
пересекаются между собой или с железными дорогами, а также с
различными препятствиями: оврагами, ущельями, горными
хребтами, ручьями, реками, озерами, морскими заливами и
проливами. В этих ситуациях для обеспечения беспрепятственного
движения на дорогах строят различные сооружения: трубы, мостовые
сооружения, тоннели, галереи, балконы и подпорные стенки.
Трубы используются для пропуска под дорогой небольших
водотоков (водопропускные трубы), транспортных средств,
пешеходов, а в сельской местности и скота. Они устраиваются в теле
земляного полотна дороги (рис. L.1) из сборных объемных или
Рис. 1.1. Схема расположения водопропускной трубы в теле земляного
полотна:
/ — уровень проезжей части; 2 — земляное полотно; 3 — элемент оголовка трубы
5
^Ш1ЩЩ|ррш^^^
Ч I
уууууууу^ уууууууууууу^ ТуууууууууууА туууууууууууа уууууууууу
Рис. 1.2. Виды мостовых сооружений:
а — мост; б — путепровод; в — виадук; г — эстакада; 1 — пролетное строение;
2 — промежуточная опора; 3 — устой
плоских элементов, при этом земляное полотно дороги не
прерывается, что способствует более комфортным условиям движения.
В общем количестве малых искусственных сооружений трубы на
автомобильных дорогах России составляют около 70 %. В среднем
на каждые 1,35 км автомобильных дорог приходится одна
водопропускная труба.
Мостовые сооружения (рис. 1.2) используются для пропуска
дороги над водными препятствиями, ущельями, оврагами и над
другими дорогами.
В отличие от труб они прерывают земляное полотно дороги
своими конструкциями, состоящими из пролетных строений и
опор. При этом пролетные строения перекрывают пространство
между опорами, воспринимают нагрузку от перемещающихся по
ним транспортных средств и передают ее и собственный вес на
опоры. Опоры воспринимают усилия от пролетных строений и
передают их через фундаменты на грунты основания.
Разновидностью мостовых сооружений являются собственно мосты (рис. 1.2,
а), путепроводы (рис. 1.2, б), виадуки (рис. 1.2, в), акведуки и
эстакады (рис. 1.2, г).
Собственно мостом называется сооружение для пропуска
дороги над каким-либо водным препятствием. Путепровод —
мостовое сооружение, которое служит для пропуска одной дороги над
другой в разных уровнях. Виадук — мостовое сооружение на
переходе через глубокий овраг, ущелье, суходол, лощину с высоким
расположением проезда над дном препятствия. Характерной
особенностью виадуков являются опоры большой высоты (от
нескольких десятков до сотен метров). Акведуками называются мостовые
сооружения на переходе водовода через овраг, ущелье, реку,
суходол или дорогу. Эстакадами называются мостовые сооружения
для пропуска дороги на некоторой высоте над естественной
поверхностью местности, чтобы пространство под ними могло быть
использовано для различных целей. Эстакады возводят также
вместо насыпей для пропуска дороги над долинами рек,
болотистыми участками местности, на подходах к мостам и путепроводам.
Их применяют и для пропуска скоростных автомагистралей над
городской застройкой, при уширении набережных и организации
движения в городских условиях вдоль рек.
Тоннели применяются для пропуска дороги сквозь толщу
горного массива (рис. 1.3) или под крупными реками, озерами,
морскими заливами или проливами. В городах их применяют для
пропуска автомобилей и пешеходов под городской застройкой,
улицами и магистралями.
На горных дорогах кроме виадуков и тоннелей применяются
галереи (рис. 1.4, а), балконы (рис. 1.4, б) и подпорные стенки
(рис. 1.4, в).
Галереи используются для защиты дороги от снежных лавин и
камнепадов, балконы — для обеспечения необходимой ширины
Рис. 1.3. Тоннель сквозь горный массив:
1 — горный массив; 2 — тоннель
7
а б в
Рис. 1.4. Сооружения на горных дорогах:
а — галерея; б — балкон; в — подпорная стенка
проезда у крутых склонов при сокращении объема работ по
разработке скальных грунтов, подпорные стенки — для предотвращения
обрушения на дорогу находящегося за ними грунта, а также для
обеспечения устойчивости земляного полотна (низовые
подпорные стенки).
Рассмотренные искусственные сооружения являются
ответственными и дорогостоящими элементами дороги. Расходы на их
возведение составляют примерно 10 % от стоимости дороги,
возводимой в равнинной местности. В пересеченной и горной
местности, а также при пересечении рек расходы на искусственные
сооружения возрастают и составляют до 30 % и более от общей
стоимости дороги.
1.2. Элементы мостового перехода, мостов и труб
Мостовым переходом (рис. 1.5) называется комплекс
инженерных сооружений, возводимых при пересечении дорогой водной
преграды. В его состав входят мост, подходы к нему,
регуляционные сооружения, берегоукрепительные устройства и ледорезы.
Мост своими конструкциями перекрывает русло и часть
поймы реки (рис. 1.5, а). Подходы к мосту обеспечивают сопряжение
дороги с мостом. Их устраивают в виде земляных насыпей или
эстакад. Регуляционные сооружения в виде струенаправляющих дамб
и траверс и берегоукрепительные устройства применяются для
защиты берегов реки у моста от значительного размыва. Струенап-
равляющие дамбы сооружают у береговых опор в виде земляных
насыпей с трапециевидным поперечным сечением, придавая им
в плане очертание, способствующее плавному протеканию в
отверстие моста водного потока с верховой части реки (рис. 1.5, б).
С верховой стороны мостового перехода иногда устраивают
траверсы в виде коротких дамб, выступающих в реку
перпендикулярно или под углом к берегу или насыпи подхода (см. рис. 1.5, б).
8
Траверсы снижают скорость течения воды вдоль берега или
насыпи, предохраняют их от размыва и способствуют направлению
водного потока в отверстие моста.
Ледорезы — сооружения для защиты промежуточных опор
моста от непосредственного воздействия ледохода, которое может
быть очень опасным для опор. Их возводят перед каждой опорой с
верховой стороны моста на той части ширины реки, где
возможен ледоход. В мостах с массивными опорами (каменными,
бетонными, железобетонными) ледорезы обычно совмещают с телом
опоры.
Элементы мостов. Мосты состоят из пролетных строений и опор.
В пролетных строениях мостов выделяют следующие основные
части: проезжую часть, несущую часть, систему связей и опорные
части.
Под проезжей частью пролетного строения (в первоначальном
и широком смысле этого понятия) понимают совокупность
конструктивных элементов, воспринимающих нагрузки от
транспортных средств и пешеходов и передающих их на несущую часть.
Проезжая часть в широком смысле включает в себя несущие
элементы и мостовое полотно (рис. 1.6).
Несущие элементы проезжей части воспринимают нагрузку от
транспортных средств и пешеходов и передают их на основные
несущие конструкции пролетного строения. Применяют три
главных вида несущих элементов проезжей части:
• балочная клетка — совокупность продольных и поперечных
балок;
Рис. 1.5. Профиль (а) и план (б) мостового перехода:
1 — насыпь подхода; 2 — струенаправляющая дамба; 3 — мост; 4 — граница
затопления поймы; 5 — укрепление берега; 6 — траверса
9
Г^ 0~\
Рис. 1.6. Элементы мостового полотна:
I — тротуар; II — полоса безопасности; /7/ — проезжая часть; IV — ездовое
полотно; 1 — перильное ограждение; 2 — одежда тротуаров; 3 — барьерное
ограждение; 4 — мачта для освещения; 5 — водоотводное устройство; 6 — одежда
ездового полотна; 7 — несущие элементы проезжей части; 8 — несущие
элементы пролетного строения
• плоская или ребристая железобетонная или деревянная плита;
• ортотропная металлическая плита — сварная конструкция,
состоящая из листа настила, подкрепленного продольными и
поперечными ребрами.
Мостовое полотно — совокупность всех элементов,
расположенных на плите проезжей части пролетных строений,
предназначенных для обеспечения нормальных условий и безопасности
движения транспортных средств и пешеходов, а также для отвода
воды с проезжей части (см. рис. 1.6). Она включает в себя одежду
ездового полотна, тротуары, ограждающие устройства,
устройства для водоотвода, обогрева и освещения, деформационные швы
и сопряжения моста с подходами.
Понятие проезжей части пролетного строения в настоящее
время используется и в несколько ином, более узком смысле: это
полоса на мостовом полотне для непосредственного движения
транспортных средств.
Ширина этой полосы равна сумме ширин полос движения,
установленных для моста. К этой полосе должны примыкать
предохранительные полосы (полосы безопасности). Они
предназначены для обеспечения движения транспортных средств на мосту с
установленной скоростью движения, их наличие устраняет
психологическое воздействие на водителя высокого ограждения у
тротуаров и не приводит к снижению скорости движения. Они также
обеспечивают возможность съезда автомобилей с проезжей части
при возникновении опасных для движения ситуаций. Проезжая
часть (в узком смысле этого понятия) вместе с
предохранительными полосами составляют полосу ездового полотна, или габа-
10
рит проезда, равный расстоянию в свету между защитными
ограждениями.
Несущая часть пролетного строения воспринимает действие
собственного веса пролетного строения и временной подвижной
нагрузки и передает его через опорные части на опоры. В
простейших балочных мостах малых пролетов несущая часть пролетных
строений состоит из деревянных или металлических прогонов,
железобетонных плит или балок; при средних и больших пролетах
в качестве несущей части применяются более мощные балки, а
также фермы, рамы или арки.
Связи между элементами несущей части пролетного строения
(балками, фермами, арками) устанавливают в целях
объединения их в пространственно жесткую конструкцию, способную
воспринимать всеми элементами как вертикальные, так и
горизонтальные нагрузки независимо от места их приложения. В полной
системе связей различают горизонтальные (верхние и нижние) и
вертикальные (опорные и промежуточные) связи. Более
подробно с ними познакомимся при изучении деревянных и
металлических пролетных строений мостов.
Опорные части представляют собой специальные элементы
пролетного строения, с помощью которых опорные воздействия от
несущей конструкции передаются на опоры в строго заданном
месте для обеспечения благоприятных условий работы элементов
пролетного строения и опоры в зоне их контакта. Кроме того,
опорные части обеспечивают поворот и продольное смещение
опорных сечений основных балок или ферм пролетного строения,
возникающих при их прогибе от действия временных нагрузок, а
также продольные и поперечные их смещения, возникающие от
температурных деформаций пролетного строения.
Одним из важных принципов рационального конструирования
является совмещение различных функций в элементах
конструкции. В современных конструкциях пролетных строений мостов этот
принцип используется весьма широко. Так, плита (или
продольные балки проезжей части) работает на местное воздействие
временной нагрузки и одновременно включается в работу
пролетного строения в целом на общее действие той же нагрузки. Кроме
того, эти элементы в составе пролетного строения выполняют и
функции продольных и поперечных связей.
Опоры мостов воспринимают нагрузки от пролетных строений
и передают их на грунты основания через фундаменты или на
воду (в наплавных мостах). Различают промежуточные и крайние
(береговые) опоры. Промежуточные опоры воспринимают нагрузки
от веса пролетных строений, временных подвижных нагрузок, от
навала судов, воздействия льда и ветра. Крайние опоры, являясь
устоями, кроме того, работают как подпорные стенки,
воспринимая давление от насыпи подходов.
11
Конструктивное решение моста во многом зависит от
ширины, глубины, скорости течения реки, вида грунтов на дне ее
русла и поймы, условий ледохода, требований судоходства на реке.
Существенное влияние при этом оказывают и следующие
расчетные уровни воды в реке (рис. 1.7):
• уровень высоких вод (УВВ) — наивысший уровень воды в реке
в месте мостового перехода, который определяют по
многолетним данным гидрометрических наблюдений с различной
степенью обеспеченности для мостов на дорогах различных категорий;
• расчетный судоходный уровень (РСУ) — наивысший уровень
воды в реке в судоходный период, который обычно несколько
ниже УВВ;
• уровень меженных вод (УМВ) — средний уровень воды в реке
в период между паводками.
Для успешного усвоения основной части изучаемой
дисциплины важно также уяснить следующие основные определения и
обозначения, применяемые на чертежах и схемах мостов (см. рис. 1.7):
• длина моста L — расстояние между началом и концом моста,
измеренное по его оси. При этом начало моста — первая по ходу
отсчета километража точка пересечения линии, соединяющей
концы открылков устоя или других видимых конструктивных
элементов устоя или пролетного строения с осью моста, без учета
переходных плит, а конец моста — последняя по ходу отсчета
километража точка пересечения линии, соединяющей концы
открылков устоя или других видимых конструктивных элементов
устоя или пролетного строения с осью моста;
• отверстие моста L0 — горизонтальный размер между
внутренними гранями устоев или конусами насыпи, измеренный при
расчетном уровне высоких вод с исключением толщины
промежуточных опор;
• высота моста Н — расстояние от уровня проезжей части по
оси моста до уровня меженных вод;
Рис. 1.7. Характеристики моста и уровня воды в реке:
1 — насыпь подхода; 2 — конус насыпи; 3 — устой; 4 — пролетное строение с
ездой поверху; 5 — пролетное строение с ездой понизу; 6 — промежуточная
опора; 7 — фундамент опоры
12
ss
wm,
VZ.
nz
S3
y//x±uv;//\ ^/V/fчччч
100
у//////////л\\\\\\\\\\\у/////////М
300
f^/y^wf^^^^^^
Si
Zf<>
■Z
Рис. 1.8. Элементы водопропускной трубы на автомобильной дороге:
1 — входной оголовок; 2 — тело (звенья) трубы; 3 — фундамент; 4 — выходной
оголовок
• свободная высота под мостом Н0 — расстояние между низом
пролетных строений и уровнем высоких вод или расчетным
судоходным уровнем (если есть судоходство);
• высота опоры h — расстояние от ее верха до грунта;
• строительная высота пролетного строения h — расстояние от
поверхности проезжей части до самых нижних частей пролетного
строения;
• расчетный пролет I — расстояние между осями опорных
частей пролетного строения на смежных опорах;
• ширина моста В — расстояние между перилами в свету;
• ширина пролетного строения В0 — расстояние между осями
крайних главных балок или ферм;
• ширина проезжей части b — расстояние между внутренними
кромками полос безопасности;
• ширина ездового полотна, или габарит проезда, Г— расстояние
между ограждениями.
Основные параметры моста устанавливают в процессе его
проектирования с учетом его назначения и условий места его
расположения.
Элементы труб. Основными элементами труб являются их тело,
фундамент, входной и выходной оголовки (рис. 1.8). Тело трубы —
основная часть трубы между входным и выходным оголовками в
виде оболочки, находящаяся в грунте насыпи, имеющая
замкнутую форму поперечного сечения, служащая для восприятия
внешних нагрузок, а также для образования необходимого отверстия.
Оголовки, расположенные с верховой стороны водопропускной
трубы, называются входными, а расположенные с ее низовой
стороны — выходными. Они обеспечивают сопряжение тела с
откосами земляного полотна и улучшают условия протекания воды.
Фундамент трубы под ее телом и оголовками воспринимает пере-
13
даваемое давление и обеспечивает необходимую надежность
грунтового основания под трубой.
1.3. Классификация мостовых сооружений и труб
на автомобильных и городских дорогах
Классификация мостовых сооружений. Мосты
классифицируют по следующим признакам: их назначению, реализованному
типу опор и пролетных строений, виду использованного
материала, расположению уровня проезда, их статической системе,
обеспеченности в отношении пропуска высоких вод и ледохода,
ширине проезжей части, характеру пересечения препятствия и
длине моста.
По назначению различают мосты:
• автодорожные — для пропуска всех видов движущихся по
автомобильным дорогам транспортных средств и пешеходов;
• железнодорожные — для пропуска железнодорожных поездов;
• городские — для пропуска всех видов городских транспортных
средств (автомобилей, троллейбусов, трамваев, метро) и
пешеходов;
• пешеходные — только для пропуска пешеходов;
• совмещенные — для пропуска автомобилей и
железнодорожных поездов;
• специальные — для пропуска трубопроводов, силовых кабелей
и т.п.
По типу применяемых опор различают мосты:
• на жестких опорах (рис. 1.9, а, б), передающих через
фундаменты нагрузку от пролетных строений непосредственно грунту и
характеризующихся отсутствием значительных осадок;
• на плавучих опорах (рис. 1.9, в), передающих нагрузку на воду
(наплавные мосты на понтонах или баржах) и получающих
значительные осадки.
По типу взаимного положения пролетного строения и опор во
времени различают мосты:
• неподвижные, в которых пролетное строение всегда занимает
по отношению к опорам неизменное положение (см. рис. 1.9, а);
• разводные, в которых для пропуска судов устраивают
специальный разводной пролет путем поворота относительно опор в
вертикальной плоскости половин пролетного строения (см. рис.
1.9, б) или путем подъема пролетного строения на необходимую
высоту.
Разводные мосты применяют, когда невозможно или
неэкономично поднять уровень проезда над рекой на высоту, достаточную
для пропуска судов. Неизбежность перерывов в движении по
разводным мостам и по реке является их существенным недостатком.
14
2 3
WWWWWWW
б
>*А?$*"МАГ.
7s /// /// /// ////////////Jf'
Рис. 1.9. Виды мостов (а —в) по типу опор и пролетных строений:
1 — насыпь подхода; 2 — конус насыпи; 3 — устой; 4 — пролетное строение с
ездой поверху; 5 — промежуточная опора; 6 — фундамент опоры; 7 — пролетное
строение с ездой посередине; 8 — разводное пролетное строение; 9 — плавучая
опора наплавного моста
По виду применяемых материалов различают деревянные,
металлические, железобетонные, бетонные и каменные мосты.
Определяющим при этой классификации является материал пролетного
строения. Например, к металлическим мостам относятся мосты с
металлическими пролетными строениями независимо от того, из
какого материала выполнены опоры. Вид материала существенно
влияет на конструктивную форму пролетного строения моста и
на способ его возведения.
По уровню расположения проезжей части различают мосты с
ездой:
• поверху, когда проезжая часть расположена на верхнем
уровне пролетного строения (рис. 1.10, а);
• понизу, когда проезжая часть находится на уровне низа
пролетного строения (рис. 1.10, б);
• посередине, когда проезжая часть находится в средней по
высоте части пролетного строения (рис. 1.10, в).
Положение проезжей части существенно влияет на его
конструктивное решение и на условия вписывания моста в местность.
Так, при езде понизу в поперечном сечении пролетного строения
применяются только две главные балки или фермы, они широко
расставлены, что вызывает усложнение проезжей части. Усложня-
15
Рис. 1.10. Уровни расположения проезжей части мостов:
а — езда поверху; б — езда понизу; в — езда посередине
ется и система связей для обеспечения устойчивости верхних
поясов ферм. Но пролетное строение с ездой понизу легче
вписывается в местность, так как по сравнению с пролетным строением с
ездой поверху оно имеет значительно меньшую строительную
высоту.
По статической схеме главных несущих конструкций
пролетных строений различают мосты:
• балочных систем — разрезной (рис. 1.11, а), неразрезной и
консольной), в пролетных строениях которых от вертикальных
нагрузок возникают только вертикальные опорные реакции;
• распорных систем — арочной (рис. 1.11, б), рамной (рис. 1.11,
в), висячей (рис. 1.11, г), в которых при действии вертикальных
нагрузок возникают наклонные опорные реакции, имеющие
горизонтальную составляющую — распор;
• комбинированных систем, в которых сочетаются системы
первых двух групп, при этом способы таких сочетаний разнообразны.
По расположению пролетных строений относительно
горизонта высоких вод различают:
Рис. 1.11. Основные системы мостов:
а — балочный; б — арочный; в — рамный; г — висячий
16
• высоководные мосты, пролетные строения которых находятся
над рекой на уровне, обеспечивающем пропуск паводковых вод и
ледохода;
• низководные мосты, пролетные строения которых затопляется
при проходе высоких вод; это временные мосты, возводимые в
период военных действий;
• подводные мосты, пролетные строения которых
располагаются под водой на глубине, обеспечивающей движение
автомобилей вброд. Подводные мосты применяются в целях обеспечения
скрытности их положения и повышения их живучести в период
военных действий.
По ширине проезжей части различают мосты с различным
количеством полос движения в обоих направлениях. Количество
полос движения зависит от категории дороги или магистрали, на
которых находится мост; может составлять от двух до восьми и
более.
Мосты длиной до 25 м считаются малыми, с длиной от 25 до
100 м — средними и длиной более 100 м — большими. Мосты
длиной менее 100 м, но с одним из пролетов более 60 м относятся к
большим мостам. В последнее время введено понятие внеклассных
мостов. К ним относятся мосты длиной более 500 м или если один
из пролетов более 150 м. Это, как правило, вантовые, висячие,
рамные или арочные мосты с четырьмя и более полосами
движения.
Классификация водопропускных труб. В зависимости от
условий строительства трубы подразделяются на два типа:
сооружаемые на равнинной местности и сооружаемые на косогорах.
По используемым материалам различают каменные, бетонные,
железобетонные, металлические, деревянные и полимерные
трубы. Наиболее широкое применение на автомобильных дорогах
получили железобетонные трубы, они составляют 90 % от общего
количества водопропускных труб. На дорогах низших технических
категорий могут применяться бетонные трубы. Каменные трубы
находят применение на горных дорогах. В последние годы ведутся
работы по использованию в дорожном строительстве
металлических гофрированных труб и труб из различных полимерных
материалов (стеклопластики, клееная древесина). Деревянные трубы
применяются лишь как временные сооружения в районах,
богатых лесом.
По форме поперечного сечения различают круглые,
прямоугольные, овоидальные и сводчатые трубы (рис. 1.12). Наибольшее
распространение получили круглые и прямоугольные трубы. Для
пропуска больших расходов воды в круглых и прямоугольных
трубах устраивают два, три и даже четыре очка.
В зависимости от количества протекающей воды и
предполагаемого режима гидравлической работы водопропускные трубы мо-
17
а б в
Рис. 1.12. Типы поперечных сечений
труб:
а — круглая; б — прямоугольная; в —
овоидальная; г — сводчатая
гут быть безнапорными, полунапорными и напорными. Наиболее
распространены безнапорные трубы, работающие неполным
сечением.
По характеру статической работы с окружающим грунтом
различают трубы жесткие, упругие и гибкие. В жестких трубах
грунтовая засыпка действует на трубу только как активная нагрузка.
В упругих и гибких трубах засыпка участвует в совместной работе
с трубой.
По размеру отверстий трубы условно подразделяют на малые
(с отверстиями 0,5... 1,5 м), средние (с отверстиями 2...3 м),
большие (с отверстиями 4...5 м) и очень большие (с отверстиями
более 6 м).
Контрольные вопросы
1. Какие виды искусственных сооружений возводят на автомобильных
дорогах? Каковы их отличительные особенности?
2. Какое назначение имеют основные элементы мостового перехода?
3. Какое назначение имеют основные элементы моста?
4. Какими основными параметрами характеризуется мост?
5. Как классифицируют искусственные сооружения на дорогах?
ГЛАВА 2
Основы проектирования мостовых
сооружений и труб
2.1. Требования к мостовым сооружениям
на автомобильных и городских дорогах
К мостовым сооружениям предъявляются эксплуатационные,
экономические, экологические, архитектурные (эстетические) и
расчетно-конструктивные требования.
Эксплуатационные требования являются основными и
сводятся к тому, чтобы сооружение в течение заданного срока
эксплуатации имело заданную грузоподъемность, обеспечивало
безопасность и комфортность пропуска по нему пешеходов и
транспортных средств без снижения скорости. Для этого сооружение
должно:
• иметь достаточную жесткость, чтобы деформации и
перемещения при движении нагрузки не были чрезмерными, не
расстраивали соединений и не отражались на безопасности
движения;
• иметь необходимую ширину проезжей части и тротуаров в
зависимости от его назначения с учетом перспективы роста
интенсивности движения;
• иметь благоприятный для безопасности движения поперечный
и продольный профиль;
• быть долговечным, сконструированным из прочных
материалов, мостовое полотно должно быть выполнено из
износостойкого материала и обеспечено надежным отводом воды;
• обеспечивать безопасный пропуск паводков и ледохода,
удовлетворять требованиям судоходства;
• обеспечивать возможность его осмотра, ремонта и
реконструкции.
Экономические требования определяют, чтобы полная стоимость
сооружения, при заданном сроке его службы, включая стоимость
строительства, содержания, ремонта и возможной
реконструкции, была бы минимальной. В последние годы в России важность
экономических требований к сооружениям возросла в связи с
проходящими изменениями экономических основ страны. Для
достижения экономического эффекта очень важен учет местных
ресурсов и возможностей (наличие заводов или значительных
запасов строительных материалов, обеспеченность механизмами,
техникой и обученными трудовыми ресурсами), а также общих
технических и природных возможностей и условий (наличие транс-
19
портных путей, возможность использования речного транспорта,
вертолетов и т.п.).
Полная стоимость сооружения снижается при использовании
конструкций индустриального изготовления, механизированном
возведении при высоких темпах и хорошем качестве работ.
Экологические требования определяются интересами охраны
окружающей среды. В последние годы вопросы охраны
окружающей среды приобретают все большую остроту, что определяет
необходимость строгого соблюдения принципа наименьшего
вмешательства в природную среду при проектировании
искусственных сооружений.
Архитектурные требования сводятся к тому, чтобы форма
сооружения соответствовала представлениям о красоте и
гармонировала с окружающей местностью или городской застройкой.
Обычно рационально спроектированные сооружения
удовлетворяют эстетическим требованиям. В них каждый элемент
сооружения подчеркивает его функциональное значение. Современная
архитектура искусственных сооружений уделяет внимание
простоте форм, исключая всякие украшения. Архитектурные
требования очень важны для городских мостов, они в этом случае
могут вступать в противоречие с экономическими
требованиями, но не должны вступать в противоречие с
эксплуатационными требованиями.
Расчетно-конструктивные требования связаны с тем, чтобы
сооружение в целом и его отдельные элементы были рационально
прочными, устойчивыми и жесткими. Удовлетворение этих
требований является обязательным для всех конструктивных решений,
имеющих различные экологические, экономические и
архитектурные показатели.
Потребительские свойства сооружений. Спроектированные и
построенные в строгом соответствии с приведенным выше
комплексом требований мостовые сооружения приобретают для
эксплуатационников ряд потребительских свойств, среди которых
наибольшее значение имеют:
• пропускная способность;
• грузоподъемность;
• безопасность движения;
• долговечность.
Пропускная способность мостовых сооружений характеризуется
максимально возможной интенсивностью транспортного
движения, а также возможностью пропуска под ним в поперечном
направлении судов, водного потока, ледохода, транспорта (для
путепроводов), а также коммуникаций.
Она обеспечивается выполнением и сохранением содержащихся
в эксплуатационных требованиях норм габаритов проезда и под-
мостовых габаритов, расчетами отверстий мостов и труб.
20
Грузоподъемность моста — это его характеристика,
определяемая максимальной временной подвижной нагрузкой
определенного вида (например, в виде автомобиля или равномерно
распределенной нагрузки с тележкой), воздействие которой является
безопасным для его несущих элементов при расчете по первому
предельному состоянию. Для эксплуатируемых мостов
грузоподъемность характеризуется величиной предельной массы
транспортного средства определенного вида.
Грузоподъемность мостов и труб обеспечивается расчетами на
прочность и устойчивость и задается нормами нагрузок в
эксплуатационных требованиях к их проектированию.
Безопасность движения транспортных средств характеризуется
максимальной допустимой скоростью автомобильного движения
по транспортным сооружениям. Она обеспечивается
эксплуатационными требованиями к плану и профилю дорожного и
мостового полотна, а также к прочности и энергоемкости ограждающих
устройств. Безопасность движения пешеходов обеспечивается
требованиями к прочности и высоте перильных ограждений и к
качеству покрытия тротуаров.
Долговечность транспортного сооружения — его свойство
сохранять работоспособное состояние при установленной системе
содержания и ремонта в течение определенного времени без
капитального ремонта или реконструкции, характеризуется
ресурсом или сроком службы. Для нового сооружения он определяется
проектной календарной продолжительностью эксплуатации, для
сооружения после капитального ремонта или реконструкции —
календарной продолжительностью после возобновления
эксплуатации до момента ее прекращения.
Долговечность сооружений задается сроками их службы и
обеспечивается выполнением требований к выбору соответствующих
материалов и конструктивных решений.
На долговечность сооружения оказывает существенное
влияние его живучесть — свойство сохранять несущую способность
при повреждении или разрушении отдельных его частей или
элементов.
2.2. Последовательность проектирования
мостовых сооружений и труб
Порядок проектирования, согласования и утверждения проек-
тно — сметной документации в России установлен
строительными нормами и правилами (СНиП) 11-01-95, согласно которым
проектирование объектов строительства ведется в две либо в одну
стадии. При любой стадийности разработка проекта
осуществляется на основе выполненных проектировщиком и утвержденных
21
заказчиком обоснований инвестиций (ОИ) в строительство
сооружения.
При двухстадийном проектировании на первой стадии
составляется технике-экономическое обоснование (ТЭО). На второй
стадии на основании утвержденного в установленном порядке ТЭО
разрабатывается рабочая документация (РД).
ТЭО на строительство искусственного сооружения включает в
себя следующие разделы: основные конструкции (ОК), проект
организации строительства (ПОС), специальные
вспомогательные сооружения и устройства (СВСиУ). Объемы работ по этим
трем разделам являются исходными данными для сметного
расчета. В составе ТЭО излагаются также мероприятия по охране
окружающей среды и по предупреждению чрезвычайных ситуаций.
Основные проектные решения на стадии ТЭО
разрабатываются лишь в такой степени детализации, чтобы выяснить
осуществимость решения и установить потребность в ресурсах для
строительства объекта в целом.
На второй стадии разрабатывается рабочая документация с
полной детализацией решений. Рабочие чертежи (РЧ) при этом
составляются в соответствии с государственными стандартами. Из
организационно-технологической документации на этой стадии
разрабатывают также проект производства работ (ППР) и
рабочие чертежи СВСиУ.
Для объектов, строящихся по проектам массового и
повторного применения, а также для технически несложных объектов
может применяться одностадийная схема проектирования, при
которой сразу после обоснования инвестиций составляют рабочий
проект (РП). Рабочий проект состоит из утверждаемой части и
рабочей документации. Утверждаемая часть во многом аналогична
ТЭО при двухстадийном проектировании. Таким образом, в
рабочем проекте совмещены две стадии проектирования: здесь
одновременно разрабатывают разделы ОК, ПОС, ППР и СВСиУ.
В настоящее время в России внедряется и зарубежная система
разработки проектов по четырем стадиям: I — программа
развития дороги (ПРД); II — обоснование инвестиций (ОИ); III —
инженерный проект (ИП); IV — рабочая документация.
Первые две стадии выполняются на основе целевых
федеральных и региональных программ развития автомобильных дорог
заказчиком с участием органов местной власти и с привлечением
организаций-проектировщиков.
Задачами инженерного проекта являются: выбор оптимальных
технических решений для принятой общей стратегии развития
дорожной сети, определение объемов работ и необходимых
инвестиций (в том числе отвода земельных участков и выплаты
компенсаций) , составление комплекта документации для проведения
подрядных торгов. Он содержит обоснование технических реше-
22
ний, обоснование изъятия земельных участков и конкурсную
документацию.
Проектная документация входит в конкурсную документацию,
включающую материалы в четырех разделах:
1. Стандартные документы торгов.
2. Краткая пояснительная записка.
3. Технические спецификации и ведомости объемов работ.
4. Чертежи.
Содержание четвертого раздела конкурсной документации в
основном аналогично ТЭО по российским нормам, т.е. включает
в себя разделы ОК, ПОС, СВСиУ, но сметная документация в
этом случае не составляется. В третьем разделе приводятся
ведомости объемов работ с открытой ценой. При благоприятном исходе
торгов составляется рабочая документация аналогично второй
стадии по российским нормам. По решению заказчика разработка РД
на основе утвержденного ИП может быть поручена подрядной
организации, выигравшей торги. Для несложных объектов
допускается включать рабочую документацию в состав инженерного
проекта.
Мосты и другие искусственные сооружения обычно
проектируются в составе автомобильной дороги. Отдельными объектами
проектирования могут быть только мосты через большие реки.
Необходимость и очередность проектирования и строительства
дорог и сооружений на них должна определяться схемами
развития сетей автомобильных дорог, которые необходимо
разрабатывать на длительную перспективу (не менее 20 лет) и уточняться
через каждые 5 лет. В них необходимо обосновывать
целесообразность и техническую возможность строительства новых или
реконструкции существующих транспортных сооружений с учетом
перспектив развития страны и роста объемов перевозок грузов и
пассажиров.
Для большинства малых и средних мостов применяют типовые
конструкции пролетных строений и опор. Они разработаны Союз-
дорпроектом для различной ширины проезжей части и
содержатся в альбомах. Альбомы содержат чертежи конструкций и
сведения по расходу на них материалов. Задача проектирования в этом
случае сводится к выбору наиболее рациональной типовой
конструкции, соответствующей конкретным местным условиям,
рельефу местности, возможностям изготовления, транспортировки и
монтажа.
Проектирование мостов в настоящее время представляется
возможным проводить с широким использованием персональных
компьютеров (ПК). Для этого необходимо разрабатывать
специальные программы, реализующие действия опытного инженера-
проектировщика. По таким программам ПК может детально
рассматривать заданное множество различных решений моста и выб-
23
рать наиболее рациональное из них. Форма выдачи выходной
информации и объем дополнительной работы по выбору
окончательного варианта во многом зависят от качества программы.
2.3. Назначение ширины мостовых сооружений
Ширину моста и других искусственных сооружений
устанавливают на стадии ТЭО в зависимости от интенсивности
автомобильного и пешеходного движения по дороге. Ширина моста включает
в себя проезжую часть (в узком смысле этого понятия), полосы
безопасности, разделительную полосу, тротуары и ограждения.
Размеры этих элементов мостового полотна назначают с учетом
требований стандартных габаритов по соображениям обеспечения
безопасности движения транспортных средств.
Габарит моста, называемый также габаритом приближения
конструкций, — это контур в плоскости, перпендикулярной оси
проезжей части, внутрь которого не должны заходить никакие
элементы сооружения или расположенные на нем устройства.
Габариты мостов на автомобильных дорогах и в городах обозначают
буквой Г и числом (после дефиса), равным расстоянию в метрах
между ограждениями. Их назначают в зависимости от категории
автомобильной дороги, на которой расположены мосты, числа
полос движения п и ширины полосы движения (табл. 2.1). Схемы
габаритов для разных условий движения приведены на рис. 2.1.
Ширина проезжей части nb равна произведению числа п полос
движения на ширину b одной полосы, принимаемой в
зависимости от категории дороги от 3 до 3, 75 м (см. табл. 2.1).
По краям проезжей части располагают полосы безопасности
шириной П, принимаемой в зависимости от категории дороги от
0,5 до 2,0 м (см. табл. 2.1). За полосами безопасности размещают
ограждения безопасности. Тротуары шириной Т и высотой
прохода не менее 2,5 м могут примыкать к проезжей части (рис. 2.1, а
слева) или быть отдельными от нее (рис. 2.1, а справа). При
наличии разделительной полосы к обозначению габарита добавляется
ее ширина, обозначаемая буквой С. В нее входят и прилегающие к
ней полосы безопасности (рис. 2.1, б).
Ширина С разделительной полосы равна расстоянию между
кромками проезжих частей разного направления движения (см.
рис. 2.1, б) и принимается такой же, как на подходящей к мосту
дороге или улице. По условию безопасности движения на мостах
ширина С разделительной полосы должна быть не менее 2 м. Если
по условию безопасности движения мост имеет два раздельных
пролетных строения или на разделительной полосе установлены
ограждения безопасности, то габарит моста составляют из двух
отдельных габаритов (рис. 2.1, в) и обозначают 2Г. Такие же габа-
24
Таблица 2.1
Габариты мостов
Категория дороги
или улицы
I
I
II
III
IV
V
V
I-C
п-с
п-с
ш-с
Магистральные
дороги
скоростного движения
и улицы
общегородского значения
непрерывного
движения
Магистральные
дороги и улицы
общегородского
значения
регулируемого движения
Магистральные
дороги и улицы
районного
значения
Местные улицы
и дороги
Число
полос
движения
и
6
4
2
2
2
1
1
2
1
1
1
8
6
4
8
6
4
2
4
2
2
2
Ширина
проезжей
части nb, м
11,25x2
7,5x2
7,5
7,0
6,0
4,5
3,5
6,0
4,5
3,5
3,5
15x2
11,25x2
7,5x2
14x2
10,5x2
7,0x2
7,0
7,0x2
8,0
7,0
6,0
Ширина
полосы
безопасности, м
2,0
2,0
2,0
1,5
1,0
1,0
0,5
1,0
1,0
0,5
0,5
1,5
1,5
1,5
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
Габарит
Г-(13,25+С+13,25)
2(Г-15,25)
Г-(9,5+С+9,5)
2(Г-11,5)
Г-11,5
Г-10
Г-8
Г-6,5
Г-4,5
Г-8
Г-6,5
Г-4,5
Г-4,5
Г-(16,5+С+16,5)
2(Г-18)
Г-(12,75+С+12,75)
2(Г-14,25)
Г-(9,0 + С+ 9,0)
2 (Г-10,5)
Г-(15,0 +С+15,0)
2(Г-16)
Г-(11,5+С+11,5)
2(Г-12,5)
Г-(8,0 + С+ 8,0)
2(Г-9)
Г-9
Г-(8,0 + С+ 8,0)
2(Г-9,0)
Г-10
Г-9
Г-8
25
риты по условию безопасности движения применяют для
автомобильных дорог или улиц, проходящих под путепроводами, если
на их разделительной полосе располагается опора.
Высоту Н габарита моста над поверхностью покрытия на
автомобильных дорогах I — III категорий и в городах принимают
равной 5,25 м, на дорогах IV и V категорий — 4,5 м.
Для пропуска трамвайных путей по городским мостам или
путепроводам выделяют полосу шириной 7,5 м. При втопленных в
проезжую часть рельсах (рис. 2.1, г) полосу не защищают
предохранительными полосами, а высоту габарита на ней принимают
такой же, как для всего сооружения. При невтопленных в
проезжую часть рельсах (рис. 2.1, д) полосу трамвайного движения за-
-
°-t
'
п
т
Г+1,0 м
1,0
зп=о,
t
*ч
5
1,0
ЗП=0,5
пв .1*
г
V
п[т
с
и
т
■
}—
2р
1ц
Г+1,0
м
*ч
пв
С
п| |п
*ч
ЗП=
*ч
=0,5
3,0
пв Й
г
1,0
U.TT
ы
. П| пв , П г ^Г
\
П_с1
п
1,0
1
2,5
1
/
о^
П
3,0
Lq
*Ч
пв
ЗП=0,5
S
, 7,5 .
пв Е
У
т
/
п
1
1
1 4,6
и
L t4
. 7'5 ,
п
\
пв
П
Рис. 2.1. Схемы габаритов приближения конструкций на автодорожных
и городских мостах:
а — при отсутствии разделительной полосы; б — с разделительной полосой без
ограждений; в — с разделительной полосой при наличии ограждений; г —
трамвайные пути расположены по оси моста на общем полотне; д — трамвайные пути
смещены относительно оси моста и расположены на обособленном полотне
26
щищают предохранительными полосами с одной или двух сторон
в зависимости от ее расположения на проезжей части. Высоту
габарита Н в этом случае отсчитывают от верха головки рельса
(Я> 4,6 м).
Ширину проезжей части разрешается увеличивать за счет
уменьшения ширины предохранительных полос на участках пере-
ходно — скоростных полос, участках примыкания и ответвления
эстакад, съездах и въездах пересечений в разных уровнях, мостах
с дополнительной полосой движения на подъеме. Во всех этих
случаях ширина предохранительной полосы должна быть не
менее 1 м на дорогах I —III и III —II категорий и не менее 0,75 м на
дорогах IV и IV— II категорий и городских улицах Габарит эстакад
и путепроводов с однополосным проездом должен быть не менее
Г-6,5.
Ширину тротуаров назначают по расчету в зависимости от
расчетной интенсивности движения пешеходов в час «пик».
Среднюю расчетную пропускную способность 1 м ширины тротуара
принимают при этом 2 000 чел/ч. Ширину многополосных
тротуаров назначают кратной 0,75 м. Для однополосных тротуаров
принимают ширину 1 м. На городских эстакадах и мостах грузовых
дорог, изолированных от пешеходного движения, а также на
автодорожных мостах при интенсивности движения менее 200
пешеходов в 1 сут вместо тротуаров устраивают служебные
проходы шириной 0,75 м, а на мостах с габаритом Г-4,5 — шириной
0,5 м.
2.4. Разбивка моста на пролеты
Разбивка моста на пролеты производится с учетом требований
экономичности и унификации пролетных строений, судоходства,
а также пропуска ледохода и высоких вод.
Пролеты для пропуска судов располагают в основном русле
над судовым ходом (фарватером) реки так, чтобы опоры моста не
стесняли движения судов. Количество и размер судоходных
пролетов определяются требованиями судоходства в виде специально
разработанных подмостовых габаритов.
Подмостовым судоходным габаритом называются минимальные
предельные поперечные очертания пространства под пролетным
строением моста, которое должно оставаться свободным для
беспрепятственного пропуска судов и плотов. Внутрь этого габарита
не должны вдаваться никакие элементы моста и расположенные
на нем устройства, включая навигационные знаки.
В зависимости от глубины судового хода водного пути на реках
все они подразделены на семь классов и для каждого из них
установлены подмостовые габариты (табл. 2.2).
27
Таблица 2.2
Классы подмостовых судоходных габаритов
РСласс
внутреннего
водного
пути
I
II
III
IV
V
VI
VII
Глубина судового хода
водного пути, м
гарантированная
Более 3,2
2.5 ...3.2
1,9.-2,5
1,5 ...1,9
1,1 ...1,5
0.7... 1.1
0,5 ...0,7
среднена-
вигацион-
ная
Более 3,4
2.9 ...3.4
2,3 ...2,9
1,7...2,3
1,3 ...1,7
0.9... 1.3
0,6 ...0,9
Высота
подмосто-
вого
габарита, м
16,0
14.5
13,0
11,5
10,0
7.5
5,0
Ширина подмостового
габарита, м
Для неразводного
пролета
основного
140
140
120
120
100
60
40
смежного
120
100
80
80
60
40
30
Для
разводного
пролета
60
60
50
40
30
—
—
Очертания и размеры подмостовых габаритов судоходных
неразводных и разводных пролетов мостов в зависимости от класса
внутреннего водного пути должны соответствовать данным,
приведенным в табл. 2.2 и на рис. 2.2. При этом надводную высоту
подмостового габарита h следует отсчитывать от РСУ, а
гарантированную глубину судового хода d — от НСУ.
Очертание подмостового габарита должно быть прямоугольным
(см. рис. 2.2, контур ABCD). На водных путях I—IV классов для
неразводных пролетов мостов с криволинейным очертанием
нижнего пояса пролетных строений, располагаемых в стесненных
условиях (в пределах городов и подходов к ним, вблизи
транспортных узлов, на автомобильных дорогах с развязками на берегах),
допускается принимать очертание подмостового габарита по
контуру AEFKLD (см. рис. 2.2).
щщщщ
щлилш.
шшпшшшшщ
ЯЩЩЩ
■]РЛШШ
Р^
0,76
К
^
РСУ
I ~НСУ
X
ъ
Рис. 2.2. Подмостовые габариты
28
Неразводные мосты проектируют не менее чем с двумя
судоходными пролетами: основным — для низового направления
движения судов, судовых и плотовых составов, смежным — для
взводного направления.
Если ширина водного пути с гарантированными глубинами
недостаточна для размещения двух судоходных пролетов, то
предусматривают один судоходный пролет. В разводных мостах также
необходим один судоходный пролет. На широких реках с
неустойчивым положением основного русла рекомендуется применять
схемы мостов с одинаковыми пролетами, каждый из которых
может стать судоходным на случай изменения положения
основного русла.
В мостах через несудоходные реки, в несудоходных пролетах
судоходных рек возвышение низа пролетных строений над
расчетным уровнем с учетом подпора должно быть не менее 0,5 м, а
над уровнем наивысшего ледохода — не менее 0,75 м. При
наличии на реке карчехода или селевых потоков возвышение низа
пролетных строений принимают не менее 1 м.
В деревянных мостах нижние элементы конструкции
пролетного строения должны возвышаться над УВВ не менее чем на 0,25 м,
а над уровнем ледохода — не менее чем на 0,75 м.
При устройстве путепроводов через автомобильные дороги или
городские улицы необходимо соблюдать габариты пропускаемой
под путепроводом дороги. Для путепроводов над
железнодорожными путями необходимо под ними вписывать железнодорожный
габарит приближения строений.
Для пропуска под автомобильной дорогой местных дорог
наименьшее отверстие должно составлять 6 м в ширину и 4,5 м в
высоту, а для скотопрогонов — соответственно 4 и 2,5 м.
Расчетные пролеты или полную длину пролетных строений
автодорожных и городских мостов рекомендуется назначать с
соблюдением принципа модульности и унификации в
строительстве равными 3, 6, 9, 12, 15, 18, 21, 24, 33 и 42 м, а при больших
пролетах — кратными 21м. Приведенным размерам соответствуют
в основном расчетные пролеты. Исключение составляют
разрезные пролетные строения, для которых приведенные размеры
соответствуют полной длине пролетных строений: до 42 м — из
железобетона, до 33 м — из других материалов.
Рассмотрим далее влияние длины пролета моста на стоимость
его одного погонного метра. Стоимость материала на одну опору
можно представить формулой
С, = С0 + р/,
где С0 — часть стоимости опоры, не зависящей от величины
пролета; (i/выражает зависимость стоимости опоры от пролета
/моста.
29
Значения С0 и (i можно получить по данным существующих
проектов.
Стоимость 1 м пролетного строения складывается из
стоимости несущих конструкций и стоимости проезжей части. Стоимость
1 м проезжей части Спч не зависит от величины пролета, а
стоимость 1 м несущих конструкций Сик пропорциональна их
пролету. Тогда стоимость 1 м пролетного строения может быть
представлена формулой
Стоимость 1 м моста
С = Cj/1 + С2= С0/1 + Р + Спч + а/.
Длина пролета /, при котором стоимость моста будет
наименьшей, определяется из условия равенства нулю производной:
■ + а = 0.
ЭС=_Ср
э/ Г-
Отсюда находим
а/2=С0. (2.1)
Формула (2.1) показывает, что наименьшая стоимость 1 м
моста обеспечивается при равенстве основной стоимости
промежуточных опор С0 стоимости пролетных строений без стоимости
проезжей части а/2. Поэтому чем дороже опоры, т.е. чем выше
тело опоры и глубже заложено основание, тем больше должны
быть размеры экономичных пролетов.
Пределы изменения длины экономичных пролетов
ограничиваются судоходными габаритами и типовыми длинами пролетных
строений. Если судоходный пролет больше экономически
целесообразного, то удовлетворяется требование судоходства. Поэтому
при пересечении судоходных рек длины двух пролетов на главном
русле в большинстве случаев определяются условиями
судоходства. Изменять можно только боковые пролеты (вне фарватера)
главного русла и пойменные. Боковые пролеты в главном русле
часто назначают, как и судоходные, из-за изменчивости
фарватера и по соображениям типизации. При назначении пойменных
пролетов необходимо тоже ориентироваться на стандартные
длины и сокращать число их типоразмеров, несмотря на то, что на
пойменных участках высота и стоимость опор может изменяться
по длине поймы.
На реках с весьма мощным ледоходом, а также для временных
мостов длина пролетов может определяться условиями пропуска
ледохода. Длина пролета, необходимая для пропуска ледохода,
устанавливается в зависимости от интенсивности и скорости
ледохода.
30
Интенсивность ледохода характеризуется размерами льдин,
толщиной льда, продолжительностью ледохода и возможностью
образования заторов льда. Различают слабый, средний и сильный
ледоход (табл. 2.3).
Наибольшее скорости ледохода обычно бывают на главном
русле, что требует применения там больших пролетов. На пойме,
где скорости ледохода, как правило, меньше, пролеты могут быть
уменьшены. В табл. 2.4 приведены наименьшие пролеты,
обеспечивающие нормальный пропуск ледохода под мостом.
При проектировании мостовых переходов пролеты моста на
главном русле и поймах назначают такими, чтобы они
обеспечивали пропуск под мостом высоких вод без опасного размыва опор.
Пролеты на главном русле и поймах, принятые по условиям
пропуска судоходства, высоких вод и ледохода, а также по
трудоемкости и стоимости, могут быть уточнены и несколько
увеличены по соображениям типизации.
Итак, пролеты мостов нельзя назначать любыми, их выбирают
из определенного ряда значений. Следует также иметь в виду, что
длина пролета зависит от системы моста, хотя и длина пролета
часто определяет его систему.
Таблица 2.3
Виды ледохода
Интенсивность
ледохода
Слабый
Средний
Сильный
Размеры льдин
по наименьшему
измерению, м
Менее 10
10...20
Более 20
Толщина льда, см
Менее 30
30...60
Более 60
Возможность
образования
заторов льда
Заторов не бывает
Редкие заторы
Частые заторы
Таблица 2.4
Наименьшие пролеты моста, обеспечивающие пропуск ледохода
Интенсивность
ледохода
Сильный
Средний
Слабый
Скорость
ледохода, м/с
>2
<2
>2
<2
>2
<2
Наименьшие пролеты моста, м
в главном русле
40
30
25
20
20
15
на поймах
25
20
20
15
15
10
31
2.5. Нагрузки и воздействия, устанавливаемые
при проектировании мостовых сооружений и труб
Нагрузки и воздействия, принимаемые при расчете мостов,
подразделяют на постоянные и временные. К основным
постоянным нагрузкам относят собственный вес пролетных строений и
опор, силы предварительного натяжения, давление от веса
грунта на устои.
К основным временным относят нагрузки от проходящих по
мосту транспортных средств и пешеходов: вертикальные подвижные
нагрузки, горизонтальные поперечные нагрузки от
центробежной силы и боковых ударов подвижной нагрузки, горизонтальные
продольные нагрузки от торможения подвижной нагрузки,
давление грунта от подвижного состава.
Кроме основных видов нагрузки, на мосты могут оказывать
действие прочие нагрузки: ветровые, ледовые, от навала судов,
строительные, сейсмические, от воздействия температуры среды
и морозного пучения грунтов.
При расчете мостов нагрузки учитывают в различных
возможных их сочетаниях. Основными сочетаниями считают
одновременное действие постоянной нагрузки, временной подвижной
вертикальной нагрузки, давления грунта, вызванного временной
нагрузкой, центробежной силы. Дополнительными называют
сочетания, при которых одновременно с одной или несколькими
нагрузками основных сочетаний действует также одна или
несколько остальных видов нагрузок, кроме сейсмических и
строительных. Особыми называют сочетания, включающие сейсмические
или строительные нагрузки, совместно с другими нагрузками.
Нормативные временные вертикальные нагрузки от
подвижного состава на автомобильных дорогах изменяются во времени с
тенденцией постоянного их возрастания. Их изменение в России
за период с 1931 по 1962 г. приведено на рис. 2.3. В начале в
качестве нагрузки принимались колонны автомобилей с
устанавливаемыми в колонне расстояниями между автомобилями и
указанием положения осей автомобилей и нагрузок на них в тс.
На рис. 2.3, а приведена нагрузка типа Н-10 с двухосными
грузовиками общей массой Ют, введенная в 1931 г. В ее составе
имелся один утяжеленный двухосный грузовик с общей массой
13 т.
В 1938 г. возникла необходимость введения нагрузки Н-13 (рис.
2.3, б) из двухосных грузовиков общей массой 13 т с одним
утяжеленным грузовиком массой 16,9 т. Кроме того, была введена
гусеничная нагрузка НГ-60, сохранившаяся до настоящего
времени. В 1953 г. была введена нагрузка Н-18 (рис. 2.3, в) из
двухосных грузовиков с общей массой 18 и с одним утяжеленным
трехосным грузовиком массой 30 т. Одновременно была введена оди-
32
Рис. 2.3. Эволюция схем временных нагрузок для автодорожных и
городских мостов:
а — нормы 1931 г.; б — нормы 1938 г.; в — нормы 1953 г.; г — нормы 1962 г.
ночная нагрузка НК- 80, действующая до настоящего времени. В
1962 г. была введена автомобильная нагрузка Н-30 (рис. 2.3, г) с
трехосными грузовиками общей массой 30 т с сохранением
одиночных колесной нагрузки НК-80 и гусеничной НГ-60,
действующих по настоящее время.
С января 1986 г. с введением в действие СНиП 2.05.03-84
«Мосты и трубы» установлены новые нагрузки на автодорожные
мосты. В соответствии с этими нормами нагрузка от автомобильных
средств в настоящее время по предложению А.И. Васильева
принимается в виде полос нагрузки АК (рис. 2.4, а), каждая из
которых включает одну двухосную тележку с нагрузкой на ось Р,
равной 9,81 К, кН, и равномерно распределенную нагрузку
интенсивностью v (на обе колеи), равной 0,98 К, кН/м. Усилие от
колеса тележки распределяется по площадке со сторонами 0,2 м вдоль
движения и 0,6 м поперек движения тележки. Каждая полоса
равномерно распределенной нагрузки имеет интенсивность 0,5v и в
поперечном направлении распределяется на ширине 0,6 м.
33
1,5 м
Pf IP
kM^
1,9 м
0,5РГ^— 0,5Р
ПОкН
ш
0,2 м
'^С
v = 0,lK
ttHHtf
1 1 i | n 1111111 0,05K гтп ш 0.05К
0,2 m
55
m—m
0,6 m
0,6 m
a
1$™-, 200 200 200 200 100 ЮОкН
55 кН
1,2
0,2 m
1,2
1,2
0,8
2,7 m
600 kH
(HHttittn)
5 м
600
2,6
0,7 m
Рис. 2.4. Современные схемы временных нагрузок для расчета
автодорожных и городских мостов:
а — автомобильная нагрузка АК; б — одиночная ось для проверки элементов
проезжей части; в — НК-80; г — НГ-60
Класс нагрузки принимают равным А11 для всех мостов и труб,
кроме деревянных на дорогах V категории, для которых он может
быть принят равным А8. Элементы проезжей части мостов,
проектируемые под нагрузку А8, проверяют на усилие от одиночной
оси, равное ПО кН (см. рис. 2.3, б).
На каждой полосе нагрузки АК устанавливают только одну
тележку в самое неблагоприятное положение по длине загружения
независимо от числа участков загружения. Равномерно
распределенную нагрузку устанавливают на всех участках линий влияния
одного знака. Число полос нагрузки, размещаемых на проезжей
части, не должно превышать установленного числа полос
движения. Расстояние между осями смежных полос нагрузки должно
быть не менее 3 м.
Предусматриваются два случая загружения нагрузкой АК. В
первом из них на проезжей части невыгодно размещаются все
предусмотренные проектом полосы движения и загружаются
тротуары пешеходной нагрузкой. Во втором случае на ездовом полотне
невыгодно размещаются только две полосы движения, а на одно-
полосных мостах — только одна полоса. При этом тротуары
пешеходной нагрузкой не загружаются.
34
Оси крайних полос нагрузки АК при этом должны быть
расположены не ближе 1,5 м от кромки проезжей части в первом случае
и от ограждения ездового полотна во втором случае.
При расчете конструкций мостов на действие нескольких
полос нагрузки АК самую неблагоприятно расположенную из них
принимают с коэффициентом ^ = 1. С остальных полос нагрузки
принимают с коэффициентами ^ = 1 для тележек и S^ = 0,6 для
равномерно распределенной нагрузки. Коэффициент S^ учитывает
уменьшение вероятности одновременного полного загружения всех
полос.
Кроме автомобильной нагрузки, по мостам пропускают особо
тяжелые одиночные грузы: трейлеры, тягачи, тракторы и
специальные виды техники. Поэтому конструкции проверяют на
пропуск одиночных колесных и гусеничных нагрузок. Мосты,
рассчитываемые на нагрузку АН, проверяют на действие одного
тяжелого трейлера НК-80 (рис. 2.4, в) весом 800 кН, а мосты под
нагрузку А8 — на действие одной гусеничной нагрузки НГ-60
весом 600 кН (рис. 2. 4, г). В поперечном направлении нагрузку НК-
80 или НГ-60 располагают на проезжей части (в узком смысле) в
любом наиболее неблагоприятном положении, но край колеса или
гусеницы не должен выступать за ее пределы.
Городские мосты, имеющие пути метрополитена или трамвая
на специально выделенном полотне, проверяют на действие
нормативных нагрузок от поездов метро или трамвая (см. п. 2.12 СНиП
2.05.03-84*). Мосты, расположенные на дорогах промышленных
предприятий, проверяют на специальные автомобильные
нагрузки, соответствующие реально обращающимся грузовым
автомобилям (см. п. 2.13 СНиП 2.05.03-84*).
Вертикальную нагрузку на тротуары и пешеходные мосты
принимают в виде толпы людей. При расчете мостов, имеющих
тротуары, ее учитывают вместе с нагрузкой АК. При пропуске
одиночных нагрузок НК-80 и НГ-60 тротуары не загружают.
Нормативную нагрузку от толпы людей на пешеходных мостах
принимают вертикальной и равномерно распределенной по всей
поверхности прохода с интенсивностью Р= 3,92 кПа. Для
тротуаров эту нагрузку принимают по формуле, кПа,
Р = 3,92- 0,01965V > 1,96,
где X — длина загружения линии влияния, м.
Тротуары городских мостов, кроме того, проверяют на
сосредоточенную силу 19,6 кН с площадкой распределения 15 х 10 см,
а для остальных мостов — на вертикальную силу 3,4 кН.
Нормативное давление грунта от подвижного состава при
расчете труб учитывают в соответствии с п. 2.17 СНиП 2.05.03-84*.
При расположении сооружений на горизонтальных кривых
радиусом 600 м и менее учитывают горизонтальную поперечную
35
нагрузку, возникающую от центробежных сил, вызванных
движением временной нагрузки по кривой. Значение центробежной
силы зависит от радиуса горизонтальной кривой, класса
временной вертикальной нагрузки, числа полос движения и длины
загружения. Центробежную силу от нагрузки АК принимают в
виде горизонтальной равномерно распределенной нагрузки vA,
приложенной на высоте 1,5 м над поверхностью проезжей части
моста и направленной в сторону выпуклости кривой. При много-
полосном движении горизонтальную нагрузку учитывают с
коэффициентом 51], при этом со всех полос движения, кроме
одной, загружаемых нагрузкой АК, принимают с коэффициентом
S, = 0,6.
Величину vA для мостов при радиусе кривых 250 м и менее
Р
принимают по формуле v* = ~г^- а свыше 250 м (до 600 м) — по
к
М„
формуле Vh = ~~г^> где Р — сила, равная 4,4 кН; М — момент,
равный 1 079 кН; г — радиус кривой, м.
Во всех случаях величина vh должна быть не менее (12,7/г)К,
кН/м, и более 0,49К, кН/м.
Горизонтальные поперечные воздействия временной нагрузки
возникают при отклонении автомобилей от прямолинейного
направления в плане. Нормативную горизонтальную поперечную
нагрузку от возникающих ударов принимают в виде равномерно
распределенной нагрузки, равной 0,39К, кН/м, или
сосредоточенной силы, равной 5,9К, кН, приложенных в уровне верха
покрытия проезжей части, где К — класс нагрузки АК.
Расчет элементов ограждения проезжей части производят на
нагрузки, приведенные в п 2.19 СНиП 2.05.03-84*.
Горизонтальную распределенную нагрузку на сооружение,
возникающую при торможении подвижной нагрузки и действующую
вдоль его оси, принимают только от равномерно распределенной
части вертикальной нагрузки АК в соответствии с п. 2.20 СНиП
2.05.03-84*.
Указания о назначении нормативных значений прочих
временных нагрузок и воздействий (ветровых, ледовых, от навала судов,
температурных, сейсмических) приведены в пп. 2.24 — 2.31 СНиП
2.05.03-84*.
Все рассмотренные нормативные временные вертикальные
нагрузки, являясь подвижными, воздействуют на мост динамически
и вызывают в нем усилия и деформации большие, чем при
статическом воздействии.
Особенности работы пролетных строений мостов при действии
подвижных нагрузок с определенными массами определяются
влиянием четырех основных факторов:
36
1) скорости движения транспортного средства;
2) жесткости рессор кузова транспортного средства;
3) неровности на поверхности ездового полотна и дефектов в
колесах подвижной нагрузки;
4) величины пролета.
Скорость движения транспортных средств влияет на работу
пролетного строения даже при отсутствии любых дефектов на
проезжей части и в самой нагрузке, так как при ее изменении
возникают инерционные силы, увеличивающие прогибы
пролетного строения.
Но при этом отношение наибольшего динамического прогиба
к статическому прогибу, называемое динамическим
коэффициентом, при реальных скоростях движения подвижных нагрузок
оказывается незначительным.
Второй фактор оказывает более существенное влияние. При
движении автомобиля происходят колебания его кузова, что
приводит к изменению нагрузки на ось с периодом, равным периоду
колебаний кузова, зависящим от жесткости его рессор.
Динамическое воздействие возрастает при приближении периода
колебаний кузова к периоду колебаний пролетного строения и может
иметь резонансный характер при их совпадении.
Третий фактор — ударные воздействия, возникающие из-за
дефектов ездового полотна или в самой подвижной нагрузке.
Дефекты в ездовом полотне вызывают непериодическое воздействие,
дефекты на колесах транспортных средств могут вызывать
ритмичный характер воздействия, что приводит к возникновению
колебаний резонансного характера.
Учет динамического воздействия подвижных нагрузок в мостах
производится путем увеличения статических нагрузок на
величину динамических коэффициентов, получаемых на основе анализа
массовых динамических испытаний эксплуатируемых мостов.
Динамический коэффициент уменьшается при увеличении пролета
Формулы для динамических коэффициентов к нагрузкам от
подвижного состава автомобильных и городских дорог приведены в
п. 2.22 СНиП 2.05.03-84*.
2.6. Общие сведения о методах расчета
мостовых сооружений и труб
Группы предельных состояний. Необходимость выполнения
расчетов у инженера-мостовика возникает при решении следующих
задач:
• при определении необходимых размеров элементов
создаваемой конструкции для пропуска заданной нагрузки — задача
проектирования конструкции;
37
• при определении возможности пропуска заданной нагрузки
по имеющейся конструкции — задача проверки прочности
элементов конструкции;
• при определении максимально возможного значения
нагрузки на существующую конструкцию с учетом ее действительного
состояния — задача определения грузоподъемности конструкции.
Мосты и другие искусственные сооружения рассчитывают по
методу предельных состояний, созданному российскими
учеными в 1950-е годы под руководством профессоров Н. С.
Стрелецкого, А.А.Гвоздева, В.М.Келдыша, Г.Г.Карлсена, Г.К.Евграфова.
Под предельными понимаются состояния, при которых
конструкция перестает удовлетворять предъявляемым к ней в процессе
эксплуатации требованиям, заданным в соответствии с
назначением и ответственностью сооружения. Различают две группы
предельных состояний:
1) по несущей способности или непригодности к
эксплуатации;
2) по непригодности к нормальной эксплуатации.
К предельным состояниям первой группы относятся общая
потеря устойчивости формы сооружения; потеря устойчивости
ее положения; вязкое, хрупкое, усталостное или иного
характера разрушение; разрушение под совместным воздействием
силовых факторов и неблагоприятного влияния внешней среды;
резонансные колебания, приводящие к невозможности
эксплуатации.
К предельным состояниям второй группы относятся состояния,
затрудняющие нормальную эксплуатацию конструкций или
снижающие долговечность их вследствие появления недопустимых
перемещений (прогибов, осадок, углов поворота), колебаний,
трещин.
Нормальной считается эксплуатация, осуществляемая без
ограничений и без внеочередного ремонта в соответствии с
условиями, предусмотренными в задании на проектирование.
Расчет конструкций должен гарантировать их от возможности
наступления любого из двух групп предельных состояний.
Для любого элемента конструкции любое из первой группы
предельное состояние не наступает, если наибольшее возможное
усилие 7Vmax в нем не будет превосходить наименьшее значение
его несущей способности Omin:
Лтах ^ Фтт- (2-2).
Левая часть неравенства (2.2) зависит от нагрузки,
действующей на конструкцию, расчетной схемы и размеров
конструкции, а правая часть — от прочности материала, формы и
геометрических размеров поперечного сечения элемента конструкции.
38
Нагрузки, действующие на конструкцию, характеристики
прочности материала, из которого изготовлена конструкция,
геометрические размеры элементов конструкции не являются строго
определенными величинами, им свойственна статистическая
изменчивость.
Степень их изменчивости наиболее полно можно
характеризовать кривыми распределения, вид которых показан на рис. 2.5, а.
Ось ординат на этом рисунке — число случаев (или их частота),
при которых наблюдались рассматриваемые нагрузка или
прочность, отложенные на оси абсцисс. При определенной частоте
рассматриваемые нагрузки или прочность имеют некоторое
среднее значение. От этого среднего значения имеются отклонения,
как к большим, так и к меньшим значениям этих величин. По
характеру кривой судят о степени изменчивости рассматриваемых
величин: если кривая вытянута вдоль оси ординат (кривая 1), то
соответствующая величина обладает малой изменчивостью; если
кривая пологая (кривая 2), то рассматриваемая величина имеет
большую изменчивость.
Статистический характер значений прочности материалов и
нагрузок на сооружения учитывается на основе анализа
соответствующих кривых распределения путем введения нормативных и
расчетных их значений.
Нормативные значения временных нагрузок на мосты
устанавливаются СНиП 2.05.03-84*. Они были рассмотрены ранее. Для
постоянных нагрузок они принимаются по проектным размерам
конструкции и средним значениям удельного веса материала.
Действительные постоянная и временные нагрузки принимают
значения, отличающиеся от нормативных их значений. В связи с этим
расчетные нагрузки Р определяют умножением их нормативного
/
ЩК)
Рис. 2.5. Статистическая изменчивость нагрузок и прочности материалов:
а — вид кривых плотности распределения нагрузок или прочности материалов;
б — выбор уровня нормативного сопротивления материалов; 1 — кривая,
вытянутая вдоль оси ординат; 2 — пологая кривая; 3 — гистограмма; 4 — плотность
распределения
39
значения Р„ на коэффициент надежности по нагрузке yf,
учитывающий возможные отклонения нагрузки в неблагоприятную
сторону (большую или меньшую):
Р=Р«Ъ
Коэффициент надежности по нагрузке yf при расчете мостов
устанавливается СНиП 2.05.03-84* с учетом ее изменчивости (для
постоянных нагрузок в п. 2.10, для временных нагрузок в п. 2.23,
для прочих временных нагрузок в п. 2.32).
При одновременном действии нескольких расчетных нагрузок
расчет производят с учетом их неблагоприятных сочетаний.
Коэффициенты сочетаний ц, учитывающие уменьшение вероятности
одновременного появления расчетных нагрузок, принимают по
справочному приложению 2 СНиП 2.05.03-84*.
Расчет по первой группе предельных состояний производят на
действие расчетных нагрузок, а по второй — на действие
нормативных нагрузок, т.е. при yf= 1.
Нормативные и расчетные сопротивления материалов.
Механические свойства материалов также статистически изменчивы.
Основными характеристиками сопротивления материалов силовым
воздействиям являются нормативные сопротивления Rn,
устанавливаемые нормами проектирования.
Значение нормативного сопротивления может равняться
значению контрольной или браковочной характеристики,
устанавливаемой стандартами. Обеспеченность значений нормативных
сопротивлений должна быть не менее 0,95, т.е. J f{R)dR> 0,95.
Это значит, что не менее 95 % испытанных образцов имеют
сопротивление не менее чем R„.
При испытании партии стандартных образцов материалов
наблюдается статистическая изменчивость значений их прочности:
щ образцов могут иметь прочность Ru пг образцов — прочность
R2, ...,пк— Rk. Общее число образцов п = щ + п2 + ..., + пк.
Откладывая (рис. 2.5, б) по оси абсцисс значения R\, Rj,..., Rk, a no
оси ординат соответствующие значения щ, и2,..., п„, получают
гистограмму (линия 3), которая аппроксимируется
теоретической кривой распределения (линия 4). По данным испытаний
определяют среднее значение сопротивления
т
^L,mRi
R = -i
п
и среднее квадратическое отклонение
40
° = \\ i '
V n-\
называемое стандартом.
В качестве нормативного сопротивления принимают
Rn=R-X<5 = R(l-xv),
где v — коэффициент вариации, равный отношению стандарта о
к среднему значению прочности R материала.
Коэффициент % = 1,64 принимают из условия удовлетворения
обеспеченности не менее 0,95.
Расчетное сопротивление R материалов определяют для
каждого вида напряженного состояния делением соответствующего
нормативного сопротивления R„ на коэффициент надежности по
материалу ут > 1:
R = RJlm-
Коэффициент надежности по материалу учитывает снижение
прочности материала в элементах реальных размеров, отличных
от размеров стандартных образцов.
Есть факторы, которые не учитывают непосредственно в
расчетах и при назначении расчетных характеристик материалов, но
они способны повлиять да несущую способность или деформа-
тивность конструкций. Это воздействие солнечной радиации,
попеременного замораживания и оттаивания, влажности и
агрессивности среды, длительности действия нагрузки,
приближенности расчетных схем и принятых расчетных предпосылок. Их
влияние учитывают особыми коэффициентами — коэффициентами
условий работы.
Контрольные вопросы
1. Какие требования предъявляют к искусственным сооружениям на
автомобильных дорогах?
2. Какие факторы учитывают при назначении габаритов мостов?
3. Какие факторы учитывают при назначении размеров пролетов
мостов?
4. Какие нагрузки и воздействия принимают при проектировании
мостов?
5. Какие группы предельных состояний принимают при расчете
мостов?
РАЗДЕЛ II
ДЕРЕВЯННЫЕ МОСТЫ
ГЛАВА 3
Общие сведения о деревянных мостах
3.1. Краткие сведения о развитии деревянных мостов
Древесина — один из древнейших и весьма распространенных
конструкционных материалов. По степени распространения на
земле и длительности использования человеком с древесиной
конкурирует только камень.
При строительстве мостов древесина использовалась уже в
глубокой древности: мосты из дерева строили еще в Древнем Риме,
Греции и других странах. Первым деревянным мостом, о котором
сохранились подробные сведения, является мост через р. Тибр в
Риме, построенный в 638 — 614 гг. до н. э. Конструкция этого моста
(рис. 3.1) имела много общего с современными простейшими де-
Рис. 3.1. Мост через р. Тибр в Риме (638 — 614 гг. до н. э.):
1 — прогон; 2 — поперечины; 3 — настил; 4 — поперечные балки; 5 — насадка;
6 — свая
42
ревянными мостами. Пролетное строение состояло из шести
прогонов 1, по которым были уложены поперечины 2, а по ним —
продольный настил 3. Под каждый прогон пролетного строения в
опорах забивались две сваи 6, которые объединялись поверху
продольными насадками 5. По насадкам над сваями укладывались
поперечные балки 4, на которые опирали прогоны пролетного
строения.
Древнее мостостроение из дерева достигло наибольшего
развития в период расцвета Римской империи. Римские войска во
время походов в другие страны строили много деревянных
мостов, совершенствуя их конструкции и способы строительства.
К тому времени относится мост, построенный войсками Юлия
Цезаря через р. Рейн в 56 г. до н. э. Опоры этого моста (рис. 3.2)
выполнены в виде рам, парные стойки (сваи) 2 которых забиты с
противоположным уклоном и соединены поперечными брусьями
3. Поверху брусьев уложены прогоны 4 и настил 5. Для защиты
опоры от повреждения плавающими бревнами и плотами и для
предотвращения подмыва свай с верховой стороны был устроен
забор из коротких свай 1, а с низовой — упорные сваи 6.
Большое развитие техника деревянного мостостроения
получила в XVI в. благодаря деятельности итальянского строителя Пал-
ладио. Им были предложены для мостов шпренгельные и ригель-
но-подкосные системы, а также решетчатые фермы с
параллельными поясами, стойками и раскосами, сохранившиеся до
настоящего времени.
В Древней Руси самобытное искусство строительства
деревянных мостов зародилось давно. Из старинных русских летописей
известно, что при Владимире Мономахе в 1114 г. был построен
деревянный наплавной мост через р. Днепр в Киеве. Наплавные
мосты были также построены через р. Дон войсками Дмитрия
Рис. 3.2. Мост через р. Рейн (56 г. до н. э.):
1 — забор из коротких свай; 2 — основные сваи опоры; 3 — поперечный брус;
4 — прогон; 5 — настил; 6 — упорная свая
43
Донского перед Куликовской битвой. Оригинальный деревянный
наплавной мост был наведен русскими войсками в конце XVII в.
через р. Дон во время второго азовского похода. Плавучими
опорами для этого моста служили изготовленные на месте деревянные
ящики, поверху которых были уложены три каната,
закрепленные на берегах. Образованная таким образом из этих опор и
канатов система поддерживала поперечный дощатый настил.
Интенсивное строительство деревянных мостов в России
началось при Петре I в Петербурге. Строились мосты балочной и
арочной систем на свайных и каменных опорах, а также наплавные.
Выдающийся русский изобретатель и конструктор И. П. Кули-
бин (1735—1818 г.) в результате двадцатилетнего труда
разработал проект деревянного арочного моста пролетом через р. Неву
(рис. 3.3). Очертание арки моста и усилия в его элементах он
определил путем оригинальных экспериментальных работ. Для
проверки этого проекта в 1776 г. в Петербурге была построена модель
в 1/10 натуральной величины, испытания которой проводились
специальной комиссией Петербургской Академии наук в
присутствии механика и математика Леонарда Эйлера. Испытания
подтвердили возможность постройки такого грандиозного по тем
временам моста. В 1793 г. модель была перевезена и установлена на
территории Таврического сада в Петербурге.
В конце XVIII и начале XIX в. при строительстве деревянных
мостов стали использовать арочную систему. Первые арочные
мосты из древесины были построены в Швейцарии.
Рис. 3.3. Деревянный мост арочной системы через р. Неву по проекту
И. П. Кулибина
44
J.
m
\
V
\
V
Рис. 3.4. Мост с решетчатыми фермами Тауна (1820 г.):
1 — верхний пояс; 2 — стенка; 3 — нижний пояс
В середине XIX в. американским инженером Тауном были
предложены и построены деревянные пролетные строения в виде
решетчатых ферм из досок (рис. 3.4). Фермы имели два параллельных
пояса 1 и 3 из досок, между которыми была размещена стенка 2 в
виде решетки из двух или трех наклонных слоев досок.
Соединение досок с поясами производилось с помощью деревянных
нагелей.
Одновременно с мостами Тауна в США появились мосты
системы Гау (рис. 3.5) с решетчатыми фермами. Фермы были
составлены из двух параллельных поясов 1 и 4 из брусьев, связанных
металлическими тяжами 2 и раскосами 3. При натяжении тяжей
раскосы ферм Гау работали только на сжатие, что позволило
упростить их сопряжение с поясами, ограничиваясь опиранием их в
подушки из твердого дерева.
В начале XIX в. в России при строительстве деревянных мостов
стали использовать фермы системы Гау. Выдающийся русский
инженер Д. И. Журавский усовершенствовал их конструкцию,
разработал метод их расчета и применил при строительстве крупных
мостов. Во второй половине XIX в. и в первой половине XX в. на
автомобильных дорогах и в городах России было построено нема-
/ - /
Рис. 3.5. Схема деревянного моста с решетчатыми фермами Гау:
1 — верхний пояс; 2 — тяж; 3 — раскос; 4 — нижний пояс
45
ло деревянных мостов с использованием ферм Гау—Журавского и
дощато-гвоздевых ферм.
Строительство деревянных низководных мостов получило
крупный размах во время Великой Отечественной войны. Эти мосты
по протяженности составляли до 85 % всех возводившихся мостов.
На реках Днепр, Неман, Днестр, Висла и Одер войска строили и
высоководные мосты с использованием новых типов упрощенных
конструкций дощато-гвоздевых ферм с пролетами до 30 м.
Применяли также пролетные строения с ригельно-раскосными
фермами из бревен пролетами до 30 м, а также деревянные
комбинированные пролетные строения с ездою понизу с пролетами до
50 м. В конце войны низководные мосты на свайных опорах
строили с темпом 4...6 м/ч, а высоководные с темпом 25...30 м в
день.
Во второй половине XX в. в России при строительстве новых
мостов все большее распространение стал получать железобетон.
В настоящее время деревянные мосты на федеральных
автомобильных дорогах не строят.
Они находят применение лишь как временные мосты —
подмости при строительстве капитальных железобетонных или
металлических мостов. Тем не менее нельзя считать, что деревянные
мосты исчерпали себя.
Они могут еще найти применение на местных дорогах в
районах, богатых лесом, при условии применения более совершенных
конструктивных форм, рассчитанных на индустриальные методы
изготовления и возведения, при условии оснащения
мостостроительных организаций специальными мостостроительными
средствами.
В России есть также предпосылки для более широкого
применения клееных и клеефанерных конструкций в
мостостроении. Еще в середине прошлого века в России коллективом
ученых и инженеров во главе с профессором Г. Г. Карлсеном была
предложена эффективная технология деревянных клееных
конструкций. С учетом этой технологии были разработаны проекты
типовых балочных пролетных строений с клееными несущими
элементами и были построены несколько мостов. Опыт их
эксплуатации показал их высокую конкурентную способность по
сравнению с железобетонными мостами. Однако после развала
СССР в 1990-е годы по разным причинам изготовление
клееных мостовых конструкций в России, к сожалению,
прекратилось.
Опыт строительства и эксплуатации клееных мостов в США,
Канаде и в Скандинавских странах в настоящее время
свидетельствует об эффективности их применения. Они достаточно
надежны и долговечны при строгом соблюдении технологии
склеивания.
46
3.2. Материалы для деревянных мостов
Для конструкций деревянных мостов рекомендуется применять
древесину сосны, ели, пихты и лиственницы в виде круглых
бревен или пиломатериалов. Бревна имеют форму усеченного конуса
с изменением диаметра от толстого к тонкому концу (сбегом),
принимаемым для сосны равным 0,8 см на 1 м длины, а для
лиственницы — 1 см. Толщина бревен определяется диаметром его
тонкого конца. Пиломатериалы получают продольной
распиловкой бревен на лесопильных рамах. Пиломатериал, у которого
отношение ширины b к высоте h меньше 2, подразделяют на брусья
при h > 100 мм и бруски при h < 100 мм. Пиломатериал, у
которого отношение ширины b к толщине t больше 2, называется
досками. Сортаментом для хвойных пиломатериалов
установлены: толщина - 25, 32, 40, 44, 50, 60, 75, 100, 125, 150, 175,
200 мм; ширина - 75, 100, 125, 150, 175, 200, 225, 250. Длина
пиломатериала — до 6,5 м.
Древесина является анизотропным материалом, что
определяется ее строением. В поперечном сечении ствола вся древесина
имеет концентрические слои, окружающие сердцевину, — это
годичные кольца, представляющие собой ежегодный прирост
клеток древесины. Ширина годичных слоев зависит от возраста,
породы, условий произрастания и положения в стволе. К наружной
части, называемой заболонью, прочность древесины возрастает.
Сердцевина — отмершие клетки рыхлой первичной ткани, вокруг
которых образуются годичные кольца, имеет вид круглого
стержня диаметром 2... 5 мм. Сердцевина обладает малой прочностью и
легко загнивает.
В процессе роста дерева на некоторых его участках
зарождаются пороки древесины: сучки, свилеватость, косослой и трещины.
Сучки — заросшие остатки отмерших ветвей дерева. Обходя
сучок, волокна древесины искривляются и отклоняются от
продольного направления. Наличие сучков значительно снижает прочность
древесины, особенно при растяжении и изгибе. Свилеватость —
волнистое и беспорядочное отклонение волокон древесины от
продольной оси ствола. Косослой — винтообразное отклонение волокон
древесины от прямого направления ствола. Косослой и
свилеватость практического влияния на прочность бревен не оказывают,
но сильно понижают прочность пиломатериалов вследствие
перерезывания волокон древесины при продольной распиловке бревен.
Трещины представляют собой разрывы древесины вдоль
волокон, они могут образовываться как на растущем, так и на
срубленном дереве и имеют различные причины образования.
Качество лесоматериала зависит от однородности строения
древесины. От этого зависят и физико-механические свойства
древесины.
47
Плотность древесины колеблется в широких пределах и
зависит от ее породы и влажности. Влажность древесины,
характеризуемая отношением массы содержащейся в ней воды к массе
сухой древесины, очень сильно влияет на ее физико-механические
свойства. При увеличении влажности древесины до предела
насыщения волокон (30 %) происходит ее разбухание, а при
уменьшении — усушка. Усушка вдоль волокон древесины составляет 0,1 %,
в радиальном — З...6%, в тангенциальном — 6... 12%. Различие
степени усушки в тангенциальном и радиальном направлениях
приводит к появлению внутренних напряжений, что вызывает
коробление и растрескивание пиломатериалов и бревен.
Древесина сосны, ели и пихты при влажности 15% имеют плотность в
пределах 500...600 кг/м3, а лиственница — 650... 800 кг/м3. Свеже-
срубленная древесина хвойных пород имеет плотность около
850 кг/м3.
Стволы деревьев при их формировании под воздействием
собственной массы и ветра работают на сжатие с продольным и
поперечным изгибом. Они приспособлены для работы в сжатых и
изгибаемых элементах конструкций, при отсутствии сучков
хорошо работают и на растяжение.
В мостах целесообразно применять круглый лес с сохранением
его естественной конусности. Растянутые и изгибаемые элементы
пролетных строений должны выполняться из древесины 1 -го
сорта. Остальные элементы конструкции мостов могут быть
выполнены из древесины 2-го сорта. В клееных элементах в наиболее
напряженных зонах (в пределах 1/6 высоты от кромок, но не менее
двух досок) следует применять пиломатериалы 1-го сорта, в
остальных зонах допускается применять пиломатериалы 2-го сорта.
Влажность применяемой древесины должна быть: для бревен —
не более 25 %; пиломатериалов — не более 20 %; пиломатериалов,
используемых для клееных конструкций, — не более 12 %.
Влажность древесины для свай и других элементов опор,
располагаемых ниже уровня меженных вод, не ограничивается.
Расчетные сопротивления древесины сосны 1-го сорта в
зависимости от ее влажности принимают по табл. 97 СНиП 2.05.03-84.
Для древесины 2-го сорта расчетные сопротивления принимают
меньше, чем для 1-го сорта, на 30 % при растяжении вдоль
волокон, на 10% — при всех других видах напряженного состояния.
Расчетные сопротивления клееной древесины сосны при
толщине склеиваемых досок 33 мм и высоте элементов 50 см и менее
принимают по табл. 98 СНиП 2.05.03-84.
При использовании в клееных элементах досок другой
толщины расчетные сопротивления следует умножать на коэффициенты
работы, равные 1,1 при толщине досок 19 мм и менее; 1,05 — при
толщине досок 26 мм; 0,95 — при толщине досок 43 мм. При
увеличении высоты клееного элемента расчетные сопротивления дре-
48
весины снижаются в соответствии с коэффициентами условий
работы, приведенными в табл. 99 СНиП 2.05.03-84.
Для древесины других пород расчетные сопротивления сосны
умножают на коэффициенты перехода, приведенные в табл. 101
СНиП 2.05.03-84.
Модули упругости природной древесины всех пород (при
сжатии и растяжении вдоль волокон и при изгибе) принимают при
определении деформаций от постоянных нагрузок 8 340 МПа, от
временных нагрузок — 9 810 МПа. Модуль упругости клееной
древесины при определении деформаций от любых нагрузок
принимают равным 9 810 МПа. Модуль упругости древесины при сжатии
поперек волокон принимается 392 МПа.
Основными недостатками древесины как материала для
мостов являются опасность загнивания и возгорания. Срок службы
мостов из неантисептированной древесины составляет не более
15 лет. При обработке древесины антисептиком и хорошем
надзоре в процессе эксплуатации деревянные мосты из клееной
древесины могут служить 45...60 лет. Возгорание древесины в
автодорожных мостах предотвращается системой противопожарных
мероприятий.
В деревянных мостах может найти применение также
облагороженная древесина — бакелизированная фанера и древеснослоис-
тые пластики. Эти материалы получаются путем склеивания
березового шпона фенолформальдегидными смолами. Плотность ба-
келизированной фанеры 1 000 кг/м3, предел прочности при
растяжении и изгибе 90... 150 МПа, при сжатии 70... 100 МПа, при
скалывании по клеевому шву 13 МПа.
Для склеивания элементов конструкций применяют феноль-
ные, резорциновые и фенолрезорциновые клеи, обладающие
необходимой прочностью, водостойкостью, биостойкостью и
долговечностью. Для стальных элементов деревянных мостов
применяют круглые стержни, полосовую сталь, уголки,
швеллеры, двутавры. Широко применяют также гвозди, болты, штыри
и скобы.
3.3. Основные системы деревянных мостов
и области их применения
В конце XX в. в России строительство деревянных мостов на
федеральных автомобильных дорогах практически
приостановлено, велось лишь содержание существующих деревянных мостов,
которые сохранились в основном на дорогах местного значения.
По состоянию на 2004 г. деревянные мосты на федеральных
дорогах Российской Федерации составляли не более 1,5 % всех мостов
на всей территории. Однако на дорогах местного значения они,
49
по-видимому, будут существовать еще долго, возможна и замена
их новыми, более современными конструкциями.
На сельских дорогах в лесных регионах Российской Федерации
по экономическим соображениям могут найти применение
простейшие балочные разрезные мосты (рис. 3.6, а). Они имеют
пролетные строения с несущими конструкциями в виде простых
одноярусных, сложных и составных двух- и трехъярусных прогонов,
поддерживающих проезжую часть. Эти мосты не требуют больших
затрат материалов, имеют простую конструкцию, позволяющую
индустриализировать процессы изготовления и возведения моста. При
использовании простых прогонов мосты имеют пролеты 6...8 м, а
при использовании составных прогонов или клееных балок — до
24 м.
При необходимости перекрытия больших пролетов по
экономическим соображениям в нынешней России могут быть
использованы более сложные балочные разрезные пролетные строения с
несущими конструкциями в виде решетчатых ферм различных
видов.
Пролеты до 24 м могут быть перекрыты пролетными
строениями с ригельно-раскосными фермами (рис. 3.6, б) из бревен или
брусьев с металлическими нагельными соединениями. Эти фермы
не приспособлены для индустриального изготовления и
механизированной сборки, поэтому мосты с фермами этого вида не
перспективны.
Для перекрытия пролетов до 30 м могут быть применены и
пролетные строения с фермами Гау—Журавского (рис. 3.6, в), об-
Рис. 3.6. Основные виды балочных деревянных мостов:
а — пролетные строения с различного вида прогонами; б — пролетные строения
с ригельно-раскосными фермами; в — пролетные строения с фермами
Гау—Журавского; г — пролетные строения с дощато-гвоздевыми фермами
50
разуемыми из бревен или брусьев и металлических тяжей в
растянутых стойках. Для обеспечения большей надежности и
увеличения срока службы нижний и верхний пояс в фермах Гау—Журав-
ского следует выполнять металлическими. Фермы Гау—Журавско-
го приспособлены для заводского изготовления и
индустриальной сборки.
В районах Сибири в настоящее время находят применение и
пролетные строения с дощато-гвоздевыми фермами (рис. 3.6, г).
Они проще при изготовлении, но менее долговечны, чем фермы
Гау—Журавского. Их применяют в мостах, рассчитанных на
ограниченный срок службы. Дощато-гвоздевые фермы позволяют
сборку из блоков, изготовленных заранее в цехе или на площадке
деревянных мостовых конструкций.
Простейшими деревянными мостами распорной системы
являются подкосные мосты (рис. 3.7, а), имевшие в прошлом
широкое распространение на автомобильных дорогах России. В
настоящее время они не применяются, так как не приспособлены для
индустриального строительства, но в ряде районов могут найти
употребление по экономическим соображениям.
К распорным системам также относятся арочные и висячие
мосты, которые встречаются на автомобильных дорогах. Арочные
деревянные мосты (рис. 3.7, б) бывают целесообразны в горных
районах. Деревянными арками можно перекрывать пролеты до 50 м,
а при использовании клееных арок — и большие пролеты.
Висячие мосты с деревянными балками жесткости, поддерживаемыми
Рис. 3.7. Основные виды распорных деревянных мостов:
а — подкосные; б — арочные; в — комбинированные
51
стальными канатами, применяют в горных районах для
перекрытия препятствий, достигающих 80... 100 м.
В деревянных мостах применяются и комбинированные
системы. Так, при пролетах до 60 м может быть использована
конструкция, состоящая из балки жесткости в виде решетчатой фермы
(рис. 3.7, в) и гибкой арки. Возможны также вантовые мосты с
балками жесткости из различных деревянных элементов: ферм,
коробок.
Дальнейшее развитие деревянных мостов в современных
условиях возможно в районах, богатых древесиной, при условии
использования конструктивных решений, приспособленных для
индустриального изготовления и строительства. Необходимо
решительно отказаться от конструктивных решений, не
ориентированных на широкое применение средств механизации.
Однако в будущем, по мере восстановления утерянных
возможностей России, следует ориентироваться на применение в
автодорожных мостах на дорогах различного уровня клееной
древесины и разнообразных синтетических материалов. США,
Канада и Скандинавские страны в этом направлении значительно
оторвались от России: в начале текущего века в этих странах
построены на федеральных дорогах разнообразные балочные и арочные
мосты с привлекательным архитектурными формами.
Контрольные вопросы
1. Какие требования предъявляются к древесине для автодорожных
мостов?
2. От каких факторов зависит расчетное сопротивление древесины?
3. Какие статические системы применяются в деревянных мостах?
4. Каковы области рационального применения деревянных мостов?
5. Каковы перспективы развития деревянных мостов в России?
ГЛАВА 4
Конструкции деревянных мостов
и способы их строительства
4.1. Компоновка и основные типы конструктивных
решений деревянных мостов малых и средних
пролетов
Деревянные мосты малых пролетов могут найти применение
на автомобильных дорогах III, IV и V категорий. Их устраивают с
габаритами Г-4,5 или Г-6 для одной полосы движения или с
габаритом Г-7 для двух полос движения. Пролеты этих мостов
принимают равными 3; 6 и 9 м.
Деревянные мосты малых пролетов — наиболее простые
балочные мосты. Они состоят из пролетных строений и опор (рис.
4.1). Несущая часть пролетных строений может быть выполнена из
отдельных простых или сложных прогонов, блоков простых или
сложных прогонов, а также из клеефанерных блоков. Она
поддерживает проезжую часть с тротуарами и перилами.
Проезжую часть этих мостов на дорогах самых низких
категорий выполняют из дерева, а на мостах с двумя полосами
движения — из асфальтобетона по деревянному настилу или из
железобетонной плиты.
Опоры подразделяются на промежуточные и крайние.
Промежуточные опоры, поддерживают пролетные строения, а крайние,
кроме того, обеспечивают сопряжение моста с насыпью
подходов. Они могут быть свайными, рамными, свайно-рамными и
клеточными (ряжевыми).
Свайные опоры являются основным видом опор, их
применяют во всех случаях, когда грунт допускает забивку свай. Сваи по
Рис. 4.1. Схема простейших деревянных балочных мостов:
1 — свая заборной стенки; 2 — заборная стенка; 3 — колесоотбойный брус; 4 —
верхний настил; 5 — нижний поперечный настил; 6 — прогоны; 7 — насадка;
8 — диагональная (наклонная) схватка; 9 — горизонтальная схватка; 10 — свая
53
верху объединяют насадкой, на которую опирают пролетные
строения. При высоте опор не более 4 м в многопролетных мостах их
устраивают из одного поперечного ряда свай. Для увеличения
продольной жесткости моста и восприятия тормозных усилий при
высоте опор более 4 м устраивают отдельные двухрядные
(башенные) опоры (рис. 4.2). Башенные опоры по длине моста
располагают через каждые три—пять пролетов в зависимости от
перекрываемых пролетов и высоты опор, но не реже чем через 20...25 м.
Деревянные мосты средних пролетов (15...33 м) по
конструкции в основном балочные с ездой поверху. Их пролетные
строения образуются из нескольких главных ферм (балок),
объединенных системой связей, и проезжей части, располагаемой на
верхних поясах ферм. Пролетные строения таких мостов могут быть
выполнены с применением клееных балок, деревометаллических
ферм Гау—Журавского и дощато-гвоздевых ферм.
В пролетных строениях с ездою поверху принимается обычно
четное число ферм. Это обеспечивает возможность создания
пространственных блоков, образуемых из двух ферм с помощью
системы связей. Количество ферм в пролетном строении зависит от
ширины проезжей части, типа ферм и размеров пролетов.
Решение о количестве ферм по ширине моста принимают на основе
сравнения вариантов с разным числом ферм с учетом расходов
материалов на проезжую часть и условий строительства. Так,
например, при сравнении пролетных строений с четырьмя или с
шестью фермами необходимо учитывать, что при шести фермах
увеличивается трудоемкость изготовления ферм, усложняются
монтаж пролетного строения и конструкция опор. Вместе с тем
уменьшается вес монтажных блоков, открывается возможность
применения кранов меньшей грузоподъемности, уменьшается
строительная высота пролетного строения, представляется
возможным применять более мелкий сортамент для изготовления
конструкций.
Для обеспечения пространственной жесткости пролетного
строения главные фермы (балки) объединяются системой
горизонтальных и вертикальных связей (рис. 4.3). Продольные
горизонтальные связи располагаются в плоскости поясов главных ферм и
i
20...25М
Рис. 4.2. Схема плоских и башенных опор простейших мостов
54
Рис. 4.3. Компоновка пролетного строения:
а — план связей; б — поперечное сечение пролетного строения; 1 — главная
балка (ферма); 2 — верхние горизонтальные связи; 3 — поперечные связи; 4 —
нижние горизонтальные связи
представляют собой горизонтальные фермы, соединяющие
главные фермы попарно (рис. 4.3, а). Поясами ферм продольных
связей являются пояса главных ферм. Горизонтальные связи
воспринимают нагрузку от ветра и обеспечивают устойчивость сжатого
пояса из плоскости ферм. Без верхних горизонтальных связей
конструкция пролетного строения неработоспособна.
Поперечные связи (рис. 4.3, б) соединяют между собой все
главные фермы. Опорные поперечные связи воспринимают
нагрузку от верхних горизонтальных связей и передают ее на опоры
моста. Промежуточные поперечные связи совместно с проезжей
частью обеспечивают распределение временной нагрузки между
главными фермами.
4.2. Конструкция проезжей части
деревянных мостов
Деревянные мосты малых пролетов при небольшой
интенсивности движения транспортных средств на сельских дорогах, не
имеющих хорошего покрытия, могут иметь проезжую часть в виде
сплошного поперечного настила из круглых бревен (рис. 4.4, а)
или пластин (рис. 4.4, б). Бревна или пластины укладывают
плотно над прогонами и закрепляют прижимными бревнами, которые
служат также колесоотбоями. Эти конструкции проезжей части
возможны только при проезде автомобилей по мосту со
сниженной скоростью.
Для обеспечения более благоприятных условий движения по
мосту проезжую часть устраивают с дощатым верхним настилом.
При малом расстоянии между прогонами (до 0,5 м) она состоит
из сплошного слоя поперечных пластин, поверх которого укла-
55
Рис. 4.4. Конструкция проезжей части простейших мостов:
а — д — варианты конструктивных решений; 1 — прижимное бревно; 2 — бревно
наката; 3 — прогон; 4 — пластина наката; 5 — верхний продольный дощатый
настил; 6 — поперечина; 7 — верхний поперечный дощатый настил; 8 — нижний
продольный дощатый настил; 9 — асфальтобетонное покрытие; 10 — гвозди де-
ревоплиты
дывают одиночный настил из досок, уложенных вдоль моста (рис.
4.4, в). При больших расстояниях между прогонами по ним
располагают реже более мощные поперечины (рис. 4.4, г) и
укладывают на них двойной дощатый настил. Доски нижнего настила в
этом случае направлены вдоль моста, их укладывают с зазорами
2... 3 см, обеспечивающими их проветривание. Верхний настил
может быть поперечным и продольным. Он работает на износ и
защищает от износа рабочий нижний настил. Толщину досок
верхнего настила принимают не менее 5 см.
На дорогах с асфальтобетонным покрытием мосты устраивают
с проезжей частью в виде деревоплиты. Деревоплиту образуют из
досок, уложенных на ребро и объединенных между собой клеем
или гвоздями (рис. 4.4, д). При этом получается довольно жесткая
плита, способная воспринимать нагрузку и передавать ее на
прогоны. По верху деревоплиты устраивают слой асфальтобетонного
покрытия. Для обеспечения лучшей связи асфальтобетона с
плитой доски деревоплиты делают разной ширины, чтобы
получалась гребенчатая поверхность с выступами высотой 2...3 см.
Толщину слоя асфальтобетона над выступающими кромками досок
деревоплиты принимают 4...6 см. Для обеспечения большего
срока службы доски деревоплиты антисептируют, а в
асфальтобетонном покрытии необходимо устройство гидроизоляции.
56
В деревянных мостах средних пролетов применяются три типа
конструкций проезжей части:
1) в виде железобетонной плиты или деревоплиты;
2) из поперечин и продольных рабочего и защитного настилов
из досок;
3) из прогонов, опирающихся на поперечные балки,
поперечного рабочего и продольного защитного настилов.
Первый тип проезжей части применяется в пролетных
строениях с клееными балками, второй — в пролетных строениях с
дощато-гвоздевыми фермами, третий — в пролетных строениях с
фермами Гау—Журавского, когда необходимо обеспечить
узловую передачу нагрузки от проезжей части на фермы.
Железобетонная плита проезжей части обеспечивает хорошее
распределение временной нагрузки между несущими элементами
и защищает их от воздействия атмосферной влаги. Кроме того,
она может быть жестко соединена с прогонами и работать
совместно с ними на общее действие нагрузки, значительно
увеличивать несущую способность и жесткость пролетных строений. Она
может быть сборной или бетонироваться на месте и объединяется
с балками с помощью металлических выпусков, прикрепленных
к балкам и входящих в тело плиты (рис. 4.5).
Во втором и третьем типе проезжей части сверху рабочего
настила укладывается продольный защитный настил из досок
толщиной 4...5 см и крепится к доскам рабочего настила гвоздями.
Он предохраняет рабочий настил от износа и обеспечивает
распределение нагрузки от колеса на доски рабочего настила.
Расположение досок рабочего настила вдоль проезда обеспечивает
лучшие условия для его ремонта, так как в этом случае
изнашиваются только доски, находящиеся на колеях движения нагрузки.
Во втором типе проезжей части поперечины выполняют из
бревен, окантованных на два параллельных канта. Поперечины
укладывают комлями в разные стороны и крепят к
дощато-гвоздевым фермам штырями (рис. 4.6, а). Продольный рабочий настил
к поперечинам крепят гвоздями. Доски нижнего настила
располагаются в шахматном порядке по отношению к доскам верхнего
Рис. 4.5. Конструкция деревожелезобетонного балочного пролетного
строения:
1 — деревянные прогоны; 2 — железобетонная плита проезжей части; 3 —
металлические пластинчатые нагели, входящие в балку и тело плиты
57
Рис. 4.6. Конструкция проезжей части :
а — на поперечинах; б — с поперечными балками; 1 — защитный настил; 2 -
рабочий настил; 3 — поперечины; 4 — главные фермы (балки); 5 — прогоны; 6 -
поперечные балки
5= 5 см 10 11
3^ ,д\ \ \
Рис. 4.7. Конструкции тротуаров и
перил:
а, б — варианты конструкции; 1 —
прогон; 2 — поперечина; 3 — колесоотбой-
ный брус; 4 — продольный тротуарный
настил; 5 — перильное заполнение; 6 —
поручень; 7 — перильная стойка; 8 —
перильный подкос; 9 — тротуарный
коротыш; 10 — поперечный тротуарный
настил; 11 — тротуарная продольная балка
58
настила, что обеспечивает лучшее распределение временной
нагрузки на доски рабочего настила.
В третьем типе проезжей части поперечные балки (рис. 4.6, б)
выполняют парными из двух окантованных бревен. Это исключает
необходимость применения бревен большого диаметра и
обеспечивает симметричное расположение бревен поперечных балок
относительно узла фермы. Каждое бревно поперечной балки
крепится к поясам штырями. По поперечинам укладывают прогоны,
а по прогонам — поперечный настил. Так как все прогоны
объединяются между собой поперечным настилом, то нет
необходимости все их крепить к поперечным балкам.
Тротуары деревянных мостов выполняют повышенного типа с
продольным или поперечным дощатым настилом. Доски
продольного настила укладывают на короткие поперечные подкладки из
брусьев, прикрепляемых к поперечинам (рис. 4.7, а). Доски
поперечного настила одним концом опирают на колесоотбой, а
другим — на продольную тротуарную балку (рис. 4.7, б). Чтобы колеса
подвижной нагрузки не задевали досок тротуарного настила, для
них в колесоотбойном бревне устраивают продольный паз.
Ограждающие тротуар перила состоят из перильных стоек,
укрепленного к ним поручня и расположенных ниже поручня элементов
перильного заполнения, обеспечивающего безопасность пешеходов.
Для более надежного закрепления перильных стоек применяют
усиление их перильными подкосами (см. рис. 4.7, а).
4.3. Конструкции пролетных строений
из простых и составных прогонов
Несущую часть пролетных строений деревянных мостов малых
пролетов чаще всего устраивают из простых деревянных прогонов.
В целях уменьшения объема работ при возведении моста,
сокращения численности рабочих и эффективного использования при
строительстве кранов отдельные элементы пролетных строений
рекомендуется заранее объединять в блоки, масса которых
должна соответствовать грузоподъемности применяемых
автомобильных кранов, а габариты — используемым для перевозки
транспортным средствам. Изготовление блоков целесообразно при
индустриальной централизованной заготовке элементов мостовых
конструкций.
На рис. 4.8 приведено конструктивное решение такого блока
для колейного пролетного строения. Он является транспортно-
монтажным блоком и в наибольшей степени подготовлен к
сборке пролетного строения при строительстве моста. Его ширину
следует принимать 2,0... 2,4 м, что соответствует ширине кузова
транспортных автомобилей. При пролетах 3 и 6 м он состоит из четырех
59
Подлежит стеске
■ ■■■■■■■■■■ —■—
450
Подлежит стеске
Рис. 4.8. Колейный блок с простыми прогонами и настилом
или пяти простых прогонов, поперечного рабочего настила и
продольного защитного настила.
Рабочий и защитный настилы выполняют из досок толщиной 5
см. Доски рабочего настила прибивают гвоздями к каждому
крайнему прогону, а к промежуточным — через одну в шахматном
порядке. Доски защитного настила прибивают к рабочему настилу
двумя гвоздями по концам доски и по одному гвоздю через
100... 150 см по длине. Для удобства крепления колейных блоков к
насадкам опор настил в блоке обрывают на расстоянии 50 см от
концов прогонов. После укладки блоков на опоры и их
закрепления концы прогонов закрывают закладными щитами,
состоящими из досок поперечного настила с закрепленными участками
защитных колей.
В поперечном сечении моста с одной полосой движения с
габаритом Г-4,5 два таких блока располагаются с межколейным
просветом (рис. 4.9), который закрывается межколейным щитом со
средним колесоотбоем, который препятствует заезду колеса
подвижной нагрузки на середину щита.
Рис. 4.9. Поперечное сечение пролетного строения из колейных блоков
60
Простые прогоны блочных пролетных строений выполняются
из бревен, опиливаемых на два канта по всей длине, с шириной
канта не менее 1/3 диаметра бревна в тонком конце. Высота всех
прогонов в пролетном строении должна быть одинаковой. Снятие
канта снизу ослабляет прогон, но обеспечивает возможность
постановки связей, объединяющих прогоны в блоки и
обеспечивающих горизонтальную жесткость и неизменяемость при
изготовлении и транспортировке.
Прогоны по ширине блока целесообразно располагать
равномерно с разворотом относительно оси моста (см. рис. 4.8). Разворот
прогонов обеспечивает однотипность всех прогонов и блоков, а
также возможность укладки блоков на насадку любым концом.
Концы прогонов опиливаются на клин с уклоном 1 : 5
симметрично с обеих сторон. Эта обработка концов прогонов
обеспечивает размещение впереплет прогонов смежных пролетов на
насадках плоских опор (рис. 4.10). Длину прогонов принимают на 50 см
больше расчетного пролета моста. Это позволяет перекрывать
пролеты в случае отклонения полученного размера пролета от
проектного. В связи с этим на концах прогонов для забивки штырей,
прикрепляющих прогон к опоре, сверлят три отверстия (см. рис.
4.10). Одно из этих отверстий обеспечит рациональное положение
штыря в насадке. Для крепления прогонов к насадке используют
штыри диаметром 16 мм с глубиной заделки в насадке не менее
15 см.
Из отдельных прогонов деревянные мосты строят в случае
заготовки лесоматериалов в непосредственной близости от места
строительства, при небольшом объеме работ и отсутствии
пилорам. Конструкция деревянного пролетного строения,
собираемого из отдельных простых прогонов, более проста в изготовлении,
чем при колейных блоках и блоках прогонов, но более трудоемка
при монтаже. Пролетное строение из отдельных элементов
состоит из простых прогонов, двойного дощатого настила и колесоот-
боев. Количество прогонов по ширине однопутного моста колеб-
Рис. 4.10. Узел соединения прогонов впереплет:
1 — насадка; 2 — отверстия для штырей; 3 — штырь
61
лется от 6 до 12, а в двухпутных мостах достигает 14 и зависит от
пролета, диаметра прогонов и расчетной нагрузки. При различном
количестве прогонов по ширине моста суммарный расход
лесоматериалов на проезжую часть и прогоны примерно одинаков. Это
объясняется тем, что с уменьшением количества прогонов
увеличивается пролет поперечного настила и в связи с этим
увеличивается сечение поперечного настила.
Простые прогоны для пролетных строений, собираемых из
отдельных элементов, могут иметь такую же конструкцию, как и
прогоны в колейном блоке. Кроме того, простые прогоны для этих
пролетных строений могут быть выполнены вручную из круглых
бревен. При изготовлении простых прогонов вручную бревна сверху
выравнивают для опирания настила. Снизу прогоны подтесывают
по концам на длине 60... 70 см так, чтобы высота всех прогонов на
обоих концах была одинаковой. Подтеску бревен делают пологой
с наклоном не более 1:4 и не более чем на 1/3 толщины бревна,
чтобы не допустить откола древесины. Прогоны укладывают
поочередно комлями в разные стороны, чтобы суммарное сечение
всех прогонов по обе стороны от середины пролетов было
одинаковым. Над опорами прогоны соседних пролетов укладывают
вразбежку, как и прогоны колейных блоков. Прогоны крепят к
насадкам штырями через заранее подготовленные отверстия.
Доски поперечного настила прикрепляют к прогонам
одиночными гвоздями в шахматном порядке через один прогон. Доски
защитного настила обычно стыкуются над опорами. При
недостаточной длине досок стыки располагаются вразбежку, чтобы в
любом сечении стыковалось не более 1/3 досок. Доски
прикрепляют к рабочему настилу гвоздями из расчета по два гвоздя на
каждый конец доски, а по длине — по одному гвоздю через
100... 150 см.
При необходимости изготовления пролетных строений из
лесоматериалов диаметром 20...22 см, а также при пролетах моста
более 5...6 м применяют сложные и составные прогоны. В
сложном прогоне два окантованных, уложенных одно на другое
бревна соединяются по длине всего тремя штырями, которые не
могут воспринимать сдвигающие силы при изгибе прогона. В связи с
этим несущая способность сложного прогона из двух бревен равна
их сумме несущих способностей. В составном прогоне бревна
между собой объединяются часто устанавливаемыми связями
(штырями, шпонками, колодками), способными эффективно
воспринимать сдвигающие усилие, возникающее между бревнами при
их изгибе, что резко увеличивает несущую способность этого
прогона.
Пролетные строения могут быть составлены из блоков
составных или сложных прогонов, уложенных на опоры, двух или трех
щитов проезжей части и двух колесоотбоев.
62
4.4. Конструкции пролетных строений с клееными,
клеефанерными балками и трубами
В России разработаны проекты автодорожных мостов с
пролетными строениями из клееных балок длиной 9, 12, 15, 18 и 24 м.
В 1960— 1970-е гг. была создана материальная база для
изготовления клееных балок и построено несколько мостов с их
использованием. Опыт их эксплуатации выявил необходимость строгого
соблюдения технологии изготовления балок, обеспечения
высокого качества склеивания. В связи с тем, что необходимое
качество не обеспечивалось, изготовление клееных балок постепенно
сокращалось и на некоторых заводах прекращено полностью.
Реабилитация клееных пролетных строений возможна лишь при
условии резкого повышения качества их изготовления на основе
строгого соблюдения технологии.
В конструкциях автодорожных мостов могут применяться
разрезные и неразрезные клееные балки прямоугольного и
двутаврового сечений. Балки прямоугольного сечения проще в
изготовлении, удобны для транспортировки и хранения, но с увеличением
пролета они становится менее экономичными и уступает по
эффективности балкам двутаврового сечения. Прямоугольное
сечение целесообразно для балок пролетом до 8... 12 м, а при больших
пролетах (15...24 м) рациональнее двутавровое.
Клееные балки прямоугольного (рис. 4.11, а) и двутаврового
(рис. 4.11, б) сечений получают при склеивании плашмя по высо-
Рис. 4.11. Виды поперечных сечений клееных и клеефанерных балок:
а—ж— варианты сечений; 1 — доски с древесиной отборного качества; 2 — баке-
лизированная фанера
63
те нескольких досок. При этом доски должны иметь толщину не
более 30 мм, влажность не более 12 %; их годичные слои должны
быть направлены в одну сторону, так как чередующееся
расположение годичных слоев способствует возникновению разрывающих
усилий в клеевых швах. Высоту h клееных балок назначают от 1/10
до 1/15 их пролета. Ширина b прямоугольных балок не должна
быть меньше 1/6 высоты h. В клееных двутавровых балках
толщину стенки Ьс принимают не менее половины ширины пояса Ь.
Для увеличения несущей способности клееных балок их крайние
доски на высоту 0,15 h, но не менее двух досок сверху и снизу
балки, выполняют из пиломатериала с древесиной лучшего
качества.
Клеефанерные балки в конструкциях автодорожных мостов
применяют для перекрытия пролетов от 10 до 20...30 м. В этих
балках из бакелизированной фанеры выполняют вертикальную
стенку. При небольшом пролете фанерную стенку иногда
выполняют из одного листа (рис. 4.11, в), но чаще ее выполняют из двух
листов фанеры, расположенных с промежутком (рис. 4.11, г, д). При
двойной стенке в ней уменьшаются касательные напряжения и
увеличивается площадь клеевых швов, прикрепляющих ветви поясов
к листам вертикальной стенки. Толщина фанеры в мостовых балках
принимается не меньше 10 мм. Устойчивость фанерной стенки
обеспечивается постановкой ребер жесткости, которые при одиночной
стенке ставят по ее бокам, а при двойной стенке обычно
вклеивают в зазор между листами стенки. Сжатый пояс этих балок обычно
выполняют из досок, склеенных по вертикальным швам (см. рис.
4.11, г), а растянутый — из досок (см. рис. 4.11, д) или же из
бакелизированной фанеры, приклеиваемой к стенке с помощью
вспомогательных брусков (см. рис. 4.11, г). Для усиления соединения
такого пояса со стенкой вспомогательные бруски ставят с обеих
сторон каждого из листов стенки (рис. 4.11, е). Полезно также
наклеивать на сжатый пояс сверху лист фанеры (рис. 4.11, ж).
Более высокие пояса можно выполнять из нескольких ярусов
досок без склеивания их в горизонтальных швах (см. рис. 4.11, ж)
с зазором 0,5... 1 см.
Стыки поясных досок и фанерных элементов выполняют
сопряжением на ус или зубчатым стыком. Стыки вертикальной стенки
устраивают в местах установки ребер жесткости. Возможно также
устройство стыков бакелизированной фанеры с перекрытием их
фанерными накладками, поставленными на клею. Совмещать стыки
в поясах и стенке клеефанерных балок не рекомендуется.
В пролетных строениях автодорожных мостов возможно также
применение коробчатых клеефанерных элементов. Такие
элементы (блоки) могут иметь две или несколько вертикальных стенок,
связывающих поясные фанерные листы (рис. 4.12). Пояса и
стенки соединяют между собой вспомогательными поясными бруска-
64
Рис. 4.12. Поперечное сечение клеефанерного блока:
1 — листы бакелизированной фанеры; 2 — вспомогательные бруски
ми. Между их вертикальными стенками устраивают поперечные
диафрагмы.
Конструкция проезжей части пролетных строений с клееными
балками может быть устроена в виде уложенных на эти балки по-
Б-Б
12 3 4
Ц
JO
1500
30,
Рис. 4.13. Схема пролетного строения с клееными главными балками:
1 — клееная балка; 2 — деревоплита; 3 — диафрагма; 4 — покрытие
65
перечни, поддерживающих двойной дощатый настил или в виде
клееной деревоплиты, покрытой сверху слоем асфальтобетона или
пластобетона. В пролетных строениях из клеефанерных блоков,
имеющих верхний пояс из бакелизированной фанеры (см. рис. 4.12),
поверх него может быть приклеен защитный настил из досок
толщиной 4...6 см. Такой настил работает на износ, распределяет
сосредоточенные воздействия временной нагрузки, увеличивает
устойчивость и несущую способность фанерного верхнего пояса.
Защитный настил приклеивают к фанерному поясу, располагая
доски вдоль или поперек оси моста в зависимости от конструкции
коробчатых балок пролетного строения.
Пример пролетного строения с клееными балками
прямоугольного сечения длиной 15 м приведен на рис. 4.13. В его поперечном
сечении балки расположены попарно и соединены сборными
диафрагмами прямоугольного сечения, устанавливаемыми через
4... 6 м. Балки прижимают к диафрагме четырьмя металлическими
тяжами, расположенными по бокам диафрагм. Поверх балок
уложены сборные блоки деревоплиты, по которым устраивают
асфальтобетонное покрытие. Элементы деревоплиты присоединяют
к балкам шурупами, завинчиваемыми в верхнюю часть балок, а
между собой сбивают гвоздями. В специально просверленных
гнездах в деревоплите устанавливают металлические штыри,
улучшающие ее связь с асфальтобетонным покрытием. Тротуары
пролетных строений выполнены шириной 1 или 1,5 м.
Доцентом кафедры мостов ЛИСИ А. М. Димовым в 1960— 1980-е
годы разработаны и применены оригинальные конструктивные
решения пролетных строений мостов с применением фанерных
труб. На рис. 4.14 приведена его конструкция плоского блока
пролетного строения длиной 21 м, в котором фанерные трубы при-
1750
1750
Рис. 4.14. Конструкция плоского блока пролетного строения длиной 21м
с применением фанерных труб
66
Рис. 4.15. Схема и конструкция пролетного строения моста с
применением пространственных блоков из фанерных труб:
1 — раскосы из фанерных труб; 2 — металлический верхний пояс; 3 — узловая
подушка верхнего пояса; 4 — нижний металлический пояс; 5 — узловая подушка
нижнего пояса; 6 — упоры; 7 — кольцо; 8 — ветвь нижнего пояса; 9 — связь;
10 — ветвь нижнего пояса; 11 — гайка; 12 — тяж
меняются в комбинации с металлом. Сжатые элементы верхнего
пояса выполнены из фанерных труб, раскосы и стойки
выполнены из труб, внутри которых пропущены металлические тяжи,
работающие на растяжение и обеспечивающие обжатие труб к
подушкам в узлах фермы. Фанерные трубы приняты с внутренним
диаметром 200 мм и толщиной стенки 20 мм. Подушки фермы
выполнены из клееной древесины. Нижние пояса фермы
выполнены из двух металлических уголков 100 х 100 х 10. Пролетное
строение в поперечном сечении имеет четыре таких фермы, по
которым расположена проезжая часть с асфальтобетонным покрытием.
На рис. 4.15 приведена разработанная A.M. Димовым схема и
конструкция моста с применением фанерных труб в
пространственных блоках. Верхний и нижний пояса этих блоков
выполнены металлическими, а раскосы — из фанерных труб, внутри
которых расположены металлические тяжи. В поперечном сечении
пролетного строения располагается несколько таких блоков. В
Петербурге и в Ленинградской области эксплуатируются шесть
мостов с использованием подобных конструкций, один из них
эксплуатируется более 40 лет.
4.5. Конструкции пролетных строений
с деревометаллическими и дощато-гвоздевыми
фермами
Деревометаллические фермы (рис. 4.16) состоят из
деревянного верхнего и металлического нижнего поясов и крестовой решет-
67
Рис. 4.16. Опорный блок фермы Гау—Журавского:
1 — верхний пояс; 2 — прокладка; 3 — узловая подушка верхнего пояса; 4 —
нисходящий раскос; 5 — восходящий раскос; 6 — тяж; 7 — узловая подушка
нижнего пояса; 8 — нижний пояс; 9 — опорная стойка
ки, образуемой из перекрестных раскосов и вертикальных
металлических тяжей. По концам фермы и около концов секций ферм
располагаются деревянные стойки. Присоединение раскосов в
узлах ферм производится простым упором в специальные узловые
подушки, в связи с этим раскосы могут воспринимать только
сжимающие усилия. Включение раскосов в работу осуществляется
натяжением металлических тяжей. Из двух раскосов, находящихся
в одной панели, в зависимости от положения нагрузки в пролете
на сжатие работает только один из них, а другой выключается из
работы. В связи с этим при любом положении нагрузки ферма с
крестообразной решеткой работает всегда как раскосная ферма со
сжатыми раскосами и растянутыми тяжами. В деревометалличе-
ской ферме с металлическим нижним поясом деревянные
элементы работают только на сжатие, а металлические — только на
растяжение.
Расчетную высоту фермы принимают из условия жесткости,
равной 1/8... 1/12 расчетного пролета. Длина панели фермы
зависит от высоты фермы и угла наклона раскосов, который
назначают обычно около 45°. Для уменьшения длины панели угол
наклона раскосов увеличивают до 60°.
Деревометаллические фермы могут собираться из плоских
секций (см. рис. 4.16) или пространственных блоков. Верхний пояс 1
ферм (рис. 4.17) образуется из двух ветвей брусьев или
окантованных бревен, расположенных в один ярус. По середине панели и
около узлов фермы брусья соединяются болтами через прокладку.
Нижний пояс образуется из двух швеллеров, соединенных между
собой вертикальными диафрагмами в узлах фермы, а по середине
панели пояса — горизонтальными планками. Сечение поясов ферм
по всей длине пролета принимают постоянным.
Восходящие от опор к середине раскосы во всех панелях
выполняют из двух брусьев в поперечном сечении, а нисходящие —
из одного. Это соответствует различию сжимающих условий в этих
раскосах. Брусья нисходящих раскосов пропускают между
брусьями восходящих раскосов. В месте пересечения брусья раскосов
скрепляют между собой болтом. Наибольшее усилие имеет
восходящий раскос в крайней от опоры панели. Нисходящий раскос в
этой панели осевых усилий не имеет, однако он обеспечивает
жесткость опорного блока и устойчивость восходящего раскоса,
уменьшая его свободную длину. Тяжи выполняют из круглых
стальных стержней диаметром 35...45 мм с винтовой резьбой на
концах.
Пояса и решетки соединяют в узлах фермы с помощью
металлических подушек. Чтобы исключить возникновение в узлах
моментов от внецентренного приложения усилий, узлы фермы
конструируют так, чтобы оси всех элементов, сходящихся в узле,
пересекались в одной точке. Основу верхнего узла фермы Гау—
Журавского (см. рис. 4.17) составляет сварная деталь,
включающая в себя корытообразный элемент с упорными уголками и пла-
Рис. 4.17. Верхний узел фермы Гау—Журавского:
1 — пояс; 2 — распорки связей; 3 — центрирующая подушка; 4 — поперечная
балка; 5 — коротыш швеллера; 6 — накладка; 7 — нагель; 8 — упорный уголок;
9 — упорная пластина; 10 — фиксатор; 11 — раскос; 12 — тяж; 13 — диафрагма
69
стинами для упирания раскосов. Корытообразный элемент
включает в себя две вертикальные пластины, приваренные к
горизонтальному листу. Вертикальные пластины крепят к верхнему поясу
фермы с помощью глухих нагелей через заранее просверленные
отверстия. Концы раскосов опиливаются перпендикулярно их оси
и упираются в металлические пластины, приваренные к полкам
уголков. Необходимое положение раскоса в узловой подушке
обеспечивается специальными фиксаторами, прикрепленными
гвоздями к раскосу и вставляемыми в отверстия в пластинках упорных
уголков. Между вертикальными полками уголков для исключения
их изгиба ставят диафрагмы.
Между брусьями верхнего пояса пропускают металлический тяж
и закрепляют гайкой на коротыше из швеллера с наваренной на
нем металлической пластинкой. Над верхним узлом около
коротыша к верхнему поясу закрепляют распорки горизонтальных
связей. На распорки укладывают центрирующие подушки, а на них
опирают поперечные балки проезжей части. Центрирующие
подушки обеспечивают равномерное распределение нагрузки от
поперечных балок между ветвями верхнего пояса. Узел нижнего
пояса имеет аналогичную конструкцию, но упорные уголки в нем
приварены непосредственно к верхним полкам швеллеров пояса.
Стыкование блоков фермы осуществляется в панели с
помощью поясных стыковых накладок и стыковых раскосов. Стыки
верхнего и нижнего поясов устраивают в одном сечении по
вертикали. На рис. 4.18 приведены конструкция стыков верхнего и нижне-
Рис. 4.18. Стыки поясов фермы Гау—Журавского:
а — верхнего пояса; б — нижнего пояса; 1 — ветвь пояса; 2 — накладка; 3 —
болт; 4 — листовая накладка; 5 — болт
70
1—<^
Рис. 4.19. Опорная секция дощато-гвоздевой фермы:
1 — опорное ребро жесткости; 2 — доски верхнего пояса; 3 — шапочная доска;
4 — ребро жесткости из досок; 5 — ребро жесткости из брусьев; 6 — доски
стенки; 7 — доски нижнего пояса; 8 — опорная часть
го поясов ферм. Стык верхнего пояса осуществляется путем при-
торцовки поясов 1 и обжатием пояса парными накладками 2 и
болтами 3. Стык нижнего пояса осуществляется парными
листовыми накладками 4 по стенкам швеллеров с помощью болтов 5.
Верхние горизонтальные связи в пролетных строениях с
фермами Гау—Журавского устраивают в виде треугольной фермы с
дополнительными стойками. Раскосы и распорки этих связей
выполняют из досок и крепят к поясам гвоздями. Нижние связи
обычно имеют раскосую систему и выполняют из металлических
уголков. Раскосы крепят болтами к фасонкам, приваренным к поясам.
Поперечные связи по длине моста устанавливают над опорами и
по концам ферм.
Дощато-гвоздевая ферма (рис. 4.19) состоит из верхнего 2 и
нижнего 7 поясов, перекрестной стенки 6 из двух слоев досок,
шапочной доски 3 по верхнему поясу, опорных 1 и
промежуточных 4, 5ребер жесткости. Доски стенки и поясов соединяют
гвоздями. Пояса ферм работают на осевые усилия. Пара сил,
возникающая в поясах на плече, равном расстоянию между центрами их
тяжести, воспринимает внешний изгибающий момент от
собственного веса и воздействия подвижной нагрузки. Доски
перекрестной стенки обеспечивают совместную работу поясов и
воспринимают поперечную силу. Шапочная доска выравнивает верхний пояс
его и обеспечивает его устойчивость из плоскости фермы. Ребра
жесткости обеспечивают устойчивость перекрестной стенки. Опор-
71
ные ребра жесткости, кроме того, воспринимают опорные
реакции и передают их доскам перекрестной стенки.
Высоту дощато — гвоздевых ферм принимают по условиям
обеспечения жесткости, равной 1/8... 1/12 от длины пролета. Сечения
верхнего и нижнего поясов принимают одинаковыми и
постоянными по всей длине пролета. Пояса рекомендуется выполнять из
нестроганых досок толщиной 50, 60 или 75 мм и шириной 130,
150, 180, 200 или 220 мм. Доски располагаются с каждой стороны
стенки в один слой. В каждом слое доски располагают по высоте в
один, два или три яруса (рис. 4.20, а, б, в). Это определяется
особенностью работы гвоздевых соединений: гвозди могут эффективно
включить в работу только поясные доски, которые непосредственно
примыкают к стенке.
В поясах ферм могут быть использованы и брусья. В этом случае
каждую полуферму сначала изготавливают отдельно. Каждый слой
стенки прибивают гвоздями к поясным брусьям. Готовые
полуфермы соединяются гвоздями, забиваемыми крестообразно (рис.
4.20, г). Следует иметь в виду, что применение брусчатых поясов
требует более строгого контроля качества работ, так как работы
по соединению каждой полуфермы оказываются скрытыми.
Кроме того, необходим строгий контроль правильности постановки
наклонных гвоздей, соединяющих полубалки.
Стенка дощато-гвоздевой фермы конструируется из двух
перекрестных досок толщиной по 25 мм при высоте фермы до 2 м и
толщиной по 32 мм при высоте фермы более 2 м. Угол а наклона
досок перекрестной стенки к нижнему поясу принимают равным
45°.
Опорные ребра жесткости принимают того же сечения, что и
поясов. Кроме того, их усиливают накладными брусьями, стяну-
I
ш
1
if
I
«
i
Рис. 4.20. Конструкция поясов из досок и брусьев:
а — г — варианты конструктивного решения поясов
72
тыми болтами. Промежуточные ребра жесткости ставят не реже
чем через 1/8 пролета. Их ширину принимают равной половине
ширины поясов. В местах постановки поперечных связей ребра
жесткости, как и опорные, усиливают накладными брусьями на
стяжных болтах.
Для крепления поясов и ребер жесткости используют гвозди
диаметром 5 и 6 мм. Гвозди забивают с соблюдением норм их
расстановки с одной стороны пояса или с двух сторон. Забивка
гвоздей с двух сторон создает большую плотность и более
благоприятную работу гвоздей. Забивка гвоздей с одной стороны удобна
при изготовлении ферм в горизонтальном положении без
перекантовки.
Секции по длине фермы стыкуют дощатыми монтажными
стыковыми накладками, устанавливаемыми на поясах и на стенке
(рис. 4.21). Пояса блоков соединяются двусторонними накладками
на металлических нагелях диаметром 16 мм. Сечение поясных
накладок принимается таким же, как и сечение досок пояса. Длину
стыковых накладок в верхнем поясе принимают меньшей, чем в
нижнем поясе. Она определяется условием размещения 30 %
нагелей в накладках нижнего пояса. Однако сокращение числа нагелей
возможно только при условии тщательной приторцовки досок
верхнего пояса в стыке, что обеспечивает передачу сжимающего
усилия. Не менее 10 % нагелей в накладках заменяют болтами.
Стыковые двусторонние накладки стенки размещаются между
дополнительными дощатыми ребрами, находящимися на концах
Рис. 4.21. Монтажный стык дощато-гвоздевой фермы:
1 — накладка верхнего пояса; 2 — накладка стенки; 3 — дополнительное
дощатое ребро жесткости; 4 — накладка нижнего пояса
73
Рис. 4.22. Конструкция узла верхних горизонтальных связей:
1 — защитная доска; 2 — закладная доска; 3 — шапочная доска; 4 — пояс; 5 —
стенка; 6 — распорка связей; 7 — раскос связей
секций ферм. Накладки изготавливают из досок толщиной 4... 5 см.
Их накладывают вдоль досок стенки и прибивают гвоздями,
размещаемыми вертикальными рядами (см. рис. 4.21). Половину
гвоздей забивают в доски накладки с одной стороны, половину — с
другой. Гвозди пробивают насквозь.
Горизонтальные верхние связи устраивают из досок. В
пролетных строениях с четырьмя и шестью главными фермами связи
имеют раскосую систему решетки. Доски связей прибивают
гвоздями к шапочной доске пояса (рис. 4.22). Промежутки между
элементами связей на шапочной доске закладывают обрезками
досок, по закладным доскам нашивают продольную защитную
доску 1, на которую укладывают поперечины. Защитная доска за
счет создаваемого зазора предохраняет элементы связей от
воздействия поперечин при их изгибе.
Поперечные вертикальные связи выполняют в виде
двухслойных дощатых щитовых диафрагм, образованных из наклонных
перекрестных досок стенки, верхней и нижней горизонтальных
распорок и одного-двух вертикальных дощатых ребер,
обеспечивающих жесткость щита и устойчивость досок стенки. Щиты
диафрагм прибивают гвоздями к брусчатым ребрам жесткости.
4.6. Виды конструкций опор деревянных мостов
Опоры деревянных мостов малых пролетов могут быть
свайными, рамными, свайно-рамными и клеточными.
Свайные опоры являются основными для деревянных мостов
малых пролетов. Они создают высокую продольную и поперечную
74
жесткость мостов, обеспечивают небольшие осадки,
характеризуются наименьшей трудоемкостью устройства. Свайные опоры
применяют во всех случаях, когда грунт допускает забивку свай. Сваи
забивают в грунт на глубину не меньше 3,5...4 м.
Плоская свайная опора (рис. 4.23) состоит из свай, насадки,
поперечных связей в виде горизонтальных и диагональных
схваток. Поперечные связи обеспечивают поперечную жесткость
опоры.
Схема связей изменяется в зависимости от глубины воды и
положения насадки над уровнем воды. При высоте опоры до 2 м
ее жесткость обеспечивается без постановки поперечных связей
(рис. 4.24, а). При высоте опор 2...3 м для обеспечения их
поперечной жесткости ставят горизонтальные (рис. 4.24, б), а при
высоте больше 3...4 м — и диагональные схватки (рис. 4.24, в). При
высоте опор больше 4 м для увеличения их поперечной жесткости
и лучшего сопротивления горизонтальным воздействиям ставят
укосины, которые своими нижними концами упираются в
дополнительные откосные сваи (рис. 4.24, г), связанные с коренными
сваями горизонтальными схватками. В опорах высотой больше 6 м
поперечные сваи разделяют горизонтальными схватками на
ярусы высотой 3 ...4 м (рис. 4.24, д). Нижние горизонтальные схватки
в опорах ставят на 0,3 ...0,5 м выше уровня меженных вод.
Количество коренных свай в опоре однопутного моста обычно
четыре, двухпутного моста — шесть. Расстояния между сваями
принимают из условия обеспечения наиболее выгодной работы
насадки. Диаметр сваи с тонкого конца составляет 16...20 см.
При большой высоте опоры сваи приходится наращивать по
длине. Наращивание производится вполдерева с помощью болтов
и нагелей диаметром 20 мм. Длину стыка для всех диаметров свай
принимают одинаковой 75 см. Для повышения поперечной
жесткости опор плоскость стески бревен в стыке должна быть
параллельна оси моста.
i
Рис. 4.23. Схема плоской свайной опоры однопутного моста:
1 — свая; 2 — насадка; 3 — штырь; 4 — диагональная схватка; 5 — схватка
75
"\
-I
V,
у,
If
У/
<N.
» II-
^
-i
—
en
>o
z- II
^Жр^^Ч
a
б
Рис. 4.24. Схемы свайных опор (а — д) в зависимости от их высоты:
1 — коренная свая; 2 — укосина; 3 — откосная свая
Насадка обычно представляет собой опиленное на два канта
бревно, имеющее по всей длине постоянную высоту. Диаметр
насадки с тонкого конца принимают в пределах 24...27 см. В этом
случае высота насадки составляет 20... 23 см. Ширину стески
насадок целесообразно иметь несколько больше половины их
диаметра, что обеспечивает условие прочности по смятию древесины
поперек волокон. В двухпутных мостах, в связи с меньшими
расстояниями между сваями и увеличением числа площадок смятия,
диаметр насадок требуется несколько меньшим, чем в
однопутных мостах. Крепление насадки к каждой свае осуществляется за-
ершенным штырем диаметром 16 см и длиной не менее двух
толщин насадки. Для штырей в насадке заранее необходимо сверлить
отверстия.
Схватки поперечных связей в опорах выполняют из пластин,
прикрепляемых к насадке и сваям штырями диаметром 16 мм,
или из досок толщиной не менее 5 см, прибиваемых гвоздями.
Насадка в местах присоединения к ней схваток подтесывается с
боков до толщины, равной толщине свай. Для обеспечения
продольной устойчивости моста при высоте опор более 2 м
целесообразно устанавливать продольные связи. Элементы связей могут
быть выполнены из пластин диаметром 20...22 см или бревен
небольшого диаметра, которые необходимо крепить к сваям
штырями диаметром 16 мм через заранее просверленные отвер-
Рис. 4.25. Схема прикрепления элементов продольных связей к сваям
76
Рис. 4.26. Схема плоской свайно-рамной опоры
стия в схватках. При длине схваток до 5 м допускается применять
доски толщиной 8 см. В опорах, возвышающихся над уровнем
воды более 1,5 м, и при пролетах до 6 м схватки располагают
только в надводной части опор (рис. 4.25). При этом ставят и
горизонтальные схватки у воды, располагая их по одной с
каждой стороны моста.
Свайно-рамные опоры (рис. 4.26) возводят тогда, когда
пролетное строение располагается на большой высоте над уровнем воды,
когда наращивание свай целесообразно заменять установкой
заранее изготовленных рамных надстроек. Свайно-рамная опора
состоит из свайного ростверка и рамной надстройки. Лежни рам
соединяются с насадками свайного ростверка штырями. При высоте
опоры более 4,0 м рамы снабжаются укосинами,
устанавливаемыми с уклоном от 4 :1 до 3 : 1. Верхний конец укосины
прирубается к свае и насадке, а нижний врезается в лежень и крепится
металлической скобой.
Конструкция опор деревянных мостов средних пролетов. Эта
конструкция имеет ряд особенностей, определяемых условиями их
работы, отличающимися от условий работы опор мостов малых
пролетов. На опоры мостов средних пролетов действуют уже
значительные нагрузки от собственного веса пролетных строений. Эти
нагрузки передаются на опоры через опорные части,
размещаемые под четырьмя или шестью главными фермами, из которых
образуется пролетное строение мостов средних пролетов.
Опоры мостов средних пролетов имеют обычно значительную
высоту (до 10 м) над РСУ, что связано с необходимостью
обеспечения судоходных подмостовых габаритов. Большая высота опор и
увеличенные пролеты способствуют возникновению
значительных горизонтальных продольных воздействий на опоры от
торможения подвижных нагрузок, а большая площадь боковой
поверхности пролетных строений создает повышенные поперечные
воздействия от ветра на опоры.
77
Отмеченные особенности условий работы рассматриваемых опор
вызывают необходимость применения в мостах со средними
пролетами опор башенного типа, обеспечивающих их
пространственную жесткость и устойчивость.
В зависимости от местных условий, вида и назначения моста
его опоры могут иметь различную конструкцию.
На выбор типа опор оказывает влияние вид грунтов. Если
грунты допускают забивку свай, то обычно применяют свайные или
свайно-рамные опоры. Свайно-рамные опоры позволяют
сократить время их возведения благодаря возможности монтажа
башенной рамной надстройки из заблаговременно заготовленных
объемных или плоских транспортно-монтажных элементов. Если
грунты не позволяют забивку свай, то опоры закладывают в
естественном основании. В этом случае возводят ряжевые опоры, а
также массивные опоры из каменной или бетонной кладки.
Массивные опоры применяют на реках с сильным ледоходом или
быстрым течением, когда деревянные опоры применять
нецелесообразно. Массивные опоры применяют также в случаях, когда
предполагается замена деревянных пролетных строений
железобетонными или металлическими, а также когда деревянная
конструкция пролетного строения обеспечивает длительные сроки
эксплуатации.
Конструкция свайных опор. Эта конструкция зависит от высоты
опоры и конструкции пролетных строений. Свайные опоры (рис.
4.27) всегда имеют кусты коренных свай, располагаемых под
опорными частями главных ферм пролетных строений. Кусты
коренных свай состоят из двух или четырех свай и воспринимают
действующие от пролетных строений вертикальные усилия. Размеще-
Ш Ш
■W7?
0,2...0,ЗЯ
Рис. 4.27. Схемы свайных опор мостов средних пролетов с
расположением куста свай в поперечном направлении (а) и по фасаду (б) моста:
1 — коренная свая; 2 — укосина; 3 — откосная свая
78
ние свай в кусте может быть разным: куст свай под опорными
частями ферм может быть развит в поперечном направлении (рис.
4.27, а) или по фасаду моста (рис. 4.27, б).
Развитие куста по фасаду моста способствует большему
стеснению русла реки, но обеспечивает большую безопасность от
повреждения ледоходом всех свай в кусте. Расстояние между
соседними сваями в кусте принимают равным 0,4... 0,5 м из условия
размещения между ними продольных схваток, выполняемых из
бревен, а также из условий забивки свай в кусте. Расстояние
между кустами свай по фасаду моста определяет ширину опоры. Она
зависит от высоты опоры и назначается обычно в пределах 0,2... 0,3
полной высоты опоры. При небольшой высоте опор их ширина по
фасаду моста определяется конструкцией концевых частей
пролетных строений.
Для обеспечения пространственной жесткости кусты свай
связывают между собой в продольном и поперечном направлениях
горизонтальными и диагональными схватками (см. рис. 4.27, б).
Высота ярусов между горизонтальными схватками обычно 3 ...4 м.
При высоте опоры более 6 м в однопутных мостах и более 10 м
в двухпутных мостах для обеспечения поперечной жесткости
опоры в ее конструкцию вводят укосины 2 (см. рис. 4.27, б),
устанавливаемые с уклоном 1: 4... 1: 3. В этом случае для упирания
укосины забивают дополнительно откосные сваи 3, которые
объединяются с коренными сваями общими насадками.
Конструкция свайно-рамной деревянной башенной опоры мостов
средних пролетов. Эта конструкция состоит из свайного ростверка
и рамной надстройки. Свайный ростверк образуется из двух или
четырех поперечных относительно оси моста рядов свай,
объединенных поверху насадками, которые крепятся к сваям заершен-
ными штырями.
По свайному ростверку устраивают рамную надстройку из
продольных или поперечных рам. Рамы могут быть плоскими и
объемными. Для обеспечения пространственной жесткости элементы рам
связывают между собой в продольном и поперечном направлении
горизонтальными и диагональными схватками. Схема
расположения свай в ростверке и стоек в рамной надстройке принимают
такой же, как в свайной опоре. Высоту свайного ростверка
принимают из условия, что возвышение верха насадки составляет
0,7... 0,9 м над уровнем меженных вод или над грунтом на поймах.
Это расстояние определяется технологией работ по установке
насадок. Ширину ростверка по фасаду моста принимают не менее
0,2...0,3 полной высоты опоры.
При скальных грунтах и значительных глубинах воды могут
найти применение ряжевые опоры, состоящие из ряжа и рамной
надстройки (рис. 4.28, а). Ряжем называют деревянный ящик из
бревен, имеющий стенки, днище и перегородки. Ряж устанавли-
79
Рис. 4.28. Схема ряжевой опоры (а) и конструкция узла / (б):
1 — бревна продольной стенки; 2 — пол; 3 — сжим; 4 — бревна поперечной
стенки; 5 — металлическая накладка
вают на предварительно выровненное дно реки и заполняют
камнем. Это обеспечивает его устойчивость под воздействием
горизонтальных сил от давления воды, ветра, льда при ледоходе.
Ряжевые опоры требуют больших расходов древесины и камня. Их
изготовление трудоемко, своими размерами они сильно стесняют
русло реки, недолговечны, так как древесина очень быстро
загнивает в пределах колебаний уровня меженных вод. Ширину ряжа
обычно назначают равной 0,35...0,4 полной высоты опоры. Верх
ряжа должен возвышаться над уровнем ледохода не менее чем
на 1 м.
В плане ряж может быть прямоугольным или с заостренной
частью с верховой стороны (см. рис. 4.28). При сильном течении
для уменьшения сопротивления потоку заострение устраивают и
с низовой стороны. Для обеспечения пространственной
жесткости и восприятия нагрузки от пролетного строения внутри ряжа
устраивают внутренние стенки, располагаемые под главными
фермами по оси моста. На стенки ряжа опирается рамная надстройка,
которая, как и в свайно-рамных опорах, может устраиваться из
продольных двухрядных или из плоских поперечных рам,
соединяемых схватками.
Для стенок ряжа используют бревна, опиленные на два канта
и имеющие одинаковую высоту. Концы бревен продольных и
поперечных стенок поочередно укладывают друг на друга, при этом
в стенках между бревнами образуются зазоры высотой, равной
высоте бревна, обработанного на два канта (рис. 4.28, б). Концы
бревен соединяют между собой штырями. Каждый штырь
прошивает два бревна и заходит в третье бревно. В узлах пересечения
продольных и поперечных стенок устанавливаются вертикальные
80
стойки, которые соединяются с продольными бревнами стенок
болтами. Эти стойки играют роль сжимов.
Пол ряжа располагают над вторым рядом бревен продольных
стенок, при этом бревна пола размещают поперек ряжа, т. е. вдоль
оси моста. Бревна, находящиеся ниже днища, образуют нож ряжа,
который врезается в грунт.
Бревна днища располагают с небольшими зазорами, через
которые засыпают мелкий камень или щебень для обеспечения
плотного опирания днища после установки ряжа на грунт.
На реках с сильным ледоходом ряжевые опоры снабжают
наклонным ледорезным выступом, устраиваемым за счет удлинения
передней части ряжа. Ледорезную часть, а также боковые
поверхности ряжей в этом случае обшивают листовой сталью.
4.7. Конструкция ледорезов
На замерзающих зимой реках опоры деревянных мостов
необходимо защищать от повреждения их ледоходом. Для этого перед
опорами устраивают ледорезы.
Ледорезы можно возводить отдельно от опор или объединять с
ними в единую конструкцию. При деревянных свайных и свайно-
рамных опорах ледорезы возводятся отдельно, так как эти опоры
не имеют достаточной прочности для восприятия значительных
горизонтальных нагрузок от возможного навала льда, а сваи этих
опор легко повреждаются отдельными льдинами.
Ряжевые опоры имеют значительную массу и способны
принять на себя удар льдин, поэтому в ряжевых опорах конструкция
ледореза объединяется в одно целое с опорой.
Расстояние между ледорезом и опорой принимают в
зависимости от скорости течения. При скорости до 1 м/с ледорез
располагается от опоры на удалении 1 м, а при большей скорости это
расстояние увеличивается пропорционально скорости.
Тип ледореза и его основные размеры зависят от
интенсивности ледохода, ширины опор, скорости течения и глубины воды
при уровне высокого ледохода. В связи с этим устраивают
ледорезы различных типов не только на разных реках, но и в одном и
том же мосту на разных участках по длине его. Обычно при
значительных глубинах и скоростях на главном русле применяются
более мощные ледорезы шатрового или цилиндрического типа, а на
поймах, где скорости течения и глубины меньше, можно
использовать ледорезы кустового усиленного типа. Во всех типах
ледорезов верх их располагается выше уровня высокого ледохода на 1 м,
чтобы защитить опоры в случае подъема воды из-за образования
заторов льда. Ширину ледорезов принимают, как правило,
равной ширине опор.
81
Шатровые ледорезы (рис. 4.29) используются при ледоходе
высокой интенсивности, чаще при сильном ледоходе, и при
большой глубине воды. Они имеют три ряда свай: два наружных и
один внутренний. На сваи наращиваются стойки. Между сваями
ставят подкосы. Сверху ледореза располагается шатер,
опирающийся на скуловые пояса 4. Сам шатер располагается на стро-
пильцах 2, стянутых ригелями 3 для восприятия горизонтального
распора. Шатер выполняется с поперечным уклоном 1:1,4. Сверху
шатра располагается шапочный пояс 1, устраиваемый с
продольным уклоном 1... 1,75. На шапочном поясе крепят рельс или
металлической уголок (режущее ребро). Низ этого ребра
располагается ниже уровня низкого ледохода на 0,7 м. Шатер по стропиль-
цам обшивается пластинами, а при сильном ледоходе бревнами.
Пластинами обшивают также боковые стенки ледореза. В носовой
части шатрового ледореза забивается куст из пяти свай, который
подкрепляется подкосами, расходящимися в плане по
треугольнику. Длина ледореза определяется его высотой и наклоном
режущего ребра.
Принцип работы шатрового ледореза основывается на том, что
лед по инерции поднимается вверх по режущему наклонному
ребру, разламывается под действием собственного веса и сползает
вниз по склонам шатра.
Шатровые ледорезы обладают высокой жесткостью, но
конструкция их весьма сложна; для их возведения необходимы
плотники высокой квалификации. Шатровые ледорезы требуют также
значительного расхода лесоматериала и поковок. В связи с этим
шатровые ледорезы целесообразны лишь в тех случаях, когда нельзя
использовать более простые типы ледорезов.
УВЛ
УНЛ .
и^|0,7
~
'i1//
S
'//////,
л>Ъ
w;//>/
\s
^J
£~УМВ
■z^=^=^^=-
#/##л
f#########J
<
Рис. 4.29. Схема шатрового ледореза:
шапочный пояс; 2 — стропильце; 3 — ригель; 4 — скуловой пояс
82
Рис. 4.30. Цилиндрический (а) и кустовый (б) ледорезы:
1 — куст свай; 2 — обшивка; 3 — кормовые сваи; 4 — парные схватки; 5 — подкос
Цилиндрические и кустовые усиленные ледорезы имеют только
вертикальные грани и служат в основном для направления льдин
в пролеты моста. Такие ледорезы не могут воспринять больших
горизонтальных усилий и ударов льдин, поэтому их используют
при небольших глубинах воды.
Цилиндрические ледорезы (рис. 4.30, а) применяют при
слабом ледоходе и глубине воды до 8 м, при среднем ледоходе и
глубине до 6 м и сильном ледоходе и глубине до 3 м.
Цилиндрический ледорез состоит из сплошного ряда свай,
забиваемых по окружности с наружным диаметром, равным
ширине опоры моста. Сваи забиваются поочередно толстыми и
тонкими концами, чтобы избежать значительных просветов между сваями.
Глубина забивки свай должна быть не менее 3,0 м. Внутрь ледореза
для увеличения его массы засыпают камень и для большей
жесткости вставляют сплошные диафрагмы из двух слоев пластин.
Диафрагмы устанавливают на уровне воды к моменту возведения
ледореза и по высоте на расстоянии 1,5...2,0 м один от другого.
83
Снаружи ледорез опоясывают хомутами из полосового металла.
Хомуты устраняют выпучивание стенок ледореза под давлением
каменной засыпки.
Кустовые усиленные ледорезы (рис. 4.30, б) применяются при
слабом ледоходе и глубине воды до 3 м, а также при среднем
ледоходе и глубине воды до 1,5 м, считая от грунта до уровня
высокого ледохода.
Кустовый усиленный ледорез состоит из носового куста свай
1, включающего в себя четыре сваи, и двух кормовых свай 3,
расположенных ниже по течению.
В кормовые сваи упираются подкосы 5 своими нижними
концами. Верхние концы подкосов врезаются в куст свай. Кустовый
усиленный ледорез обшивается пластинами, защищающими его
от воздействия льда.
4.8. Сопряжение деревянного моста
с насыпями подходов
Сопряжение моста с подходами должно обеспечить удобные и
надежные в эксплуатации въезды на мост транспортных средств и
съезды их с моста. Кроме того, конструкция сопряжения должна
предохранять элементы деревянного моста от непосредственного
соприкосновения с грунтом для исключения быстрого
загнивания.
Земляное полотно дороги ограничивают заборной стенкой 3 из
бревен, опирающихся на специальные сваи 4 или сваи крайних
опор моста (рис. 4.31). Элементы заборной стенки заводят на
30...50 см ниже уровня уступа насыпи для предотвращения
выдавливания из-под нее грунта. Между заборной стенкой и торца-
Рис. 4.31. Сопряжение моста с насыпью:
1 — деревянный щит; 2 — уплотнение глиной; 3 — заборная стенка; 4 — сваи
заборной стенки; 5 — сваи крайней опоры
84
ми прогонов оставляют зазор не менее 5 см для обеспечения их
проветривания. Элементы заборной стенки целесообразно анти-
септировать.
Для предотвращения просадки полотна дороги у сопряжения с
мостом используют разные способы: устройство деревянного щита
и тщательное уплотнение грунта.
Деревянный щит 1 (см. рис. 4.31) укладывают на песчаную
подушку на небольшой глубине от поверхности дороги. Щит одним
концом необходимо опирать на заборную стену или еще лучше на
насадку, укладываемую по сваям заборной стенки. Наличие щита
существенно уменьшает просадки, сглаживает их по длине.
Тщательное уплотнение грунта конуса и насыпи у места
сопряжения с мостом позволяет отказаться от применения щитов.
Насыпи и конусы для качественного их уплотнения необходимо
отсыпать небольшими слоями из хорошо дренирующего
увлажняемого грунта с хорошим уплотнением катками.
4.9. Основы технологии строительства деревянных
мостов и защиты их от гниения
Деревянные мосты целесообразно возводить из сборных
элементов, изготовленных на заводах или полигонах
мостостроительных организаций. При возведении отдельных сооружений
изготовление элементов и конструкций может быть организовано
непосредственно на строительной площадке.
Поставляемый лесоматериал размещают в штабелях на складе
в соответствии с сортом и размерами. Склад располагают на сухом
возвышенном месте так, чтобы во время хранения лесоматериал
был надежно защищен от увлажнения, загнивания, а также от
слишком быстрого высыхания.
Для изготовления конструкций мостов допускается применять
древесину с влажностью не выше 15... 25 %. В штабелях
обеспечивается естественная сушка материалов на открытом воздухе. Для
ускорения сушки применяют искусственную сушку нагретым
воздухом.
Для изготовления свай отбирают прямолинейные бревна и
обрабатывают их поверхности, сохраняя естественную их конусность.
Заготовка простейших прогонов из круглого леса сводится к
выбору бревен нужного диаметра, их окантовке, отпиливанию
элементов проектной длины и обработке концов для укладки на
насадки опор. Размер окантовки обеспечивают соответствующей
установкой пил на пилораме. Продольную распиловку бревен на
доски и брусья также выполняют на пилорамах.
Сборка элементов и блоков конструкций заключается в
установке деталей в проектное положение по отношению одна к дру-
85
гой и в устройстве соединений между ними. Для ускорения
сборки и обеспечения необходимой точности применяют шаблоны и
кондукторы. При сборке блоков простых прогонов используют
кондуктор, в котором строго обеспечивается проектное
положение каждого прогона.
Дощатые фермы собирают на стеллажах-кондукторах в
горизонтальном положении. Последовательно укладывают ребра
жесткости, половину досок поясов, доски стенки, вторую половину
досок поясов, ребра жесткости. Собранные детали стягивают
сжимами или струбцинами. После этого, пользуясь шаблонами и
кондукторами, забивают гвозди и устраивают нагельные соединения.
Блоки ферм Гау—Журавского также собирают на стеллажах-
кондукторах в горизонтальном положении и отправляют на склад
готовой продукции.
Клееные конструкции изготавливают в закрытых цехах при
положительной температуре. Доски строгают и стыкуют для
набора нужной длины. Лучшим считают зубчатый стык. Зубья нарезают
на станке со специальной фрезой. Клей на зубья наносят кистями
или губками. После стыковки доски подвергают дополнительной
строжке на четырехстороннем строгальном станке. После смазки
их клеем в сборочном кондукторе из них собирают конструкцию в
соответствии с рабочими чертежами. В дальнейшем по склеенным
поверхностям конструкции с помощью винтовых прессов
создается давление 0,3...0,5 МПа, при котором она выдерживается в
прессе в течение времени, необходимого для полимеризации клея.
Для предохранения от загнивания древесину антисептируют,
т.е. обрабатывают химическими веществами, обезвреживающими
дереворазрушающие грибки. Применяют маслянистые и
водорастворимые антисептики. В качестве маслянистого антисептика чаще
всего используют креозотовое масло, реже — антраценовое
масло, торфяной креозот или сланцевое масло. Маслянистые
антисептики сохраняют свои защитные свойства в течение 25... 30 лет.
Водорастворимые антисептики: фтористый и кремнефтористый
натрий, оксидифенолят и динитрофенолят натрия и другие легко
проникают в древесину, но быстро вымываются атмосферными
осадками.
Для конструкций мостов наиболее эффективна глубокая
пропитка древесины маслянистыми антисептиками. Различают
глубокую пропитку под давлением, по способу горячехолодных ванн и
путем длительного вымачивания.
Глубокую пропитку под давлением осуществляют, помещая
деревянные элементы в автоклавы, где сначала создается вакуум для
удаления воздуха из клеток древесины, а затем повышенное
давление, при котором в древесину проникает горячий антисептик.
При способе горячехолодных ванн элементы в течение 3... 5 ч
выдерживают в ванне с антисептиком, нагретым до 80...90°С,
86
после чего быстро погружают в ванну с холодным антисептиком и
выдерживают в ней 2... 3 ч. Пропитка происходит в результате
частичного удаления воздуха из клеток древесины в период
нагревания и образующегося в них вакуума при охлаждении.
При длительном вымачивании древесину в течение 2... 3 сут
выдерживают в ваннах с холодным антисептиком. Пропитка
маслянистым антисептиком исключает возможность последующего
приклеивания элемента. Поэтому клееные конструкции антисеп-
тируют после склеивания.
При невозможности осуществления глубокой пропитки
элемента его отдельные места подвергают антисептированию
специальными пастами. Для этого используют пасты на битумной
основе, содержащие сильный водорастворимый антисептик. Пока
древесина суха, антисептик бездействует. При увлажнении
древесины антисептик растворяется и проникает в древесину посредством
диффузии через стенки клеток.
Готовые элементы деревянных мостов доставляются к месту
строительства моста автомобильным транспортом.
Постройку моста начинают с разбивки оси моста, осей
береговых и промежуточных опор. Забивку свай и обустройство опор
целесообразно выполнять с помощью специальных сваебойно-
обстроечных паромов со сваебойными копрами или
дизель-молотами. Установку пролетных строений малых пролетов на опоры
выполняется автомобильными кранами, располагающимися на
возведенной части моста. Установка на опоры пролетных
строений средних пролетов осуществляется продольной надвижкой с
использованием аванбека или временной плавучей опоры.
Контрольные вопросы
1. Какие типы конструктивных решений применяют в деревянных
мостах?
2. Какие виды конструкций проезжей части используют в деревянных
мостах?
3. Какие виды конструкций пролетных строений используют в
деревянных мостах?
4. Какие виды опор применяют в деревянных мостах?
5. Укажите наиболее целесообразные конструктивные формы
использования древесины в мостах.
ГЛАВА 5
Основы расчета деревянных мостов
5.1. Расчет элементов проезжей части
Расчет настила из досок. Проезжая часть деревянных мостов
малых пролетов состоит из продольного настила, опирающегося
на поперечины, или поперечного настила, опирающегося на
прогоны. В обоих случаях настил следует рассматривать как
неразрезную балку на упругих опорах. Строгий его расчет с учетом
переменности сечения элементов опор по длине сложен и не имеет
смысла, так как изгибающие моменты в элементах настила,
определяемые при этих предпосылках, оказываются близкими к
моментам, определяемым для разрезной балки. Это позволяет
рассчитывать поперечный настил как простую балку с расчетным
пролетом, равным расстоянию между осями деревянных
прогонов (рис. 5.1, а), а продольный настил — с расчетным пролетом,
равным расстоянию между осями поперечин (рис. 5.1, б). Расчет
элементов проезжей части деревянных мостов производится на
действие усилия от колеса тележки. Действие гусеничной
нагрузки для этих элементов менее опасно.
При расчете настила его собственным весом можно
пренебречь ввиду малого его влияния на итоговый изгибающий момент
в нем от всех видов нагрузок. Расчет ведут на воздействие колеса
тележки с учетом его распределения на элементы рабочего
настила через защитный настил или покрытие. При ширине обода
колеса Ь, большей или равной расчетному пролету поперечного
настила /, изгибающий момент в середине пролета
М = Х^1, (5.1)
где yfp — коэффициент надежности по нагрузке, yfp = 1,5.
Изгибающий момент в элементе поперечного настила от
колеса, расположенного на части длины пролета (см. рис. 5.1, а),
М=Ч^Л '._ (5.2)
8
Изгибающий момент в продольном рабочем настиле от колеса
(см. рис. 5.1, б)
88
8 '
Прочность элементов поперечного и продольного рабочих
настилов проверяют по формуле
М
о = —— < Rdb, (5.4)
mW
где М — изгибающий момент в настиле от колеса; т —
количество элементов поперечного или продольного рабочих настилов,
воспринимающих нагрузку от колеса, принимаемое в
зависимости от размера опорной поверхности колеса, ширины элементов
настила, а также от наличия или отсутствия защитного настила;
W — момент сопротивления сечения одного элемента настила;
Rdb — расчетное сопротивление древесины при работе на изгиб,
принимаемое по п. 6.11 СНиП 2.05.03-84*.
Если оба настила продольные, то число досок,
воспринимающих нагрузку, можно определять по схеме, приведенной на рис.
5.1, б.
Расчет настила из деревоплиты. Деревоплита обычно покрыта
слоем асфальтобетона, который распределяет нагрузку от колеса
40 см
ai = a+2h
или ai = a+2h0+l/6
в
Рис. 5.1. Схемы для расчета поперечного (а), продольного (б) деревянных
настилов и деревоплиты (в)
89
на доски, соседние с участком, непосредственно
воспринимающим нагрузку. В деревоплите, сшитой гвоздями, расчетная
ширина (рис. 5.1, в), воспринимающая нагрузку,
Я] = а + 2/г, (5.5)
где h — расстояние от верха покрытия до оси деревоплиты.
При этом исходят из представления, что распределение
нагрузки происходит под углом 45° до оси деревоплиты.
В клееной деревоплите по данным испытаний распределение
нагрузки происходит на большую ширину:
ах = а + 2/г0 + 1/6, (5.6)
где h0 — толщина слоя покрытия, принимаемая при гребенчатой
поверхности деревоплиты равной средней толщине покрытия; / —
расчетный пролет деревоплиты.
В направлении пролета деревоплиты нагрузка от одного колеса
распределяется слоем покрытия на длину (см. рис. 5.1, в):
C=b + 2h0. (5.7)
Сосредоточенное усилие, передающееся на одну доску
деревоплиты,
Pi=-A (5.8)
а\
где Ь0 — толщина досок деревоплиты; ах — расчетная ширина
распределения нагрузки Р от одного колеса.
Наибольший изгибающий момент в доске деревоплиты от
постоянной и временной нагрузок
м = {Ъркярк +ул,Отг+^г(2/-с)' <5-9>
где yfpk, yfqk — коэффициенты надежности по нагрузке от веса
покрытия (yfpk = 1,9) и деревоплиты (yfqk = 1,2) по табл. 8 СНиП
2.05.03-84*; qpk, qqp — постоянные нагрузки, приходящиеся на 1 м
доски деревоплиты от веса покрытия и деревоплиты.
Поперечины рассчитывают как простые балки с расчетным
пролетом, равным расстоянию между осями ферм или балок.
Собственным весом при расчете поперечин пренебрегают. Расчетной
нагрузкой для поперечин является воздействие колеса. При
расчете поперечин учитывают, что продольный настил распределяет
нагрузку от колеса на несколько поперечин. При определении доли
нагрузки, приходящейся на одну поперечину, настил можно
рассматривать как неразрезную балку на упругооседающих опорах —
поперечинах. В качестве расчетной схемы допускается принимать
90
балку бесконечной длины на упругом основании. Тогда доля а
нагрузки, приходящейся на поперечину, определяется наибольшей
ординатой линии влияния (рис. 5.2, а) нагрузки в сечении балки
над поперечиной.
Доля а может быть вычислена по формуле
а = р//2, (5.10)
где (i — коэффициент, характеризующий податливость
продольного настила на поперечинах; / — расстояние между осями
поперечин (расчетный пролет продольного рабочего настила).
Значение |} вычисляют по формуле
12/„
b3lml„'
(5.11)
где b — расстояние между осями поперечин или расчетный
пролет продольного настила (рис. 5.2, б); т — число досок
продольного настила, включающихся в работу по восприятию нагрузки
от колеса (см. рис. 5.2, б)\ 1Р — момент инерции сечения
поперечины; 1п — момент инерции сечения доски продольного рабочего
настила.
Нагрузка Рь приходящаяся от колеса Рк (см. рис. 5.2, а) на
одну поперечину:
Р, = аРк.
Наибольший изгибающий момент в поперечине
М
Piyfp(2b-mbi)
(5.12)
(5.13)
где mbx — суммарная ширина досок нижнего рабочего настила,
включающихся в работу по восприятию нагрузки (рис. 5.2, б).
\£L
Y-У-У-У-У^У
а = р//2
h
mb\
а
б
Рис. 5.2. Схема для расчета поперечин:
а — распределение нагрузки между поперечинами; б — распределение нагрузки
на поперечину
91
Поперечный рабочий настил и прогоны в проезжей части с
поперечными балками рассчитываются так же, как
соответствующие элементы в пролетных строениях (с отдельными
прогонами) мостов малых пролетов.
Поперечные балки рассчитывают на нагрузку от собственного
веса и временной нагрузки как разрезные балки. Расчетной для
них оказывается гусеничная нагрузка НГ-60. Расчетный пролет
поперечной балки принимают равным расстоянию между осями
ферм.
5.2. Распределение временной нагрузки
между балками пролетного строения
Постоянная и временная нагрузки не одинаково
распределяются между прогонами (главными балками) пролетных строений.
Постоянная нагрузка — собственный вес пролетного строения —
распределена в плане практически равномерно и поэтому между
прогонами (главными балками) может быть распределена также
равномерно. Можно считать, что от действия постоянной
нагрузки все балки будут иметь одинаковое напряженное состояние.
Временная нагрузка может занимать на проезжей части и
ездовом полотне произвольное положение, как правило
эксцентрично относительно оси пролетного строения, и вызывать не
только изгиб, но и кручение пролетного строения. Плита
проезжей части и поперечные несущие элементы (диафрагмы)
принимают участие в распределении нагрузки между главными
балками, обеспечивая пространственную работу пролетного
строения, при котором временная нагрузка, находящаяся в любом
месте проезжей части, вызывает усилия во всех элементах
пролетного строения.
Усилия в элементах с учетом пространственной работы
пролетных строений в настоящее время определяют на основе двух
подходов. При первом из них пролетное строение рассматривают
как систему взаимосвязанных элементов (стержневых, плитных).
Усилия в элементах такой системы определяют методами
строительной механики по расчетным схемам, с высокой степенью
точности отражающих работу конструкции. При этом подходе
наиболее широко в настоящее время может быть использован метод
конечных элементов. В проектных организациях имеются
программы для персональных компьютеров, с помощью которых можно
определить усилия в любом элементе пролетного строения («Лира»,
«Космос», NASTRAN и др.). На этапе дипломного
проектирования студентам предоставляется возможность воспользоваться этими
программами. На этапе курсового проектирования полезно
освоить и способы приближенного пространственного расчета (вто-
92
рой подход). Он основан на раздельном рассмотрении работы
элементов пролетного строения в поперечном и продольном
направлениях. К ним относятся методы коэффициентов поперечной
установки и методы коэффициентов неравномерности
распределения напряжений.
Коэффициент поперечной установки г\ в отечественную
практику проектирования мостов был введен Н. С. Стрелецким на
основе следующих соображений. Усилия, возникающие в главных
балках, зависят от положения нагрузки в поперечном
направлении (от их поперечной установки). При разрезных поперечных
балках нагрузка между соседними балками будет распределяться
по закону рычага, линия влияния опорной реакции на каждую из
балок будет треугольной (рис. 5.3). Установив определенным
образом нагрузку в виде нескольких сосредоточенных одинаковых
усилий Рв поперечном направлении между балками, определим
воздействие на рассматриваемую балку как опорную реакцию по
формуле
D = ^Pyi=P^yh
i i
(5.14)
где у, — ординаты линии влияния опорной реакции на балку.
Разделив D на пР, получим коэффициент поперечной
установки
D
Г\ = :
пР
р^у, Хи
пР
(5.15)
Из формулы (5.15) следует, что по Н. С. Стрелецкому
коэффициент г) — отношение доли D временной нагрузки,
воспринимаемой рассматриваемой балкой, к полной временной нагрузке пР,
находящейся на пролетном строении. Этот коэффициент при
отсутствии консоли в поперечной балке имеет численное значение
меньше единицы. Умножая его на полную временную нагрузку на
УмнМЬ
УмАШг
Рис. 5.3. Схема для определения коэффициента поперечной установки
93
пролетном строении, получают искомое воздействие на главную
балку:
0 = х\пР = Р^у,. (5.16)
В настоящее время коэффициент поперечной установки
рассматривают как отношение воздействия D, воспринимаемого
одной рассматриваемой главной балкой, к временной нагрузке 2Р,
находящейся на пролетном строении в одной полосе загружения
с двумя осями в поперечном направлении. В связи с этим в
настоящее время
Л = -^ = 0,55>/. (5.17)
пР |
Коэффициент поперечной установки можно также представить
как отношение усилия в рассматриваемом элементе несущей
конструкции (главной балки) к аналогичному усилию в пролетном
строении от одной полосы его загружения. При наличии на
пролетном строении нескольких полос нагрузки ц уже может быть
больше единицы. Умножая его на временную нагрузку,
расположенную на одной полосе (с двумя осями), получаем искомое
усилие на главную балку:
Д = Т12Р = Р5>,. (5.18)
1
Существуют несколько способов построения линий влияния
воздействий на главные балки, требуемых для вычисления ц,
учитывающих жесткость поперечных связей пролетного строения.
Первый способ, называемый способом рычага, используется, если в
поперечном сечении имеются только две главные балки, а также
в случае, если поперечная конструкция, связывающая
произвольное количество главных балок между собой, имеет малую
вертикальную жесткость и может рассматриваться в виде разрезных
балок, опирающихся на главные балки (см. рис. 5.3). Линия влияния
усилия, приходящегося на главную балку, в этом случае будет
представлять треугольник с ординатой 1 под главной балкой и
нулевыми ординатами под соседними балками.
Второй способ, именуемый способом внецентренного сжатия,
следует использовать, если можно считать, что поперечная
жесткость пролетного строения настолько велика, что его поперечные
сечения можно рассматривать как абсолютно жесткие
недсформируемые диски. При загружении временной нагрузкой
поперечное сечение такого пролетного строения будет опускаться и
поворачиваться, не деформируясь. Такое допущение позволяет
считать, что груз Р= 1, расположенный на проезжей части, распре-
94
деляется между главными балками аналогично тому, как
изменяются напряжения в прямоугольном сечении при его внецентрен-
ном сжатии.
Если эксцентриситет груза Р = 1 относительно оси моста
обозначить через х (рис. 5.4), то усилие у, приходящееся от него на
ферму или балку, удаленную на Ьх/2, определится при числе п
главных ферм или балок следующим выражением:
1 х 1 хЬл
у = — + — = —+
п W п
21
1
—+ ■
п
хЬл
№+№+~+Ы
1 xb]
(5.19)
Расстояние х принимается положительным в направлении от
оси моста к рассматриваемой балке или ферме.
Выражение (5.19) является уравнением прямой,
определяющей ординаты линии влияния нагрузки, приходящейся на
рассматриваемую балку или ферму. Максимальное значение
ординаты линии влияния нагрузки
1
: —+
п
ЬтяхВо
(5.20)
В0/2, где В0 — полная
2Х#
имеет место при наибольшем значении х --
ширина моста.
Если вместо груза Р = 1 принять равнодействующую всех
грузов, расположенных в поперечном сечении моста, то определяя
для нее эксцентриситет е относительно оси моста и принимая в
Рис. 5.4. К определению коэффициента поперечной установки на основе
метода внецентренного сжатия:
а — расчетная схема; б — линия влияния нагрузки на ферму /
95
(5.18) x = е, получим следующее значение коэффициента
поперечной установки г) для наиболее удаленной фермы или балки:
1 еЪ
П = 1 + §тг- (5-21)
Этот коэффициент поперечной установки относится к
равнодействующей всех грузов, находящихся в поперечном сечении
пролетного строения.
Способ внецентренного сжатия дает удовлетворительные
результаты для пролетных строений, имеющих весьма жесткие
поперечные связи. Однако определение коэффициентов поперечной
установки по способу внецентренного сжатия допустимо лишь при
расположении грузов в средней части пролета. По мере
приближения к опоре поворот сечения пролетного строения будет
уменьшаться, а в самом опорном сечении его не будет.
В связи с этим в опорном сечении ц следует принимать по
способу рычага, в средней части пролета — по способу
внецентренного сжатия, на переходных участках — по условной
зависимости, которая будет приведена ниже.
Способ внецентренного сжатия позволяет быстро определить
числовые значения г\; он применяется при расчетах разрезных,
неразрезных и консольных пролетных строений с отношением
ширины к пролету, равным 1/3... 1/4 и меньше, где он дает
удовлетворительные результаты.
Проф. М. Е. Гибшман уточнил способ внецентренного сжатия
учетом влияния не только вертикальной жесткости балок, но и
сопротивления их кручению.
Третий способ определения построения линии влияния
воздействия на главные балки основан на учете действительной
поперечной жесткости пролетного строения. Пролетное строение в
этом способе рассматривается как балочный ростверк, состоящий
из продольных главных балок и конечного числа заменяющих плиту
проезжей части поперечных балок. Они представляют собой
свободно опертые неразрезные балки на упруго оседающих опорах.
Наличие связей между ними в швах не учитывают. Нагрузки,
приложенные в любой точке проезжей части через узловые точки
ростверка, передаются главным балкам, а они, прогибаясь,
вовлекают в работу другие поперечные и главные балки.
Линии влияния воздействия (рис. 5.5) на главные балки при
этом способе строят с помощью готовых таблиц, дающих
ординаты линий влияния в зависимости от параметра упругого
распределения а, вычисляемого по формуле
а = 8
'V3
^Ц (5.22)
Ер1р
96
1
R\
R2
?
Рис. 5.5. Линии влияния воздействия на главные балки при определении
КПУ способом упругих опор:
1 — для левой крайней балки; 2 — для второй слева балки
где Ь0 — расстояние между главными балками; L — пролет
главной балки; EbIb — изгибная жесткость главной балки; Ер1р — из-
гибная жесткость поперечной балки или плиты.
Получаемые таким образом линии влияния (см. рис. 5.5)
соответствуют лишь поперечному сечению пролетного строения в
середине пролета. В опорном поперечном сечении, где прогибы
главных балок равны нулю, ординаты линий влияния воздействий
должны строиться по способу рычага. Изменение значения
коэффициента поперечной установки по длине пролета можно
принять по зависимости
ц(х) = г,у + (1 - 2х/ЬУ(цр - г,у), (5.23)
где г|у — коэффициент поперечной установки, вычисленный по
способу упругих опор для середины пролета; х — координата
сечения, для которого вычисляется r\; L — пролет; г|р —
коэффициент поперечной установки, вычисленный по способу рычага.
Учет изменения КПУ по длине пролета имеет практическое
значение в основном для поперечных сил и опорных реакций,
линии влияния которых у опор имеют максимальные ординаты.
Вычислив коэффициенты поперечной установки, находят
максимальные и минимальные изгибающие моменты и поперечные силы.
Коэффициент поперечной установки для упрощения
расчетов пролетных строений мостов был введен в начале XX в.,
когда применялись в основном деревянные и металлические
пролетные строения, состоящие из системы главных, поперечных и
продольных балок, шарнирно связанных между собой. При
анализе работы таких конструкций представлялось возможным
выделить из системы элементов каждую из них, в том числе и
каждую главную балку, и определить долю временной нагрузки,
приходящуюся на нее. Эта доля была названа коэффициентом
поперечной установки. Современные пролетные строения мостов
представляют собой систему жестко связанных плит и ребер,
пространственная работа которых сложна и не позволяет элементарными
97
методами выделить долю временной нагрузки, приходящуюся на
них.
Особенно сложна работа широкораспространенных в настоящее
время коробчатых пролетных строений. Конструкция такого рода
работает как единая система жестко связанных элементов,
приближенный расчет которых с применением коэффициента
поперечной установки становится уже невозможным, так как не
представляется возможным его вычислить элементарными способами.
Более целесообразен приближенный расчет таких систем с
помощью системы коэффициентов неравномерности, определяемых на
основе следующих соображений. Под действием временной
нагрузки пролетное строение испытывает не только изгиб, но и
кручение, в том числе и стесненное, в результате чего возникает
неравномерность в распределении напряжений в его поперечных
сечениях. Использование теории тонкостенных стержней
позволяет для определенных конструктивных форм выявить картину
неравномерности распределения напряжений и вычислить
коэффициенты неравномерности распределения нормальных ка
касательных кх напряжений и прогибов kf. Значения этих
коэффициентов могут быть вычислены по следующим формулам:
^а = °тах/0(Ъ *Ч = ТтахЛ(Ъ "/=/тах//о>
где отах, ттах>./тах ~~ наибольшие напряжения и прогибы в
поперечном сечении конструкции при заданном положении временной
нагрузки на проезжей части; о0, т0, f0 — напряжения и прогибы в
тех же точках поперечного сечения при загружении проезжей
части без эксцентриситета относительно оси пролетного строения.
Для некоторых конструктивных форм пролетных строений
мостов получены рабочие формулы для ка, к%, kf, более строго
отражающие работу пролетных строений и позволяющие
проектировать более экономичные конструкции, чем с применением КПУ.
В частности, выявлена разная степень неравномерности
распределения нормальных и касательных напряжений по длине пролета.
При использовании для расчета г| это не учитывается. Зная ка, кх,
при приближенном расчете можно вычислить изгибающие
моменты и перерезывающие силы для рассматриваемого поперечного
сечения пролетного строения в целом, а не отдельных его балок,
как это делается при использовании КПУ. Для традиционных
конструктивных форм пролетных строений, состоящих из п балок с
одинаковой жесткостью, связь между г| и ка устанавливается
формулой
К = ЦП.
Численное значение коэффициентов неравномерности всегда
больше единицы.
98
5.3. Расчет пролетных строений из простых
и сложных прогонов
Элементы несущей конструкции деревянных мостов малых
пролетов — прогоны и балки — рассчитывают на поперечный изгиб
при расчетном пролете, равном расстоянию между осями насадок
смежных опор.
Для определения наибольшего возможного усилия в прогонах
временную нагрузку располагают в наиневыгоднейшее
положение поперек и вдоль пролетного строения. Вначале выявляют
невыгодное расположение нагрузки в поперечном направлении и
определяют соответствующий этому положению коэффициент
поперечной установки для рассматриваемого прогона. Затем
нагрузку устанавливают в невыгодное положение в продольном
направлении и вычисляют соответствующий изгибающий момент в
прогоне.
Коэффициент поперечной установки зависит от ширины
проезжей части, количества прогонов, жесткости поперечного
настила, положения нагрузки поперек пролета. Когда жесткость
поперечного настила недостаточна для эффективного
распределения нагрузки между всеми прогонами, для определения
коэффициента поперечной установки следует использовать линию
влияния нагрузки, построенную по методу рычага. При исключительно
высокой жесткости поперечного настила, обеспечивающей
поворот без заметного искажения поперечного сечения пролетного
строения под внецентренно приложенной нагрузкой, следует
использовать метод внецентренного сжатия. При существенной
деформации настила под действием нагрузки при построении
линии влияния нагрузки необходимо пользоваться способом
упругих опор.
При выборе способа расчета следует иметь в виду, что
деревянные мосты малых пролетов могут применяться на дорогах IV и
V категорий, где используются небольшие габариты: Г-4,5; Г-6;
Г-7. При применении в этих узких мостах колейных блоков с часто
расположенными прогонами, объединенными поперечным
настилом и нижними связями, что обеспечивает им высокую
поперечную жесткость, можно при вычислении коэффициента
поперечной установки пользоваться способом внецентренного сжатия.
В этом случае коэффициент поперечной установки для наиболее
нагруженного крайнего прогона может быть вычислен по
формуле (5.21).
Затем вычисляют изгибающий момент от расчетной
подвижной гусеничной нагрузки, как от равномерно распределенной
нагрузки длиной S и от составляющих нагрузки А8. Расчетная
схема для загружения линии влияния изгибающего момента в
середине пролета приведена на рис. 5.6.
99
s_
-
■
иwuuwu
■
■\
>1,5m
НГ-60
■*H-UUH
Рис. 5.6. Загружение линии влияния изгибающего момента в середине
пролета прогона нагрузками А8 и НГ-60
Изгибающий момент в одном простом или сложном прогоне
М= М„ц + MJn, (5.24)
где Мр — максимальный момент, определяемый от нагрузок НГ-
60 и А-8 по расчетной схеме на рис. 5.6; г| — коэффициент
поперечной установки, вычисленный с учетом жесткости поперечных
связей по выше приведенным рекомендациям; Mq — изгибающий
момент от постоянной нагрузки (собственного веса всего
пролетного строения) в предположении ее равномерного
распределения по длине и ширине; п — количество прогонов в поперечном
сечении пролетного строения.
Проверка прочности прогонов при изгибе от воздействия
вычисленного изгибающего момента М производится по формуле
c = M/Wnt<Rdb, (5.25)
где Wnt — момент сопротивления нетто проверяемого сечения
простого или сложного прогона.
Момент сопротивления простых бревенчатых прогонов
определяют по расчетному диаметру бревна, соответствующему
середине пролета. Диаметр прогона в тонком конце определяют с
учетом сбега (1 см на 1 м длины бревна).
Момент сопротивления сложного прогона принимается
равным сумме моментов сопротивления бревен, входящих в его
состав, так как объединяющие его три штыря не могут обеспечить
работу всех бревен в одном составном сечении.
5.4. Расчет пролетных строений с клееными
и клеефанерными балками
Усилия в клееных балках пролетных строений определяют
обычными способами. При наличии в проезжей части деревоплиты
коэффициенты поперечной установки могут быть определены с
100
использованием способа внецентренного сжатия или способа
упругих опор.
При расчете клееных балок на изгиб предполагается, что по
клеевым швам сдвиги не происходят, напряжения в балках
вычисляют как для сплошных сечений по обычной формуле
М <Rdb- (5-26)
mW
Расчетное сопротивление клееной древесины изгибу
принимают с учетом толщины склеиваемых досок, высоты клееных балок
и породы древесины по табл. 98, 99 и 101 СНиП 2.05.03-84*.
На скалывание клееные балки проверяют по формуле
х = Я1 < Rdah (5.27)
lb
где Q — расчетное значение поперечной силы в рассматриваемом
сечении; S — статический момент части сечения, расположенной
над плоскостью, в которой вычисляют напряжение; / — момент
инерции сечения балки; b — ширина клеевого шва в проверяемом
месте; Rdab — расчетное сопротивление скалыванию древесины
вдоль волокон.
Прогиб клеевых балок определяют с учетом податливости
клеевых швов. Влияние податливости швов на прогибы клееных
балок допускается учитывать увеличением прогибов на 20 %.
5.5. Основы расчета пролетных строений
с деревометаллическими фермами
и дощато-гвоздевыми балками
При расчете ферм Гау—Журавского исходят из допущения,
что соединения элементов в узлах шарнирные. За счет натяжения
металлических тяжей в узлах фермы обеспечивается обжатие, при
этом в элементах фермы возникают дополнительные усилия.
Однако эти усилия по сравнению с усилиями от временной и
постоянной нагрузок невелики. Поэтому при расчете ферм
Гау—Журавского усилия, получаемые от начального натяжения тяжей, не
учитывают.
Деревянные пояса ферм Гау—Журавского по конструктивным
соображениям принимают одинакового сечения по всей длине
пролета. В связи с этим достаточно рассчитать только элементы в
средних панелях. Раскосы и стойки могут иметь разное сечение,
поэтому все подлежат расчету. Усилия в элементах ферм получают
загружением соответствующих линий влияния (рис. 5.7), где а —
угол наклона раскосов.
101
Рис. 5.7. Линии влияния усилий в элементах фермы Гау—Журавского
Наибольшие усилия в поясах и опорных раскосах определяют
загружением соответствующих однозначных линий влияния по всей
длине пролета:
N= (дп.чУмч + ЯЪ + vrivY/v + <7тУ/тЛт)<» + РУ/рХ\р(У\ + Уг), (5-28)
где дпч — постоянная нагрузка от веса проезжей части на 1 м
фермы; q — постоянная нагрузка от веса фермы и связей на 1 м
фермы; у^ч, у/ч — коэффициенты надежности по нагрузке для
проезжей части и фермы; со — площадь линии влияния усилия в
рассматриваемом элементе пояса или в опорном раскосе; yfP, yfi,
Y/T — коэффициенты надежности по нагрузке для тележки,
равномерно-распределенной нагрузки и толпы на тротуарах; цР r\v,
г|т — коэффициенты поперечной установки для тележки,
равномерно распределенной нагрузки и толпы на тротуарах; у^у2 —
ординаты линии влияния усилия под колесами тележки; Р —
усилие от колес тележки; v, qT — интенсивность равномерно
распределенной нагрузки от автомобилей и от толпы на тротуарах.
Усилия во всех восходящих раскосах, кроме опорного,
определяют по формуле
А = (<7п.чУуп.ч + ду/щ)(щ + со2) + РуГРцР(у\ + у2) +
+ (VY/Vr|v + <7тУ/тЛт)юъ (5-29)
где СО] и со2 — площади участков линии влияния со своими
знаками (сжатие — отрицательное, растяжение — положительное).
При определении усилий в нисходящих раскосах исходят из
того, что они включаются в работу, когда восходящий раскос
102
выключается из работы и вся нагрузка в панели в виде
сжимающего усилия передается на нисходящий раскос.
В связи с тем, что при раскосной решетке линия влияния
нисходящего раскоса является зеркальным отражением линии
влияния восходящего раскоса той же панели, сжимающее усилие,
действующее от временной нагрузки в нисходящем раскосе, можно
определить загружением положительного участка линии влияния
восходящего раскоса, т.е.
Ат = (<7п.чУ/п.ч + <7Y/,rr)(C0i + СОг) + Ру/}Я\р(У1 + У2) +
+ (vy/v^v + ^/тЛт)ю2. (5-3°)
Наибольшие усилия в тяжах определяют, загружая временной
нагрузкой положительный участок линии влияния усилия в тяже:
N= (<7n.4Y/h.4 + <7Y/<rr)(a>i + «2) + Р1л>Чр(У\ + Уг) +
+ (VY/v^v + 9tY/t^t)Oi. (5.31)
Так как сечения верхнего и нижнего поясов сохраняются
постоянными по всей длине пролета, то подбор сечения поясов
фермы производят по усилиям, соответствующим средней
панели фермы.
Прочность растянутого пояса проверяют по формуле
<s = J-^Ri» (5.32)
± нт
где N — расчетное усилие в нижнем поясе; Fm — площадь пояса с
учетом ослаблений; Rp — расчетное сопротивление металла на
растяжение.
Прочность и устойчивость сжатых пояса и раскосов проверяют
по формулам:
о = Nc/Fm <Rc;c = ^/(tpik) < R» (5.33)
где Nc — сжимающее усилие в поясе или раскосе; i%p — площадь
сжатого пояса без учета ослаблений, если они составляют не
более 25 %; ф — коэффициент понижения несущей способности
центрально-сжатых элементов, определяемый в зависимости от
расчетной гибкости X по формулам:
Ф = 1 - 0,8 (А/100)2 при X < 70;
Ф = 3000Д2приА>70.
Свободную длину сжатых элементов в плоскости фермы
принимают равной расстоянию от центра узла до точки пересечения
раскосов, из плоскости фермы — равной полной длине раскоса,
умноженной на коэффициент г), учитывающий удерживающее
действие обратного раскоса: г\ = ф +1{ //0, но не менее 0,5.
103
а б
Рис. 5.8. Схема для определения сдвигающей силы в поясах на 1 м длины:
а — в продольном направлении; б — в поперечном направлении
Здесь 7j — момент инерции сечения встречного
неработающего раскоса; 10 — момент инерции сечения рассчитываемого
сжатого раскоса при изгибе из плоскости фермы.
Прочность металлических тяжей на растяжение определяют по
формуле (5.32) с учетом ослабления площади сечения нарезкой,
Расчет узлов и сопряжений. При проектировании узлов фермы
Гау—Журавского производят следующие расчеты:
• проверяют на смятие торцы раскосов в местах их опирания в
уголки узловых подушек;
• проверяют на смятие верхний пояс под упорными уголками
узловых подушек на действие вертикальной составляющей усилия
в раскосе;
• определяют необходимое количество глухих металлических
нагелей для прикрепления металлических узловых подушек к
деревянному поясу.
При расчете дощато-гвоздевых ферм исходят из предпосылки,
что изгибающий момент воспринимается поясами, а поперечная
сила — стенками. В связи с этим усилия в поясах
дощато-гвоздевой фермы определяют по формуле
N= M/h0, (5.34)
где М — расчетный изгибающий момент в одной, наиболее
нагруженной ферме; h0 — расчетная высота фермы.
Прочность поясов проверяют для сечения в середине пролета.
Расчетный изгибающий момент от собственного веса пролетного
строения и временной нагрузки:
М= (дп.чУл,.ч + Я1/ч + VY/Vr|v + УтУ/тЧт)® + РУ/рЦр(У\ + Уг), (5.35)
где со — площадь линии влияния изгибающего момента в
середине пролета фермы; у\,у2 — ординаты этой линии влияния под
колесами тележки.
104
Сечения верхнего и нижнего поясов принимают одинаковыми
по условию прочности на растяжение с учетом возможного
ослабления растянутого пояса нагелями в месте стыка:
^=1,25-^-. (5.36)
По найденной площади F6p выбирают с учетом сортамента и
конструктивных соображений необходимое количество досок.
Число гвоздей, необходимое для прикрепления пояса к
стенке, определяют из условия восприятия ими сдвигающей силы,
возникающей между поясом и стенкой. Сдвигающая сила между
поясом и стенкой появляется вследствие того, что усилие в поясе
по длине изменяется, что в свою очередь является результатом
воздействия на пояс восходящих и нисходящих раскосов
(рис. 5.8, а).
Сдвигающую силу на 1 м длины пояса в общем случае
определяют как первую производную от усилия в поясах по длине, т.е.
dN _ d
dx dx
M(x)
h0
M'(x)h0(x)-h'0(x)M(x)
В связи с тем что М'(х) = Q (х), а первая производная от
высоты балки по ее длине может быть представлена как tg В, запишем
окончательно
r_Q(x)-JV(x)tgB
h0(x)
Для балок с параллельными поясами tgB = 0, в этом случае
T=Q{x)_ (539)
h0(x)
Вычисленная сила Т, кН/м, сдвигает ветви пояса (см. рис. 5.8,
а) относительно стенки как единого целого. Этому смещению
противодействуют гвозди. Каждый из них при этом работает как
двусрезный нагель (рис. 5.8, б).
Необходимое число гвоздей на 1 м пояса для присоединения
его к стенке находится как наибольшее из двух значений:
по условию смятия крайних элементов
Щ =1,25-——; (5.40)
In + 1п\
по условию смятия стенки
1.25
271
Т
/ь =1,25—, (5.41)
105
где Та — расчетная несущая способность гвоздя, кН, на один
условный срез по условию смятии крайнего элемента толщиной а;
Та\ — расчетная несущая способность гвоздя, кН, на один
условный срез по условию смятия крайнего элемента на глубине
заделки гвоздя ci] = I- a- l,5af — 3 • 0,2; Тс — расчетная несущая
способность гвоздя, кН, на один условный срез по условию смятия стенки
толщиной с; 1,25 — коэффициент, который учитывает
необходимость увеличения количества гвоздей в связи с возможным их
попаданием в щели между досок перекрестной стенки.
Значения Та, ТаЪ Тс вычисляют по формулам табл. 102 СНиП
2.05.03-84 или принимают по специальным таблицам в
зависимости от диаметра гвоздей и соответственно толщины крайнего
элемента а, глубины ci\ заделки гвоздя в противоположную поясную
доску и толщины стенки с. Принятое число гвоздей
расстанавливают на 1 м поясных досок в продольном и поперечном
направлениях с соблюдением установленных норм их расстановки (рис. 5.9):
5, > 15dm; S2 > 4</гв; S3 > Ив. (5.42)
Здесь важно отметить, что норму Sx > \5dm необходимо
соблюдать не только для поясных досок, но и для досок перекрестной
стенки. Это вызывает необходимость расстановки верхнего ряда
гвоздей в верхнем поясе и нижнего ряда гвоздей в нижнем поясе
на расстоянии S^ > 15dTB sin а от наружных кромок поясных досок.
Так как а = 45°, то S3 ~ llafrB
По длине пролета устанавливают обычно три зоны гвоздевого
забоя в соответствии с изменением эпюры Q и Т. Количество
поясных гвоздей в зонах определяют по наибольшим значениям Т
в пределах этих зон.
Кроме горизонтальной сдвигающей силы между стенкой и
поясом возникает вертикальная сдвигающая сила V. Эта сила
стремится (см. рис. 5.8, а) сдвинуть одну половину балки
относительно другой по вертикали.
а б
Рис. 5.9. Схемы для расстановки гвоздей в верхнем (а) и нижнем (б)
поясах
106
Этому противодействуют гвозди, работая на один срез в
плоскости между досок стенки. Расчетная несущая способность
гвоздя, Н, на один срез по условию смятия древесины в этом случае
составит Та2. Значение Та2 находится в зависимости от а2 с учетом
того, что соединение в этом случае работает как несимметричное.
Значение а2 находят по формуле
а2 = с/2 + Я].
Вертикальная сдвигающая сила ^зависит от угла наклона
досок и имеет вид
V= Ttga/2. (5.43)
Значение tg a при a = 30 ...45° изменяется в пределах от 0,57 до 1.
Следовательно,
V> Т/2. (5.44)
В связи с тем, что V< Т/2, а Та2 > Тл, расчет на действие
вертикальной сдвигающей силы в поясах при сплошном гвоздевом
забое не производят. Однако в случае брусчатых поясов такой расчет
обязателен. Действием силы Vb этом случае определяют
необходимое количество косых гвоздей, связывающих между собой
полубалки.
На единицу длины опорного ребра жесткости по двум швам
между досками ребер и стенки возникает от опорной реакции
вертикальная сдвигающая сила Тв (рис. 5.10). Ее определяют по
формуле
Тв = gmax . (5.45)
h0-hn
Эта сдвигающая сила воспринимается двумя срезами гвоздей.
Необходимое число гвоздей для ее восприятия получим по
формулам:
иххххлхлххл;
*р
хххххххх
#nAAAAAA/(
АЛЛАХАХ
h/\у \у \у \у \/\у \у ■
/\ /V /\ У\ /\ /\ /\ /\ /\ /\ /\ /\
^^ш_
тт
уЬшЬя
Рис. 5.10. Схема для определения ТБ и Тг
107
по условию смятия крайних элементов
«,=1,25-Д—; (5.46)
1а +1а\
по условию смятия стенки
и, =1,25^. (5.47)
Значения Та, Тл и Тс в этих формулах имеют тот же смысл и
значение, что и в формулах (5.40) и (5.41).
Разложив вертикальную сдвигающую силу Т по направлениям
досок стенки, получим составляющие D, и D2 (см. рис. 5.10).
Горизонтальные их составляющие Тт, равные по значению и
противоположные по знаку, стремятся сдвинуть одну половину балки
относительно другой по шву между досок стенки.
Горизонтальная сдвигающая сила зависит от угла а наклона
досок и определяется по формуле
2tga
(5.48)
При a < 30° tga < 0,57; Тт = Тв.
Следовательно, при малых углах наклона досок стенки к поясу
горизонтальная составляющая Тт, может быть равна по значению
вертикальной составляющей Тв. Заметим при этом, что сила Тв
воспринимается двумя срезами каждого гвоздя, а Тг только одним.
В связи с этим при a < 45° необходимо определять число гвоздей
по условию противодействия сдвигу одной половины балки
относительно другой. Это число определяется по формуле
п3=1,25Тт/Та2, (5.49)
где Та2 — несущая способность гвоздя на условный срез при его
заделке на длине а2 = с/2 + ах.
Значение Та2 находят по формулам табл. 102 СНиП 2.05.03-84 с
учетом несимметричного нагельного соединения.
За расчетное число гвоздей для крепления опорного ребра к
стенке принимают большее из значений щ, п2 и п2, щ.
Необходимо помнить, что по формулам получается число гвоздей на I м
ребра жесткости (при условии, что Г принимают в Н/м).
Гвозди в опорном ребре жесткости размещают с соблюдением
ранее приведенных норм, применение которых в этом случае не
имеет никаких особенностей.
Прогиб дощато-гвоздевых балок с перекрестной стенкой
определяют по обычным формулам для балочных конструкций.
108
(5.50)
где Е — модуль упругости древесины; F— площадь рабочего
сечения пояса балки; h0 — плечо внутренней пары сил.
В формуле (5.50) коэффициент 0,7 учитывает влияние упругой
податливости гвоздевых и нагельных соединений.
5.6. Особенности расчета деревянных опор
При расчете промежуточных опор деревянных мостов малых
пролетов необходимо учитывать только воздействие временной
нагрузки и собственного веса пролетного строения. В свайных
промежуточных и крайних опорах рассчитывают насадки и сваи, в
рамных — насадки, стойки, лежни, подкладки и давление на грунт
под ними.
При определении усилий в сваях с учетом значительной
погонной жесткости насадок можно использовать способ внецентренно-
го сжатия. По определенному для максимально нагруженной сваи
наибольшему усилию можно установить требуемый наименьший
рЯШ^тр ее в тонком конце из условия, чтобы усилие было не
больше несущей способности сваи. Расчетную свободную длину сваи
или стойки принимают в зависимости от условий закрепления их
концов. Стойки рамных опор рассчитывают как шарнирно
соединенные с насадкой и лежнем. Насадка представляет собой
неразрезную многопролетную балку, опирающуюся на сваи или стойки.
При расчете элементов опор деревянных мостов средних
пролетов исходят из следующих допущений:
• вертикальная нагрузка и горизонтальные усилия,
действующие вдоль моста, воспринимаются коренными сваями;
• горизонтальные усилия, действующие поперек моста,
воспринимаются откосными сваями и передаются на них укосинами.
В опорах расчету подлежат следующие элементы:
• коренные сваи и стойки на сжатие с продольным изгибом, а
сваи, кроме того, на поперечный изгиб;
• насадки, лежни, продольные бревна, мауерлатные брусья на
смятие;
• продольные схватки на сжатие с продольным изгибом;
• укосины на смятие и сжатие с продольным изгибом;
• лобовые врубки на смятие и скалывание.
При вычислении усилий на сваи или стойки принимают
линию влияния нагрузки на один ряд свай или стоек башенной
опоры в соответствии с рис. 5.11.
ш
Рис. 5.11. Линия влияния нагрузки на один ряд сваи
Усилие на один ряд свай или стоек от постоянной и
временной нагрузок определяется по формулам:
ЯУлУ + с).
(5.51)
РтУ/Р
1
2(1 +с)
или А
kj/k (I + с)
(5.52)
где / — расчетный пролет; с — ширина опоры; q — вес 1 м
пролетного строения; Рг — вес гусеничной нагрузки; s — длина опорной
поверхности гусеницы; yf — коэффициенты надежности по
нагрузке.
Распределение усилий на сваи от постоянной нагрузки
принимается равномерным, а от временной — по внецентренному
сжатию.
При этом усилие на одну сваю (стойку) определяется по
формуле
тп т
(5.53)
где т — число сваи в кусте; п — число кустов сваи в ряду;
г) — коэффициент поперечной установки.
Горизонтальное продольное усилие Т на опору, возникающее
при торможении, создает момент ТН (рис. 5.12), где Н—
расстояние от верха насадки до нижней горизонтальной продольной
схватки, а при наличии подводных связей — до дна реки.
При отсутствии подводных связей опора деформируется по
схеме, приведенной на рис. 5.12, а. Сваи или стойки, расположенные
ниже горизонтальных схваток, работают на изгиб, а сваи,
расположенные выше схваток, работают на растяжение или сжатие с
продольным изгибом.
ПО
Момент ТН уравновешивается парой сил Nc. Дополнительное
сжимающее усилие в одной свае от действия тормозной силы Т
определяют по формуле
Nr
ТН
птс
(5.54)
Усилие на сваю от вертикальной и горизонтальной нагрузок не
должно превышать несущей способности сваи из условия ее
работы в грунте и условия ее работы на сжатие с продольным изгибом.
При отсутствии подводных продольных связей проверяют
прочность сваи в уровне заделки ее в грунт на совместное действие от
вертикального усилия и изгибающего момента.
Изгибающий момент для этого сечения
М
Щ
1тп
(5.55)
где /г, — расстояние от грунта до нижних горизонтальных схваток
(рис. 5.12, б); т — количество свай в кусте; и — число кустов свай
в одном ряду.
Проверка прочности в этом случае производится по следующей
формуле:
о = —- + — < Rc
Fnt W
(5.56)
где Fnt — площадь сечения сваи на уровне грунта; W — момент
сопротивления сваи в том же сечении.
А-А
V/
rfc-2§
dc
•о
а б
Рис. 5.12. Схемы для расчета:
а — опоры на действие сил торможения; б — врубки укосины
111
При определении усилий в продольных и диагональных
схватках от горизонтального воздействия Т тормозных сил опора
рассматривается как консольная ферма.
Усилие Vb одной горизонтальной или D в одной диагональной
схватке определяется по формулам:
V= T/nc; D= T/(nccosa), (5.57)
где пс — число горизонтальных или диагональных схваток в одном
ярусе опоры; а — угол наклона диагональной схватки к
горизонтали.
По найденным усилиям определятся необходимое количество
болтов для крепления схваток. Укосину рассчитывают на действие
поперечных горизонтальных воздействий, возникающих от
ветровых нагрузок. Сжимающее усилие в укосине
Sy = W/(n,sma), (5.58)
где W — горизонтальное усилие от ветра на одну опору; иу —
число укосин одной стороны опоры; а — угол между осями
коренной сваи и укосины (см. рис. 5.12, б).
Укосина из-за особенностей узлового сопряжения может
работать только на сжатие. При проверке ее прочности на сжатие с
продольным изгибом свободная ее длина принимается равной
расстоянию между точками ее опирания или между точкой опи-
рания и схваткой, прикрепленной к укосине.
Сопряжение укосины со сваей (см. рис. 5.12, б) обеспечивается
врубкой, которую рассчитывают на смятие и скалывание.
Проверку прочности врубки на смятие производят по формуле
-* см
где Fcu = ; b = 2^dcb-b2; b — ширина врубки на свае; 5 —
3 cos a
глубина врубки; dc — диаметр сваи.
Проверку прочности врубки на скалывание производят по
формуле
Sv cos a
1 = — ^ лск,
где /0 — длина плоскости скалывания, принимаемая по условиям
скалывания не менее 55 и не более 105.
Расчет элементов опор производят одновременно с их
конструированием. Единство расчета и конструирования особенно
важно при конструировании узлов соединения элементов опор.
112
Контрольные вопросы
1. Каковы особенности расчета элементов проезжей части?
2. Какие способы применяют при распределении временной нагрузки
между балками пролетного строения?
3. Каковы особенности расчета пролетных строений из простых и
сложных прогонов?
4. Каковы особенности расчета пролетных строений с клееными и
клеефанерными балками?
5. Каковы особенности расчета пролетных строений с деревометалли-
ческими фермами и с дощато-гвоздевыми балками?
6. Каковы особенности расчета деревянных опор?
РАЗДЕЛ III
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ МОСТЫ
ГЛАВА 6
Общие сведения о железобетонных мостах
6.1. Краткие сведения о развитии
железобетонных мостов
История железобетонных мостов начинается с 1873 г., когда
изобретатель железобетона француз Монье получил патент на
железобетонный мост. Мост его системы (рис. 6.1) представлял
пролетное строение в виде свода, защемленного в массивных
опорах. Пролетное строение и опоры имели единый каркас в виде
сеток из нескольких слоев из металлических прутьев. В 1875 г. по
этой системе во Франции в частном парке был построен первый
железобетонный пешеходный мост длиной 16 м и шириной 4 м.
Первые железобетонные мосты имели арочную систему и по
внешнему виду были сходны с каменными. Только толщина
свода, если она сохранялась в наружных линиях, указывала на
материал сооружения.
В 1892 г. француз Геннебик предложил систему армирования,
состоящую из продольных стержней с поперечными хомутами. Она
обеспечила переход к современным железобетонным
сооружениям. По его предложению появились и ребристые мостовые
конструкции, что способствовало в дальнейшем развитию арочных и
балочных систем железобетонных мостов. За более чем столетний
период их развития были созданы мосты разнообразных систем.
Железобетон оказался настолько удобным материалом, что из него
кроме конструктивных форм, взятых из области каменных,
деревянных и металлических мостов, были созданы совершенно
оригинальные конструктивные формы, свойственные только ему.
Конструктивные формы мостов изменялись по мере
увеличения перекрываемых пролетов. При достижении в арочных мостах
пролета 50 м в надсводной части начали применять поперечные
проемы. В результате этого свод отделился от надсводной части,
которая, в свою очередь, подразделилась на вертикальные стенки
114
и проезжую часть. Появилась система, состоящая из свода, стенок
и плит. Стенки поддерживали плиту проезжей части, опираясь на
свод по всей его ширине.
При дальнейшем увеличении пролетов арочных мостов
увеличивался пролет проезжей части в надсводной конструкции.
Возникла необходимость перехода от плоских к ребристым плитам
проезжей части. Наличие ребер в плите сосредоточивало усилия
от проезжей части в определенные точки, откуда они
передавались на свод при помощи стоек, а не стенок.
Последующие изменения в общей компоновке арочных мостов
привели к созданию рациональной системы, в которой усилия от
стоек (колонн) стали восприниматься не сводом, а отдельными
арками, число которых стало равно числу колонн в поперечном
ряду и числу ребер в проезжей части. При дальнейшем развитии
этой системы число арок стало меньше числа продольных ребер в
проезжей части благодаря применению поперечных балок,
поддерживающих продольные балки вместе с плитами проезжей
части.
По мере освоения больших пролетов уменьшалось количество
несущих арок в составе пролетного строения до двух. Создалась
возможность применения мостов с ездой понизу. В последующих
системах с ездой понизу стали применять затяжки в уровне
проезжей части, что позволило устранить действие распора на
опоры.
Железобетонные балочные мосты появились в конце XIX в.
вначале с пролетными строениями в виде плоских плит пролетом
до 6 м с арматурой Монье, а затем в виде ребристых плит или
у
/■:.
&о
'Л
■ОС
ш
Г-Т
её
••'.'
.■ ';
^-г-^
■о».
;.\i
: . '.
ОС
г':
.■■'•■
O-Q
' о;с rv ГО
ш
■^^чва
■■-. "?Р
- о о' '
:';.у#\ ■' :
• \ • '.'■'--•
г'втР^Л/Г
±
±
±
±
±==Ш
Й&±\
=1
к "^^' ■ ■* °\
• >-6'
w •■•■■*.
111
1
Рис. 6.1. Мост системы Монье
115
балок пролетом до 15 м с арматурой Геннебика. Вскоре в мостах
стали применять неразрезные железобетонные балки, что
позволило перекрывать пролеты до 40 м. Дальнейшее развитие
железобетонных мостов в начале XX в. связано с применением
консольных систем и сквозных ферм. Значительное распространение
получили также мосты рамной системы.
В начале XX в. России железобетонные конструкции вообще и
мосты в частности развивались под влиянием зарубежного опыта
и отечественной практики строительства. Большую роль сыграли
обширные опыты проф. Н. А. Белелюбского по исследованию
действительной работы железобетонных плит, балок, арок и моста
пролетом 17 м, проведенные им в 1886—1891 гг. и доказавшие
успешную работу железобетонных конструкций под действием
тяжелых нагрузок. Широкое применение железобетонных мостов в
России началось после издания в 1908 г. первых технических
условий и норм проектирования железобетонных мостов различных
систем. До начала Первой мировой войны уже было построено
большое количество разрезных, неразрезных и рамных мостов
ребристой конструкции.
К этому периоду относится инженерная и научная
деятельность наших соотечественников, крупных специалистов по
железобетону: проф. Н. А. Белелюбского, руководившего разработкой
технических условий, проф. Г. П. Передерия — автора многих
сооружений, проф. А. Ф.Лолейта — одного из основоположников
теории расчета железобетона по стадии разрушения, проф.
И. С. Подольского, издавшего в 1906 г. первый курс
железобетонных мостов на русском языке.
В 1920— 1940-е годы в СССР было построено значительное число
крупнейших железобетонных мостов через реки Днепр, Волгу,
Ангару, Неву, через канал имени Москвы и др. Отдельные
перекрываемые пролеты в них достигали 130 м. Широкое применение
железобетон получил в малых и средних мостах. Большие
железобетонные мосты строили из монолитного бетона с
использованием арочной системы.
В послевоенный период на высоком техническом уровне
выполнено капитальное восстановление и строительство новых
мостов. Сооружение в 1951 г. двухъярусного моста под совмещенное
движение с рекордным до сего времени арочным пролетом 228 м
определило возможность и широкое применение железобетона в
мостах.
С 1954 г. в нашей стране началось коренное изменение
технологии производства, проявившееся в переходе на сборные
конструкции и индустриальные методы работ. К этому времени, в
основном благодаря разносторонним работам француза Фрейсине,
наметилось широкое использование предварительно напряженного
железобетона в мостах.
116
В 1950— 1960-х годах из сборного железобетона построены
оригинальный по своей системе городской метромост через р. Москву
и рекордный по длине (2 800 м) мост через р. Волгу в Саратове.
В последующие десятилетия происходило дальнейшее
совершенствование конструкций и технологии железобетонных мостов.
Примерами удачных инженерных решений являются
Автозаводской, Краснопресненский и Нагатинский мосты и мост в
Щукино-Строгине через р. Москву, автодорожные мосты через р. Днепр
в Херсоне и Днепропетровске, Южный переход в Киеве, в
котором нашли применение самые современные отечественные
достижения в строительстве железобетонных мостов.
В конце XX в. в России наметилась тенденция к более
широкому применению монолитного бетона в железобетонных мостах во
всем диапазоне пролетов благодаря разработке и освоению
индустриальных методов их строительства, сведения о которых
приведены далее.
6.2. Материалы и изделия
для железобетонных мостов
Требования к бетону для железобетонных мостов. Мосты
эксплуатируются в сложных условиях. Они находятся под
воздействием тяжелых подвижных нагрузок; их несущие конструкции не
принято защищать от разнообразного атмосферного воздействия:
колебаний температуры, влажности, вредных газов; их опоры
находятся под активным воздействием ледохода, карчехода и
изменяющегося в течение года уровня воды в реке. Сложные условия
работы мостов, а также условия производства работ при их
строительстве определяют к материалам и изделиям для мостов ряд
требований.
К бетону, применяемому в железобетонных мостах,
предъявляются следующие требования: высокая прочность, водо- и
газонепроницаемость, морозостойкость, химическая стойкость,
необходимые сроки твердения, удобоукладываемость, умеренная
усадка и ползучесть.
Показателем прочности бетона является класс бетона по
прочности на осевое сжатие В — временное сопротивление сжатию,
МПа, бетонных кубов с размерами ребра 15 см, испытанных в
возрасте 28 сут после хранения их во влажной среде при
температуре 20+2 °С. Для конструкций мостов и труб применяют бетоны
следующих классов прочности на сжатие: В20, В25, ВЗО, В35,
В40, В45, В50, В55 и В60. В зависимости от вида и назначения
конструкций, способов их армирования и условий их работы
применяют в них бетон различных классов (в соответствии с
рекомендациями табл. 21 СНиП 2.05.03-84*).
117
В несущих, особенно предварительно напряженных,
конструкциях мостов рекомендуется применять бетон высоких классов
прочности. Для их получения используются следующие пути:
• применение цементов высокой активности (активность
применяемого цемента обычно в 1,3... 1,8 раза более проектного
класса бетона по прочности на сжатие);
• рациональное увеличение норм расхода цемента (на 1 м3
бетона не менее 250 кг и не более 450 кг цемента, большие расходы
цемента увеличивают деформации усадки и ползучести бетона,
что приводит к образованию в нем трещин);
• уменьшение водоцементного отношения;
• применение прочных заполнителей, промывка их в целях
удаления глинистых и илистых частиц, ухудшающих сцепление
цементного камня с заполнителем;
• подбор оптимального гранулометрического состава песка и
щебня, при котором обеспечивается возможно более полное
заполнение ими объема бетона и уменьшается содержание
цементного камня, имеющего меньшую прочность, чем прочность
щебня и песка.
Стойкость бетона против внешних воздействий, водо- и
газонепроницаемость обеспечиваются созданием его плотности,
измеряемой в кг/м3. Необходимая плотность бетона обеспечивается
его вибрированием. В конструкциях мостов и труб
предусматривается применение тяжелого бетона с плотностью от 2 200 до
2 500 кг/м3. Применение бетона с меньшей плотностью
допускается лишь в опытных конструкциях.
Морозостойкость бетона характеризуется маркой F —
наибольшим числом циклов попеременного замораживания и
оттаивания, которые способны выдержать образцы 28-суточного
возраста без снижения прочности более чем на 15 %. Марки бетона по
морозостойкости для мостов и труб в зависимости от
климатических условий зоны строительства, расположения относительно
воды и вида конструкции принимают в пределах от 100 до 400 по
табл. 22 СНиП 2.05.03-84*. Климатические условия
характеризуются среднемесячной температурой наиболее холодного месяца
(умеренные — при температуре ниже -10°С, суровые — при
температуре от -10 до -20 °С, особо суровые — при температуре ниже
-20 °С). Морозостойкость бетона повышают введением в него воз-
духововлекающих добавок, которые создают мелкие поры,
обеспечивающие свободное расширение воды при ее замерзании в теле
бетона.
Марка бетона по водонепроницаемости W соответствует
давлению воды, МПа, при котором еще не наблюдается ее
просачивание через образец бетона высотой 15 см в возрасте 28 сут,
испытанного по специальному режиму. Эта марка должна быть не ниже
WA в подводных и подземных частях и не ниже W6 в водопропуск-
118
ных трубах, элементах дорожной одежды проезжей части и
переходных плитах.
Химическая стойкость бетона во многом зависит от его
плотности и вида применяемого цемента. В железобетонных мостах
применяют бетон на портландцементе, сульфатостойком
портландцементе и глиноземистом цементе. Портландцемент
используют для наиболее ответственных сооружений. Сульфатостойкий
портландцемент и глиноземистый цемент используют в
конструкциях, которые могут подвергаться действию морской,
минерализованной и болотной воды или другим агрессивным
химическим воздействиям, вредно действующим на портландцемент.
Сроки и интенсивность твердения бетона и приобретение им
необходимой прочности важны для ускорения производства
работ. Цементы с обычной тонкостью помола обеспечивают в
возрасте 3 сут около 50 % прочности, тонкомолотые быстротвердею-
щие цементы позволяют получить в возрасте 1 сут 40...50 %
проектной прочности, однако при их использовании увеличивается
усадка бетона и снижается его морозостойкость. Ускорение
твердения и набора прочности цемента лучше обеспечивать
равномерным пропариванием бетона в камерах с последующим
постепенным его охлаждением.
Подвижность бетонной смеси очень важна для получения
плотного бетона. Она увеличивается с увеличением В/Ц, но это
снижает прочность бетона. Для мостов применяют бетонные смеси с
водоцементным отношением не более 0,6. При уплотнении
бетонной смеси длительным вибрированием могут применяться
жесткие смеси с В/Ц = 0,3. Увеличение подвижности бетонной смеси
при укладке достигается также введением в нее различных
пластификаторов. Имеются пластификаторы, которые превращают
бетон с низким водоцементным отношением в весьма
подвижную смесь.
Усадка бетона — уменьшение его объема в процессе его
твердения и последующего высыхания. Неравномерная усадка бетона
приводит к появлению в нем трещин и дополнительных усилий в
статически неопределимых железобетонных конструкциях.
Уменьшения усадочных деформаций достигают сокращением
содержания цемента и воды в бетоне, а также постановкой противоуса-
дочной арматуры.
Ползучесть бетона — увеличение его деформаций во времени
при постоянной нагрузке. Она приводит к уменьшению усилий в
напряженной арматуре и перераспределению внутренних усилий
в статически неопределимых конструкциях.
Наряду с обычным тяжелым бетоном в опытных конструкциях
допускается применять легкий бетон с заполнителем из
керамзита или других материалов. Средняя плотность таких бетонов
составляет около 1 800 кг/м3. Перспективен также бетон с полимер-
119
ными добавками, позволяющими значительно повысить
водонепроницаемость и сопротивление растяжению бетона. Представляет
интерес также фибробетон, прочность на растяжение которого в
два-три раза выше, чем обычного бетона.
Арматура для железобетонных мостов. Марки стали для
арматуры железобетонных мостов и труб, устанавливаемой по расчету,
принимаются по табл. 29 СНиП 2.05.03-84* в зависимости от
условий работы элементов конструкций и средней температуры
наружного воздуха наиболее холодной пятидневки в районе
строительства. Нормами предусмотрено применение в железобетонных
мостах следующих арматурных сталей:
• горячекатаных гладких круглых стержней класса A-I;
горячекатаных стержней периодического профиля классов А-П, А-Ш,
A-IV, A-V;
• термически упрочненных стержней периодического профили
классов Ат-IV, At-V, At-VI;
• высокопрочной холоднотянутой гладкой проволоки класса
В-П;
• высокопрочной холоднотянутой проволоки периодического
профиля класса Вр-П;
• арматурных канатов из высокопрочной проволоки класса К-7
в виде семипроволочных прядей;
• канатов спиральных, двойной свивки и закрытых.
Стержни классов от A-I до А-Ш применяют в конструкциях в
качестве ненапрягаемой арматуры. Стержни классов А-IV, A-V,
Ат-IV, At-V и At-VI, высокопрочную проволоку, пряди и канаты
применяют в качестве напрягаемой арматуры в предварительно
напряженных железобетонных конструкциях.
В качестве конструктивной арматуры в мостах допускается
применение арматурной стали классов A-I и А-П. Для
монтажных петель предусматривается применение стержней из
арматурной стали класса A-I марки ВСтЗсп.2 и класса Ас-П марки
10ГТ.
Запрещается производить сварные соединения стержневой
термически упрочненной арматурной стали, высокопрочной
арматурной проволоки, арматурных канатов класса К-7 и любых
канатов в связи с тем, что в зоне сварки в этих элементах значительно
снижается прочность.
Расчетные характеристики бетона и арматуры. Кубиковая
прочность бетона является условной характеристикой его прочности.
Действительная прочность бетона в конструкции более полно
оценивается прочностью на сжатие бетонных образцов в виде призм,
высота которых превышает поперечный размер в 3,5 раза и более.
Призменная прочность бетона составляет 70...75 % его кубиковой
прочности. Прочность бетона на растяжение обычно в 10... 15 раз
меньше его кубиковой прочности. Предел прочности бетона на
120
срез примерно в 2,5 раза больше предела его прочности на
растяжение.
Расчетные сопротивления бетона на осевые сжатие и
растяжение для расчета мостовых конструкций по первой группе
предельных состояний определяют делением соответствующего
нормативного сопротивления на коэффициенты надежности по
бетону и на коэффициент надежности конструкции.
Коэффициент надежности конструкции, учитывающий степень
ответственности мостовых конструкций, принимают для бетона
Ун =1Д.
Расчетные сопротивления бетона для расчета по второй группе
предельных состояний устанавливают при коэффициенте
надежности по бетону уб = 1.
Расчетные сопротивления арматуры растяжению для расчета
по первой группе предельных состояний определяют делением их
нормативных сопротивлений на соответствующие коэффициенты
надежности по арматуре и на коэффициенты надежности
конструкции. Их принимают различными для автодорожных и
железнодорожных мостов. Этим учитывают степень ответственности этих
сооружений.
Значения расчетных сопротивлений арматуры растяжению
приведены в табл. 31 СНиП 2.05.03-84*.
Расчетные сопротивления ненапрягаемой арматуры сжатию,
используемые в расчете по первой группе предельных состояний,
при наличии сцепления арматуры с бетоном принимают
равными соответствующим расчетным сопротивлениям арматуры
растяжению Rs. Наибольшие сжимающие напряжения Rpc в
напрягаемой арматуре, расположенной в сжатой зоне сечения элемента и
имеющей сцепление с бетоном, следует принимать из условия
предельной сжимаемости бетона не более 500 МПа.
Для расчета железобетонных конструкций мостов и труб
важны также упругие характеристики бетона и арматуры — модули
упругости и коэффициенты Пуассона. Бетон является упруговяз-
копластичным материалом.
Его полные деформации от напряжений включают упругие,
вязко-упругие и пластические деформации, которые зависят от
уровня напряжений. В связи с этим модуль упругости зависит от
уровня напряжений и времени действия нагрузки. Кроме того,
модуль упругости зависит от класса прочности бетона, возрастая
с его повышением; он также зависит от возраста бетона, вида его
напряженного состояния. Он уменьшается при температурив-влаж-
ностной обработке бетона, при работе бетона в условиях
попеременного замораживания и оттаивания, воздействия солнечной
радиации.
При проектировании железобетонных конструкций мостов и
труб трудно учесть реальные значения модуля упругости бетона,
121
поэтому для расчета применяют средние, условные значения
модуля упругости Еь на сжатие по табл. 28 СНиП 2.05.03-84*.
Для бетона, подвергаемого тепловлажностной обработке, а
также для бетона, работающего в условиях попеременного
замораживания и оттаивания, эти значения модуля упругости
уменьшаются на 10 %, а для бетона конструкций, не защищенных от
солнечной радиации, — на 15 %.
Модуль сдвига бетона Gb принимают равным 0,4 Еь, а
коэффициент Пуассона ц = 0,2.
Модули упругости арматуры принимают по табл. 34 СНиП
2.05.03-84*. По мере возрастания прочности стали, модуль
упругости ее уменьшается с 206 000 до 196 000 МПа. Модуль упругости
пучков из параллельных проволок принимают 177 000 МПа, а
пучков из арматурных канатов К-7, канатов спиральных и двойной
свивки — 167 000 МПа.
Материалы для гидроизоляции бетона мостов. Гидроизоляция
предотвращает проникновение атмосферной влаги или грунтовых
вод к бетону пролетных строений или опор и предохраняет бетон
от разрушения, а арматуру от коррозии.
Гидроизоляционные материалы, применяемые в
мостостроении, подразделяются на обмазочные и оклеечные. Для
обмазочной гидроизоляции применяют холодные окраски и горячие
обмазки. Для холодных окрасок используют битумы марок III и IV,
разжиженные лигроином или керосином, а также дегтевые лаки.
Холодная окраска является первым грунтовочным слоем, по
которому наносят горячую обмазку слоем толщиной 2... 3 мм.
Материалом для горячих обмазок служат специальные мастики —
смеси битума с мелким асбестовым волокном.
Для оклеечной гидроизоляции применяют традиционные
рулонные материалы на основе битума и новые материалы на
основе синтетической резины (бутилкаучука).
Простейшим рулонным материалом на основе битума является
рубероид. Он имеет невысокие изоляционные качества и
недолговечен, так как состоит из бумажной упрочняющей основы.
Значительно лучшими свойствами обладает гидроизол. Его
гидроизоляционной основой также является битум, но он упрочен
асбестовым или асбесто-целлюлозным картоном. Благодаря хорошим
гидроизоляционным качествам и долговечности он нашел широкое
применение в мостостроении. Применяется также гидростеклои-
зол, который имеет армирующую основу из стеклоткани. Ее
стойкость в щелочной среде вызывает сомнения. Лучшими
гидроизоляционными свойствами и технологическими достоинствами
обладает фольгоизол, выпускаемый на основе рифленой или
гладкой алюминиевой фольги толщиной до 0,3 мм. В качестве
покровного слоя для фольгоизола применяют битумно-резиновую
мастику. По гидроизоляционным свойствам он лучше других мате-
122
риалов, но значительно дороже. Фольгоизол применяют только в
наиболее ответственных сооружениях: больших мостах и
тоннелях.
Основной способ ведения работ с битумными
гидроизоляционными рулонными материалами — безмастичная приклейка с
обязательной предварительной грунтовкой бетона. Для
оплавления битумного покровного слоя применяют нагревательные
горелки на всю ширину укладываемого материала.
Температурные ограничения в использовании битумных
гидроизоляционных материалов вызвали необходимость разработки
новых гидроизоляционных материалов. Для изоляции
автодорожных мостов разработан бутизол — эластичный морозостойкий (до
температуры - 70 °С) резиноподобный материал на основе бутил-
каучука. Резиноподобные рулонные материалы приклеивают к
изолируемому материалу холодными мастиками или клеями.
Перспективны в качестве изолирующих слоев синтетические
материалы в виде листов из поливинилхлорида, полипропилена и
полиэтилена. Прошли опытную проверку и находят более
широкое применение новые отечественные технологичные рулонные
материалы: изопласт, мостопласт и дальмостопласт.
Клеи для склеивания элементов конструкций. Клей как
конструктивный материал для склеивания бетонных конструкций
экономически целесообразно применять только в том случае, если
он имеет связующую прочность не ниже прочности бетона
соединяемых элементов, а модуль упругости в отвержденном
состоянии и коэффициент расширения близки по значению к
характеристикам склеиваемого бетона. Клеевые соединения должны быть
долговечны, устойчивы к воздействию среды в процессе
эксплуатации. Этим требованиям соответствуют клеи на основе
эпоксидных смол. В них кроме смолы входят отвердитель, пластификатор,
наполнитель и модифицирующие добавки. Основным
компонентом клеев в отечественном мостостроении служили эпоксидные
смолы марок ЭД-5, ЭД-6 и ЭД-40. С 1973 г. налажен выпуск новых
эпоксидных смол марок ЭД-22, ЭД-20, ЭД-16 и ЭД-14, имеющих
некоторые технологические преимущества.
Полимеризация (отверждение) смолы происходит под
воздействием отвердителя. В зависимости от вида отвердителя
эпоксидные смолы могут быть отверждены при нормальной температуре
или при нагревании. В мостостроении применяют отвердители
холодного процесса полимеризации: гексаметилендиамин, полиэти-
ленполиамин и триэтанолдиамин.
Технологические свойства клея регулируют изменением
количества и вида отвердителя, пластификатора и наполнителя.
Количество отвердителя обычно составляет 10...25% массы
эпоксидной смолы. В качестве пластификаторов при склеивании
используют дибутилфталат, полиэфиркрилат. Обычно их вводят в преде-
123
лах 5... 30 % к массе эпоксидной смолы. При избытке
пластификатора понижается прочность и увеличивается деформативность
клеевого шва.
Наполнитель не влияет на процесс полимеризации смол и
технологическую жизнеспособность клея и используется в основном
для изменения коэффициента температурного расширения клея
и уменьшения расхода эпоксидной смолы. В качестве
наполнителей в мостостроении используют портландцемент, молотый
кварцевый песок, андезитовую или диабазовую муку.
Необходимое условие высококачественного клеевого шва —
хорошая подготовка стыкуемых поверхностей к склеиванию.
Поверхность бетона должна быть чистой, сухой, прочной. Очистку
поверхностей необходимо производить пескоструйными
аппаратами или механическими щетками.
Жизнедеятельность клеев на эпоксидной смоле при
температуре от 20 до 25°С около 2...2,5 ч. При более низкой температуре
жизнедеятельность клея увеличивается.
Имеются клеи, предназначенные для склеивания бетонных
стыков при низких положительных и отрицательных температурах с
использованием обогрева. Разработаны также клеи, которые
используют для улучшения сцепления свежеуложенного бетона с
ранее уложенным отвердевшим бетоном.
6.3. Основные системы железобетонных мостов
и области их применения
В современном мостостроении железобетонные мосты
получили широкое применение при малых, средних и даже весьма
больших пролетах. В них применяются разнообразные конструктивные
решения и статические схемы: балочные, рамные, арочные и
комбинированные .
Наибольшее распространение получили балочные мосты с
использованием разрезных, неразрезных и консольных систем.
Балочные разрезные мосты (рис. 6.2, а) используют для перекрытия
пролетов до 42 м. Неразрезные балочные мосты (рис. 6.2, б)
применяют при пролетах от 33 до 147 м. Неразрезная система
характеризуется большей жесткостью и меньшей деформативностью
пролетного строения от временных нагрузок. Однако применение
неразрезной системы возможно при отсутствии осадки опор. Осадка
опор в балочных неразрезных пролетных строениях может вызвать
появление значительных дополнительных усилий и служить
причиной разрушения моста. В настоящее время строители
обеспечивают исключение осадки опор, что открыло широкие
возможности для применения неразрезных пролетных строений при
различных грунтовых условиях.
124
В консольных системах (рис. 6.2, в) подвесные пролетные
строения пролетом /j опираются на консоли с вылетом /2 основных
пролетных строений. По распределению усилий консольные
системы близки к неразрезным, однако имеют меньшую жесткость
и под нагрузкой дают переломы упругой линии в местах
сопряжения подвесных пролетных строений с консолями. Вследствие
статической определимости консольной системы осадки опор не
вызывают в пролетных строениях дополнительных усилий. Тем не
менее мосты с использованием консольных систем в настоящее
время не применяют в связи со сложностью узлов соединения
подвесных и основных пролетных строений.
Опоры неразрезных и консольных мостов вследствие
размещения на них по одной опорной части и центрального их загруже-
ния имеют меньшую ширину, чем опоры разрезных мостов.
Простейшие рамные системы мостов (рис. 6.2, г) применяют
при пролетах 30... 60 м. Ввиду совместной работы пролетных
строений с опорами изгибающие моменты в пролетных строениях
Рис. 6.2. Виды балочных (а —в) и рамных (г, д) мостов
125
уменьшаются. Это позволяет уменьшить строительную высоту
пролетных строений. Весьма широкое распространение получают
рамные мосты с наклонными стойками (рис. 6.2, д). Более
широкое распространение получили мосты из Т-образных рам: рамно-
балочные и рамно-консольные. Рамно-балочные системы (рис. 6.3,
а) мостов получаются при шарнирном соединении рамных и
подвесных пролетных строений. Пролеты /таких систем могут быть в
пределах от 40 до 150 м. В ригелях Т-образных рам возникают
только отрицательные изгибающие моменты, а в подвесных
разрезных пролетных строениях — только положительные. Опоры этих
рам от действия вертикальных нагрузок передают на основание
вертикальную силу и изгибающий момент.
В рамно-консольных системах (рис. 6.3, б) Т-образные рамы
шарнирно связаны между собой. Такие системы применяют для
пролетов 60...200 м. Опоры мостов этой системы передают на
основание еще и горизонтальную силу. Консоли рам могут быть омо-
ноличены, в этом случае получается многопролетная рамная
система с пролетами до 250 м.
Рассмотренные рамные системы представляется возможным
возводить навесным бетонированием или навесным монтажом.
В России построены также мосты особой рамно-консольной
системы (рис. 6.3, в), Т-образные рамы которых состоят из двух
полуарок, связанных затяжкой в уровне проезжей части.
Т-образные рамы шарнирно связаны между собой в середине пролета.
В мостах такой системы получены пролеты до 120 м.
При прочных грунтах в основании опор возможно применение
мостов арочных систем (рис. 6.4, а). Арками железобетонных
мостов перекрывались пролеты от 50 до 390 м. Опоры этих мостов
воспринимают значительные горизонтальные составляющие
реакций, что требует развития фундаментов. Сами арки работают
преимущественно на сжатие, прочность железобетона в них
используется весьма эффективно.
Рис. 6.3. Рамно-балочная (а) и рамно-консольная (б, в) системы мостов
126
^k^.
I'll
♦
а б
Рис. 6.4. Мосты арочной (а) и вантовой (б) систем
В последние десятилетия в железобетонных мостах находят
применение вантовые системы (рис. 6.4, б). Они имеют неразрезные
железобетонные балки жесткости, поддерживаемые наклонными
вантами, закрепленными на вершинах вертикальных пилонов.
Ванты работают только на растяжение, они создают упругие опоры
для балки жесткости, что облегчает ее работу. Пилоны работают в
основном на сжатие. Пролеты мостов такой системы с
железобетонными балками жесткости в настоящее время превысили 400 м.
В последние десять лет в мировом мостостроении получают
распространение экстрадозные железобетонные пролетные
строения (рис. 6.5, б), которые занимают промежуточное положение
между традиционными железобетонными предварительно
напряженными пролетными строениями (рис. 6.5, а), возводимыми
методом уравновешенного бетонирования (или монтажа) и
Байтовыми пролетными строениями (рис. 6.5, в). Их основной
особенностью является внешнее расположение напрягаемой
арматуры и малое отношение высоты пилона к длине пролета (не более
0,1), что позволяет более эффективно, чем в вантовых пролетных
строениях, использовать прочность материала напрягаемых
элементов, так как они используются только для обжатия
пролетного строения.
Современные железобетонные мосты сооружают как
монолитными, так и сборными. Монолитные мосты строят различными
способами с использованием инвентарной металлической опалубки.
Сборные мосты монтируют из элементов, изготовленных на
заводе или полигоне. Монолитные мосты более надежны, но темпы их
строительства ниже, чем сборных. Применение сборных мостов
позволяет увеличить темпы строительства, уменьшить трудоем-
icl^>J_^UL-»L '
^^==5^/^55==^
♦
б
Рис. 6.5. Экстрадозное (б) пролетное строение в сравнении с балочным
(а) и вантовым (в)
127
кость работ на объекте. Кроме того, сборные пролетные строения
представляется возможным возводить как в летнее, так и в
зимнее время, что для условий России является существенным
достоинством.
6.4. Конструкция проезжей части
железобетонных мостов
Под проезжей частью пролетных строений, в широком смысле
этого понятия, подразумевают совокупность конструктивных
элементов, воспринимающих действие подвижных нагрузок и
передающих их на несущую часть пролетного строения. В состав
проезжей части входят ее несущие элементыи мостовое полотно.
Мостовое полотно расположено над несущими элементами
проезжей части и предназначено для обеспечения безопасности
движения транспортных средств и пешеходов, а также для отвода
воды. Мостовое полотно железобетонных мостов (как и других)
включает в себя следующие конструктивные (см. рис. 1.6)
элементы: одежду ездового полотна, одежду тротуаров, ограждающие
устройства, мачты освещения, устройство для водоотвода,
деформационные швы и сопряжение моста с подходами.
Мостовое полотно железобетонных мостов расположено на
плите проезжей части, которая является несущим элементом
проезжей части и вместе с тем входит в состав основных несущих
конструкций пролетного строения, образуя вместе с ними
пространственно работающую систему.
Одежда ездового полотна должна выполнять следующие
основные функции:
• защищать нижележащие конструкции от механического
воздействия, выступая при этом в качестве слоя износа;
• защищать нижележащие конструкции от воздействия
атмосферной влаги, т.е. служить гидроизоляцией;
• обеспечивать комфортность движения своей гладкой
поверхностью.
Одежда ездового полотна (рис. 6.6) располагается на
железобетонной плите проезжей части и состоит из выравнивающего слоя,
гидроизоляции, защитного слоя изоляции и покрытия.
Выравнивающий слой под гидроизоляцию устраивают из
бетона или цементо-песчаного раствора толщиной не менее 30 мм. По
выравнивающему слою устраивают оклеечную гидроизоляцию. От
состояния гидроизоляции проезжей части во многом зависит
долговечность всего сооружения, поэтому ее выполняют из
рулонных материалов повышенного качества. Над ней устраивают
защитный слой из цементо-песчаного раствора или
мелкозернистого бетона толщиной не менее 40 мм. Этот слой предназначается
128
Рис. 6.6. Одежда ездового полотна:
1 — асфальтобетон; 2 — защитный слой; 3 — гидроизоляция; 4 —
выравнивающий слой; 5 — плита проезжей части
для защиты гидроизоляции от возможных повреждений ее при
устройстве и ремонте покрытия. Защитный слой обычно
армируют стальной сеткой из проволоки диаметром 2,5 мм с шагом 45 мм
и шириной 1 500 мм. Сетки укладывают с перекрытием их на
200...300 мм.
Покрытие одежды ездового полотна выполняют двухслойным
из асфальтобетона или из цементобетона общей толщиной
соответственно 70 и 80 мм. Между слоями в цементобетонное
покрытие укладывают сварную сетку с продольной арматурой
диаметром 4 мм и поперечной диаметром 6 мм с расстоянием между
стержнями 250 и 100 мм соответственно. Ширина сеток 1 500 мм,
их укладывают с перекрытием на 200...300 мм.
Конструкция ограждений и тротуаров. Тротуар пролетного
строения — часть мостового полотна, предназначенная для
безопасного движения пешеходов. Тротуары устраивают на каждой
стороне моста и ограждают их с наружных сторон перилами высотой
не менее 1,1м. Ширину тротуаров назначают по расчету в
зависимости от расчетной интенсивности движения пешеходов в час
«пик», при этом среднюю расчетную пропускную способность 1 м
ширины тротуара в 1 ч следует принимать 2 000 чел.
Ограждение — конструктивный элемент мостового полотна,
устраиваемый на границах ездового полотна, предназначенный
для предотвращения съезда транспортных средств за его пределы
и исправления траектории движения транспортного средства при
наезде на него. Оно может быть бетонным, железобетонным и
металлическим. По конструкции различают барьерное
ограждение из стоек и профильной стальной ленты или трубы,
укрепленных на стойках на некотором уровне над верхом покрытия, и
парапетное ограждение в виде железобетонной стенки различной
конфигурации.
Высоту ограждений на мостах и путепроводах в городах и на
автомобильных дорогах I... III категорий принимают не менее 0,75 м
для барьерных и 0,6 м для парапетных ограждений.
Конструкция ограждений увязывается с конструкцией
тротуаров. В действующих типовых проектах предусмотрены три вари-
129
анта их совместных решений. В первом варианте (рис. 6.7, а)
тротуары и барьерные ограждения выполняются из накладных
железобетонных блоков, в которых объединены функции тротуаров и
барьерных ограждений. Блоки крепятся к плите проезжей части
путем сварки закладных деталей, предусмотренных в блоках и плите.
Одежда для таких тротуаров предусматривается из цементобетона
толщиной слоя не менее 40 мм. При гладкой поверхности
тротуарных блоков на мостах, расположенных вне городов, поселков,
населенных пунктов, допускается применять блоки без покрытия.
Во втором варианте (рис. 6.7, б) тротуары выполняют из
накладных железобетонных блоков, к которым крепят
металлическое барьерное ограждение. Одежда тротуаров такая же, как в
предыдущем варианте.
В третьем варианте (рис. 6.7, в) тротуар устраивают
непосредственно по железобетонной консольной плите, металлическое
барьерное ограждение крепят также непосредственно к плите.
Одежда тротуаров, устраиваемых по железобетонной плите без
применения сборных тротуарных блоков, аналогична одежде
ездового полотна с цементобетонным покрытием, однако толщина
покрытия составляет 60 мм.
Ограждения на разделительной полосе предусматриваются в
следующих случаях: если они имеются на подходах к мосту, на
разделительной полосе расположены опоры контактной сети или
освещения, конструкция разделительной полосы не рассчитана
на выезд на нее транспортных средств. Ограждения на раздели-
а б
стных современных решений
тротуаров и ограждений
130
РП-1
Рис. 6.8. Блоки ограждений на разделительной полосе
тельной полосе выполняют той же конструкции, что и тротуаров
(рис. 6.8).
Конструкции ограждений должны препятствовать падению
транспортных средств с моста, создавать условия для безопасного
движения пешеходов по тротуарам, защищать несущие
конструкции моста от повреждений и позволять быструю замену или
исправление поврежденных элементов ограждения.
Разновидностью ограждений на тротуарах являются перила. Они
обеспечивают безопасность пешеходов и служат архитектурным
оформлением сооружения. В железобетонных мостах перила
выполняют из железобетона, чугунного литья или из стального
проката, соединенного сваркой в решетчатые блоки. На рис. 6.9
приведена конструкция блока металлического перильного
ограждения, рекомендуемого действующими типовыми проектами.
Верхний элемент блока выполнен из трубы 0 76 х 4 мм, нижний — из
уголка 100x63x8, соединение на сварке этих элементов
выполняется при помощи круглых стержней диаметром 26 мм с
шагом 150 мм. Прикрепление перильных блоков к тротуарам
осуществляется с помощью приварки их к закладным планкам. Поверх-
ООН
2 850
М
2980
•к
А-А
^2
Ыа
Рис. 6.9. Блок металлического перильного ограждения:
верхний элемент из трубы; 2 — заполнение из круглой стали; 3 — нижний
элемент из уголка
131
ности перил и металлических ограждений должны защищаться
от коррозии масляной краской или органосиликатными
материалами.
Водоотвод. Элементы железобетонных конструкций,
находящиеся под воздействием атмосферных осадков, сравнительно
быстро приходят в негодность: бетон разрушается, арматура
корродирует. Для предохранения железобетонных конструкций мостов
помимо гидроизоляции устраивают водоотвод с поверхности
ездового полотна и тротуаров.
Для обеспечения быстрого отвода воды поверхностям ездового
полотна и тротуарам придают продольные (не менее 5 %0) и
поперечные (не менее 20 %0) уклоны. При продольном уклоне свыше
10 %0 нормами проектирования допускается уменьшение
поперечного уклона при условии, что геометрическая сумма уклонов
будет не меньше 20 %0.
В зависимости от объема атмосферных вод и условий отвода
применяют различные способы водоотвода. Если под мостовым
сооружением не находятся никакие конструкции, то
применяется неупорядоченный отвод воды через тротуары. Он
обеспечивается одинаковым поперечным уклоном ездового полотна и
тротуаров (рис. 6.10, а). Для предотвращения увлажнения крайних
элементов пролетного строения в этом случае в консольных плитах
тротуаров устраивают слезники 1. При невозможности
произвольного сброса воды с моста применяется упорядоченный отвод воды
в определенных местах через водоотводные трубки (рис. 6.10, б).
Верх водоотводных трубок располагается ниже поверхности, с
которой отводится вода, не менее чем на 1 см. С помощью трубок
отводится также вода, стекающая по слою гидроизоляции в
одежде ездового полотна и тротуаров. Для этого гидроизоляция
заводится во внутреннюю поверхность водоотводной трубки и
прижимается приемной воронкой. Водоотводные трубки должны иметь
Рис. 6.10. Схема водоотвода:
а — через тротуары; б — через трубки; 1 — слезник; 2 — пористая резина; 3 —
мастика; 4 — водоотводная трубка; 5 — одежда проезжей части
132
внутренний диаметр не менее 150 мм. Расстояния между трубками
на ездовом полотне автодорожных и городских мостов вдоль
пролета устанавливают в зависимости от продольного уклона
ездового полотна. Они должны составлять не более 6 м при продольном
уклоне 5%0 и 12 м при уклонах от 5 до 10 %>. Число трубок на
одном пролете не должно быть меньше трех.
При необходимости отвода воды за пределы мостового
сооружения используются лотки, устраиваемые вдоль бордюра или
барьерного ограждения. В этом случае необходимо обеспечить
железобетонными лотками защиту обочин и откосов насыпи подходов
от сосредоточенных водных потоков.
Деформационные швы и сопряжение моста с насыпью. Для
обеспечения свободы перемещений смежных торцов пролетных
строений при воздействии временных нагрузок и колебаний
температуры проезжую часть разделяют поперечными швами, которые
называют деформационными. Деформационные швы располагают
над промежуточными опорами между торцами соседних
пролетных строений и в местах примыкания пролетных строений к
шкафным стенкам устоев.
Конструкции деформационных швов должны быть водо- и гря-
зенепроницаемыми, работоспособными в заданном диапазоне
температур.
Конструкция деформационного шва влияет на внешний вид
покрытия проезжей части, комфортабельность и безопасность
движения по мосту, на срок службы шва. По внешнему виду и
характеру работы их подразделяют на закрытые, заполненные и
перекрытые.
В закрытых деформационных швах горизонтальные
перемещения торцов пролетных строений обеспечиваются деформациями
заполнителя в зазоре между торцами смежных пролетных
строений. В этих швах (рис. 6.11) зазор между торцами пролетных
строений закрыт обычным покрытием 1, уложенным над зоной стыка
без разрыва. Основу конструкции этого типа составляет
петлеобразный компенсатор 7, закрепленный в выравнивающем слое,
пористый заполнитель 10 петли, мастика 9 в уровне защитного
слоя 3 и гидроизоляция 4. Сопротивление покрытия образованию
трещин повышают армированием его сеткой 2 и частичным
отделением покрытия от защитного слоя специальными прокладками
5. Прокладки существенно уменьшают относительные
деформации в покрытии в связи с распределением полной деформации на
большой длине.
Максимальная амплитуда допускаемых перемещений в швах
закрытого типа в случае применения неармированного
асфальтобетона составляет 10 мм, в случае армированного — 15 мм
при температуре ниже -15 °С и 10 мм при температуре выше
25 "С.
133
10 9 8 7
Рис. 6.11. Конструкция деформационного шва закрытого типа с
армированным асфальтобетонным покрытием:
1 — покрытие; 2 — армирующая сетка; 3 — защитный слой; 4 — гидроизоляция;
5 — отделяющая прокладка; 6 — перекрытие зазора; 7 — компенсатор; 8 —
анкерный стержень; 9 — мастика; 10 — пористый заполнитель
К швам заполненного типа относят конструкции с заполнением
мастикой (рис. 6.12) или с резиновыми
вкладышами-компенсаторами (рис. 6.13). В заполненных деформационных швах покрытие
устраивают с зазором, который впоследствии заполняют упругим
материалом (см. рис. 6.13), деформации которого обеспечивают
перемещения торцов пролетных строений.
Надежность работы этих швов зависит от материала
заполнения и прочности кромок. При увеличении зазора создаются
условия для разрушения кромок цементобетонных покрытий. В связи с
этим кромки необходимо усиливать (рис. 6.12, в) стальными
окаймлениями с надежной их анкеровкой. Перемещения, допускаемые
на швы с заполнением мастиками, составляют при
асфальтобетонном покрытии 12 мм, при цементобетонном — 18 мм, при
цементобетонном с окаймлением — 22 мм.
Деформационные швы с резиновыми компенсаторами 1 (рис.
6.13, а) применяли при перемещениях до 30 мм в мостах и
путепроводах I — V категорий и в городах. На дорогах I категории и в
а б в
Рис. 6.12. Деформационные швы с заполнением мастикой:
а — при асфальтобетонном покрытии; б — при цементобетонном покрытии или
с устройством бетонного прилива; в — варианты усиления кромки шва
134
Рис. 6.13. Конструкции деформационных швов с резиновыми
компенсаторами:
а — с одним компенсатором К-8; б — с двумя компенсаторами К-8; 1 —
резиновый компенсатор
городах допускалось устройство модульных швов с двумя рядами
компенсаторов, обеспечивающих перемещения до 100 мм (рис. 6.13,
б). В настоящее время деформационные швы с резиновыми
компенсаторами перестали применять в связи с выявившейся их
невысокой долговечностью. Находят применение более
совершенные конструкции заполненных швов, разрабатываемых
российскими фирмами совместно с германской фирмой Maurer.
В перекрытых швах горизонтальные перемещения торцов
пролетных строений обеспечиваются изменением положения
элемента, перекрывающего зазор, относительно оси шва.
Деформационные швы перекрытого типа применяют при перемещениях до
400 мм. В России были разработаны следующие их разновидности:
с плоским скользящим листом, со скошенным скользящим
листом, скошенным «плавающим» скользящим листом, с
консольной гребенчатой плитой и со скользящей гребенчатой плитой.
В последние годы эти деформационные швы перестали
использовать в связи с расширением использования универсальных
деформационных швов фирмы Maurer.
Деформационные швы являются дорогостоящими и
сложными элементами мостового полотна. В связи с этим наметилась
тенденция к сокращению их числа путем применения неразрезных и
температурно-неразрезных пролетных строений, обеспечивающих
лучшую плавность движения транспортных средств. В неразрезных
Рис. 6.14. Сопряжение моста с подходами с помощью переходной плиты
135
мостах требуется минимальное количество деформационных швов.
Их устанавливают только между торцами пролетных строений и
шкафными стенками устоев. Эти швы обеспечивают плавность
въезда и съезда на мост и способствуют сопряжению моста с
насыпью подходов.
Одним из наиболее важных требований к сопряжению моста с
насыпью является обеспечение плавности перехода от насыпи к
мосту. Этому способствует устройство одинакового покрытия на
мосту и подходах. Кроме того, необходимо обеспечить плавность
перехода от различных упругих деформаций насыпи и пролетного
строения как по величине деформаций, так и по скорости их
протекания. Это достигается путем создания в местах сопряжения моста
с насыпью специальных переходных участков в виде переходных
плит, отмосток и подушек из щебенчатых и песчано-гравийных
материалов (рис. 6.14).
Переходные плиты одним концом опираются на выступ
шкафной стенки, а другим — на железобетонный лежень. Плиты
укладывают с уклоном 1:10 в сторону насыпи и закрепляют штырями.
Под плитой устраивают подушку из дренирующего материала.
Контрольные вопросы
1. Каковы основные требования к материалам, применяемым в
конструкциях железобетонных мостов?
2. Каковы особенности конструкции проезжей части железобетонных
мостов?
3. Каковы основные системы железобетонных мостов и области их
применения?
ГЛАВА 7
Конструкции пролетных строений
балочных железобетонных мостов
и способы их строительства
7.1. Виды балочных мостов и области их применения
По принятой в мостах классификации балочные
железобетонные пролетные строения различают по статической схеме, типу
поперечного сечения пролетного строения, способу армирования
и производства работ.
По статической схеме различают балочные железобетонные
строения:
• разрезные;
• температурно-неразрезные;
• неразрезные;
• консольные.
Разрезные пролетные строения отделены одно от
другого деформационными швами. Эти швы усложняют защиту
опор от влаги и приводит к неровностям мостового полотна,
нарушению плавности движения транспортных средств. В каждом
разрезном пролетном строении на смежных опорах имеются
неподвижные и подвижные опорные части.
Температурно-неразрезные пролетные
строения образуются из разрезных пролетных строений путем их
объединения в уровне проезжей части над промежуточными опорами.
Это позволяет исключить на них деформационные швы, что
улучшает эксплуатационные качества моста. В цепи температурив-не-
разрезных пролетных строений одна опорная часть неподвижная,
остальные подвижные.
Неразрезные пролетные строения наиболее
благоприятны с эксплуатационной точки зрения: они могут иметь только
один деформационный шов. На каждой опоре имеют только одну
опорную часть, одна из них неподвижная.
Консольные пролетные строения по характеру
работы под временными нагрузками при одинаковой схеме пролетов
аналогичны неразрезным пролетным строениям. Их ранее
применяли для исключения неблагоприятных последствий просадок
промежуточных опор. Современные конструкции опор не допускают
их просадок, поэтому консольные пролетные строения перестали
применять в связи со сложностью присоединения подвесной части.
По типу поперечного сечения различают балочные
железобетонные пролетные строения:
137
Рис. 7.1. Типы поперечных сечений балочных железобетонных пролетных
строений:
а — плитное; б — ребристое; в — плитно-ребристое; г — коробчатое
• плитные при пролетах от 3...6 до 12... 18 м (рис. 7.1, а);
• ребристые при пролетах 18...42 м (рис. 7.1, б);
• плитно-ребристые при пролетах 27...63 м (рис. 7.1, в);
• коробчатые при пролетах более 63 м (рис. 7.1, г).
По способу армирования различают балочные железобетонные
строения:
• с ненапрягаемой арматурой;
• с предварительно-напрягаемой арматурой.
По способу производства работ различают балочные
железобетонные строения:
• монолитные (наиболее надежные);
• сборно-монолитные;
• сборные (менее надежные).
7.2. Конструкции плитных и ребристых разрезных
пролетных строений с ненапрягаемой арматурой
Плитные пролетные строения с ненапрягаемой арматурой
представляют собой сплошную плиту постоянной толщины (рис. 7.2).
Применяются при длине пролетов в пределах 3... 6 м. Отличаются
четкостью статической схемы при работе на изгиб и срез, малой
строительной высотой (отношение толщины плиты к пролету
составляет 1/12... 1/16), простотой конструкции и малой
трудоемкостью, что определяется распределением арматуры по всей
ширине плиты в одном ярусе, простотой арматурных, опалубочных
и бетонных работ. Их поперечный уклон принимается не менее
15%0 и обеспечивается наклонным расположением плиты.
Одежда мостового полотна и тротуаров в монолитных плитных
пролетных строениях применяется обычная: асфальтобетон
толщиной 7 см, защитный слой бетона 3 ...4 см, гидроизоляция 1 см,
выравнивающий слой бетона 3...4 см.
138
Их продольное и поперечное армирование выполняется из
стержней гладкой или периодического профиля арматуры или
сварных сеток с соблюдением конструктивных требований,
установленных в СНиП 2.05.03-84*. Армирование пролетного строения
вдоль пролета определяется с учетом огибающих эпюр
изгибающих моментов и поперечных сил и имеет вид, представленный
на рис. 7.2. К опорам половина рабочей арматуры, требуемой в
середине пролета, отгибается кверху в три приема с углами
наклона стержней 30...45°. Это позволяет обходиться без хомутов,
так как отогнутые стержни надежно перекрывают наклонные и
вертикальные сечения плиты в приопорных зонах, где имеет
место значительная поперечная сила.
Ребристые пролетные строения с ненапрягаемой арматурой
применяются при длине пролетов 12...21 м. Они состоят из
главных балок, диафрагм и плиты проезжей части (рис. 7.3).
Главные балки являются основными несущими элементами
пролетного строения при его работе на общее действие нагрузки.
Они обычно объединяются между собой диафрагмами, которые
устанавливают в опорных сечениях, в середине и четвертях
пролета, если расстояние между ними не меньше 4...6 м. Диафрагмы
обеспечивают пространственную работу элементов пролетного
строения. Плита проезжей части в них работает на местное
действие нагрузки, участвует в распределении временной нагрузки
между главными балками и работает в качестве сжатой зоны
пролетного строения при его работе на общее действие нагрузки.
В поперечном сечении монолитных ребристых пролетных
строений представляется возможным применять наиболее
целесообразное количество главных балок в зависимости от величины
пролета по условию минимальных расходов бетона. Оно обычно
уменьшается с увеличением пролета. При малых пролетах оно стремит-
g
а iv^J—4чО—
•—
*^^ V
.. J^.",
568
-0\2- .i30v
. s I --. i i
56019; /=587 №1
^*—'^—^
В свету 2,5 см
в
"—1
->
563
17019; /=657 № 2
227
17019; /=657 № 3
372
18019; /=657 №4
68
372
Рис. 7.2. Схема продольного армирования монолитного пролетного
строения длиной 6 м
139
Рис. 7.3. Фасад (а) и поперечное сечение (б) ребристого монолитного
железобетонного пролетного строения
ся к бесконечности, что и определяет применение плитных
пролетных строений при малых пролетах.
Расстояние b между главными балками при их пролетах 12... 27 м
составляет 1,5...2,5 м. Иногда расстояние между главными
балками увеличивают до 4... 6 м, в этом случае между главными
балками устанавливаются второстепенные продольные балки,
уменьшающие пролет плиты проезжей части.
Практическое применение нашли два вида этих пролетных
строений:
• диафрагменные с Т-образными поперечными сечениями
главных балок;
• бездиафрагменные с Т-образными поперечными сечениями
главных балок.
Арматуру в элементах монолитны хребристых пролетных
строений размещают так, чтобы она имела хорошую связь с
окружающим бетоном, не мешала укладке бетона при изготовлении
конструкции и была надежно защищена от воздействия влаги и
воздуха. Арматуру выполняют из стержней периодического профиля
или из гладкой проволоки. Все рабочие стержни растянутой
арматуры гладкой проволоки для обеспечения их анкеровки в бетоне
должны иметь на концах полукруглые крюки с внутренним
диаметром не менее 2,5 диаметра стержня (рис. 7.4, а). Концы
сжатых стержней из круглой проволоки, а также концы стержней
периодического профиля в растянутой зоне заканчиваются
прямыми крюками.
Отдельные стержни арматуры для обеспечения необходимой
длины стыкуют электросваркой встык. При этом в месте стыка
получается небольшое утолщение (рис. 7.4, б). Имеет перспективу
объединение стержней периодического профиля в монтажных
условиях путем обжатия на концах стержней металлических трубок
(рис. 7.4, в).
Сварные сетки (рис. 7.4, г) изготавливаются из
пересекающихся стержней контактной сваркой и в готовом виде
устанавливаются в конструкцию. В местах стыкования соседние сетки
укладывают внахлестку одна на другую с перекрытием на длину не менее
30 диаметров стержней сетки и не менее 25 см.
140
2-й стержень
арматуры
1 1
о о о о о о
L
С1
1
1
1
1
1
1
Рис. 7.4. Отдельные стержни арматуры (а), арматурные сетки (б) и
способы стыковки стержней (в, г)
Плита проезжей части упруго защемлена в поддерживающих ее
главных балках и поперечных диафрагмах. От временной нагрузки
в середине пролета плиты проезжей части монолитных и сборных
бездиафрагменных пролетных строений возникают
положительные изгибающие моменты, а на опорах отрицательные. В связи с
этим на опорах плиты арматуру следует располагать в ее верхней
зоне, а в середине пролета — в нижней (рис. 7.5).
Стержни рабочей арматуры плиты следует располагать с
учетом требований СНиП 2.05.03-84* к толщине защитного слоя.
Кроме того, необходимо удовлетворять требованиям СНиП 2.05.03-
84* к минимальным диаметрам арматуры и расстояниям между
ними. На участках действия отрицательных изгибающих моментов
рабочую арматуру вверху плиты устанавливают на длине 1/4... 1/6
(1/4 ...1/6)
п
"
L-i 1—
• •
^=8...12мм
^
• г-
■
я
я
я
ш
(1/4...
У6)1п. </>6мм <?
"1 Г
-> -
»
•
К* * *
\</>10ММ -s!
о
—* » ' г
<25см >2,0см7|
к 1 g
о
Л1
In
>16см
■ 1
■
■
■
1 1—
•
X d>%
-•'
u
m
Л1
>5см
Рис. 7.5. Расположение ненапрягаемой арматуры в плите проезжей части
и главных балках пролетного строения
141
пролета плиты, а нижнюю рабочую арматуру доводят до опоры в
количестве не менее трех стержней на 1 м ширины плиты или 1/4
(по площади сечения) нижней арматуры в середине пролета.
Стержни распределительной арматуры, располагаемой
перпендикулярно к рабочей арматуре, должны иметь диаметр не менее
четверти диаметра продольных стержней и устанавливаться в
количестве не менее четырех на 1 м ширины плиты. Кроме того,
распределительную арматуру устанавливают во всех местах
перегиба рабочей арматуры.
Толщина плиты на конце консоли должна быть не менее 10 см,
в средней части между ребрами — не менее 15 см. В бездиафраг-
менных пролетных строениях плита проезжей части работает как
неразрезная балка на упругом основании. Ее армируют сварными
сетками в верхней и нижней зонах.
Главные балки пролетных строений армируют (см. рис. 7.5)
отдельными стержнями или сварными каркасами. Диаметр рабочей
арматуры принимают не менее 12 мм, а защитный слой бетона
для нее — не менее 3 см. По условиям укладки бетона расстояния
между отдельными стержнями должны быть не менее 5 см в
вертикальных и горизонтальных направлениях.
Диаметр хомутов в стыках балок по всей длине, кроме
концевых участков балок, принимают не менее 8 мм, а на концевых
участках — не менее 10 мм.
Защитный слой бетона между хомутами и боковой или нижней
поверхностями балок должен быть не менее 2 см. Каждый хомут
должен охватывать в одном ряду не более пяти растянутых и не
более трех сжатых стержней. Расстояние между соседними
хомутами вдоль балки устанавливают с шагом, не превышающим 10 см
на концевых участках балки, 15 см на при опорных участках
балки, простирающихся от границ концевых участков до четвертей
пролета, 20 см на среднем участке балки длиной, равной 1/2
пролета. Концевые участки балки простираются от ее торца в сторону
пролета на длину, равную высоте балки.
Наибольшее распространение ненапрягаемая арматура в
сборных балках получила в виде многорядных сварных каркасов (рис.
7.6, а). Они индустриальны в изготовлении и удобны в монтаже.
Сварной каркас состоит из ряда стержней продольной рабочей
арматуры, уложенных один на другой без промежутков и
сваренных между собой продольными швами толщиной не менее 4 мм.
Если в одном вертикальном ряду поставлено более трех-четырех
стержней, то над ними устанавливают прокладки того же
диаметра и длиной не менее шести диаметров, а далее вновь ставят три-
четыре стержня без разрыва. Просветы, образованные
прокладками, обеспечивают лучшее сцепление с окружающим бетоном.
Расстояние между соседними вертикальными каркасами должно быть
не менее 5 см или двух диаметров рабочей арматуры. Защитный
142
20 20
■ 11111111111 ■ 11111111111
>\2d
У
V л
ш
у.
A,n>4MM
111 rf 1111111111111111
6d
>\2d
О/
1
6d
в
Рис. 7.6. Общий вид сварного каркаса (а) и конструкции его узлов 7, //
к III (б-г)
слой бетона тот же, что и для отдельных стержней. Рабочие
стержни продольной арматуры каркаса отгибают под углом 30...60°,
но не менее двух стержней от всех каркасов должны быть
доведены до опоры. Радиус отгиба должен быть не менее 12 диаметров
отгибаемого стержня периодического профиля или 10 диаметров
для гладкого стержня (рис. 7.6, б, в, г).
Допускается приварка дополнительных отогнутых стержней к
стержням основной арматуры. В этом случае к каждому стержню
рекомендуется приваривать не более двух дополнительных
отгибов с диаметром, в два раза меньшим диаметра основного
продольного стержня. Такие отгибы прикрепляют сварными швами
длиной не менее 12 диаметров отгиба (см. рис. 7.6, б).
Расположение мест отгибов определяется условием, чтобы на участке с
отгибами в каждое вертикальное поперечное сечение балки должен
попадать хотя бы один отгиб. Вдоль боковых стенок балки
устанавливают продольную арматуру периодического профиля
диаметром 8... 14 мм на расстояниях по высоте 10... 12 диаметров. Эта
арматура предохраняет бетон от появления усадочных трещин.
Арматуру ставят снаружи хомутов.
7.3. Конструкции разрезных
и температурно-неразрезных пролетных строений
с напрягаемой арматурой
Разрезные пролетные строения с напрягаемой арматурой
выполняют сборными и сборно-монолитными с использованием
143
Рис. 7.7. Компоновка поперечного сечения плитного пролетного
строения из блоков с круглыми пустотами
плитных и ребристых исходных элементов. К ним относятся
разрезные сборные пролетные строения с арматурой, напрягаемой
на упоры, из пустотных плит длиной от 6 до 18 м. Они состоят из
уложенных параллельно друг другу плит, объединенных в
поперечном направлении бетонными шпонками для обеспечения
совместной работы (рис. 7.7). Количество плит в поперечном
сечении пролетного строения зависит от габарита моста.
При пролетах 6... 9 м плиты опираются на ригель через два слоя
рубероида и цементный раствор толщиной 2...3 см, при больших
пролетах — через резиновые или металлические опорные части.
Для автодорожных и городских мостов в России разработаны
унифицированные пролетные строения из пустотных плит
длиной 6,9, 12, 13и18м. Толщина плит принята соответственно 0,3;
0,45; 0,6; 0,75 м. Ширина плит принята 1 м. В плитах пролетом 6 и
9 м пустоты выполняют круглыми (рис. 7.8, а), а при пролетах
12... 18 м — овальными (рис. 7.8, б). Отверстия в плитах
выполняют в виде усеченного конуса с основаниями, отличающимися
диаметром на величину, обеспечивающую извлечение пуансонов из
сформированной на стенде плиты без повреждения ее
внутренней поверхности.
Армирование плит ненапрягаемой арматурой производится
горизонтальными и вертикальными сварными сетками (рис. 7.9).
Д 16,25
Рис. 7.8. Поперечные сечения блоков плитных пролетных строений с
круглыми (а) и овальными (б) пустотами
144
Рис. 7.9. Армирование блока ненапрягаемой и напрягаемой арматурой:
1 — горизонтальные сетки; 2 — вертикальные сетки; 3 — арматура
Горизонтальные сетки 1 плит изготавливают плоскими с шагом
стержней 150 мм. Арматура в этих сетках является
конструктивной, она не включается в расчет. Вертикальные сетки 2 ребер
выполнены из продольных и поперечных ненапрягаемых стержней
горячекатаной стали класса А-1 с диаметром стержней 8... 12 мм.
В средней части пролета поперечные стержни размещаются по
конструктивным соображениям с шагом 200 мм, а на концевых
участках для обеспечения восприятия поперечной силы с шагом
100 мм.
Напрягаемая арматура 3 в плитах выполняется из семипрово-
лочных прядей К-7 диаметром 15 мм или из спаренных проволок
диаметром 5 мм периодического профиля. Она располагается в
нижней части плиты в зонах, примыкающих к ребрам,
разделяющих пустоты.
Поперечное объединение плит осуществляется при помощи
бетонных шпонок (рис. 7.10). Этот узел способен воспринимать
только поперечную силу между блоками, но этого достаточно для
Бетон омоноличивания
Рис. 7.10. Узел омоноличивания блоков плитного строения
145
омоноличивания, так как изгибающие моменты в поперечном
направлении узких пролетных строений практически не возникают.
В России для пролетов 12, 15, 18, 21, 24 и 33 м разработаны и
ребристые унифицированные предварительно напряженные
пролетные строения с натяжением арматуры на упоры. Они
компонуются из цельноперевозимых балок таврового сечения (рис. 7.11).
Изменение ширины моста достигается изменением количества
балок, устанавливаемых по ширине моста на расстоянии
210... 240 см. Объединение балок производится по плите проезжей
части продольными швами омоноличивания. Тротуары
выполнены обычно пониженного типа с перильными и защитными
ограждениями. Одежда проезжей части обычная с поперечным
уклоном. У тротуаров располагаются водоотводные трубки.
Конструкция тавровых балок ребристых пролетных строений
приведена на рис. 7.12. Высота тавровых балок составляет
примерно 1/20 пролета. Толщина плиты проезжей части ранее принята
была 15 см, в настоящее время толщина плиты увеличивается до
18 см за счет увеличения толщины защитного слоя до 5 см по
соображениям обеспечения требуемой долговечности пролетного
строения. Толщина ребер в средней части пролета 16 см, в при-
опорных зонах увеличивается до 26 см. В нижней части ребра
уширены для обеспечения размещения пучков напрягаемой
арматуры.
Крайние балки пролетных строений отличаются от
промежуточных количеством пучков напрягаемой арматуры, а также
наличием односторонних выпусков арматуры.
Плита этих пролетных строений армируется двумя плоскими
сварными сетками, размещенными у нижней и верхней ее
кромок. Стенка армируется двумя сварными сетками, размещенными
у внешних поверхностей. Они имеют конструктивные продольные
стержни и рабочие поперечные стержни. Продольные стержни
примыкают к стенкам и играют роль противоусадочной арматуры.
Нижнее ребро балок армируется двумя сварными каркасами,
охватывающими зону размещения пучков напрягаемой арматуры.
150 25
Рис. 7.11. Компоновка поперечного сечения сборных ребристых
пролетных строений с напрягаемой арматурой
146
Рис. 7.12. Поперечное сечение ребристых балок в пролете и на опоре и их
армирование ненапрягаемой и напрягаемой арматурой
В зоне присоединения плиты к стенкам наклонно размещены
стержни противоусадочной арматуры.
Напрягаемую арматуру в этих балках выполняют из
высокопрочной проволоки диаметром 3...6 мм, что позволяет
экономить металл и создавать в арматуре высокие напряжения. Для
удобства армирования высокопрочную проволоку диаметром 5 мм
объединяют в пучки (рис. 7.13) с числом проволок от 18 до 60.
Проволоки в пучке располагаются концентрически с
обмоткой каждого ряда тонкой проволокой. Пучок может быть
образован из готовых семипроволочных прядей. При армировании балок
используют прямолинейные и криволинейные пучки (рис. 7.14).
Прямолинейные пучки по всей длине нижнего пояса балки
более технологичны, чем криволинейные. Но в стадии создания
предварительного натяжения в верхнем поясе балок могут
возникать большие растягивающие напряжения. В этот период балка
загружена только собственным весом и эксцентрично приложенной
силой предварительного обжатия. Для предотвращения трещин в
этой ситуации при прямолинейном
расположении пучков арматуры часть из них
следует исключать из работы в приопорной
зоне путем размещения в полиэтиленовых
трубках или путем изоляции паклей.
При армировании криволинейными или
полигональными пучками в приопорных
зонах отмеченная ранее ситуация не
возникает. Кроме того, на приопорных
участках создается усилие предварительного
натяжения, приложенное под углом к гори- Рис. 7.13. Конструкция
зонтали. Вертикальная составляющая этого пучка напрягаемой ар-
усилия уменьшает поперечную силу на при- матуры
6005
147
о
Рис. 7.14. Расположение прямолинейных и криволинейных пучков
напрягаемой арматуры по длине балки
опорном участке, знак которой противоположен знаку
поперечной силы от усилия предварительного натяжения в пучке.
Уменьшение суммарной поперечной силы у опоры позволяет
уменьшить расходы стали на хомуты или уменьшить толщину стенки.
Передача усилия с пучка на бетон после его твердения
осуществляется с помощью специальных анкеров. На рис. 7.15
приведена конструкция каркасно-стержневого анкера МИИТа. Он имеет
стальной стержень 4, на середине длины которого закреплена
диафрагма 5 с пазами, а по концам — крестообразные упоры 2.
В анкере пучок 1 напрягаемой арматуры расчленяется на
четыре пряди и прихватывается по его концам у крестообразных
упоров проволочными скрутками 3. В образующуюся полость между
прядями пучка проникает бетон, который заклинивает пучок в
Рис. 7.15. Конструкция каркасно-стрежневого анкера:
1 — пучок; 2 — крестообразные упоры; 3 — скрутки из мягкой проволоки; 4 —
стержень; 5 — диафрагма с пазами; 6 — отверстие для заводки проволоки скрутки
148
бетонном массиве балки. Для усиления бетона в месте передачи
усилия перед анкером устанавливают спиральную арматуру.
Натяжение пучков на упоры и передача усилия на бетон
производится при 80 % его прочности с соблюдением
симметричности натяжения и передачи путем поочередного обрезания двух
симметричных пучков.
В случае, если не представляется возможным транспортировать
цельно перевозимые балки, применяют пролетные строения,
образованные из составных по длине балок с натяжением арматуры
на бетон. Проектом унифицированных сборных пролетных
строений в России предусмотрены составные по длине балки длиной
15, 18, 24, 33 и 42 м.
Пролетные строения из этих балок компонуются в поперечном
направлении так же, как и из цельно-перевозимых. При этом
возможно создание их как диафрагменных, так и как бездиафраг-
менных. Изменение ширины моста достигается изменением
количества балок.
Каждая балка составляется из отдельных заранее
изготовленных блоков (рис. 7.16), армированных ненапрягаемой арматурой в
виде каркасов. Для размещения напрягаемой арматуры в блоках
устраивают каналы, которые могут быть внутренними
(закрытыми) или наружными (открытыми). Все промежуточные
(внутренние) блоки принимаются длиной 6 м по соображениям
транспортировки и такелажа, а концевые блоки принимаются длиной
4,5 или 3 м, что определяется необходимостью обеспечения
проектной длины пролетного строения.
Балки пролетного строения получают путем укрупнительной
сборки из блоков на площадке у строящегося объекта. Блоки
устанавливают на площадке в проектной последовательности и омо-
ноличивают по швам цементным раствором или клеем. После
этого в каналы протягивают напрягаемую арматуру и создают в ней
усилие натяжения, которое сразу передается на бетон. На торцах
концевых блоков предусмотрены стальные листы толщиной 20 мм,
которые служат упором для анкеров при натяжении арматуры.
Ненапрягаемая арматура в этих блоках такая же, как в
соответствующих цельно-перевозимых балках. Однако она не стыкуется в
48 05
Рис. 7.16. Составные по длине балки с натяжением на бетон
149
поперечных швах омоноличивания балок, что снижает надежность
работы поперечных балок на поперечную силу в поперечных швах
омоноличивания.
Напрягаемая арматура сборных по длине балок выполняется
из пучков проволок диаметром 5 мм. Часть пучков проходит
прямолинейно в закрытых каналах по всей длине балки, другая часть
отгибается вверх по прямолинейным каналам.
Закрепление пучков на торцах балок обеспечивается
конусными анкерами (рис. 7.17), состоящими из корпуса обоймы 2 и
конусной пробки 1.
Натяжение арматуры производится в два-три приема, первое
натяжение осуществляют до отверждения клея, что обеспечивает
хорошее заполнение поперечных швов при минимальной их
толщине.
Конструкция узлов объединения балок ребристых
бездиафрагменных и диафрагменных пролетных строений с напрягаемой
арматурой аналогичны соответствующим конструкциям узлов
объединения балок ребристых бездиафрагменных и диафрагменных
пролетных строений с ненапрягаемой арматурой.
Разрезные пролетные строения на всех опорах имеют
деформационные швы, которые при эксплуатации моста создают ряд
проблем:
• нарушается их герметичность, вследствие чего вода
проникает на торцы пролетного строения и опоры и создает условия для
последующей деструкции бетона и коррозии арматуры;
• нарушается ровность проезжей части, вследствие чего
усиливается динамическое воздействие временной нагрузки и
нарушается комфортность и безопасность движения.
Эти проблемы устраняются при применении температурно-
неразрезных пролетных строений (рис. 7.18). Температурно-нераз-
резными пролетными строениями называют пролетные строения,
образованные путем объединения разрезных балочных пролетных
строений в уровне проезжей части таким образом, чтобы при
горизонтальных и температурных воздействиях они работали как
неразрезные, а при вертикальных воздействиях — как разрезные.
Конструкция объединения пролетных строений должна обеспе-
150
As, вч й
Рис. 7.18. Цепь температурно-неразрезных пролетных строений:
1 — деформационный шов; 2 — соединительная плита; 3 — подвижные опорные
части; 4 — неподвижная опорная часть
чивать восприятие горизонтальных усилий и не препятствовать
повороту их торцов.
Группа разрезных пролетных строений объединенных таким
образом создают температурно-неразрезную цепь. Необходимо
стремиться к созданию возможно большей длины такой цепи.
Характер деформирования этой цепи при воздействии температуры
зависит от способа расстановки подвижных и неподвижных
опорных частей. Смещение пролетного строения происходит от
неподвижной опорной части в обе стороны.
В зависимости от типа конструктивного решения разрезные
пролетные строения объединяются в температурно-неразрезные
различными способами:
• ребристые пролетные строения — по плите проезжей части в
пределах всей ширины пролетного строения (рис. 7.19, а);
• плитные пролетные строения — стыковыми накладками (рис.
7.19, б).
Для обеспечения объединения сборных ребристых пролетных
строений по плите проезжей части исходные элементы
изготавливают с недобетонированной на концах плитой с выпусками
горизонтальной арматуры (см. рис. 7.19, а). Длину соединительной
плиты принимают не меньше расстояния между опорными
сечениями смежных пролетных строений. В пределах этой части плиты
wvyjwwpp??.
w^^z.
Рис. 7.19. Способы объединения ребристых (а) и плитных (б) пролетных
строений в температурно-неразрезные
151
укладывается упругая прокладка между плитой и ребром балки и
не допускаются вертикальные выпуски арматуры из ребра.
Упругая прокладка обеспечивает возможность распределения полной
линейной деформации, возникающей в плите при повороте
пролетного строения.
Объединение плитных пролетных строений в температурно-
неразрезные осуществляется с помощью стыковых металлических
накладок или стержней (см. рис. 7.19, б).
7.4. Конструкции неразрезных и консольных
пролетных строений
Преимущества неразрезных и консольных пролетных строений
по сравнению с разрезными определяются тем, что на их
промежуточных опорах возникают отрицательные моменты, в
значительной мере уменьшающие положительные моменты в
серединах пролетов и обеспечивающие уменьшение расхода материала. В
них применяется также минимальное количество
деформационных швов, что повышает их эксплуатационные качества. Кроме
того, их промежуточные опоры от вертикальных нагрузок
работают на центральное сжатие вследствие того, что над ними
находится только одна опорная часть.
Неразрезные пролетные строения широко применяются в
области малых, средних и больших пролетов, при этом количество
пролетов ограничивается лишь полной длиной неразрезной плети
из условий обеспечения температурных деформаций. Длительное
время широкое применение неразрезных мостов сдерживалось
опасностью неравномерных осадок опор, вызывающих в
неразрезных пролетных строениях дополнительные и опасные усилия.
После освоения строителями технологии создания надежных
фундаментов, исключающих существенные осадки опор, была открыта
возможность для широкого применения неразрезных мостов.
Консольные железобетонные пролетные строения мостов в
настоящее время находят применение в области средних и
больших пролетов только при особо сложных грунтовых условиях,
затрудняющих предотвращение неравномерных осадок опор.
Неразрезные и консольные мосты могут быть монолитными и
сборными. Многолетний опыт их эксплуатации свидетельствует о
большей надежности монолитных мостов, что определяется
возможностью стыковки конструктивной арматуры в поперечных швах
бетонирования.
Различают следующие группы сборных и монолитных
неразрезных пролетных строений:
• пролетные строения, собираемые из стандартных цельнопе-
ревозимых балок или плит длиной от 15 до 33 м с устройством
152
монолитных стыков на промежуточных опорах. Этот стык сложен,
так как находится в зоне максимального изгибающего момента
(рис. 7.20, а);
• пролетные строения, собираемые из тех же стандартных цель-
ноперевозимых балок или плит и специальных надопорных
вставок длиной 6... 12 м с устройством монолитных стыков в зоне
минимальных изгибающих моментов (рис. 7.20, б). Таким
способом достигаются неразрезные пролеты в пределах от 24 до 50 м.
Однако для реализации этого способа требуется устройство
подмостей, что возможно только при строительстве путепроводов или
пролетных строений моста в пойменной части реки;
• пролетные строения постоянной высоты, собираемые из плит-
но-ребристых или коробчатых блоков или возводимые из
монолитного бетона с устройством многих поперечных швов, обжатых
предварительно напрягаемой арматурой (рис. 7.20, в).
Применяются при пролетах от 33 до 84 м. Возводятся при небольшом
количестве пролетов конвеерно-тыловой сборкой или
бетонированием с последующей продольной надвижкой, а при большом
количестве пролетов — методом попролетной сборки или
бетонирования на перемещаемых подмостях. Большое количество
поперечных швов снижает надежность сборных пролетных строений этого
типа. Лучше применять монолитные пролетные строения, так как
в этом случаев швах бетонирования представляется возможным
объединять конструктивную арматуру;
Рис. 7.20. Виды (а — г) сборных и монолитных неразрезных пролетных
строений
153
• пролетные строения с полигональным очертанием нижнего
пояса (рис. 7.20, г), собираемые из коробчатых бетонных блоков
уравновешенной навесной сборкой или возводимые навесным
бетонированием с устройством большого количества поперечных
швов в пролете, обжатых предварительно напрягаемой арматурой.
Сборные пролетные строения этого типа применялись в России
при пролетах от 84 до 126 м. Высота балок над опорами в два-три
раза больше, чем в средней части пролета, что соответствует
соотношению изгибающих моментов в этих сечениях. Лучше
применять монолитные пролетные строения. Они более надежны по
несущей способности швов, так в них представляется возможным
объединять конструктивную арматуру.
Многопролетная неразрезная система превращается в
консольную, если в отдельных поперечных сечениях ввести шарнирные
соединения. Введение двух шарниров в пролете приводит к тому,
что в сечениях консолей возникают только отрицательные
моменты, а в подвесных балках — только положительные. Это дает
возможность применять в качестве подвесных балок
унифицированные балочные элементы. В консольных пролетных строениях в
местах шарниров возникают переломы профиля проезда, что
снижает комфортность движения. В местах установки шарниров
необходимы деформационные швы, что относится к недостаткам
консольных пролетных строений. Их достоинство — возможность
применения в условиях проявления неравномерных осадок опор.
Форма поперечного сечения неразрезных пролетных строений.
В неразрезных пролетных строениях первых двух групп (см. рис.
7.20, а, б), создаваемых с использованием унифицированных
элементов разрезных пролетных строений, применяются те же
поперечные сечения, что и в разрезных. В пролетных строениях
следующих групп (см. рис. 7.20, в, г) сохраняется в основном та же
зависимость формы поперечного сечения от величины пролета,
что и для разрезных пролетных строений. Имеется лишь одна
особенность, связанная с тем, что в неразрезных пролетах на
промежуточных опорах возникают значительные отрицательные
моменты, которые в зависимости от способа производства работ по
абсолютной величине могут быть намного больше положительных
изгибающих моментов, возникающих в середине пролета.
В ребристых неразрезных пролетных строениях плита проезжей
части в зоне положительных моментов успешно выполняет
функции сжатой зоны при общем действии нагрузки. В зоне
отрицательных моментов неразрезных пролетных строений возникает
сжатая зона в нижней части ребер. Это вызывает необходимость
развивать ширину ребер. Развитие нижнего пояса приводит к
сечению коробчатой формы, получившему широкое
распространение в пролетных строениях средних и больших пролетов. Нижняя
плита коробчатого сечения служит сжатой зоной на участках бал-
154
рЪ/У/у/Яу^
3 853
0,02 I 0,02
1100
■zzzzltzzzzzzz
5 900
1100
тт?УУтт
3 853
Рис. 7.21. Форма поперечного сечения плитно-ребристого пролетного
строения
ки, где действуют отрицательные изгибающие моменты, и
позволяет удобно разместить предварительно напряженную арматуру в
один-два ряда на участках с положительными моментами.
Внешние размеры коробки в пролетных строениях с
постоянной высотой по длине пролета (см. рис. 7.20, в) остаются
неизменными, в приопорной зоне изменяются лишь размеры
внутренней полости. В пролетных строениях с переменной высотой (см.
рис. 7.20, г) по длине пролета изменяется и высота поперечного
сечения коробки. Это позволяет на промежуточной опоре
применять плиту меньшей толщины.
Поперечное сечение плитно-ребристых сборных и монолитных
пролетных строений (рис. 7.21) имеет два мощных поперечных
ребра, объединенных плитой проезжей части с полной шириной
от 10 до 20 м. При пролетах 24, 33 и 42 м поперечные сечения
имеют постоянную по длине пролета высоту ребер, равную
примерно 1/20 пролета. При пролете 63 м в приопорной зоне
промежуточных опор высота ребер изменяется по линейному закону от
320 см на опоре до 210 см на удалении 15 м от опоры.
При средних и больших пролетах как в сборных, так и в
монолитных пролетных строениях применяются коробчатые
поперечные сечения. Для пролетных строений с проезжей частью шири-
16650/2=8 325
16650/2=8 325
Ъ,*};*,;;),,,,,
4479
1006
zzz
i ~0'02
■Ь/У/У/У/у;
У////А///у///////.
5 500/2=2 750J5 500/2=2 750
zzzS
Рис. 7.22. Поперечное сечение коробчатого пролетного строения
155
ной до 19...20 м применяется однокоробчатое поперечное
сечение с развитыми консолями (рис. 7.22). Стенки такого сечения
выполняют наклонными, что позволяет уменьшить ширину и
объем опор. При большей ширине моста поперечное сечение
компонуют из двух или нескольких коробок или применяют
уширенные коробки с промежуточными стенками. Нижняя плита
коробчатого сечения служит сжатой зоной на участках с
отрицательными моментами и позволяет разместить несколько рядов
напрягаемой арматуры на участке с положительными моментами.
Коробчатое сечение хорошо работает при действии эксцентричной
нагрузки в связи с тем, что его жесткость при работе на кручение в
десятки раз больше по сравнению с жесткостью незамкнутых
сечений с теми же размерами.
В неразрезных и консольных пролетных строениях у
промежуточных опор возникают значительные отрицательные моменты и
поперечные силы. Несущую способность приопорных сечений при
постоянной высоте повышают увеличением толщины ребер и
толщины нижней плиты.
При больших пролетах используют несколько способов
увеличения несущей способности опорных сечений: увеличивают
высоту за счет придания полигонального или криволинейного
очертания нижнего пояса, а также толщину нижней плиты и
стенок.
Высота сечения балок у опор с пролетами более 60 м обычно
составляет 1/15... 1/25 пролета. Высота сечения в середине пролета
для неразрезных балок составляет 1/25... 1/40 пролета, в
консольных пролетных строения она равна высоте подвесных балок.
Стенки коробчатых сечений устанавливают на расстоянии
10... 15 м. Сопряжение стенок с плитами желательно производить
с помощью кривых. Верхней плите придают уклоны в поперечном
направлении, необходимые для отвода воды.
Толщину плиты проезжей части определяют из условия ее
работы на изгиб в поперечном направлении от местного действия
транспортных средств. Получаемая при этом толщина должна быть
достаточной для работы плиты в составе всего пролетного
строения на общее действие всех нагрузок. Толщину стенок определяют
из условий их работы на поперечные силы. На участках с
небольшими поперечными силами толщину стенок назначают по
технологическим соображениям.
Толщину нижней плиты на участках с положительными
моментами определяют условиями размещения напрягаемой
арматуры, а на участках с отрицательными моментами — работой ее
на сжатие в составе всего сечения.
Поперечное членение сборных коробчатых пролетных
строений производят из условия грузоподъемности монтажных кранов
40...60 т. Поперечные швы выполняют зубчатыми для обеспече-
156
ния восприятия поперечной силы, омоноличивают клеями и
обжимают напрягаемой арматурой.
Консольные пролетные строения при небольших пролетах
составляют из балок таврового сечения, соединяемых продольными
швами. Консольные и подвесные элементы монтируют целиком и
соединяют шарнирами. При пролетах более 63 м двутавровая
форма сечения оказывается неэкономичной. Участки с
отрицательными моментами в этом случае выполняют коробчатыми, для
подвесных участков применяют двутавровую форму балок.
Армирование неразрезных пролетных строений. Неразрезные
пролетные строения армируют с применением напрягаемой
арматуры. На участках с положительными моментами рабочая
арматура располагается в нижней зоне балки, на участках с
отрицательными моментами — в верхней зоне. В зоне небольших
моментов осуществляется перевод арматуры из нижней зоны в верхнюю
в соответствии с огибающей эпюрой моментов. Отгибы и хомуты
используют для восприятия поперечной силы.
Предварительно напряженную арматуру располагают так,
чтобы создать в бетоне предварительное обжатие в тех зонах, в
которых при действии внешней нагрузки возникает растяжение. При
сооружении пролетного строения методами продольной надвиж-
ки, попролетного бетонирования или сборки напрягаемую
арматуру размещают по плавным кривым: в серединах пролетов ее
размещают в нижней зоне, а над промежуточными опорами — в
верхней зоне (рис. 7.23, а, б). В шве бетонирования 2или монолитном
стыке сборных секций ее стыкуют специальными устройствами
(рис. 7.23, б, в). Возможно также размещение их внахлестку, что
исключает необходимость их стыковки. При навесном
бетонировании арматурные пучки или стержни располагают в верхней зоне
(рис. 7.23, г). Во время бетонирования и в начале
эксплуатационного периода, пока не проявились существенно деформации
ползучести, балка от собственного веса работает как консоль.
Положительные моменты в ней появляются от действия временных
нагрузок, а после проявления деформаций ползучести — и от
собственного веса балок. Для их восприятия в серединах пролетов
устанавливают в нижней зоне арматурные пучки (см. рис. 7.23, г).
Напрягаемую арматуру рекомендуется размещать в закрытых
каналах. По закрытым каналам представляется возможным
переводить ее в плане в верхней плите и переводить затем в ребра
конструкции для улучшения их работы на поперечные силы.
Применение криволинейной в плане и профиле арматуры,
размещенной в закрытых каналах, позволяет создать более надежную
конструкцию. Каналы после натяжения пучков необходимо
инъецировать цементным раствором.
Неразрезные пролетные строения армируются и
конструктивной ненапрягаемой арматурой. На рис. 7.24 приведено армирова-
157
г
Рис. 7.23. Варианты схем (а —г) армирования напрягаемой арматурой:
1 — пучки напрягаемой арматуры; 2 — шов бетонирования; 3 — пучки
арматуры, напрягаемые для объединения сборных балок в неразрезное пролетное
строение; 4 — арматура, напрягаемая до бетонирования; 5 — монолитный стык
сборных балок; 6, 7 — нижняя напрягаемая арматура для восприятия положительных
изгибающих моментов
ние ненапрягаемой арматурой плитно-ребристых, а на рис. 7.25 —
коробчатых пролетных строений.
Армирование плитно-ребристого пролетного строения
ненапрягаемой арматурой состоит из верхней сетки плиты А-1,
арматурного каркаса А-2 стенки ребра, включающего хомуты ребра,
нижнюю арматуру плиты в консольной ее части, нижнюю и
верхнюю арматуру и хомуты плиты посередине ребер. Арматуры
плиты служит для восприятия местного действия временной
нагрузки, а хомуты ребер воспринимают общее ее действие.
1
, \ I
/ "5а5=а=га. 1 I N -k J_LL|_L
Рис. 7.24. Схема армирования плитно-ребристого поперечного сечения
ненапрягаемой арматурой:
1 — верхняя сетка плиты проезжей части; 2 — продольная арматура и хомуты
поперечного ребра; 3 — арматурный каркас продольной балки; 4 — нижняя
сетка консолей проезжей части
158
Рис. 7.25. Армирование коробчатого поперечного сечения ненапрягаемой
арматурой
Армирование коробчатого поперечного сечения состоит из
верхней и нижней сеток верхней плиты, двух сеток стенки и двух
сеток нижней плиты. Кроме того, в узлах примыкания стенки к
поясам установлены сетки противоусадочной арматуры. Рабочей
арматурой является арматура стенки, а также нижняя арматуры
верхней плиты между ребрами в зоне положительных моментов и
верхняя арматуры в консоли плиты в зоне отрицательных
моментов. Остальная арматура является конструктивной.
Напрягаемые элементы допускается стыковать специальными
узлами, называемые куплерами. Отечественное стыковочное
устройство УАСО-19 для стыкования пучков из 19 канатов
выполнено в виде единой круглой опорной плиты (рис. 7.26), в средней
части которой имеются конусные отверстия под трехдольные кли-
Рис. 7.26. Конструкция отечественного куплера УАСО-19 для стыкования
пучков из 19 канатов
159
нья для закрепления подходящих слева пучков, а по внешнему
контуру выточены продольные прорези, в которые
устанавливают подходящие справа пучки с обжимными анкерами на концах.
Концевые анкера имеют аналогичную структуру.
7.5. Опорные части железобетонных балочных мостов
Опорные части передают опорные реакции от несущей
конструкции на опоры в заданном месте. Кроме того, опорные части
обеспечивают поворот и линейные смещения балок пролетного
строения при их прогибе от действия подвижных нагрузок, а
также продольные и поперечные смещения концов балок,
возникающие в результате температурных деформаций пролетного
строения. Различают подвижные и неподвижные опорные части.
Плитные пролетные строения с пролетами до 9 м можно
укладывать на опоры через ленточные опорные части, выполняемые
из слоя теплостойкой и светоозоностойкой резины толщиной до
20 мм. Силы трения по контакту с бетоном опор и пролетных
строений исключают смещение ленты по этим плоскостям,
поэтому перемещения происходят только за счет поперечных
деформаций в ленте.
При пролетах 9... 18 м для плитных и ребристых пролетных
строений применяют плоские (рис. 7.27, а) и тангенциальные (рис.
7.27, б) металлические опорные части, прикрепляемые к бетону
балки и опоры с помощью арматурных стержней. Тангенциальная
опорная часть состоит из двух стальных подушек, верхняя из
которых плоская, а нижняя имеет цилиндрическую поверхность,
обеспечивающую поворот пролетного строения. В неподвижной
Рис. 7.27. Плоская (а) и тангенциальная (б) опорные части ребристых
пролетных строений:
1 — стальные листы; 2 — арматурные стержни; 3 — плоская стальная подушка;
4 — стальная подушка с цилиндрической поверхностью; 5 — потайной штырь
160
II
A
400
A-A
*f
1A
Д/
n
Опора
Рис. 7.28. Резиновая опорная часть:
/ — стальной лист; 2 — резина
опорной части устанавливается вертикальный штырь. В
подвижных опорных частях штырь не ставят, что обеспечивает свободу
линейных смещений за счет скольжения верхней поверхности по
нижней.
В ребристых разрезных и температурно-неразрезных пролетных
строениях во всем диапазоне их пролетов применяются слоистые
резиновые опорные части (РОЧ). Их выполняют в виде слоистого
параллелепипеда, составленного из нескольких слоев резины и
металлических прокладок (рис. 7.28). Толщина прокладок 2 мм,
резины — до 25 мм. Армирование резины листами в процессе ее
вулканизации увеличивает ее несущую способность в 3 — 5 раз за
счет сокращения поперечных и вертикальных деформаций.
В неразрезных пролетных строениях во всем диапазоне
пролетов в качестве неподвижных опорных частей применяют
стаканные опорные части, а в качестве подвижных — разнообразные
комбинированные опорные части.
Стаканная опорная часть (рис. 7.29) состоит из круглой в
плане стальной крышки 1 и стальной обоймы 2, в которой находится
резиновая прокладка 3. Поперечные деформации резины в ней
полностью исключаются, что позволяет увеличить ее сопротивле-
^
Рис. 7.29. Элементы опорной части стаканного вида:
/ — стальная крышка; 2 — стальная обойма; 3 — резиновая прокладка
161
ние до 1 000 кгс/см2. Резиновая прокладка, заключенная в
стальную обойму, ведет себя при больших давлениях как вязкая
жидкость и допускает поворот в любом направлении как сферический
шарнир. Стаканные опорные части обеспечивают только угловые
деформации, поэтому могут быть использованы в качестве
неподвижных опорных частей. Они применяются в неразрезных
пролетных строениях во всем возможном диапазоне пролетов, так
как несущая их способность легко изменяется за счет изменения
диаметра стальной обоймы. По сравнению с традиционными
стальными опорными частями масса стаканных меньше в 8 —10 раз, а
высота в 5 — 8 раз.
В комбинированной опорной части (рис. 7.30) стаканная
опорная часть обеспечивает угловые перемещения, а линейные
перемещения до 100 мм обеспечиваются скольжением
полированного стального листа по фторопластовым прокладкам. Фторопласт
размещают в кольцевых канавках и обрабатывают долговечной
смазкой.
На рис. 7.31 приведена конструкция современной
отечественной комбинированной опорной части, угловые деформации в
которой обеспечиваются шаровым сегментом, а линейные —
скользящей плитой по фторопластовому диску.
Опорные части располагаются обычно на подферменниках,
представляющих собой выступы на опоре в виде
параллелепипедов, монолитно связанных с опорой и армированных сетками
ненапрягаемой арматуры. Сетки увеличивают прочность бетона при
местном воздействии на него больших опорных воздействий. Под-
ферменники имеют ровную поверхность для размещения
опорной части, передают опорную реакцию на опору. В плане их раз-
Рис. 7.30. Элементы комбинированной опорной части:
1 — пролетное строение; 2 — стальная крышка; 3 — резиновая уплотняющая
прокладка; 4 — опора; 5 — полированный лист из нержавеющей стали; 6 —
стальная обойма; 7 — резиновая прокладка: 8 — стальная опорная плита; 9 —
фторопласт
162
Рис. 7.31. Конструкция шаровой
сферической линейно-подвижной опорной части
(ШСОЧ - ЛП):
1 — пара трения; 2 — скользящая плита; 3 —
верхний балансир (шаровой сегмент); 4 —
нижний балансир; 5 — фторопластовый диск, ушки
для транспортировки; 6 — направляющая
меры должны превышать размеры опорной части в любом
направлении не менее чем на 15 см, выступающие части должны
иметь уклоны для отвода влаги.
7.6. Основы изготовления и перевозки
железобетонных элементов сборных конструкций
мостов
Сборные мостовые железобетонные конструкции
изготавливают на специализированных заводах или полигонах. На заводах
изготавливают в основном элементы унифицированных и типовых
конструкций, производство которых требует применения
сложных видов оборудования. Полигоны создают как временные
предприятия для изготовления сборных элементов конструкций
строящихся участков дорог. Оснащение полигонов технологическим
оборудованием проще, чем заводов, работы ведутся на открытых
площадках и во временных помещениях. Производство
конструкций на полигоне может быть организовано за короткий срок в
непосредственной близости от строящихся сооружений.
Изготовление тяжелых и крупногабаритных блоков конструкций моста на
таком полигоне позволяет избежать дорогой или трудно
осуществимой перевозки блоков с действующих заводов.
Технологический процесс изготовления железобетонных
конструкций включает взаимосвязанные заготовительные и
формовочные работы. К заготовительным работам относят изготовление
элементов опалубки, изготовление арматуры и приготовление
бетонной смеси. К формовочным работам относят сборку
опалубки, монтаж и предварительное напряжение арматуры,
транспортировку, укладку и уплотнение бетонной смеси, уход за свеже-
уложенным бетоном, разборку опалубки.
На заводах и полигонах обычно используют стальную
опалубку, которую изготавливают на заводах металлоконструкций. Для
изготовления и ремонта деревянной опалубки на заводе или
полигоне организуют деревообделочный цех или опалубочный двор
со складом лесоматериалов.
Изготовление арматуры и арматурных элементов производят в
арматурных цехах, при которых устраивают склады исходных ма-
163
териалов. Работы по изготовлению арматуры состоят из приемки
и хранения исходного материала, заготовки деталей, сборки из
заготовленных деталей каркасов и сеток, изготовления
арматурных пучков.
Заготовку деталей арматуры осуществляют обычно на поточных
технологических линиях, оборудованных необходимыми
станками и механизмами. Арматурную сталь, поступающую на завод или
полигон в виде бухт проволоки или стержней стандартной
длины, предварительно очищают от грязи и ржавчины, а затем
подвергают правке, резке на стержни требуемой длины, стыковке,
если требуемая длина стержней превышает стандартную, и
гнутью. В состав поточной линии для заготовки стержней диаметром
до 12 мм из проволоки, поступающей в бухтах, входят
правильно-обрезной и гибочный станки. В правильно-обрезном станке
устройство для выпрямления проволоки объединено с
приспособлением для отрезки стержней требуемой длины. Выпрямление
проволоки осуществляют посредством многократного ее изгиба в
ротационной или роликовой установке. В ротационной установке
проволоку протягивают через стальную трубку, изогнутую в виде
дуги и вращающуюся с большой скоростью вокруг оси, которая
проходит через концы дуги. В роликовой правильной установке
многократный изгиб проволоки происходит вследствие
протягивания ее через системы роликов, между которыми проволока
движется «змейкой».
Арматура диаметром 16 мм и более правки не требует. Стержни
больших диаметров заготавливают на поточных линиях, в состав
которых входят сварочный агрегат для стыковки стержней
контактной сваркой, станок или ножницы для резки и станок для
гнутья арматуры. Для гнутья арматуры используют приводные
станки с гибочным диском, при вращении которого стержень,
расположенный между двумя упорами-пальцами, изгибается.
Движение стержней вдоль поточных линий происходит по рольгангам.
Поточные линии изготовления сеток и каркасов имеют
кондукторы для их сборки из заготовленных деталей и установки для
точечной сварки в местах пересечения стержней.
Пучки предварительно напрягаемой арматуры формируют из
высокопрочной проволоки на установке, в состав которой входят
правильный ротационный станок, вертушки для бухт
высокопрочной и вязальной проволоки, тяговый механизм и механизмы для
сборки и вязки прядей. Пучки формируются из семипроволочных
прядей заводского изготовления.
Формовочные работы выполняют в формовочных цехах или на
открытых площадках по стендовой или поточно-агрегатной
технологии. При стендовой технологии формовочные работы
выполняют последовательно на стационарном стенде. Конструкция стенда
определяется видом изделий и может быть довольно разнообраз-
164
A-A
1
%У//////////Л Ъ?777777777777777777777777777777Щ
Рис. 7.32. Железобетонные стационарные стенды:
1 — плита-упор; 2 — оголовок; 3 — захват; 4 — каркасно-стержневой анкер; 5 —
изготавливаемая балка; 6 — пучок; 7 — стенки; 8 — анкерное устройство; 9 —
кронштейн; 10 — крышка; 11 — щит опалубки; 12 — поддон; 13 — винтовая
стяжка
ной. При изготовлении предварительно напряженных
конструкций с натяжением арматуры на упоры используют стенды,
обеспечивающие устойчивость их положения и воспринимающих
распор. Нагруженные распором элементы стенда воспринимают
одновременно вертикальные нагрузки от веса опалубки, ненапряга-
емой арматуры и бетона изделия. Стационарный стенд иногда
совмещают с пропарочной камерой (рис. 7.32), воспринимающей
распор.
Стендовая технология малопроизводительна, ее применяют на
полигонах. На заводах МЖБК для изготовления балок пролетных
строений применяют поточно-агрегатную технологию
формовочных работ. Агрегатом называют стенд, поставленный на колеса и
перемещаемый по рельсовому пути от одного рабочего поста к
другому (рис. 7.33). На каждом из постов выполняют определен-
А-А{2:\)
1§N^^f
Рис. 7.33. Схема передвижного стенда для изготовления предварительно
напряженных балок:
1 — оголовок; 2 — распорная балка; 3 — двухосная тележка; 4 — верхняя
распорка; 5 — стойка; 6 — оттяжка
165
ные виды формовочных работ. Посты оснащают
высокопроизводительным рабочим оборудованием.
Последовательность выполнения формовочных работ при
изготовлении предварительно напряженных балок при стендовой и
поточно-агрегатной технологиях практически одинакова.
Смазывают раскрытую опалубку, натягивают пучки и устанавливают
ненапрягаемую арматуру нижнего пояса и ребра. Затем
устанавливают опалубку в проектное положение и арматуру верхней
плиты, укладывают и уплотняют бетонную смесь. После 6 —8 ч
твердения уложенной смеси изделия подвергают термовлажностнои
обработке. После проверки прочности бетона путем испытаний
контрольных образцов или ультразвуком усилия натяжения
пучков передают с упоров на изготовленную конструкцию. Балку
отправляют на склад готовой продукции, где выполняют
отделочные работы: заделывают торцы балки с концами обрезанных
пучков, сколы бетона и раковины.
Предварительное натяжение арматуры, как правило,
производят гидравлическими домкратами.
Изготовленные на заводах, полигонах или базах сборные
конструкции мостов доставляют к месту строительства
железнодорожным, автомобильным или водным транспортом. При
перевозке необходимо обеспечивать безопасность движения на маршруте
следования, сохранность используемых транспортных средств и
перевозимых конструкций. Грузоподъемность используемых
транспортных средств должна быть увязана с массой перевозимых
конструкции, условиями их размещения, опирания и крепления
последних. Под действием собственного веса и инерционных сил
перевозимые конструкции при перевозке должны работать как
статически определимые системы. В этом случае исключаются
непредвиденные силовые воздействия как на перевозимые элементы,
так и на используемые транспортные средства.
Железобетонные элементы следует опирать так, чтобы
возникающие в них при перевозке усилия соответствовали их
армированию. Установленные на транспортных средствах грузы должны
вписываться в габарит погрузки соответствующего вида
транспорта.
Устойчивость положения перевозимых конструкций на
транспортных средствах должна быть обеспечена соответствующим
креплением, которое рассчитывают на восприятие инерционных сил
и усилий от ветровой нагрузки. Расчетом также проверяют
устойчивость положения транспортного средства с грузом при
движении на криволинейных участках пути.
При перевозках особенно тяжелых балок и ферм пролетных
строений мостов практически всегда приходится решать задачу
обеспечения погрузочно-разгрузочных работ соответствующими
грузоподъемными механизмами. Во всех случаях нужно стремить-
166
ся к тому, чтобы стоимость и трудоемкость перевозки были
минимальными.
При перевозке по железным дорогам (рис. 7.34, а) элементы
конструкций грузят на платформы грузоподъемностью 50 или 60 т
с полезной длиной 12,87 м и шириной 2,77 м.
Если длина перевозимых конструкций превышает длину
платформы, элементы опирают на одну платформу при условии, что
длина выступающих за пределы платформы свесов не более 7 м, а
спереди и сзади платформы с грузом будут прицеплены
платформы прикрытия. Прочность перевозимой конструкции должна быть
обеспечена при работе по бал очно-консольной схеме во время
перевозки.
Длинные конструкции опирают на две платформы. При
необходимости между нагруженными располагают требуемое
количество порожних платформ. Погруженные на платформы
конструкции не должны выходить за пределы очертания габарита погрузки
шириной 3 250 мм на прямых и кривых радиусом 320 м участках
пути.
При погрузке на две платформы балки или фермы опирают на
специальные устройства — турникеты, обеспечивающие
повороты опорных сечений конструкций относительно платформ на
кривых, а на одной из платформ должна быть обеспечена еще и
свобода продольных перемещений конца элемента.
Для перевозки конструкций по автомобильным дорогам в
зависимости от размеров и массы элементов используют бортовые
автомобили, полуприцепы с седельными тягачами и прицепы-
роспуски. Особо тяжелые и длинные балки и фермы перевозят на
^т
dSt
О О
_Q_
_Q_
л@
1
/
6
Рис. 7.34. Перевозка конструкций по железным и автомобильным
дорогам:
а — на одной железнодорожной платформе; б — на автотягаче и полуприцепе;
1 — перевозимая балка; 2 — опорные брусья; 3 — тяжи и проволочные скрутки;
4 — платформа прикрытия; 5 — автотягач; 6 — полуприцеп
167
тележках или на трейлерах, буксируемых тягачами или
тракторами (рис. 7.34, б).
Согласно правилам дорожного движения габариты
транспортного средства с грузом или без груза не должны превышать по
высоте 4,0 м от поверхности дороги, по ширине 2,5 м, по длине
20 м для автопоезда с одним прицепом, 24 м для автопоезда с
двумя или более прицепами. Груз не должен выступать за заднюю
точку габарита транспортного средства более чем на 2,0 м. Масса
транспортного средства с грузом не должна превышать 30 т.
7.7. Монтаж разрезных балочных
пролетных строений кранами
Для установки на опоры балок разрезных пролетных строений
применяются различные отечественные и зарубежные
самоходные стреловые краны: автомобильные и на спецшасси, пневмо-
колесные, гусеничные и железнодорожные.
Отечественные автомобильные краны имеют грузоподъемность
16 т, краны на спецшасси — 40 и 63 т, а пневмоколесные краны —
от 16 до 100 т. Грузоподъемность отечественных гусеничных
кранов от 25 до 100 т, железнодорожных — от 16 до 63 т.
Наибольшее распространение в мостостроении получили
стреловые краны на спецшасси японской фирмы «Като»
грузоподъемностью от 16 до 120 т. Грузоподъемность кранов зависит от
вылета их стрелы. Установка кранов на выносные опоры
(аутригеры) увеличивает базу их опирания и повышает устойчивость и
грузоподъемность. Каждая марка крана характеризуется
графиками зависимости грузоподъемности от вылета стрелы при работе с
аутригерами и без них.
TWWWWWWWWWWWWZ
а
б
Рис. 7.35. Варианты установки самоходного крана при монтаже
пролетных строений:
а — на ранее собранном пролетном строении; б — на земле
168
Зная массу монтажных блоков и определив максимальный
вылет стрелы, с которым крану придется работать, по графику
грузоподъемности проверяют ее достаточность у выбранной марки
машины или выбирают марку машины по требуемой
грузоподъемности при данном вылете стрелы.
Монтаж пролетных строений мостов производят, располагая
кран на ранее смонтированном пролетном строении (рис. 7.35, а)
или на земле (рис. 7.35, б). В первом случае кран работает с
большим вылетом стрелы и с относительно малой грузоподъемностью.
При установке его внизу на грунте у пролетного строения (рис.
7.35, б) он работает с малым вылетом стрелы и с большой
грузоподъемностью .
Возможность установки крана на грунте определяется его
свойствами и рельефом местности. Если грузоподъемность одного
крана недостаточна, монтаж можно вести двумя кранами. При
недостаточной несущей способности грунта под кран укладывают
настил из деревянных лежней или железобетонных плит.
При строительстве многопролетных мостов, путепроводов и
эстакад небольшой высоты и ширины весьма эффективны
козловые краны, особенно в случаях, когда можно не сооружать
эстакады для подкрановых путей (рис. 7.36). Краны обслуживают
обширную зону и могут быть использованы не только для установки
балок на опоры, но и для сооружения опор, изготовления,
разгрузки и укрупнительной сборки конструкций.
'//Л
^У//у///у//>ДШ, WWWFFFFFm
Рис. 7.36. Установка балок козловым краном:
1 — подкрановый путь; 2 — ходовая тележка; 3 — жесткая стойка; 4 — лебедка
подъема груза; 5 — грузовая тележка; 6 — полиспаст; 7 — устанавливаемая балка;
8 — ригель; 9 — лебедка перемещения грузовой тележки; 10 — шарнирная
стойка; 11 — затяжка
169
При монтаже пролетных строений мостов через широкие и
глубокие реки применяют и плавучие краны. Наиболее часто
используют плавучие крановые установки, которые собирают
собственными силами, устанавливая на плашкоутах из инвентарных
понтонов имеющиеся на строительстве мачтово-стреловые,
самоходные стреловые или козловые краны.
Для установки балок пролетных строений мостов на опоры
широко используют и шлюзовые краны. Шлюзовыми называют
краны, главные балки (фермы) которых перекрывают
собираемый пролет и опираются передним концом на опору моста.
Характерной особенностью шлюзовых кранов является продольное
перемещение (шлюзование) блоков монтируемых конструкций с
II
щш
\ь и
" ЦаН ||ЛЛ/^Л\ЛЛЛ1УУ^Ш
0
2
■jjNAIAIIAbNl/SIAIlAlAIAI
0 0
III
w
яв
0
M-W
:i
/
И4411ЛЛ/^\ЛЛЛ1УУ\ЛЖЛУ1
0
^ЛЛУ^1
^ш:т
■ИЛЛЛЛЛКЛЛЛИЛЯЛЯ
*-f
щ
0
-/-
I
КЛАЛА!
Г*
Рис. 7.37. Последовательность сборки опор и пролетных строений
шлюзовым краном МКШ-100:
I — сборка опоры моста; /7 — перемещение крана в пролет; Ш — продольное
перемещение (шлюзование) балки пролетного строения; IV — поперечное
перемещение балки; V — опускание балки на опоры; 1 — главная ферма крана; 2 —
телескопическая опора крана; 3 — грузовая тележка с полиспастом; 4 —
вспомогательная ферма; 5 — элемент опоры моста; 6 — вспомогательная опора на пнев-
моколесной тележке; 7 — железобетонная балка; 8 — путь для поперечного
перемещения крана
170
помощью грузовых тележек, расположенных на их главных балках
или фермах. Шлюзовые краны применяют для сборки балочных
пролетных строений автодорожных и городских мостов в тех
случаях, когда установка балок стреловыми кранами невозможна или
экономически невыгодна. В настоящее время применяют
мобильные шлюзовые краны серии МКШ. При этом МКШ-35
предназначен для установки на опоры балок массой до 35 т и длиной до
21 м, МКШ-40 — для установки балок массой до 40 т и длиной до
24 м, МКШ-63 — для установки балок массой до 63 т и длиной до
33 м, МКШ-100 — для установки балок массой до 100 т и длиной
до 43 м.
Шлюзовой кран МШК-100 (рис. 7.37) состоит из главной
фермы длиной 67,7 м, грузовых тележек с полиспастами
грузоподъемностью по 50 т для подъема и опускания блоков,
телескопических опор с ходовыми тележками, путей для поперечного
перемещения крана, вспомогательной фермы, пневмоколесной
тележки для продольного перемещения крана, электролебедок,
гидравлического оборудования для подъема и опускания главной
фермы и выносного пульта управления. Масса крана 160 т.
Шлюзовой кран собирают на площадке вблизи моста
30-тонным стреловым краном за 12... 15 смен. Главную ферму монтируют
длиной, соответствующей длине железобетонных балок. В пролет
моста кран перемещают по вспомогательной ферме с помощью
опоры на пневмоколесной тележке.
Кран МКШ-100 может устанавливать балки длиной до 43,6 м и
массой до 100 т при монтаже пролетных строений любой ширины
и с косиной до 40°, с продольным до 0,04 и поперечным до 0,02
уклонами, а также для установки блоков опор массой до 16 т при
пролетах моста 42 м. Порядок сборки опор и пролетных строений,
а также установки крана в пролет моста показан на рис. 7.37.
Производительность крана 3... 4 балки в смену.
7.8. Основы бетонирования и монтажа
железобетонных пролетных строений на подмостях
При изготовлении железобетонных пролетных строений
мостов в проектном положении, для поддержания опалубки с
арматурой и бетоном, а также для обеспечения безопасных условий
работы людей и механизмов возникает необходимость в
устройстве временных конструкций — подмостей. Различают
стационарные и перемещаемые подмости. Сплошные стационарные
подмости опирают на собственные опоры и опоры возводимого
сооружения (рис. 7.38).
Для устройства подмостей используют любые подходящие
материалы и конструкции, но лучше применять инвентарные кон-
171
Рис. 7.38. Схемы стационарных подмостей:
1 — настил; 2 — поперечина; 3 — прогон; 4 — насадка; 5 — стойка; 6 — свая;
7 и 8 — связи
струкции для мостостроения МИК-С и МИК-П, которые
имеются в мостостроительных организациях. Устройство
стационарных подмостей обеспечивает простоту и высокое качество работ
по установке опалубки, монтажу арматуры и бетонированию,
но может оказаться неприемлемым из-за дороговизны или
вследствие невозможности использования пространства в пролетах
моста.
При строительстве монолитных или сборных многопролетных
мостов с однотипными пролетными строениями применяют
подмости, которые вместе с опалубкой перемещают из пролета в
пролет, осуществляя попролетное бетонирование или монтаж
конструкций. Если ведется строительство городской эстакады или
пойменного участка моста небольшой высоты, то такие подмости
перемещают вдоль и поперек моста на катучих опорах по
устроенным на земле путям. Возможно использование такого рода
подмостей и на местности, покрытой водой, с перемещением на
плавучих опорах.
При сооружении высоких мостов с большими пролетами
перемещаемые подмости опирают на готовые опоры и передвигают
только вдоль осей пролетных строений. Вместе с опалубкой
перемещаемые подмости, как правило, представляют собой
высокомеханизированные строительные агрегаты. Процессы
перемещения подмостей, установки и снятия опалубки контролируют с
использованием микропроцессорной техники.
Главные несущие конструкции перемещаемых подмостей
располагают ниже или выше сооружаемого пролетного строения (рис.
7.39). В любом случае приходится решать вопросы переноса
поперечных несущих конструкций и опалубки через опоры моста в
ходе продольного перемещения подмостей. На рис. 7.39 приведена
схема и последовательность использования перемещаемых
подмостей с главными балками, расположенными ниже сооружаемого
пролетного строения.
172
Рис. 7.39. Схемы перемещаемых подмостей с главными балками,
расположенными ниже сооружаемых пролетных строений:
1 — опалубка; 2 — готовая часть пролетного строения; 3 — поперечная балка;
4 — главная продольная балка; 5 — приборы для перемещения подмостей; 6 —
рама; 7 — фундамент опоры; 8 — опора моста; 9 — кронштейн; 10 — рельсовый
путь; 11 — тележка с подвеской; 12 — аванбек; I — сооружение пролетного
строения; /7 — передвижка подмостей
Ввиду высокой стоимости перемещаемых подмостей их
изготовление может быть оправдано только большим объемом
выполняемых с их помощью работ. В то же время велика стоимость их
перевозки, сборки и разборки. Поэтому считается
целесообразным применять такие агрегаты для строительства мостов,
имеющих пять и более пролетов.
Сборные пролетные строения монтируют из блоков длиной по
3 м на перемещаемых подмостях. Стыки секций располагают на
расстоянии от промежуточной опоры, равном 0,2...0,3 длины
пролета.
Монолитные пролетные строения возводят участками на
перемещаемых подмостях с размещением стыков между участками на
удалении 0,2...0,3 длины пролета в зоне минимальных
изгибающих моментов.
7.9. Циклическая продольная надвижка неразрезных
пролетных строений с конвеерно-тыловым
бетонированием или сборкой
Этот способ эффективен при строительстве длинных мостов с
неразрезными пролетными строениями с пролетами 18...42 м и
их количестве не более пяти.
Циклическая продольная надвижка с конвейерно-тыловым
бетонированием (рис. 7.40) заключается в предварительном
бетонировании на стапеле секций пролетного строения длиной по
173
т^Ж-
ТТ71
f-
L.
Рис. 7.40. Схема сооружения неразрезного пролетного строения способом
конвейерно-тылового бетонирования с продольной надвижкой:
1 — бетонируемая секция; 2 — готовая секция; 3 — проектный уровень проезда;
4 — устройства скольжения; 5 — аванбек; 6 — стапель
15...20 м и массой до 500 т с последующей их продольной
надвижкой после твердения бетона в сторону противоположного
устоя. Один цикл выполняется за 7 сут.
Каждая последующая секция соединяется с предыдущей
выпусками ненапрягаемой арматуры с последующим обжатием
напрягаемой арматурой. Новый участок пролетного строения
надвигается в сторону противоположного устоя, а на стапеле готовится
очередная секция.
Применяются различные конструкции стапелей. Простейший
стапель состоит уложенных горизонтально железобетонных плит
толщиной от 35 до 50 см. При высоте насыпи больше 5... 6 м
плиты укладывают на столбчатые опоры из оболочек, погруженных
до плотных грунтов. Длину стапеля определяют из условия
устойчивости на опрокидывание изготавливаемой части пролетного
строения.
Для обеспечения устойчивости от опрокидывания и
уменьшения изгибающего момента в опорном сечении консоли при над-
вижке применяют аванбек, вес которого значительно меньше веса
пролетного строения.
Длину его определяют расчетом при различных стадиях над-
вижки.
i
Рис. 7.41. Схема сооружения неразрезного пролетного строения способом
конвейерно-тыловой сборки с продольной надвижкой:
1 — подача очередного блока; 2 — козловой кран; 3 — стапель; 4 —
смонтированный блок; 5 — катки; 6 — устройство скольжения; 7 — аванбек
174
Обычно определяющей является надвижка в пределах
большого пролета.
На рис. 7.41 приведена одна из применяемых схем сооружения
неразрезных пролетных строений способом конвейерно-тыловой
сборки с продольной надвижкой. На стапеле 3 с тыловой стороны
пролетное строение собирается последовательно из сборных
железобетонных блоков, объединяемых между собой пучками
напрягаемой арматуры и затем с помощью домкратов (рис. 7.42),
расположенных на устое, надвигается в сторону
противоположного устоя.
Пролетное строение собирают каким-либо краном с
требуемой грузоподъемностью.
После сборки секцию пролетного строения из нескольких
блоков обжимают напрягаемыми рабочими и монтажными пучками
или тросами.
Рабочую напрягаемую арматуру протягивают через закрытые
каналы в блоках. Каждый последующий блок соединяется с
предыдущим только напрягаемой арматурой, так как не
представляется возможным объединять выпуски ненапрягаемой
арматуры.
В связи с этим надежность этих пролетных строений должна
быть ниже надежности пролетных строений, возводимых конве-
ерно-тыловым бетонированием.
При конвеерно-тыловом бетонировании резко уменьшается
количество монтажных стыков, сокращается трудоемкость работ,
отсутствуют расходы на перевозку блоков с предприятия
изготовления к месту монтажа при сохранении всех преимуществ
тылового монтажа.
4 3 2
3100 ...4100
Рис. 7.42. Устройство для циклической продольной надвижки пролетного
строения с ходом гидроцилиндра 1 000 мм:
1 — пролетное строение; 2 — толкающее устройство; 3 — плита скольжения; 4 —
подъемное устройство
175
При обоих описанных в этом подразделе способах для
усиления отдельных сечений пролетного строения в ходе продольной
надвижке применяют монтажную напрягаемую арматуру или
сооружают временные промежуточные опоры. Монтажную арматуру
укладывают по верхней и нижней плитам и закрепляют в
монтажных упорах. В процессе надвижки количество напрягаемой
арматуры и усилие меняют в зависимости от напряженного состояния
конструкции.
Надвигают пролетное строение по специальным устройствам
скольжения, которые устанавливают на переднем конце стапеля
(на устое) и на промежуточных постоянных и временных опорах.
Основой этой устройства является стальной полированный лист,
которой скользит по материалу, имеющему коэффициент трения
0,03... 0,05 и допускающему давление до 50 МПа. Смазка
стального листа уменьшает коэффициент трения до 0,01, благодаря чему
уменьшается воздействие на промежуточную опору и снижается
необходимое тяговое усилие.
Устройство с двумя домкратами (см. рис. 7.42), используемое
для надвижки, располагается обычно на устое. Оно позволяет
проталкивать пролетное строение к противоположному устою через
промежуточные опоры.
7.10. Навесное бетонирование и навесная сборка
неразрезных пролетных строений
Метод навесного бетонирования позволяет возводить
монолитные балочно-неразрезные, балочно-консольные и рамно-консоль-
ные пролетные строения пролетами 63 м и более с напрягаемой
арматурой без устройства сплошных подмостей в пролете.
Сущность метода состоит в том, что пролетные строения бетонируют
последовательными секциями, опалубку которых и
поддерживающие ее устройства подвешивают к ранее изготовленным
конструкциям (рис. 7.43).
Каждую последующую секцию бетонируют после набора
прочности бетоном предыдущей и обжатия бетона напрягаемой
арматурой. В процессе бетонирования и набора прочности уложенным
бетоном каждая секция поддерживается легкими подмостями,
рассчитанными на ее вес.
Для навесного бетонирования вначале создают анкерную часть
пролетного строения (рис. 7.43, б), масса и закрепление которой
должны обеспечить устойчивость положения при наращивании
консоли. Анкерную часть бетонируют на стационарных подмостях.
Навесное бетонирование называют односторонним, если его
ведут в одну сторону от анкерной части и двусторонним, если в
обе стороны. Двустороннее бетонирование выполняют уравно-
176
3 095 .,. 3 600
Рис. 7.43. Схема навесного бетонирования пролетного строения (а) и
опорных блоков (б) на подвесных подмостях:
1 — фермы подмостей; 2 — башенный кран; 3 — кран для установки щитов
и подачи материалов; 4 — стяжка; 5 — анкер
вешенным с минимальной анкерной частью. В рамных системах
при уравновешенном бетонировании анкерной частью служит
опора.
При навесном бетонировании помимо устойчивости
бетонируемой конструкции необходимо обеспечить прочность
консолей, что может быть обеспечено установкой монтажной
напрягаемой арматуры, располагаемой на верхней плите, или
шпренгелем.
Навесное бетонирование ведется секциями длиной 3... 4 м и
содержит следующие этапы:
установка арматурного каркаса и прикрепление его сваркой к
выпускам арматуры из забетонированной секции пролетного
строения;
установка подвесных подмостей, монтаж опалубки и
бетонирование секции;
укладка и натяжение напрягаемой арматуры;
распалубка секции.
Такая очередность работ соблюдается при подъеме
арматурного каркаса с плавучих средств. Если его подают с берега по
забетонированной части пролетного строения, то подвесные подмости
сооружают перед установкой каркаса.
177
Рис. 7.44. Схемы навесного монтажа неразрезного
балочного пролетного строения и
рамно-консольного моста:
а — монтаж секциями; б — уравновешенный монтаж
неразрезного пролетного строения блоками; в — то же,
рамно-консольного моста; 1 — клеевой стык; 2 —
бетонируемый стык; 3 — секции; 4 — плавучая опора;
5 — монтажный кран; 6 — обстройка опоры; 7 — блок
Навесной монтаж ведется аналогично навесному
бетонированию из блоков, масса которых определяется грузоподъемностью
монтажного агрегата, обычно не больше 60 т. Навесная сборка
возможна также укрупненными секциями из блоков, которые
собирают на берегу на подмостях в проектном уровне, передвигают
по пирсам на плавучую опору и доставляют в пролет (рис. 7.44, а).
Устойчивость пролетного строения при односторонней сборке в
процессе монтажа обеспечивают укладкой противовеса или
устройством анкера, а также постановкой временной промежуточной
опоры.
При уравновешенной навесной сборке (рис. 7.44, б) блоки на-
допорного участка неразрезного пролетного строения
укладываются на обстройку опоры или приопорные подмости, как в
способе навесного бетонирования.
Сборка ведется в обе стороны с опережением не больше чем
на один блок.
При монтаже рамно-консольных мостов обстройка опоры 6 не
требуется (рис. 7.44, в).
Для сборки автодорожных неразрезных пролетных строений
пролетом до 105 м и рамно-консольных мостов пролетом до 84 м
применяют кран МСШК-50/50 (рис. 7.45). Несущая его главная
балка со сквозными фермами в поперечном сечении имеет два
нижних пояса и один верхний. Балка усилена шпренгелем из стойки
3 высотой 14 м и канатов диаметром 42 мм. Опорами балки служат
задняя и средняя рамные опоры, перемещаемые вдоль
пролетного строения при помощи гидравлических домкратов. Передняя
телескопическая вспомогательная опора 4 служит при установке
178
УЯ^ЛЛМЛЛЛЛЛЛЛЛЛ/ШЛЛМЛЛММЛЛЛЛЛЛ^
56,4 м
60,2 м
s
Рис. 7.45. Монтажный кран МСШК-50/50:
1 — балка крана; 2 — канаты; 3 — стойка; 4 — вспомогательная телескопическая
опора; 5 — грузовые тележки; 6 — траверса; 7 — блок пролетного строения; 8 —
средняя опора; 9 — крайняя опора
надопорных блоков пролетного строения. Монтаж ведется
уравновешенным способом двумя грузовыми тележками 5
грузоподъемностью 50 т каждая, перемещаемыми по нижним поясам балки
при помощи лебедок. К тележке подвешена поперечная балка, к
которой присоединена поворотная в горизонтальной плоскости
траверса 6.
Перемещение крана производится на перекаточных тумбах при
консольной схеме балки. Передняя опорная рама устанавливается
на металлические кронштейны постоянной опоры. Передней
грузовой тележкой подаются и устанавливаются на временные
опорные части и объединяются горизонтальными пучками два
опорных блока.
Блоки подаются на сборку подвешенными к грузовым
тележкам в развернутом положении вдоль оси моста. После
проследования опорных рам блок разворачивается на 90° в проектное
положение, опускается и крепится к собранным блокам фиксаторами.
Через каналы протаскиваются пучки, после чего болты
фиксатора снимаются, блок отодвигается, торцы смазываются клеем,
блоки опять сдвигаются, ставятся болты фиксаторов и стыки
обжимаются частично натянутыми пучками с напряжением в стыке
0,15...0,2 МПа.
После отвердения клея пучки натягиваются до проектного
усилия и производится расстроповка блока. По сравнению с краном
СПК-65 кран МСШК-50/50 монтируется без перестановки
крана, его перемещение в очередной пролет происходит без
демонтажа. Он позволяет монтировать надопорные блоки. Подача
блоков происходит по готовой части пролетного строения и не
зависит от судоходства или ледовой обстановки на реке.
179
Контрольные вопросы
1. Каковы области применения балочных железобетонных мостов?
2. Каковы особенности конструкции плитных и ребристых разрезных
пролетных строений с ненапрягаемой арматурой?
3. Каковы особенности конструкции разрезных и температурно-не-
разрезных пролетных строений с напрягаемой арматурой?
4. Каковы особенности конструкции неразрезных и консольных
пролетных строений железобетонных мостов?
5. Какие опорные части применяют в железобетонных балочных мостах?
6. Как изготавливают и перевозят железобетонные элементы мостов?
7. Как монтируют разрезные балочные пролетные строения кранами?
8. Как производятся бетонирование и монтаж железобетонных
пролетных строений на подмостях?
9. Как выполняется циклическая продольная надвижка неразрезных
пролетных строений с конвеерно-тьшовым бетонированием или сборкой?
10. Как выполняются навесное бетонирование и навесная сборка
неразрезных пролетных строений?
ГЛАВА 8
Основы расчета пролетных строений
балочных железобетонных мостов
8.1. Основные понятия о конструировании
и расчете балочных пролетных строений
Целью расчета и конструирования железобетонных пролетных
строений является обоснование размеров элементов пролетного
строения с учетом обеспечения их прочности, трещиностойко-
сти, жесткости и рационального использования в них бетона,
напрягаемой и ненапрягаемой арматуры.
Конструирование и расчет элементов пролетных строений
состоят из следующих этапов: предварительное назначение их
размеров, определение в них усилий, проверка их прочности, тре-
щиностойкости, жесткости и корректировка их размеров.
Предварительное назначение размеров обычно производится
по данным предыдущего проектирования или по
рекомендациям, содержащимся в учебниках или в специальных руководствах.
Усилия в элементах определяют методами строительной
механики на основе принимаемых расчетных схем с учетом
конструктивного решения и особенностей монтажа. В целях упрощения
расчетов допускается производить их в предположении упругой
работы материала. Для статически неопределимых элементов усилия
желательно определять с учетом ползучести и трещинообразова-
ния в бетоне. Весьма строго производить это возможно лишь с
применением ПК, так как эти расчеты связаны с
многошаговыми итерациями.
Существует много различных способов и методов, позволяющих
с различной степенью точности определять усилия в элементах
пролетного строения. Простейшие из них ориентированы на
ручные методы или применение калькуляторов, более сложные — на
применение ПК. Необходимо иметь в виду, что самые сложные из
них лишь приближенно отражают истинную картину усилий в
элементах конструкции; они не позволяют точно предсказать усилия
в элементах в связи с тем, что многие факторы, от которых
зависят усилия, статистически изменчивы. Сравнительно точно
можно предсказать лишь возможный диапазон значений, в пределах
которого будет находиться истинное значение усилия. В связи с
этим на первоначальном этапе обучения и становления
инженера целесообразно освоить простейшие способы расчета,
позволяющие при небольших затратах труда определить усилия с
приемлемой для практики точностью и прочувствовать работу эле-
181
ментов, технологию расчета и физический смысл каждого его
шага.
Далее будут приведены в основном такие способы расчета.
Более строгие методы приводятся в полных курсах проектирования
железобетонных мостов и в специальной литературе. С ними
можно ознакомиться по мере необходимости в процессе
практической работы. Проектные организации обычно имеют библиотеку
программ для выполнения более строгих расчетов с применением
современных ПК.
Проверку прочности нормальных сечений элементов можно
производить по первому предельному состоянию в соответствии с
третьей стадией напряженно-деформированного их состояния.
Предельную несущую способность сечений элементов в этом
случае следует определять исходя из следующих допущений:
• сопротивление бетона при растяжении принимают равным
нулю;
• сопротивление бетона сжатию условно считают равным Rb и
равномерно распределенным в пределах условной сжатой зоны х
бетона;
• растягивающие напряжения в арматуре ограничиваются
расчетными сопротивлениями растяжению в ненапрягаемой Rs и
напрягаемой Rp арматуре;
• сжимающие напряжения в ненапрягаемой арматуре
ограничиваются расчетными сопротивлениями сжатию Rsc, а в
напрягаемой — наибольшими сжимающими напряжениями арс,
принимаемыми по условию предельного сжатия бетона не более
500 МПа.
Проверку прочности нормальных сечений и деформации в
сечении, нормальном к продольной оси элемента, можно
определять и на основе нелинейной деформационной модели,
использующей уравнения равновесия внешних сил и внутренних усилий
в сечении элемента, а также следующие положения:
• распределение относительных деформаций бетона и
арматуры по высоте сечения элемента принимают по линейному закону
(гипотеза плоских сечений);
• связь между осевыми напряжениями и относительными
деформациями бетона и арматуры принимается по
устанавливаемым диаграммам;
• сопротивление бетона растянутой зоны можно учитывать, если
в элементах не допускаются трещины.
Реализация этих положений нелинейной деформационной
модели производится с помощью процедуры численного
интегрирования напряжений по нормальному сечению.
Расчеты трещиностойкости элементов предусматривают
проверки образования, раскрытия и закрытия трещин. Они относятся
к расчетам по второй группе предельных состояний и основаны
182
на рассмотрении первой и второй стадий
напряженно-деформированного состояния элементов. Расчеты жесткости производят в
целях предотвращения больших общих деформаций пролетных
строений от проходящей временной нагрузки.
В процессе выполнения указанных проверок выявляется
возможность уменьшения или необходимость увеличения
предварительно принятых размеров сечения, диаметров стержней
арматуры, шага их расстановки и т.д. На этом основании производят
корректировку размеров на следующем шаге последовательного
приближения к оптимальным размерам.
При расчете и конструировании пролетного строения с
применением ПК можно определять усилия и корректировать
размеры сразу для всех элементов пролетного строения и в ходе
последовательного приближения быстро получать оптимальные
размеры этих элементов.
При ручных расчетах традиционной является следующая
последовательность рассмотрения элементов пролетного строения:
плита проезжей части, балки пролетного строения, опорные
части. При такой последовательности в процессе расчета и
конструирования постепенно накапливаются данные, необходимые для
последующих стадий расчета.
8.2. Определение усилий в плите проезжей части
Плита проезжей части ребристых пролетных строений
находится в сложном напряженном состоянии: в ней имеют место
силовые факторы и напряжения в продольном (вдоль оси моста) и
поперечном направлениях.
В составе главных балок пролетного строения плита, являясь их
сжатой зоной, работает на сжатие в продольном направлении от
общего действия всех видов нагрузки. Кроме того, плита
проезжей части обычно работает на изгиб в поперечном направлении
при восприятии местного действия временной нагрузки. В безди-
афрагменных пролетных строениях она дополнительно изгибается
в поперечном направлении при работе по распределению
временной нагрузки между главными балками.
Изгиб плиты в поперечном направлении определяет
необходимость постановки в ней в поперечном направлении рабочей
арматуры. Работа плиты в продольном направлении не требует
постановки рабочей арматуры, она обеспечивается хорошей
работой бетона на сжатие.
Работа плиты в поперечном направлении зависит от
конструктивной схемы пролетных строений. В бездиафрагменных
пролетных строениях, где плиты соседних балок омоноличены, плиту
следует рассматривать как многопролетную на упруго оседающих
183
опорах, которыми являются главные балки. В пролетных
строениях с диафрагмами, где плиты соседних балок не объединены, плиты
следует рассматривать как консольные или как плиты, три
стороны которых защемлены по стенке главной балки и диафрагмам, а
одна сторона не имеет опоры.
Плита на местное действие нагрузки чаще всего работает в
поперечном направлении по отношению к оси моста. Ее
рассчитывают на действие постоянных и временных нагрузок.
Постоянная нагрузка состоит из веса самой плиты и ее одежды:
выравнивающего, изоляционного и защитного слоев,
покрытия. В качестве временных нагрузок рассматривают нагрузки от
АК и НК-80.
При выборе схемы загружения плиты обычно исходят из того,
что усилие Р от колеса распределяется на поверхности покрытия
проезжей части по прямоугольной площадке с условными
размерами: а2 — вдоль оси моста и Ь2 — поперек оси моста, а в
дальнейшем это усилие распределяется по вертикали под углом 45°
одеждой проезжей части, имеющей толщину Н (рис. 8.1).
В результате этого на уровне поверхности железобетонной
плиты оно действует уже на площадке со сторонами
i2 + 2Н и Ь]
Ь2 + 2#,
(8.1)
где Н — толщина всех слоев одежды ездового полотна.
Экспериментальными исследованиями установлено, что в
работу на изгиб включается участок плиты, ширина которого вдоль
оси моста несколько больше ширины а^. Расчетную ширину
полосы плиты, активно включаемой в работу, на основании этих
исследований рекомендуется принимать в виде
а\ + 4/3,
(8.2)
но не более а = 2/3 lb,
где 4 — пролет плиты, принимаемый равным расстоянию в свету
между стенками балки (рис. 8.2, а).
V
//////
\
аг
У
V/S///////.'
\ tei
а\
*. '//////77//77///////У.
Ъг
45f\
{ Е ^
Рис. 8.1. Схема распределения усилия от колеса по площади плиты
184
a
Рис. 8.2. Определение рабочей ширины плиты:
а — от одного колеса; б — от двух сближенных колес
С учетом того, что расстояние в осях между смежными
полосами АК составляет 3 м, при пролете плиты более 3 м расчетным
является случай загружения ее двумя сближенными тележками (рис.
8.2, б). Рабочую ширину плиты в этом случае принимают по
наружным границам распределения крайних грузов. Для двух колес
она составляет
2а = ах + d + 4/3, (8.3)
где d — расстояние между осями тележек, равное 1,5 м.
Ширина распределения нагрузки по плите в этом случае
b=bx + с, (8.4)
где с — минимальное расстояние между колесами соседних
тележек, равное 1,1 м.
При расположении колеса у опоры плиты (рис. 8.3) усилие
распределяется в перпендикулярном к пролету плиты
направлении на ширину:
Д] + 2х,
(8.5)
но не более а = щ + 4/3.
При расчете плиты обычно рассматривают ее полосу шириной
1 м. Эту полосу загружают нагрузкой от ее собственного веса и
нагрузкой от АК или НК-60.Расчетные силовые факторы в плите
следует определять с учетом упругого защемления плиты в ребрах
балок или в стенках коробки. В целях упрощения расчета
изгибающие моменты допускается вычислять приближенным способом, в
котором влияние упругого защемления плиты над ребрами и
податливость ребер учитываются с помощью вводимых числовых
коэффициентов. В соответствии с этим способом величины
изгибающих моментов в середине пролета плиты и на защемленной
опоре вычисляются как некоторая часть момента М в свободно
опертой однопролетной плите.
185
»-»o piiLLUL——шшшш-—
Рис. 8.3. Определение рабочей ширины плиты у ее опоры и схема загру-
жения плиты на максимальное значение поперечной силы
Общее выражение для изгибающего момента имеет вид
М
расч
кМ0.
(8.6)
Значение момента М0 в полосе плиты шириной 1 м свободно
опертой балки определяется по приведенным далее схемам загру-
жения (рис. 8.4) в зависимости от величины пролета плиты 1Ь и
вычисляется по формуле
М0
Ч Л(24
ъ)
(1+ц),
(8.7)
где b= bx (рис. 8.4, а); (8.8)
Ь = Ъх + с (рис. 8.4, б); (8.9)
q„ — расчетная погонная нагрузка от собственного веса
железобетонной плиты и одежды мостового полотна, вычисляемая
по формуле
(8.10)
Чп = (ЧрПдл + Q vizifviz+4Pklfpk) ■
Здесь gpi — собственный вес 1 м2 плиты; qviz — собственный вес
1 м2 выравнивающего, изоляционного и защитного слоев; qph — то
же, покрытия проезжей части; у#ь jjpk — коэффициенты
надежности по нагрузкам, принимаемые по таблицам 8 и 14 СНиП 2.05.03-
84; (1 + п) = 1 + (45 - Х)/\35 — динамический коэффициент для
временной нагрузки, вычисляемый по формуле (23) СНиП 2.05.03-
84*.
186
a
«
С
1 ^
a
4
4D^
H
■a
i «
.
- ftl
^4
Q
T^fc
tfffy ТТТУТТТУТТТУТТтТУТТТТТТТтТт1 TTTTTj gn
C+fc,
£
Рис. 8.4. Схемы для определения изгибающего момента в середине
пролета плиты:
а — при загружении плиты только одним колесом (пролет плиты менее 2,5 м);
6 — при загружении двумя сближенными тележками (пролет плиты более 2,5 м)
Равномерно распределенную нагрузку р = р\ при загружении
плиты одним колесом и полуполосой распределенной нагрузки v
(см. рис. 8.4, а) следует вычислять по формуле
Р\
1а 1
(8.11)
где Р — нагрузка на ось тележки нагрузки АК; v — интенсивность
распределенной нагрузки АК; а = ах + 4/3; у^,, у^ — коэффициенты
надежности по нагрузке, принимаемые по табл. 14 СНиП 2.05.03-
84* (Ъ = 1,5; уЛ = 1,2).
Равномерно распределенную нагрузку р = р2 при загружении
плиты сближенными тележками и полосами ее распределенной
нагрузки v (см. рис. 8.4, б) следует вычислять по формуле
Рг
2Ру
fi>
■VY/v
(8.12)
где а = Д] + d+ 4/3.
В связи с тем, что плита в бездиафрагменных пролетных
строениях участвует в работе по поперечному распределению
подвижной нагрузки между балками, в ней в середине пролета и на
опорах возникают изгибающие моменты обоих знаков. Поправочные
коэффициенты дают возможность вычислить оба значения
моментов для середины пролета и опоры. Расчетные значения
изгибающих моментов с учетом поправочных коэффициентов можно
вычислять по следующим формулам:
187
для середины пролета
М(+) = 0,6 М0; М(-)
-0,25 М,
0>
для опор
М(+) = 0,25 М0; М(-) = -0,8 М0.
(8.13)
Значения М0 для плиты при учете воздействия колес НК-80
вычисляются по формуле (8.7) с учетом особенностей схемы
загружения.
При этом
2Р
ах + 4/3 + 3,6 м; (1 + ja) = 1;
щ = а2 + 2И = 0,8 + 0,30 = 1,1 м.
Максимальное значение поперечной силы Q в плите
определяется как в разрезной балке по приведенной схеме загружения
(см. рис. 8.3) с учетом площадки распределения нагрузки и
вычисляется по следующей формуле:
Q = iflpilm + Qvtzlfviz + яРк.Угрк)-у +
2 av
(8.14)
где yt — ординаты линии влияния поперечной силы под грузами
Р; Го; — площади линий влияния поперечной силы под полосовой
нагрузкой; ах = ах + 2х, но не более а = ах +—.
В консольных плитах диафрагменных пролетных строений
изгибающие моменты и поперечные силы определяют по расчетной
схеме (рис. 8.5) с учетом того, что сосредоточенные усилия от
колеса Р/2, приложенные на покрытии со сторонами а2 и Ь2,
передаются к корню консоли с длиной свеса С на ширину а = а2 +
+ 2Н + С, а вдоль консоли на длину Ьх = Ь2 + Н. С учетом схемы
нагружения расчетный изгибающий момент в корне консоли от
постоянной и временной нагрузок АК можно вычислить по формуле
м = iflpiijpi + Яы^тг + ЯркУм) т +
2аЫ 26, 2К '
(8.15)
Расчетное значение поперечной силы в корне консоли
определяется по формуле
G = (ЧрЯм + ЯььУю + ЯркУм)с'
рУл> , vY/v
2ab, 2ЬЛ
с(1 + ц). (8.16)
188
vJ2.
T?
«1.
a
i
^
i
!\ 2
I57\
о
л
V
«*
Рис. 8.5. Схема для расчета консольных плит
В консольных плитах бездиафрагменных пролетных строений
изгибающие моменты и поперечные силы определяются только
от воздействия собственного веса плиты и пешеходной нагрузки.
8.3. Расчет плиты на прочность, трещиностойкость
и выносливость
По полученным расчетным значениям подбирают арматуру для
плиты и затем производят проверку ее прочности и трещиностой-
кости, как для железобетонного изгибаемого элемента
прямоугольного сечения. Приведем последовательность выполнения этих
расчетных операций.
1. Вычисляется рабочая высота плиты
h0 = h - 0,5 d - а,
где h — толщина плиты, принимаемая равной 1/20... 1/25
пролета, но не менее 15 см; d — диаметр арматуры, принимаемый в
первом приближении 16 мм; а — толщина защитного слоя бетона
для рабочей арматуры, принимаемая равной 3 см.
2. Принимаются в первом приближении плечо внутренней пары
z = 0,925 /г0.
3. Вычисляется необходимая площадь арматуры для середины
пролета по формуле
Лр = Щасч /№).
4. По таблицам сортамента арматурной стали подбирается
необходимое количество стержней арматуры на 1 пог. м ширины
плиты из условия
где Апр — принятая площадь арматуры.
189
5. Производится расстановка стержней в нижней зоне плиты в
середине пролета в соответствии с рекомендациями п. 3.121, 3.122
СНиП 2.05.03-84*.
6. При принятых количестве арматуры Апр и расчетных
сопротивлениях бетона Rb и арматуры Rs для плиты шириной b = 1 м
определяется высота сжатой зоны по формуле
x=RsAJ{Rbb)
и значение относительной высоты сжатой зоны £, = x/h0.
7. Вычисляется по формуле (53) п. 3.61* СНиП 2.05.03-84*
предельное значение относительной высоты сжатой зоны £,т
Если £, < £,у, то несущая способность сечения плиты при
принятом количестве арматуры проверяется по п. 3.62 СНиП 2.05.03-84*.
В противном случае необходимо увеличить толщину плиты и
вернуться к п. 4. этих рекомендаций. Условие прочности должно
удовлетворяться с запасом не более чем на 10 %.
8. Производится расчет плиты на прочность при действии
поперечной силы по формулам (94) и (101) СНиП 2.05.03-84*.
9. Производится расчет по раскрытию трещин по формуле (124)
СНиП 2.05.03-84* с учетом того, что плита армируется ненапря-
гаемой арматурой и относится к категории Зв требований по тре-
щиностойкости.
10. В соответствии с п. 3.91* СНиП 2.05.03-84* производится
расчет плиты на выносливость.
Расчет сечения плиты на выносливость относится к расчету по
первой группе предельных состояний. Однако в соответствии с
п. 2.3 СНиП 2.05.03-84* при расчете на выносливость усилия в
элементах конструкции определяют без коэффициентов
надежности от постоянных и временных нагрузок, а динамический
коэффициент принимается в виде 1 + 2/3ja.
Расчет сечения плиты производится с использованием второй
стадии напряженно-деформированного состояния исходя из
гипотезы плоских сечений, упругой работы арматуры и бетона. Если
растягивающие напряжения в бетоне превышают расчетное
сопротивление бетона растяжению, то соответствующая зона
бетона исключается из расчета.
Момент инерции приведенного сечения (для этого случая
расчета по допускаемым напряжениям в упругой стадии с учетом
исключения бетона растянутой зоны) определяется по следующей
формуле (рис. 8.6):
J red = Ъх^/Ъ + nA's{x - а')2 - nAs {h-uu- x)2,
Ired — момент инерции приведенного к бетону сечения
относительно нейтральной оси без учета растянутой зоны бетона с
введением отношения п к площади всей арматуры согласно п. 3.48*
СНиП 2.05.03-84*; х — высота сжатой зоны бетона, определяемая
190
As
м( —
4*
Рис. 8.6. Расчет на выносливость плиты проезжей части
по формулам упругого тела, без учета растянутой зоны бетона,
т.е. из условия, что статический момент приведенного сечения
относительно нейтральной оси равен нулю:
Sred = bx2/2 + пА^х - а') - nAs(ho -x) = 0.
Отсюда
-п (Л' + As) ± ^n2{A's + As)2 + 2bn{A'ss + Ash0)
b
Применительно к плите проезжей части, работающей
практически на изгиб в одной плоскости, расчет на выносливость
следует производить по следующим формулам:
при проверке выносливости бетона при сжатии
М ^
-—х < тыЯь
1 red
при проверке выносливости арматуры
м < w
lred
где тьъ таЛ — коэффициенты, учитывающие асимметрию цикла
напряжений в бетоне и ненапрягаемой арматуре согласно пп. 3.26
и 3.39* СНиП 2.05.03-84*, вводимые к расчетным
сопротивлениям бетона Rb и арматуры Rs; M — изгибающий момент в
расчетном сечении плиты от расчетной нагрузки.
По п. 3.26* СНиП 2.05.03-84*
тЬ\ = Pb^bi
где рй — коэффициент, учитывающий рост прочности бетона во
времени и принимаемый по табл. 25 СНиП 2.05.03-84*; гь — коэф-
191
фициент, принимаемый по табл. 26 СНиП 2.05.03-84* в
зависимости от асимметрии цикла повторяющихся напряжений
Ob,min
Рь = •
Ob,max
По п. 3.39 СНиП 2.05.03-84*
где (ipw — коэффициент, учитывающий влияние на условия
работы арматурных элементов наличия сварных стыков или приварки
к арматурным элементам других элементов, принимается по табл.
33 СНиП 2.05.03-84*; eps — коэффициент, принимаемый по табл.
32 СНиП 2.05.03-84* в зависимости от класса применяемой
арматурной стали и асимметрии цикла изменения напряжений в
арматуре p = -5ssi.
8.4. Определение усилий в балках
Усилия в главных балках пролетного строения. Изгибающие
моменты М и поперечные силы Q в сечениях главных балок
вычисляют на стадии проектирования (для обоснования их
размеров) и на стадии эксплуатации моста (для определения их
грузоподъемности). Определение усилий производят с учетом
совместного действия постоянной и временной нагрузок. Различают
первую и вторую части постоянной нагрузки. К первой части относят
вес несущих элементов пролетного строения (балок, плит), ко
второй — вес мостового полотна, устраиваемого после
завершения монтажа и объединения несущих элементов.
Для определения усилий в главных балках пролетных строений
от временной нагрузки предварительно строят их линии влияния.
Для усилий в разрезных балках их строить легко, для неразрезных
балок линии влияния строят с помощью таблиц, в которых даны
их ординаты для характерных сечений. Пролет балки при этом
обычно делят на шесть — восемь интервалов. Полученные линии
влияния загружают временной нагрузкой три раза: два раза
нагрузкой АК и один — одиночной колесной или гусеничной
нагрузкой. Двукратное загружение нагрузкой АК должно
соответствовать двум случаям ее воздействия, предусмотренным п. 2.12
СНиП 2.05.03-84*.
Первый случай предусматривает невыгодное размещение на
проезжей части расчетного числа полос нагрузки АК вместе с
нагрузкой от толпы на тротуарах, второй — невыгодное
размещение на ездовом полотне двух полос этой нагрузки (одной на
однополосных мостах) при незагруженных тротуарах. При этом
оси крайних полос нагрузки АК должны быть расположены не
192
ближе 1,5 м от кромки проезжей части — в первом случае и от
ограждения ездового полотна — во втором случае. Расстояния
между осями смежных полос нагрузки АК должны быть не
менее 3 м.
Если на проезжей части устанавливается несколько полос
нагрузки АК, то самую неблагоприятную из них принимают
полностью, а для остальных полос вводится уменьшающий
коэффициент дУ] = 0,6 к равномерно распределенной нагрузке. Он
учитывает вероятность одновременного полного загружения
автомобилями всех полос. Нагрузка на тележки при этом остается без
изменения.
Усилия от временной нагрузки в сечениях главных балок
пролетных строений определяют с учетом их пространственной работы
(см. подразд. 5.2). Для расчета пролетных строений железобетонных
мостов применяют также методы, разработанные д-рами техн. наук
Б. Е. Улицким, А. В. Александровым, М. Е. Гибшманом и канд. техн.
наук В.Г.Донченко.
При приближенном расчете пространственная работа
пролетного строения учитывается с помощью коэффициентов
поперечной установки, вычисляемых при загружении линий влияния
нагрузки, учитывающих жесткость поперечных связей между
главными балками
При двух балках в поперечном сечении пролетного строения
независимо от жесткости поперечных связей поперечная линия
влияния нагрузки определяется по правилу рычага и имеет вид
треугольника (рис. 8.7, а).
При однокоробчатом пролетном строении, жесткость при
кручении которого весьма велика, поперечная линия влияния имеет
вид прямоугольника (рис. 8.7, б) с ординатой, равной единице,
что свидетельствует о том, что независимо от места положения
\ 1
'/
\
Рис. 8.7. Поперечные линии влияния воздействия на главную балку при
определении коэффициента поперечной установки способом рычага для
разных типов (а — в) поперечных сечений пролетных строений
193
^p
1 У2тах
n XY2i
n + ZY>i
Рис. 8.8. Вид линии влияния нагрузки, построенной по закону внецент-
ренного сжатия
нагрузки на поперечном сечении, она воспринимается как
центрально приложенная; при двух- или многокоробчатых поперечных
сечениях пролетных строений (рис. 8.7, в) — в пределах коробки —
прямоугольник, а в пределах соединяющей их плиты проезжей
части — треугольник.
При трех и более главных балках, соединенных весьма
жесткими поперечными связями (диафрагменные пролетные
строения), линия влияния определяется по методу внецентренного
сжатия и имеет вид треугольника (рис. 8.8). Ординаты этой
линии влияния вычисляются по способу внецентренного сжатия
(см. подразд. 5.2).
При трех и более главных балках, соединенных поперечными
связями с невысокой (конечной) жесткостью (бездиафрагменные
пролетные строения), криволинейный вид поперечной линии
влияния определяется на основе рассмотрения работы плиты как
балки на упруго оседающих балках пролетного строения (по
методу упругих опор). Линии влияния нагрузки на несущие элементы в
этом случае (рис. 8.9) строятся по готовым таблицам в
зависимости от количества балок в поперечном сечении пролетного стро-
Рис. 8.9. Вид линии влияния нагрузки, построенной по методу упругих
опор:
1 — балка 1 и соответствующая ей линия влияния нагрузки; 2 — балка 2
и соответствующая ей линия влияния нагрузки
194
ения и параметра упругого распределения а, вычисляемого по
формуле
а = 8
L
Еь1
ыъ
ЕР1,
pip
где Ь0 — расстояние между главными балками (пролет поперечной
балки); L — пролет главной балки; —ъ—- — отношение жесткос-
Ер'р
тей при изгибе главной балки и плиты шириной 1 м.
Усилия от постоянной нагрузки в сечениях разрезных и
консольных балок получают загружением всей длины линии влияния
первой и второй частью постоянной нагрузки. В сечениях
неразрезных балок усилия от первой части постоянной нагрузки
определяют с учетом последовательности монтажа и их
конструктивного решения по расчетным схемам, принимаемым для момента
передачи нагрузки. Усилия в них от второй части постоянной
нагрузки определяют по линиям влияния.
При проектировании главных балок железобетонных
пролетных строений необходимы огибающие эпюры положительных
(максимальных) и отрицательных (минимальных) значений
изгибающих моментов Мм перерезывающих сил Q (рис. 8.10). Их строят
по данным вычисления значений М и Q в нескольких сечениях
балки при наиболее невыгодном для этих сечений расположении
временных нагрузок. Для балок разрезных и
температурно-неразрезных пролетных строений строят огибающие эпюры только
максимальных значений М(рис. 8.10, а). Максимальное и
минимальное значения усилий для неразрезных балок получают на основе
'/%У7А
*i
*2
'MPSA */гА/7А,
779777,
777777,
Рис. 8.10. Огибающие эпюры Mil Q для разрезной (а) и неразрезной (б)
балок
195
загружения временной нагрузкой отдельно каждого из
однозначных участков линий влияния, загружая при этом второй частью
постоянной нагрузки всю линию влияния.
На рис. 8.10, б приведена огибающая эпюра изгибающих
моментов для неразрезной двухпролетной балки. Она имеет участки
I, на которых возникают только положительные моменты,
участок // — только отрицательные моменты — и участки III, на
которых возникают моменты обоих знаков. В соответствии с этой
эпюрой на участках /ставят рабочую арматуру в нижней зоне, на
участке //— в верхней зоне, на участках III— в верхней и
нижней зонах.
Общие выражения для максимальных и минимальных
значений изгибающих моментов и перерезывающих сил в любом
сечении, определяемых с помощью линии влияния, при расчете на
АК имеют вид
M(Q) = да + [vyyvTivU + И) + адлг]а>; + РтУ»ЦР(У\ + Ут)(1 + М)
и при расчете на НК-80
M(Q) = да+ РнкУ/рТЪ £ Я1 + И)>
где q — расчетная нагрузка от собственного веса 1 м
рассчитываемой балки с учетом веса балки и ее одежды ездового полотна с
разными коэффициентами надежности по нагрузке для балки,
выравнивающего, защитного, изоляционного слоев и покрытия;
v — интенсивность равномерно-распределенной нагрузки от
автомобильной нагрузки типа АК; qt — интенсивность равномерно-
распределенной нагрузки от толпы на тротуарах; yf —
соответствующие коэффициенты надежности по нагрузке; со —
суммарная площадь положительных и отрицательных участков линии
влияния соответствующего расчетного силового фактора; со; —
площади положительных или отрицательных участков линии
влияния; Рт — нагрузка на ось тележки от АК; Рик — нагрузка на ось
НК-80; У\,у2 — соответствующие ординаты линий влияния Мм Q
под грузами осей тележки АК; Ху — сумма ординат линий
влияния Мм Q под грузами осей НК-80; г); — коэффициенты
поперечной установки разных видов временных нагрузок, вычисляемые
при загружении линии влияния нагрузки на балку; (1 + ja) —
динамический коэффициент, вычисляемый для нагрузки АК по
формуле (1 + ц.) = 1 + (45 - А.)/135, где X — сумма длин
загружаемых участков линии влияния, а для нагрузки НК-80 (1 + ц.) = 1,1.
На рис. 8.11 приведены схемы для определения г\ при первом
случае воздействия АК (рис. 8.11, а) и для НК-80 (рис. 8.11, б).
В соответствии с этими схемами от тротуарной нагрузки
Ц{=0,5(уо + уь)с.
196
С П .1,5 , 3,0
iO,5K
I
Рис. 8.11. Схема загружения поперечной линии влияния нагрузки для
вычисления коэффициентов поперечной установки от нагрузки АК (а)
и НК-80 (б)
Нагрузка принята только на один тротуар, так как загружение
другого тротуара способствовало бы уменьшению расчетного
силового фактора для рассматриваемой крайней балки.
От равномерно распределенной нагрузки АК
*1у
0,5
з
от тележек АК
цр = 0,50, +У2 + Уз + - + Уп),
от одиночной нагрузки типа НК-80
Цс = 0,5Ос1 + ус2).
8.5. Расчет балок на прочность
по нормальным сечениям
Задача расчета состоит в обосновании формы и размеров
поперечного сечения балок пролетного строения, площади сечения
арматуры и ее размещения в поперечном сечении. Обычно форму
и основные размеры поперечного сечения пролетного строения:
197
ее высоту, толщину и ширину плиты проезжей части, толщину
стенок, размеры нижнего пояса — назначают на основе опыта
или анализа аналогичных ранее построенных конструкций. При
этом ширина плиты Ьэ/, вводимая в расчет, принимается по
условиям:
Щ <l2hf+2c + b;bf <b0,
где hf — толщина плиты; с — ширина вута, если он имеет уклон
1: 3 и более; b — толщина стенки; Ьп — расстояние в осях между
соседними балками.
При переменной толщине плиты, а также при вуте с уклоном
менее 1: 3 в первой формуле с = О, а толщина плиты принимается
средней с учетом площади плиты и вута.
Расчет сечения в этих условиях сводится к проверке
правильности принятых размеров и определению необходимой площади
рабочей арматуры. Уточняются также размеры и формы пояса, в
котором размещается арматура, с учетом соблюдения расстояний
между пучками, стержнями арматуры и размеров защитного слоя.
Необходимую площадь рабочей арматуры Ар предварительно
определяют по формуле
4 И М
^ ' 4,(^-0,5*,)
из условия, что расчетный изгибающий момент Мот постоянной
и временной нагрузок будет воспринят парой сил на плече
Z=K~ 0,5hfi
где Ер — расчетное сопротивление напрягаемой арматуры; h0 —
рабочая высота балки; hf — расчетная толщина плиты в сжатой
зоне.
При этом предполагается, что толщина сжатой зоны х будет
примерно равна толщине плиты hf.
По найденному значению Ар определяют необходимое число
арматурных пучков или стержней и размещают их в нижнем поясе
с соблюдением норм на размер защитного слоя бетона и на
расстояния в свету между арматурными элементами. После этого
проверяют подобранное сечение на прочность.
В общем случае прочность сечения с вертикальной осью
симметрии, напрягаемой нижней Ар и верхней А'р, ненапрягаемой
нижней As и верхней A's арматурой проверяют сопоставлением
момента внешних сил с моментом всех предельных усилий в бетоне
и арматуре сечения относительно центра тяжести напрягаемой
арматуры. Расчет прочности сечений производится с использова-
198
Рис. 8.12. Расчетная схема внутренних сил (в) при расчетах на изгиб
сечения, нормального к продольной оси элемента при различной высоте
сжатой зоны (а, б)
нием третьей стадии напряженно-деформированного состояния.
Условия прочности сечения по изгибающему моменту при этом
имеют вид (рис. 8.12):
1) для случая, когда х < Лу (рис. 8.12, а, в):
M<Rbb'f (xh0 ~ 0,5х) + RSCA'S (Ло " a's) + срс ^ (h0 -a'p),
где высота х сжатой зоны определяется по условию
RpAp + RSAS - RSCAS - <5рсА^ = Rbb'jX;
2) для случая, когда х > h'f (рис. 8.12, б, в):
М < Rbbx (ho - 0,5х) + Rb (b'f - Ъ)Щ (ho - О, Щ ) + RSCA[ (hox - <) +
+ оpc^v {ho -a'p)>
где высота х сжатой зоны определяется по условию
RPAP + RSAS-RscA's ~<5рСАр = Rbbx + Rb(b'f - b)h},
где Rb — расчетное сопротивление бетона сжатию; арс —
напряжение в верхней преднапряженной арматуре.
Высота сжатой зоны х определяется из равенства нулю
проекций всех усилий в сечении на ось элемента (см. рис. 8.12, в).
Относительная высота сжатой зоны £, = x/h0 не должна
превышать предельного ее значения £,у, при котором предельное
состояние бетона сжатой зоны наступает не ранее достижения в
растянутой арматуре напряжения, равного расчетному сопротивлению
Rs или Rp.
199
Значение ^ определяют по формуле
со
1 +
С2
со
и
где со = (0,85...0,008)i?fc; G] = Rs — для ненапрягаемой арматуры;
а] = Ер + 500 — ар — для напрягаемой арматуры; а2 — предельное
напряжение в арматуре сжатой зоны, равное 500 МПа; ар —
величина предварительного напряжения в арматуре с учетом потерь,
определяемых по приложению 11 СНиП 2.05.03-84*.
Значения Rb, оъ а2, ар в приведенной формуле принимают
в МПа.
8.6. Расчет балок на прочность
по наклонным сечениям
Нормами проектирования мостовых конструкций
предусматриваются расчеты наклонных сечений:
• на действие поперечной силы между наклонными
трещинами по п. 3.77 СНиП 2.05.03-84*и по наклонной трещине по п. 3.78
СНиП 2.05.03-84*;
• на действие изгибающего момента по наклонной трещине
для элементов с поперечной арматурой по п. 3.83 СНиП 2.05.03-
84*.
Бетон в ребре между наклонными трещинами находится в
условиях плоского напряженного состояния, испытывая действие
наклонных сжимающих сил Р вдоль бетонной полосы и
растягивающих усилий N от поперечной арматуры (рис. 8.13).
Разрушение бетона в этом случае происходит при достижении
главными сжимающими напряжениями предельных сжимающих
напряжений, отвечающих критерию прочности бетона при
плоском напряженном состоянии, которое определяется
сопротивлениями Rb и Rbt и зависит от главных растягивающих
напряжений в бетоне.
N'
Л
N>
^
N
<
N
^
/•
•
N
N
Рис. 8.13. Схема работы бетона в ребре балки между наклонными
трещинами
200
Строгой методики расчета прочности бетона, учитывающей это
реальное напряженное состояние, пока нет. Для расчета
используется следующая элементарная формула, учитывающая
результаты экспериментальных данных:
Q<0,34>wl4>blRbbh0, (8.17)
в которой Q — поперечная сила на расстоянии не ближе h0 от оси
опоры; ф„, = 1 + r)wil^w — коэффициент, учитывающий влияние
системы поперечного армирования; при расположении хомутов
нормально к продольной оси tpwl < 1,3, где г) = 5 — при хомутах,
нормальных к продольной оси элемента; г) = 10 — при хомутах,
наклонных под углом 45°; щ — отношение модулей упругости
арматуры и бетона, определяемое по п. 3.48* СНиП 2.05.03-84*;
№м> = 77Г~ — коэффициент армирования стенки; Аш — площадь
bS„
сечения ветвей хомутов, расположенных в одной плоскости (рис.
8.14); Sw — расстояние между хомутами по нормали к ним (см. рис.
8.14); b — ширина сечения (см. рис. 8.14); /г0 — рабочая высота
сечения.
В формуле (8.17) учитывается сопротивление бетона сжатию
Rb, тем самым учитывается основное влияние на разрушение
бетона.
Однако на прочность бетона при плоском напряженном
состоянии влияет и сопротивление бетона растяжению Rbt. При
сравнительно невысоких марках бетона прочность бетона на растяжение
Rbt растет примерно в таком же темпе, как и прочность на сжатие,
но для высокопрочных бетонов рост сопротивления Rbt отстает от
роста сопротивления Rb, и поэтому несущая способность будет
снижаться.
Это учитывается формулой для фм.
Коэффициент фм определяется по формуле
Фм = 1 - OfilRb,
в которой расчетное сопротивление Rb принимается в МПа.
Расчет наклонных сечений элементов с поперечной арматурой
на действие поперечной силы (рис. 8.15) производится из
условий:
^@ 0 0
Рис. 8.14. Схема для вычисления коэффициента армирования стенки
201
Центр сжатой зоны
**pw**pw
А
**•
% **sw Дуй»
умР/ш
б
Рис. 8.15. Схема усилий в сечении, наклонном к продольной оси
железобетонного элемента, при расчете его на действие поперечной силы
с ненапрягаемой (а) и напрягаемой (б) арматурой
для элементов с ненапрягаемой арматурой (рис. 8.15, а)
Q < J^RsvAi since + £ Д^Л» + Qb + &,; (8.18)
для элементов с напрягаемой арматурой при наличии ненап-
рягаемых хомутов (рис. 8.15, б)
(? < ]Г RP»Apisin « + X Дп» А* + X Rp»Ap» +Qb+Qw, (8 • 19)
где X^jivAiSinc^ X-KjivAw — суммы проекций усилий всей
пересекаемой ненапрягаемой (наклонной и нормальной к продольной
оси элемента) арматуры при длине проекции сечения с, не
превышающей 2h0; Q — максимальное значение поперечной силы от
внешней нагрузки, расположенной по одну сторону от
рассматриваемого сечения; i?sw, Rm — расчетные сопротивления
ненапрягаемой и напрягаемой арматуры с учетом коэффициентов
условий работы таА, определяемых по п. 3.40 СНиП 2.05.03-84*; а —
угол наклона стержней (пучков) к продольной оси элемента в
месте пересечения наклонного сечения; Qb — поперечное усилие,
передаваемое в расчете на бетон сжатой зоны над концом
наклонного сечения и определяемое по формуле
Qb = ^* < mRbtbK,
где b — толщина стенки (ребра) или ширина сплошной плиты;
h0 — расчетная высота сечения, пересекающего центр сжатой зоны
наклонного сечения; с — длина проекции невыгоднейшего
наклонного сечения на продольную ось элемента, определяемая срав-
202
нительными расчетами согласно требованиям п. 3.79 СНиП 2.05.03-
84*; т — коэффициент условий работы,
^ = 1,3 + 0,4
Rb,sh 1
но не менее 1,3 и не более 2,5, где Rbsh — расчетное
сопротивление на скалывание при изгибе, принимаемое по табл. 23 СНиП
2.05.03-84*; xq — наибольшее скалывающее напряжение от
нормативной нагрузки; при %q < 0,25Rbsh проверку на прочность по
наклонным сечениям допускается не производить, а при %q > Ri,sh —
сечение должно быть перепроектировано; Q^ = 1 ОООА^К —
усилие, кгс, воспринимаемое горизонтальной арматурой, где Аг„ —
площадь горизонтальной ненапрягаемой арматуры, см2,
пересекаемой наклонным сечением под углом fj, °.
Значение коэффициента ^определяется условием
0 = * = Ь50*1.
40
В сечениях, расположенных между хомутами, при |} = 90°
(X =1000^;.
Следует рассмотреть несколько возможных направлений
наклонных сечений, определяя в каждом случае поперечную силу в
сечении у его конца.
При этом, возможно, потребуется изменить ранее принятую
расстановку отгибов рабочей арматуры или увеличить
интенсивность армирования хомутами.
Расчет наклонных сечений на действие изгибающего момента
(рис. 8.16) в соответствии с п. 3.83 СНиП 2.05.03-84*
производится по следующим условиям:
для элементов с ненапрягаемой арматурой (рис. 8.16, а)
М< RsAsZs + 5Х4и~г«. +
для элементов с напрягаемой арматурой (рис. 8.16, б) при
наличии ненапрягаемых хомутов
М < RpApZp + 2-iRpAp^Zpy/ + 2-iRsAskZsw + 2-iJ\ApiZpi,
где М — изгибающий момент относительно оси, проходящей
через центр сжатой зоны наклонного сечения, от расчетных
нагрузок, расположенных по одну сторону от сжатого конца сечения;
Zsm zs, zSi, smn Zp, Zpi — расстояния от усилий в ненапрягаемой и
напрягаемой арматуре до точки приложения равнодействующей
усилий в сжатой зоне бетона в сечении, для которого
определяется изгибающий момент.
203
Центр сжатой зоны
Рис. 8.16. Схема усилий в сечении, наклонном к продольной оси
железобетонного элемента, при расчете его на действие изгибающего момента
с ненапрягаемой (а) и напрягаемой (б) арматурой
Положение невыгодного наклонного сечения следует
определять путем сравнительных расчетов по сечениям, проводимым в
местах резкого изменения сечения. Для наклонных сечений,
пересекающих растянутую грань элемента на участках, обеспеченных
от образования нормальных трещин от нормативной нагрузки (при
<зы < Rbt), расчет на действие изгибающего момента допускается
не производить.
8.7. Проверка трещиностойкости балок
пролетных строений
Категории требований по трещиностойкости элементов. В
пролетных строениях железобетонных мостов при воздействии
нагрузок могут появляться трещины. Их долговременное раскрытие
может привести к коррозии арматуры и потере несущей
способности пролетного строения. Расчеты на трещиностойкость имеют
целью предотвратить опасное образование трещин, обеспечение
коррозионной стойкости арматуры и долговечности пролетного
строения.
Трещиностойкость железобетонных мостов — их способность
сопротивляться образованию трещин в бетоне в первой стадии
напряженно-деформированного состояния или сопротивление
раскрытию трещин во второй стадии
напряженно-деформированного состояния.
Трещины в бетоне могут возникать от чрезмерных в нем
растягивающих и сжимающих напряжений.
204
Сопротивление образованию трещин в бетоне обеспечивается
ограничением в нем растягивающих и сжимающих напряжений.
Раскрытие трещин ограничивается их предельной величиной в
зависимости от категории трещиностойкости конструкции.
Растягивающие напряжения могут вызывать в растянутом
поясе балки трещины, перпендикулярные оси балки, так
называемые поперечные трещины. Сжимающие напряжения могут
вызывать в сжатом поясе продольные трещины, подобные тем,
которые возникают при осевом сжатии кубиков, если устранить
влияние сил трения смазкой контактных поверхностей. Главные
напряжения при совместном действии вызывают наклонные
трещины в стенках балок.
Расчетами на трещиностойкость предусматривается контроль
образования трещин, их размера и закрытия. Расчеты относятся к
расчетам по второй группе предельных состояний и поэтому
проводятся на действие нормативных нагрузок. Они выполняются для
стадий изготовления, транспортировки, возведения и
эксплуатации сооружения.
Различают три категории требований по трещиностойкости,
которым должны удовлетворять элементы мостов в зависимости
от их назначения и вида армирования.
Категория 1. В элементах конструкций не допускаются
растягивающие напряжения, что обеспечивает их полную
трещиностойкость. Этой категории требований должны удовлетворять
составные по длине предварительно напряженные пролетные строения,
в клеевых стыках которых растягивающие напряжения не
допускаются.
Категория 2. Включает в себя две их разновидности: 2а и 26.
В элементах конструкций, удовлетворяющих требованиям
категории 2а, не допускаются трещины, растягивающие напряжения в
бетоне ограничиваются значением 0,4Rbt,ser. Этой категории
должны удовлетворять элементы пролетных строений автодорожных и
городских мостов, кроме стенок балок, армированные
напрягаемой проволокой диаметром 3 мм, арматурными канатами класса
К-7 диаметром 9 мм.
В элементах конструкций, соответствующих требованиям
категории 26, допускаются растягивающие напряжения до l,4RbtySen a
также трещины с шириной раскрытия до 0,15 мм при условии,
что они закрываются при отсутствии временной нагрузки. Этой
категории должны удовлетворять те же элементы, что и для
категории 2а, но армированные проволокой диаметром 4 мм и более
и канатами диаметром 12 и 15 мм.
Категория 3. Включает в себя три их разновидности: За, 36 и Зв.
К элементам конструкций, удовлетворяющих требованиям
категории За, относятся стенки (ребра) балок предварительно
напряженных пролетных строений. В них ограничиваются главные рас-
205
тягивающие напряжения и допускаются трещины с шириной
раскрытия до 0,15 мм.
Элементы автодорожных и городских мостов, армированные
напрягаемой стержневой арматурой, относятся к категории 36, а
ненапрягаемой — к категории Зв требований по трещиностойко-
сти. Растягивающие напряжения в бетоне для них не
контролируются, ширина раскрытия трещин ограничивается 0,2 мм для
категории 36 и 0,3 мм для категории Зв.
Расчеты на образование и на закрытие трещин. На стадии после
создания предварительных напряжений ограничиваются
максимальные сжимающие напряжения аЬс (для предотвращения
образования продольных трещин, которые очень опасны для бетона и
поэтому недопустимы) и растягивающие напряжения аы (для
предотвращения образования поперечных трещин).
Напряжения вычисляют с учетом работы сечений в упругой
стадии по формулам:
a. = ^ + ^-^iW (8.20)
■"red -*■ red -*■ red
_ _ Nm , Nmeyt Mqyt
Gbt--—. + —7 + —j ^*<-bt,Ser-, (8.21)
**red *red *red
где Nm — равнодействующая сил предварительного напряжения
с учетом первичных потерь и допускаемой технологической
перетяжки; Mq — изгибающий момент, создаваемый собственным
весом балки в момент создания натяжения; е — эксцентриситет
приложения усилия предварительного натяжения относительно
центра тяжести сечения; Ared, Ired — приведенные площадь и
момент инерции сечения; у„ ус — удаление растянутых и сжатых
фибр сечения от нейтральной оси; т — коэффициент,
принимаемый равным 0,4 для категории трещиностойкости 2а и 1,4 для
26.
Проверку по формулам (8.20) и (8.21) для разрезных балок
выполняют для приопорных сечений, где влияние Mq ничтожно и
появление продольных и поперечных трещин наиболее вероятно.
В этих и последующих формулах знаки слагаемых приняты из
условия, что знак вычисляемого напряжения (растягивающего или
сжимающего) положительный.
На стадии эксплуатации ограничиваются сжимающие
напряжения в верхних фибрах для предотвращения продольных трещин
и растягивающие напряжения в нижних фибрах для
предотвращения поперечных трещин по формулам:
W0 N0eyc Mq+Pyc ^ .
Gbc - — J + J ^ Kb,mc\ •> (б .22)
■"red -*- red -*- red
206
7V0 N0eyt Mq+pyt
<->fo - _ —. J 1 J s mKbt.ser> (б .23)
**red *red *red
где N0 — равнодействующая сил предварительного напряжения с
учетом всех потерь; Mq+P — суммарный изгибающий момент,
создаваемый нормативными постоянной и временной нагрузками.
Расчет на закрытие поперечных трещин в нижних фибрах
балки в стадии эксплуатации производится по формуле
в Л+*й*_:*Лгад|1 (824)
■™red *red *red
где Mq — изгибающий момент от нормативной постоянной
нагрузки.
Проверку по формулам (8.23) — (8.24) для разрезных балок
выполняют для сечения в середине пролета, а для неразрезных
балок — для каждого расчетного сечения, в котором возможно
появление трещин.
Расчет на образование наклонных трещин. Расчет сводится к
ограничению главных сжимающих оЬтс и главных растягивающих
<зЪм напряжений по формулам:
®Ьтс - Rb,mc2> ®Ьт1 - f^fa.w (8.25)
Для автодорожных и городских мостов значение |} принимают
в зависимости от отношения obMC/RbMc2'-
0,52 < <5b,mc/Rb,mc2 ^ 0,8;
р = 0,85. ..0,53.
Для промежуточных значений отношений obMCfRbnic2 значения
Р находят по интерполяции.
Значения главных сжимающих и главных растягивающих
напряжений вычисляют по формуле
Ъм (<5 тс ) = 2 (°Ьх + О by ) ± -Ту -\{Pbx ~^by) + 4х^ ,
где а^, о by, ib — нормальные и касательные напряжения в
рассматриваемой точке.
Расчет по раскрытию поперечных и наклонных трещин. Расчет в
элементах, проектируемых по категориям требований по трещи-
ностойкости 26, За, 36 и Зв производят по формуле
Oct =-^W^^cr,
Е
где а — растягивающее напряжение, равное для ненапрягаемой
арматуры напряжению as в крайних стержнях, для напрягаемой —
207
приращению напряжений Аор после погашения обжатия бетона;
Е — модуль упругости арматуры; \|/ — коэффициент раскрытия
трещин.
Значения gs, Aap вычисляют по формулам:
M(h- х-аи)
gs = ;
Asz(h -x-a)
Аа„
Л
где М — изгибающий момент в сечении от постоянной и
временной нормативных нагрузок; х, z — высота сжатой зоны и плечо
внутренней пары; аи, а — расстояние от крайнего ряда арматуры
и от центра тяжести арматуры до наиболее растянутой грани
сечения; аы — растягивающие напряжения в бетоне на уровне
центра тяжести площади сечения всей растянутой зоны бетона; At —
площадь растянутой зоны бетона; Ар — площадь сечения преднап-
ряженной арматуры.
Коэффициент раскрытия трещин принимают в зависимости от
радиуса армирования по СНиП 2.05.03-84* (пп. 3.109 и 3.110).
8.8. Определение деформаций балочных
пролетных строений
Определение деформаций балочных пролетных строений
производится в целях обеспечения плавности движения
транспортных средств путем ограничения упругих прогибов пролетных
строений от подвижной временной вертикальной нагрузки и
назначения требуемого для этого продольного профиля проезжей части.
Для автодорожных мостов максимальные прогибы от
временной нагрузки не должны превышать 1/400 расчетного пролета. Углы
перелома продольного профиля железобетонных пролетных
строений в местах сопряжения пролетных строений между собой и с
подходами при загружении моста подвижной временной
нагрузкой не должны превышать 24 %о для нагрузки АК и 13 %0 для
нагрузок НК-80 и НГ-60.
Прогиб /или угол поворота а, вызванный изгибом пролетного
строения, в соответствии с п. 3.112 СНиП 2.05.03-84*
рекомендуется определять по формуле
f(a) = ^JM(x)-(x)dx, (8.26)
о Р
где М(х) — при определении прогиба/— функция изгибающего
момента от единичной силы, приложенной по направлению ис-
208
комого прогиба /, при определении угла поворота а — функция
изгибающего момента, приложенного по направлению искомого
угла поворота; — (х) — кривизна пролетного строения в том же
Р „ „
сечении от заданной действительной нагрузки.
В формуле (8.26) суммирование производится по всем
участкам по длине пролета, различающимся законами изменения
величин М(х) и —(х).
Р
Вычисление допускается производить численными приемами,
используя выражение
f(a) = ^M(x)-(x)Ax,
в котором М(х) и —(х) — средние величины момента и кривиз-
р
ны на отдельных участках длиной Ах, где изменение указанных
параметров имеет плавный характер.
Кривизну предварительно напряженных элементов, в которых
пояса отнесены к категориям требований по трещиностойкости
2а, 26 и 36, допускается определять как для сплошного сечения
по формуле
1 _ МР | Mg | My
р в; в; в '
где — Мр, Mg, M — моменты в рассматриваемом сечении,
создаваемые соответственно усилием в напрягаемой арматуре,
постоянной и временной нагрузками; В*, В* — жесткости сечения при
длительном воздействии соответственно усилия в напрягаемой
арматуре и постоянной нагрузки; В — жесткость сплошного
сечения при кратковременном действии нагрузок.
Значения жесткостей В*, В* и В определяются по
обязательному приложению13 СНиП 2.05.03-84*.
Общий вид этих формул можно представить следующим
образом:
о* _ kEbIred
1 + Фкпу '
где к — коэффициент, учитывающий влияние неупругих
деформаций бетона при кратковременном приложении нагрузки и
принимаемый равным 0,85; ip*im,i = Qm,»^w — приведенная величина
предельной характеристики ползучести бетона, определяемая по
п. 2.3 приложения 13 СНиП 2.05.03-84*.
209
Контрольные вопросы
1. Каковы особенности расчета плиты проезжей части на прочность,
трещиностойкость и выносливость?
2. Как определяются усилия в балках пролетных строений?
3. Как выполняется расчет балок на прочность по нормальным
сечениям?
4. Как выполняется расчет балок на прочность по наклонным
сечениям ?
5. Как проверяется трещиностойкость балок пролетных строений?
6. Как определяются деформации балочных пролетных строений
железобетонных мостов?
ГЛАВА 9
Железобетонные рамные, арочные
и вантовые мосты
9.1. Виды рамных мостов, особенности
их конструкции и область применения
В рамных мостах пролетные строения (ригели) жестко
соединены с опорами (стойками). Над стойкой в ригеле возникает
отрицательный изгибающий момент, что благоприятно для работы
ригеля в середине его пролета. Ригель рамного моста в связи с
этим может иметь меньшую высоту, чем у балки неразрезного
пролетного строения с тем же пролетом.
Стойки рамных мостов работают более интенсивно, чем
опоры в неразрезных балочных мостах. Они воспринимают не только
вертикальные усилия, но и значительные изгибающие моменты.
В связи с этим требуется их соответствующее армирование.
Рамные мосты возводят монолитными и сборными из
ненапряженного и напряженного железобетона.
Рамные мосты малых пролетов возводят обычно монолитными
из ненапрягаемого железобетона. В мостах на автомобильных
дорогах нашли применение следующие виды рамных мостов малых
пролетов (15...30 м):
• однопролетные двухшарнирные (рис. 9.1, а)
Ж 3
Рис. 9.1. Виды (а — з) рамных мостов малых пролетов
211
• однопролетные бесшарнирные с жесткими ребристыми
стойками-устоями (рис. 9.1, б), пазухи которых заполняются грунтом
для заделки их у фундамента;
• однопролетные консольно-рамные бесшарнирные с гибкими
стойками (рис. 9.1, в) консоли в этой конструкции разгружают
центральный пролет и упрощают сопряжение моста с насыпью;
• многопролетные с жестким или шарнирным креплением стоек
к фундаментам (рис. 9.1, ж, з).
Для предотвращения значительных горизонтальных усилий от
температурных деформаций в многопролетных рамных мостах
через 50...70 м устраивают деформационные швы с применением
подвесных пролетных строений между рамами длиной /j =
= (0,3...0,5) пролета / (см. рис. 9.1, ж) или устройством
сближенных опор между соседними пролетными строениями (см. рис. 9.1, з).
Опоры монолитных рамных мостов имеют стойки обычно под
каждым ригелем (рис. 9.1, г). В монолитных рамных эстакадах
опоры устраивают с двумя (рис. 9.1, д) или одной (рис. 9.1, е)
стойками, чтобы не загромождать под ними пространство.
Рамные мосты средних (60...80 м) и больших пролетов (до
300 м) могут быть монолитными или сборными (рис. 9.2),
возводят их навесным бетонированием или навесной сборкой. Обычно
основой таких мостов служат Т-образные рамы с жесткой
заделкой опоры в основание. Они позволяют создать рамно-неразрез-
ные системы при жестком соединении консолей (рис. 9.2, а) или
рамно-консольные системы при шарнирном соединении
консолей, а также рамно-балочную систему при использовании
подвесных пролетов (рис. 9.2, б).
Рамно-консольные мосты с шарнирным соединением
консолей статически неопределимы. На величину усилий в сечениях их
стоек и ригелей Т-образных рам оказывают влияние осадка
фундаментов стоек, изменение температуры среды и усадка бетона.
Рамно-подвесная система статически определима, так как
подвесные пролеты шарнирно опираются на консоли Т-образных рам.
в г
Рис. 9.2. Виды (а —г) рамных мостов средних и больших пролетов
212
В сечениях этих рам не возникают дополнительные усилия от осадки
опор, но в пролете требуется постановка деформационных швов.
В рамных мостах больших пролетов применяют также рамную
систему с наклонными стойками, получившую название
«бегущая лань» (см. рис. 6.2, д).
При пролетах до 80 м используются и рамная система со
стойками в виде шпренгельных треугольников (рис. 9.2, в). В этой
системе вертикальный элемент стойки соединен шарнирно с
пролетным строением и работает на сжатие, а наклонный элемент
выполняется предварительно напряженным и работает на
растяжение.
Имеются также примеры использования в рамно-подвесных
мостах при пролетах до 85 м Х-образных опор (рис. 9.2, г),
позволяющих применять удлиненные ригели, обеспечивать работу
элементов опоры в основном на осевые усилия и выполнять опоры
сборными.
Особенности конструкций рамных мостов малых пролетов.
Пролетные строения рамных мостов малых пролетов по своей
конструкции аналогичны монолитным неразрезным балочным
пролетным строениям. Особенности конструкции определяются
сопряжением ригелей (пролетных строений) со стойками (опорами).-
Сопряжение ригелей со стойками (рис. 9.3, а) должно быть
жестким, чтобы обеспечивать восприятие и передачу изгибающих
моментов. Для этого арматуру стоек заводят в ригель на 2/3 его
высоты, а арматуру ригеля соединяют с арматурой стойки. При
сопряжении ригеля с крайними стойками (рис. 9.3, б) арматуру ригеля
заводят в стойку по ее внешней поверхности, а арматуру стойки
объединяют с арматурой ригеля.
Армирование ригеля по длине его пролета производится с
учетом объемлющих эпюр изгибающего момента и поперечной силы:
в середине пролета ригеля рабочая арматура расположена в
нижней зоне для восприятия положительных моментов, а у опор —
вверху для восприятия отрицательных моментов. Вблизи опор ус-
Рис. 9.3. Узлы (а — е) конструкций рамных мостов малых пролетов
213
траиваются отгибы стержней арматуры и устанавливают более часто
хомуты для восприятия значительных поперечных сил на этих
участках.
Соединение стоек рамного моста с фундаментами. Фундаменты
могут быть общими под все стойки опоры (см. рис. 9.1, г) или
отдельными (см. рис. 9.1, д, е).
При жестком соединении стоек с фундаментами (рис. 9.3, в, г,
д) арматуру стоек заводят в массив фундамента. При шарнирном
сопряжении (рис. 9.3, е) с фундаментом арматуру стойки
заканчивают у ее торца, где устраивают шарнир.
При весьма прочных грунтах фундаменты имеют небольшую
ширину подошвы и при а < 30° (см. рис. 9.3, в) могут быть
выполнены из неармированного бетона. При больших ширинах
фундамента, когда а > 30°, фундамент армируют внизу (см. рис. 9.3, г)
сеткой, при весьма широких фундаментах и небольшой их высоте
тело фундамента необходимо армировать нижней сеткой и
отогнутыми стержнями для восприятия изгибающих моментов и
поперечных сил (см. рис. 9.3, д).
Конструкция шарниров. Простейшая конструкция шарнира (см.
рис. 9.3, е) включает в себя вертикальный арматурный стержень и
металлическую прокладку из листовой стали толщиной 10... 15 мм
между торцом стойки и поверхностью фундамента. Вертикальный
стержень при этом препятствует смещению стойки по
горизонтали и не препятствует повороту стойки (обеспечивает шарнирное
соединение), а металлическая прокладка воспринимает
вертикальную опорную реакцию и не должна препятствовать повороту стойки
в узле. В связи с этим хорошим материалом для прокладки
является свинец.
Особенности конструкций рамных мостов средних и больших
пролетов. В рамных мостах, как и в балочных, тип поперечного
сечения пролетного строения зависит от величины пролета: при
малых пролетах применяются сначала плитные сечения, затем по
мере увеличения пролета многоребристые сечения, а при
больших пролетах сечения с двумя ребрами или коробчатые.
Конструкции рамных мостов средних и больших пролетов
могут быть сборными и монолитными. Ригели рамно-консольных и
рамно-балочных мостов средних пролетов могут быть собраны из
отдельных двутавровых балок, соединенных между собой в
поперечном направлении диафрагмами, и с монолитной проезжей
частью. В области средних пролетов их следует выполнять с плит-
но-ребристым монолитным поперечным сечением. Ригели
рамных мостов больших пролетов выполняют с коробчатым
сечением.
Сборные ригели рамно-консольных и рамно-подвесных мостов
средних пролетов изготовляют с натяжением на упоры и
армируют прямолинейной или криволинейной арматурой, располагав -
214
мои в соответствии с характером напряженного их состояния в
стадии эксплуатации (рис. 9.4, а, б).
При значительных пролетах, если ригели изготавливают на
заводе или площадке, то для обеспечения транспортировки ригеля
к месту монтажа предусматривают монтажную арматуру 2 (см. рис.
9.4, б), а рабочую арматуру 1 натягивают на бетон, отгибают вниз
для восприятия поперечных сил.
Если ригель рамного моста возводят методом навесного
бетонирования или навесной сборки, то его армируют по верхнему
поясу по участкам сборки или бетонирования (рис. 9.4, в).
Арматура при этом устанавливается и напрягается в процессе
уравновешенного монтажа или бетонирования. Следует всегда отдавать
предпочтение навесному бетонированию, которое обеспечивает
большую надежность работы ригеля, благодаря имеющейся
возможности объединять блоки бетонирования не только
напрягаемой, но и конструктивной арматурой.
В рамно-консольных и рамно-балочных мостах вся арматура
консолей проходит по верхнему поясу, так как по всей длине
консоли возникает только отрицательный изгибающий момент.
В рамно-неразрезных мостах в середине пролета ригеля требуется
постановка напрягаемой арматуры для восприятия изгибающего
момента, возникающего от второй части собственного веса и
временной нагрузки.
Узлы объединения ригелей и стоек в сборных рамных мостах
больших пролетов. В рамных мостах больших пролетов приопорные
участки бетонирования с большей высотой принимают меньшей
длины из условия, чтобы масса участков была примерно
одинаковой.
Опоры рамных мостов средних и больших пролетов должны
иметь большую массу. При загружении Т-образных рам
несимметричной временной нагрузкой в теле их стоек возникают
значительные сжимающие силы и изгибающие моменты. Прочность и
трещиностойкость стоек обеспечивается постановкой ненапряга-
емой и напрягаемой арматуры. В опорах из монолитного бетона
устанавливают вертикальную арматуру вдоль граней опоры, захо-
ff
&^-^у~\*уул ■ rT^r^^iriilJ^1
Рис. 9.4. Варианты (а —в) схем армирования ригелей:
1 — рабочая арматура; 2 — монтажная арматура
215
Рис. 9.5. Узел соединения ригеля со стойкой
дящую в ригель. Внизу арматуру закрепляют в фундаменте опоры
или несколько выше. Нормальная сила в сечениях опоры
увеличивается сверху вниз от действия собственного веса опоры, при этом
растягивающие напряжения от изгибающего момента
погашаются действием этой сжимающей силы, а в нижней части опоры она
может оказаться ненужной.
Площадь 14,668 ъг
б
. 0,300
*0%
18
12,000
Ь.ооо
о
#5*>
з.ооог
Площадь 27,388 м2
в
Рис. 9.6. Фасад (а) и поперечные сечения (б, в) современного рамного
моста
216
Сечение опор рамных мостов больших пролетов чаще
принимают коробчатого типа. На рис. 9.5 приведен узел сопряжения
такой опоры с ригелем с помощью напрягаемой арматуры,
размещаемой в полости опоры и омоноличиваемой бетоном после ее
натяжения. Полости коробчатых опор заполняют обычно бетоном
низкой прочности, а выше уровня воды — песком или гравием
для увеличения собственного веса опоры.
В качестве примера современного рамного моста на рис. 9.6
приведен пятипролетный рамный железобетонный виадук у г. Та-
нюс со схемой 50 + 70 + 130 + 190 + 130 при максимальной длине
перекрываемого пролета (190 м), возведенный во Франции
методом навесной сборки. Продольный разрез моста приведен на рис.
9.6, а, поперечные сечения ригелей в середине пролета и на
опоре приведены на рис. 9.6, б, в. Высота надопорных блоков,
выполненных из монолитного бетона, составляет 12 м. Наибольшая
высота опор превышает 100 м. Габарит четырехполосной проезжей
части моста составляет 19 м.
9.2. Виды арочных мостов, особенности
их конструкции и область применения
В арочных мостах основными несущими элементами являются
отдельные арки или сплошные своды. Их концы закреплены на
опорах так, что они не могут перемещаться не только в
вертикальном, но и горизонтальном направлениях. Это предопределяет
возникновение горизонтальной составляющей в опорных
реакциях — распора — при воздействии вертикальных нагрузок. При
рациональном использовании распора представляется возможным
значительно уменьшить изгибающие моменты в сечениях арок и
сводов и обеспечить работу этих элементов в основном на сжатие,
что позволяет эффективно использовать бетон высокой
прочности. По аркам или сводам устраиваются надарочные или
надсводные строения, которые поддерживают несущие элементы
проезжей части. Арочные мосты имеют существенные архитектурные
преимущества перед балочными и рамными, но их конструкции
более сложны, а опоры более массивны.
Основными параметрами арочных мостов являются пролет L,
стрела подъема /, а также отношение f/L, которое обычно
находится в пределах 1/6... 1/14.
Арочные мосты применяют при пролетах более 60 м.
Крупнейший современный железобетонный арочный мост имеет пролет
390 м. Он построен в Югославии в 1980 г. и входит в состав
комплекса из двух арочных мостов (другой имеет пролет 250 м),
которые связывают материк, остров Святого Марка и крупнейший
адриатический о. Крк. К крупнейшим арочным железобетонным
217
мостам относятся также мост с пролетом 305 м через р. Параматту
(г. Сидней, Австралия), мост с пролетом 290 м через р. Парана на
границе между Бразилией и Парагваем.
В пределах бывшего СССР наибольший пролет 228 м имеет
двухъярусный мост под совмещенное движение через р. Старый
Днепр в г. Запорожье, который был построен в 1948 г.
Виды арочных железобетонных мостов. Арочные
железобетонные мосты различаются по статическим схемам, расположению
уровня проезда, по конструкции арочной части и способам
возведения.
По статической схеме они могут быть бесшарнирными, двух-
и трехшарнирными. В бесшарнирных мостах (рис. 9.7, а, б) арки
или своды жестко соединены с опорами и оказываются трижды
статически неопределимыми. Вследствие этого в них возникают
дополнительные усилия от неравномерных осадок опор,
температурных колебаний, от усадки и ползучести бетона. При больших
пролетах в связи с увеличением относительной гибкости влияние
этих факторов снижается. Бесшарнирные арки наиболее просты в
конструктивном отношении, обладают большей жесткостью по
сравнению с шарнирными мостами. Кроме того, их конструкция
позволяет затоплять пяты высокой водой, что позволяет понизить
арку и уменьшить объем работ по устройству подходов. В двухшар-
нирных арочных мостах арки шарнирно присоединены к опорам.
Они однажды статически неопределимы и в меньшей мере
подвержены возникновению дополнительных усилий, чем
бесшарнирные, но их конструкция усложняется наличием шарниров.
Трехшарнирные арочные мосты имеют третий шарнир в
середине пролета арки. Они статически определимы, в них не
возникают дополнительные усилия от осадок опор, колебаний
температуры, ползучести и усадки бетона, поэтому их можно
применять в условиях, когда существует опасность просадок опор. На-
Рис. 9.7. Виды (а —в) арочных мостов по уровню проезжей части:
1 — надарочные стойки; 2 — арка; 3 — проезжая часть; 4 — подвески; 5 —
жесткая арка; 6 — затяжка
218
личие трех шарниров дает возможность возведения мостов из
сборных элементов, но усложняет конструкцию и снижает ее
жесткость.
По уровню расположения проезда арочные мосты могут быть с
ездой поверху, посередине и понизу.
Арочные мосты с ездой поверху (см. рис. 9.7, а) выгодно
возводить через горные реки и ущелья. Проезжая часть в них
поддерживается стойками (или стенками), опирающимися на арки (своды).
В мостах с ездой посередине (см. рис. 9.7, б) в средней части
пролета проезжая часть находится ниже оси арки, она
поддерживается подвесками, у опор находится выше оси арки и
поддерживается стойками.
Над равнинными реками строят мосты с ездой понизу (рис.
9.7, в). В них проезжая часть подвешивается к аркам подвесками,
что способствует уменьшению строительной высоты моста.
По способам возведения арочные мосты могут быть
монолитными, сборными и сборно-монолитными.
По конструкции основных несущих элементов арочные мосты
различают:
• со сплошными сводами (при пролетах 60...80 м при езде
поверху) ;
• с раздельными арками (при пролетах до 400 м при езде
поверху, посередине и понизу);
• с арочными дисками (при пролетах 60... 120 м при езде
поверху) .
Конструкции арочных мостов со сплошными сводами. В арочных
железобетонных мостах применяется цилиндрический свод в виде
криволинейной плиты, ширина которой значительно больше ее
толщины. Арочные мосты со сводами наиболее просты по
конструкции и имеют хороший внешний вид. Они могут быть
ажурными, как металлические мосты или монументальными, как
каменные. Мосты со сводами могут быть только с ездой поверху.
Своды могут иметь прямоугольное (рис. 9.8, а), ребристое (рис.
9.8, б) и коробчатое (рис. 9.8, в) поперечные сечения.
В конструктивном отношении наиболее простыми являются
сплошные прямоугольные своды. Их применяют при пролетах
60... 80 м, при этом толщина свода в ключе составляет (1/60... 1/70)
пролета свода. Ширина свода в середине пролета по условиям
поперечной жесткости должна быть не менее 1/15 пролета.
Толщина бесшарнирных сводов в соответствии с эпюрой
изгибающих моментов плавно возрастает к пятам на 30...40%. При
переменной ширине свода в ключе она принимается равной 1/20
пролета, а у пят — не менее 1/10... 1/12 пролета. При устройстве
нескольких параллельных сводов, не связанных между собой,
ширина каждого из них должна быть не менее 1/20 пролета и не
меньше 3 м. Своды армируют криволинейными продольными ра-
219
|Ш|Ш|Ш| |р^2|р2Ш
Яшшшшш
Рис. 9.8. Типы (а —в) поперечных сечений сводов арочных мостов
бочими стержнями в нижней и верхней зонах (рис. 9.9, а).
Перпендикулярно рабочим стержням ставят распределительную
арматуру. Верхнюю и нижнюю арматуру связывают хомутами.
Процент армирования сплошных прямоугольных сводов принимают в
пределах 0,2...0,4 %. Надсводное строение при таких сводах
принимают в виде поперечных стенок (см. рис. 9.9, а),
поддерживающих проезжую часть.
При больших пролетах целесообразно применять своды
коробчатого сечения (рис. 9.9, б). Они имеют высоту 1/55... 1/65
пролета, требуют меньших расходов бетона, но сложнее в производстве.
Благодаря сосредоточению материала по верхней и нижней
плитам коробчатый свод значительно рациональнее сплошного пря-
Рис. 9.9. Конструкция надсводных строений с прямоугольными (а) и
коробчатыми (б) сводами:
1 — плита проезжей части; 2 — надсводная стенка; 3 — свод; 4 — хомуты; 5 —
распределительная арматура; 6 — рабочая арматура свода; 7 — надсводная
стойка; 8 — коробчатый свод
220
моугольного. Пустоты в них составляют 30... 50 % поперечного
сечения свода. Относительная высота коробчатых сводов несколько
больше, чем сплошных, и составляет 1/40... 1/60 пролета.
Процент армирования ребристых сводов в связи с меньшей
площадью бетонного сечения несколько больший, чем в сплошных, и
составляет 0,8... 1,2 %.
При ребристых и коробчатых сводах надсводное строение
состоит из надсводных стоек, поддерживающих проезжую часть.
Стойки опираются на ребра сводов и поддерживают плиту
проезжей части с помощью продольных и поперечных балок (см. рис.
9.9, б).
Среди построенных мостов с железобетонными сводами
имеется много примеров оригинальных конструкций. Ярким
примером арочного моста со сводами является мост в Красноярске
через главное русло р. Енисей (рис. 9.10). Он имеет пять пролетов по
150 м, каждый из которых перекрыт двумя трехшарнирными
двухсекционными коробчатыми сводами шириной по 7,3 м, высотой
3,2 м со стрелой подъема 18,6 м. Высота свода принята
постоянной по всему пролету с целью упрощения процесса изготовления.
Отношение стрелы к пролету 1/8,3; отношение толщины к
пролету 1/47. Толщина сводчатых плит 20 см, стенок — 30 см.
Конструкция надсводного строения состоит из плоских поперечных рам,
расставленных на расстоянии 9,5 м, поверх которых уложены
элементы проезжей части (рис. 9.10, б). Стойки рам имеют большую
ширину 7,21 м, почти равную ширине свода, и являются
стенками толщиной 40 см по фасаду моста. Три крайние наиболее
высокие рамы жестко соединены с аркой, четвертая опирается на
своды шарнирно, а пятая представляет собой качающуюся стенку-
валок с шарнирами вверху и внизу. По рамам устроено неразрез-
225
Щ
721
730
1060
~7
1
30|
650
225
б
721
ей
за
730
Рис. 9.10. Фасад и поперечное сече
ние сборного арочного моста в Крас
ноярске через р. Енисей:
а — схема моста; б —
ние; 1 — ригель
поперечное сече-
2 — стенка
221
ное пролетное строение проезжей части из ребристых балок
пролетом 9,5 м шириной 3 м и высотой 0,8 м. Армированы они
сварными каркасами по два каркаса в каждом ребре.
Элементы рам заготовляли в летнее время на открытой
площадке, ребристые элементы проезжей части — в пропарочных
камерах непрерывного действия. Арочные пролетные строения
изготовляли на берегу в виде отдельных полусводов длиной 75 м и
массой 1 500 т с последующей подачей в пролет наплаву.
Установка на опорные части производилась с помощью воздушной
системы балансировки плашкоутов. Мост был сдан в эксплуатацию в
октябре 1961 г.
Конструкции мостов с раздельными арками. Переход от
сплошного свода к системе параллельных сводов, а от них к
параллельным раздельным аркам является примером целесообразной
концентрации материала в более мощных и более эффективных
элементах. Пролетные строения мостов с арками сооружают
монолитными, сборными или устраивают сборное надарочное
строение с монолитными арками.
Конструкция монолитного арочного моста с отдельными
арками представлена на рис. 9.11. Конструкция его надарочных
строений включает опирающиеся на арки стойки (рис. 9.11, а, в),
поддерживающие проезжую часть с помощью системы
продольных и поперечных балок. По стойкам размещается ригель,
который воспринимает нагрузку от плитных или балочных пролетных
строений. Конструкция поперечной рамы зависит от ширины
моста и количества арок в поперечном его сечении. Она может иметь
две, четыре или шесть стоек, объединенных одним или несколь-
в
Рис. 9.11. Надарочное строение (а) монолитного арочного моста с
отдельными арками и его узлы (б, в):
1 — деформационный шов в проезжей части; 2 — распорки между арками; 3 —
шарниры в надарочных стойках; 4 — арка; 5 — надарочные стойки
222
кими ригелями. При большой высоте стойки рам для уменьшения
их свободной длины соединяют поперечными распорками.
Конструкцию проезжей части в мостах с арками отделяют от
арок швами 1 (см. рис. 9.11, а), чтобы предотвратить появление
дополнительных усилий в ней и в надарочных стойках от
совместной работы с арками. В плоскости поперечных рам надарочного
строения следует размещать и распорки 2 между арками, что
существенно улучшает работу пролетного строения на воздействие
временной нагрузки.
В коротких стойках, относительная жесткость которых больше,
чем длинных, могут возникать дополнительные усилия от
температурных деформаций. На их концах поэтому устраивают
шарниры 3, что исключает возникновение изгибающих моментов.
Рис. 9.12. Варианты (а —г) надарочных строений сборного арочного
моста с отдельными арками:
1 — сборный блок — полуарка; 2 — рамы надарочного строения: 3 — сборные
элементы проезжей части; 4 — надсводная стенка; 5 — ригель; 6 — швы между
блоками; 7 — блоки арки; 8 — арка; 9 — надарочная стойка; 10 — продольный
прогон
223
Конструкция сборного арочного моста с отдельными арками
представлена на рис. 9.12. В полностью сборных арочных мостах
арки монтируют из двух полуарок 1 (рис. 9.12, а) или из более
мелких блоков 7 (рис. 9.12, б).
Монтаж полуарок кранами применялся при пролетах до
40... 60 м, при доставке полуарок на плаву такие конструкции
применялись при пролетах до 150 м. Монтаж арок из мелких блоков
позволил обеспечить строительство арочного моста с рекордным
пролетом 390 м.
Надарочное строение сборных мостов возводят сборным из
стоек, поперечных стенок или рам, поддерживающих элементы
проезжей части. По стойкам 9 укладывают ригели 5, на которые
опирают плитные или ребристые элементы 3 проезжей части (рис.
9.12, в). Стойки и ригели надарочной части могут быть
объединены в рамные блоки (см. рис. 9.12, а). Над арками вместо стоек
могут быть применены надсводные стенки 4 (см. рис. 9.12, б). По
стенкам укладывают ригель, на который опираются блоки
проезжей части. Применяют также надарочную конструкцию, в
которой по стойкам монтируют продольные балки 10 (рис. 9.12, г), а
по ним блоки — проезжей части из типовых элементов балочных
пролетных строений.
Выбор количества арок при компоновке пролетного строения. При
проектировании арочного моста с ездой поверху представляется
возможным произвести выбор количества арок и расстояний между
ними с учетом комплекса конструктивных, экономических и
архитектурных требований в зависимости от габарита моста и
величины его пролета. Расстояния между арками обычно колеблется
от 2...3 до 5...6 м.
При ширине проезжей части до 8 м обычно принимают две
арки на расстоянии 4... 6 м. В мостах большей ширины количество
арок увеличивают, принимая его всегда четным. Для обеспечения
общей устойчивости и пространственной жесткости пролетного
строения расстояние между осями крайних арок должно быть не
менее 1/20 пролета, а смежные арки должны быть связаны
поперечными и продольными связями.
При езде понизу и по середине пролетное строение по
конструктивным соображениям может иметь только две арки,
расстояние между которыми определяется шириной ездового полотна.
Форма и размеры поперечного сечения арок. Арки могут иметь
прямоугольное, двутавровое или коробчатое сечение в
зависимости от величины их пролета. Наиболее просты в исполнении
арки прямоугольного сечения, но они не экономичны по
расходу материала по сравнению с двутавровыми и коробчатыми.
Отношение высоты h к ширине b их сечения колеблется от 1/2
до 2. Более рациональны высокие сечения, у которых h =
= (1,5... 2,0) b. Относительная высота этих арок обычно составля-
224
ет h/L = 1/40... 1/60. Высота арок прямоугольного сечения
обычно не превышает 1 м.
Арки с высотой сечения более 1 м выполняют двутавровыми, а
при высоте более 2м — коробчатыми. Коробчатые сечения арок
наиболее целесообразны по расходу материала, но по
технологическим и эксплуатационным соображениям они могут применяться
только при больших их высотах, когда обеспечивается доступ
персонала во внутреннюю их полость.
Отношение высоты h арок к их пролету L для двутавровых и
коробчатых арок составляет h/L = 1/30... 1/50, что больше чем для
прямоугольных.
Изменение сечения арки по длине пролета. Высоту арок иногда
проектируют с переменной высотой по длине пролета в
соответствии с огибающей эпюрой изгибающих моментов: в
бесшарнирных арках высоту уменьшают от опоры к середине пролета, в трех-
шарнирных — увеличивают к четверти пролета. По
технологическим соображениям высоту арки по длине пролета чаще
принимают постоянной.
Армирование раздельных арок. Арки обычно армируют
продольными криволинейными стержнями по верхней и нижней зонам
сечения, которые соединяют хомутами.
В монолитных арочных мостах обычно применяют в качестве
арматуры самонесущие арматурные каркасы в виде сквозных
металлических ферм, которые способны воспринять все нагрузки в
период бетонирования пролетного строения. В бесшарнирных
арках основная продольная арматура должна быть надежно заанке-
рена в теле опоры на глубину, составляющую полторы высоты
сечения арки в пяте при прямоугольном ее сечении, и половине
высоты ее сечения в пяте — при тавровом и коробчатом сечениях.
Шарниры арочных мостов. В мостах с пролетами более 150 м где
величины опорных реакций достигают весьма больших величин
целесообразно применять стальные шарниры в виде подушек с
цилиндрическими поверхностями разных радиусов (рис. 9.13, а, б).
В мостах с пролетами от 60 м возможно применение
железобетонных шарниров с касанием по цилиндрическим поверхностям
разных радиусов. В целях повышения прочности бетона при работе
на местное смятие и получения необходимой формы
цилиндрической поверхности их покрывают листовой сталью (рис. 9.13, в).
Для пролетов 49...50 м для арочных сводов возможно
применение простейших шарниров (рис. 9.13, г) с плоским касанием
через свинцовые прокладки с шириной, составляющей 1/3... 1/4
высоты свода. Для ограничения смещения шарнира сквозь
прокладки в середине сечения свода пропускают специальные
арматурные стержни. Зазоры в месте контакта арки с телом опоры
заполняются мастикой. Бетон арки и опоры в месте их контакта
усиливается сетками арматуры (см. рис. 9.13, г).
225
Рис. 9.13. Варианты (а —г) конструкций шарниров арочных мостов:
1 — штырь; 2 — свинцовая прокладка
Особенности конструкции арочных мостов с ездой понизу и
посередине. Арки с ездой понизу или посередине обычно
используют в мостах при малой строительной высоте.
В мостах с ездой понизу или посередине устраивают две арки,
поднимающиеся над проезжей частью (рис. 9.14), которая
расположена между ними. Отношение стрелы к пролету арок при езде
понизу принимается обычно в пределах 1/4... 1/7, в зависимости
от местных условий. Обычно арки связывают системой распорок,
располагая их над габаритом проезда в средней части пролета.
Нависая над проездом, распорки связей неблагоприятно влияют
на внешний вид сооружения. Между тем отсутствие поперечных
Б-Б
А-А
=*Ы
Рис. 9.14. Фасад (а) и поперечное сечение (б) арочного моста с ездой
понизу
226
связей над проездом уменьшает поперечную жесткость и
допустимо лишь в случае принятия специальных мер по обеспечению
боковой устойчивости открытых арочных поясов. Поэтому
поперечная жесткость пролетного строения является одной из главных
задач, которую приходится решать при проектировании мостов с
ездой понизу. Часто устройство связей определяет основные
размеры сооружения и системы арок.
Для улучшения внешнего вида массивные поперечные
распорки между арками иногда заменяют легкой решетчатой
конструкцией, образующей над проездом ажурный свод.
9.3. Виды вантовых мостов, особенности
их конструкции и область применения
Байтовыми называют мосты (рис. 9.15), основными
элементами пролетных строений которых являются наклонные
прямолинейные ванты 2, подвешивающие балки жесткости 1 к пилонам 3.
Наклонные ванты крепятся к пилонам и поддерживают балку
жесткости, являясь для нее упругими опорами. Особую роль
играют крайние ванты 4, соединяющие верх пилона с неподвижной
точкой. Они препятствуют горизонтальным перемещениям верха
пилона при действии временных нагрузок и обеспечивают
системе большую жесткость в вертикальной плоскости. Ванты работают
только на растяжение, пилоны — в основном на сжатие, балка
жесткости — на изгиб и на воздействие горизонтальных
составляющих усилий в вантах. Балка жесткости поддерживается вантами
во многих местах и работает как бы на упругом основании, в ней
не возникают значительные изгибающие моменты, поэтому она
может иметь небольшую высоту. Она может опираться и на
пилоны, в этом случае в зоне опирания возникают значительные
отрицательные моменты. Чтобы их избежать, в последнее время
стали отказываться от опирания на пилоны, передавая вес балки
жесткости и временной нагрузки на пилоны только через ванты.
VWWWWWWTP.
Рис. 9.15. Элементы Байтового моста:
балка жесткости; 2 — ванта; 3 — пилон; 4 — крайняя ванта
227
Байтовые мосты с железобетонными балками жесткости и
пилонами стали применять недавно. Первый из них был построен в
Венесуэле через оз. Маракайбо в 1962 г., второй — в СССР через
гавань р. Днепр в Киеве в 1963 г. К настоящему времени в мире
существует не более 50 вантовых железобетонных мостов, но они
имеют значительные перспективы развития. Они позволяют
перекрывать пролеты до 350...600 м. Их обычно возводят на
пересечении глубоких рек, морских заливов или проливов, в устье рек,
где сооружение опор сложно и поэтому дорого. В настоящее время
в железобетонных вантовых мостах рекордный пролет 440 м
достигнут в мосту, построенном в 1983 г. в Испании (мост Барриос
де Луна).
Байтовым мостам свойственны привлекательные
архитектурные формы, поэтому их часто строят в городах.
Схемы вантовых мостов различают в зависимости от
количества пилонов, системы и количества плоскостей вант. При одном
пилоне (рис. 9.16, а) ванты расположены относительно него
несимметрично, к балке жесткости в основном пролете крепятся
под различными углами, в том числе малыми. Это требует
различных конструктивных решений узлов их крепления, что нетехно-
Рис. 9.16. Байтовые мосты с одним (а, б) и двумя (в) пилонами
228
логично, а наличие малых углов прикрепления приводит к
возникновению в вантах больших усилий и снижению жесткости
пролетного строения. Тем не менее схема с одним пилоном
оказывается приемлемой в городских условиях по архитектурным
соображениям, так как может вписаться в ансамбль местности и
сооружений города у реки. В большом пролете такого моста могут
быть установлены обычные опоры, при этом ближайшую к
вантам (см. рис. 9.16, а) размещают на расстоянии щ = (1... 2) а, где
а — расстояние между точками крепления двух наиболее
удаленных от пилона вант.
Пилон Байтового моста может быть наклонен к вертикали (рис.
9.16, б) под углом р = 10...20°. Помимо архитектурного эффекта
это позволяет передать на пилон часть горизонтального усилия от
вант основного пролета. В однопилонных мостах крайние ванты
можно крепить к устоям. В этом случае балка жесткости упирается
в один из устоев, передавая на него горизонтальное усилие (см.
рис. 9.16, б).
Байтовые мосты с двумя пилонами (рис. 9.16, в), крайние
ванты которых закреплены к торцам балки жесткости, работают как
системы с воспринимаемым распором в балке жесткости. В них на
пилоны от вант передаются в основном вертикальные усилия, так
как их ванты расположены симметрично относительно пилонов.
Углы наклона вант у них принимают не менее 30 °, чтобы в них не
возникали значительные усилия и деформации. Балка жесткости в
этих мостах может поддерживаться в большом числе точек, что
благоприятно для ее работы.
Расстояния а между точками крепления вант к балке
жесткости изменяются в широких пределах: от 5... 10 до 50... 60 м. В
зависимости от этого изменяется высота h балки жесткости. Ее
принимают обычно постоянной по всей длине и равной (1/15... 1/20) а.
В вантовых мостах применяют разнообразные системы
расположения вант, их «рисунки». Наиболее часто применяют две
системы вант: «пучок» и «арфа». В системе «пучок» (рис. 9.17, а)
ванты сходятся в верхней части пилона в одной горизонтальной
плоскости. При большом их числе это усложняет узел крепления их к
пилону. В этой системе ванты имеют разные углы крепления к
балке жесткости, средние ванты больше наклонены к ней, что
способствует уменьшению возникающих в них усилий. При
наличии в этой системе крайних опорных вант в пилонах не
возникают изгибающие моменты, они работают только на сжатие. В
системе «арфа» (рис. 9.17, б) ванты крепятся к пилону в нескольких
уровнях и имеют одинаковый наклон к балке жесткости. Узлы
крепления вант к балке жесткости и к пилону в ней однотипны.
При большом числе вант эта система позволяет унифицировать
узлы крепления вант к балке жесткости и к пилону,
унифицировать элементы балки жесткости и эффективно использовать воз-
229
Рис. 9.17. Схемы расположения вант в мостах:
а — «пучок»; б — «арфа»
можности их индустриального изготовления и строительства.
Однако при одностороннем загружении основного пролета пилон
интенсивно работает на изгиб от горизонтальных составляющих
усилий в вантах.
В поперечном сечении пролетного строения ванты
располагают в одной или в двух плоскостях. В широких мостах возможно и
большее количество их плоскостей. Количество плоскостей вант и
число вант в одной плоскости оказывают существенное влияние
на архитектурные достоинства моста, на работу и конструкцию
балки жесткости и пилонов.
При расположении вант в двух плоскостях используют П-об-
разные, А-образные и двустоечные пилоны (рис. 9.18, а, б, в),
проезжая часть размещается между ними, а тротуары выносятся
на консоли за плоскости вант. При использовании А-образных
Рис. 9.18. Конструктивные формы пилонов с двумя (а —в) и одной
(г—е) плоскостями вант:
1 — балка жесткости; 2 — плоскость расположения вант
230
пилонов ванты располагают в двух наклонных плоскостях, а при
П-образных — в двух вертикальных плоскостях. Две плоскости вант
позволяют рассредоточить и уменьшить усилия в балке жесткости
и в вантах, обеспечить благоприятные условия работы балки
жесткости при несимметричном ее загружении относительно
продольной оси. При двух плоскостях вант балка жесткости может иметь
небольшую жесткость на кручение и быть выполнена из плитных
или ребристых элементов.
При расположении вант в одной плоскости используют
одностоечные (рис. 9.18, г) или А-образные (рис. 9.18, д, е) пилоны.
Одностоечный пилон и ванты в этом случае размещают в
пределах ширины разделительной полосы между проезжими частями
двух направлений движения. Одностоечные пилоны требуют
меньше материала и проще в изготовлении, но узел их пересечения с
балкой жесткости сложен: пилон необходимо пропустить через
балку жесткости с сохранением ее несущей способности в зоне
ослабления. Пилоны А-образной формы (см. рис. 9.18, д, е)
сложнее в изготовлении, но обеспечивают свободный пропуск балки
жесткости между его стойками, обладают большей жесткостью в
поперечном направлении.
Балка жесткости при одной плоскости вант при
несимметричном ее загружении работает не только на изгиб, но и на
кручение и должна иметь значительную жесткость при кручении.
Высоту пилонов вантовых мостов принимают из условия,
чтобы угол наклона наиболее удаленной ванты был не меньше 30°.
Конструкции элементов вантовых мостов. Конструкция балок
жесткости в основном зависит от ширины проезжей части, числа
плоскостей вант, расстояния между точками закрепления вант и
незначительно от величины основного пролета. При увеличении
числа вант в одной плоскости открывается возможность
выполнения балок жесткости даже из простейших унифицированных
элементов, применяемых в простейших балочных мостах. При двух
плоскостях вант в зависимости от ширины проезжей части и
числа вант в одной плоскости балки жесткости могут быть
плитными, ребристыми и коробчатыми.
Плитные балки жесткости вантовых пешеходных мостов могут
быть выполнены из унифицированных пустотных плитных
блоков, если расстояние между точками крепления вант не
превышает 15... 18 м, а ширина проезжей части не более 8 м. Блоки в
плите жесткости объединяются в поперечном направлении
шпоночными стыками, а в продольном — монолитными
поперечными балками. Поперечные балки воспринимают также изгибающий
момент, действующий в поперечном направлении; их используют
и для прикрепления плиты жесткости к вантам.
С возрастанием главного пролета почти линейно растет
сжимающая балку жесткости нормальная сила. Для ее восприятия при-
231
ходится выполнять балку жесткости с большей высотой. При
расстояниях между точками крепления вант 15... 30 м балку
жесткости можно формировать из унифицированных двутавровых балок,
объединяя их в местах крепления вант поперечными
монолитными балками — диафрагмами, способными воспринимать
изгибающий момент в поперечном направлении, воспринимать усилия
от вант в наклонной плоскости и передавать их на продольные
балки, составляющие балку жесткости.
При тех же расстояниях между точками крепления вант нашли
применение балки жесткости, составленные из двух широко
расставленных П-образных балок, по которым укладывают
поперечные балки проезжей части. Крайние балки размещаются в
плоскостях вант, имеют поперечные диафрагмы, к которым крепятся
ванты. Такая конструкция балки жесткости была впервые
применена в вантовом мосту через гавань р. Днепр в Киеве.
При ширине проезжей части более 12 м целесообразно
применение балок жесткости коробчатого сечения, имеющих
значительную жесткость при кручении. При одноплоскостной системе вант
только коробчатая форма сечения балки жесткости может
надежно сопротивляться изгибу и кручению. Коробчатые балки имеют
большую жесткость при изгибе и кручении, одинаково хорошо
приспособлены к восприятию как положительных, так и
отрицательных моментов, обладают хорошими аэродинамическими
параметрами, имеют привлекательный вид, удобны при
транспортировке и монтаже.
Конструкции вант и пилонов. Ванты формируют из одного или
нескольких канатов: витых или параллельных проволок.
Предпочтение отдается канатам из параллельных проволок, имеющим
больший модуль упругости. В месте прикрепления вант к балке
жесткости или к пилону каждый канат ванты закрепляется отдельно с
помощью анкеров, конструкции которых аналогичны анкерам для
арматурных пучков, напрягаемых на бетон. На рис. 9.19 приведено
поперечное сечение канатов из параллельных проволок для вант
моста через р. Днепр в Киеве. Он образован из 91 проволоки
диаметром 5 мм. При формировании канатов зазоры 2 между
проволоками 1 заполнялись полимерным материалом, который в
течение 3 мес сохранял способность к вязкопластичному
деформированию. Канат обматывали вначале лентой 3 из стеклоткани, а
затем лентой 4 из нержавеющей стали толщиной 0,5 мм. По
окончании монтажа канаты окрасили полимерной краской с
алюминиевой пудрой.
Для этих канатов были разработаны и оригинальные анкеры
(рис. 9.20), основными элементами которых являются стакан 7 с
конической внутренней полостью 8, упорный диск 1 с
коническими отверстиями, втулка 2 из мягкого металла. Предварительно
разведенные и расплющенные концы проволоки Скрепятся в упор-
232
57
Рис. 9.19. Поперечное сечение каната из параллельных проволок:
1 — проволока; 2 — зазор; 3 — лента из стеклоткани; 4 — лента из нержавеющей
стали
ном диске 1. Внутренняя полость 8 заполняется смесью холодного
отверждения на основе эпоксидной смолы. Повышению
выносливости проволок в местах перегиба проволок способствует втулка 2
из мягкого металла. Стальная трубка 3 используется для
гидроизоляции пучка у входа в анкер. Обвязочная спираль 6 и защитная
лента 5 из нержавеющей стали входят в трубку, а зазор между
трубкой и лентой заполняется тиоколовым уплотнением 4.
В качестве примера рассмотрим железобетонный вантовый мост
через гавань р. Днепр в Киеве (рис. 9.21, а), построенный в 1963 г.
по проекту инженера В.И.Кириенко. Он имеет 11 пролетов по
Рис. 9.20. Конструкция анкера для каната:
1 — упорный диск; 2 — втулка из мягкого металла; 3 — стальная трубка; 4 —
тиоколовое уплотнение; 5 — лента из нержавеющей стали; 6 — обвязочная
спираль из оцинкованной проволоки; 7 — стакан; 8 — внутренняя полость; 9 —
проволока
233
a
Сечения вант Муфты
/ IIIIIIII& а /
I —-
1700/2 2100
2100
2100
2100
2100
2100
В
л
о
О
О
б
700
ккккккккккккккккттт л кккккккк SSSSSSS1
Рис. 9.21. Фасад (а), схема вант (б) и поперечное сечение балки
жесткости (в) Байтового моста в г. Киеве:
1 — стойка пилона; 2 — обжимки вант; 3 — анкерные стаканы; 4 — муфты; 5 —
опорные части; 6 — распорка пилона
схеме: 21x3 + 63 + 143 + 63 + 21x3 + 17x2 м и рассчитан на
пропуск двух колон автомобилей; ширина его проезжей части 7 м,
тротуаров — по 1,5 м.
Пилоны этого моста П-образной формы выполнены из
монолитного железобетона. Балка жесткости опирается на пилоны и
опоры эстакадной части моста и подвешена к пилонам вантами: в
средней части основного пролета расстояние между креплениями
17 м, в остальной части — 21 м (рис. 9.21, б). Ванты этого моста
выполнены в виде пучков стальных канатов диаметром 63... 67 мм
(см. рис. 9.21, б). Они огибают пилон, опираясь на общую
стальную опорную часть. Закрепление вант на пилоне осуществлено
накладками с болтами.
В поперечном сечении балки жесткости расположены две
неразрезные главные балки (рис. 9.21, в) высотой 1,5 м и шириной
1,26 м, по которым устроена проезжая часть из балок таврового
сечения, уложенных поперек моста на выступы главных балок.
Плоскости вант совпадают с осями главных балок. Усилия от вант
234
передаются на стенки главных балок через короткие и жесткие
диафрагмы, которые размещены внутри главных балок (см. рис.
9.21, в) и работают в основном на срез.
Конструктивное решение Байтового моста через гавань р. Днепр
привлекло внимание многих инженеров, в том числе и за
рубежом. Оно было использовано при дальнейшем развитии вантовых
мостов.
Выдающийся пример представляет собой железобетонный
Байтовый мост Броттон через р. Сену, построенный в 1977 г. и
имеющий пролет 320 м при высоте судоходного габарита 50 м (рис.
9.22, а). В нем реализована идея одноплоскостных многовантовых
мостов с железобетонной коробчатой балкой жесткости. Для
поддержания балки жесткости использовалась параллельная система
вант («арфа») с расстоянием между узлами крепления к балке
жесткости, равным 5 м. Рассредоточение канатов в этой много-
вантовой системе улучшило условия работы балки жесткости:
уменьшило изгибающие моменты в ней и усилия в мостах
крепления вант к ней. Это упростило конструкцию узла крепления, а
также облегчило условия для навесного монтажа. Мост рассчитан
на четыре полосы движения и имеет два тротуара по 1,5 м (рис.
9.22, б). Балка жесткости принята коробчатого сечения с
оригинальным креплением к ней вант (рис. 9.22, в). Вместо ранее
применявшихся тяжелых сплошных поперечных балок диафрагм
применены сквозные конструкции — распределительные фермы. Воз-
Рис. 9.22. Схема (а) моста Броттон и поперечное сечение (б) его балки
жесткости и узел крепления ванты (в):
1 — верхняя плита; 2 — ванта; 3 — наклонная стенка; 4 — раскос; 5 — арматура
235
можность применения этого решения обусловлена небольшими
усилиями в каждой из 42 вант, лежащих в одной плоскости.
Параллельное расположение вант позволило полностью
унифицировать анкеровку кабеля в балке жесткости. При этом продольная
составляющая усилия в ванте 2 передается на балку жесткости
через верхнюю плиту 1 (см. рис. 9.22, б), а вертикальная — на
наклонные стенки 3 через растянутые предварительно
напряженные железобетонные раскосы 4 под углом 45° к вертикали.
Пилоны этого моста сооружены из железобетона. Каждый
пилон представляет собой одиночную стойку. С каждой стороны к
пилону подходит по 21 ванте в одной вертикальной плоскости.
Высота пилона над проезжей частью составляет 75,5 м. Пилон
проходит сквозь балку жесткости и заделан в нее. Поперечное сечение
пилона имеет сложную форму. Его ширина 2,60 м. в поперечном
направлении постоянна, а в продольном, в котором в пилоне
возникают значительные изгибающие моменты, высота сечения
уменьшается снизу вверх с 4,80 до 2,84 м. Внутри пилона
предусмотрены полости для прохода обслуживающего персонала.
Контрольные вопросы
1. Каковы виды, конструкции и области применения железобетонных
рамных мостов?
2. Каковы виды, конструкции и области применения железобетонных
арочных мостов?
3. Каковы виды, конструкции и области применения вантовых
железобетонных мостов?
РАЗДЕЛ IV
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ МОСТЫ
ГЛАВА 10
Общие сведения о металлических мостах
10.1. Краткие сведения о развитии металлических
мостов
Металл в виде цепей в качестве несущих кабелей в простых
висячих пешеходных мостах применялся в Китае еще в начале
XVIII в. Однако широкое использование металла в мостостроении
началось с 1779 г., когда в Англии через р. Северн был сооружен
первый чугунный арочный мост. Арки этого моста с пролетом около
32 м были выполнены из тонких и длинных криволинейных
элементов и заметно повторяли конструкцию ранее применявшихся
деревянных арочных мостов.
Подобные мосты в конце XVIII — начале XIX в. были
построены и в России. Их конструкция имела недостаточную надежность
из-за хрупкости чугуна и малых сечений длинных элементов арок.
Поэтому в начале XIX в. большее применение получили чугунные
арочные мосты со сводами, составленными из ребристых блоков,
которые объединялись болтами. Они оказались более надежными
и удобными в изготовлении и монтаже.
В дальнейшем, при постройке Зеленого моста через р. Мойку
(1806 г) и ряда других арочных мостов в Петербурге, были
впервые применены более легкие чугунные арки двутаврового
сечения. В 1835 г. в Москве через Обводный канал был построен
Чугунный арочный мост пролетом около 40 м. Три арки его пролетного
строения поддерживали проезжую часть с ездой понизу с
помощью железных подвесок.
Россия сыграла немалую роль в развитии мостостроения. В 1809 г.
в Петербурге был основан Институт корпуса инженеров путей
сообщения. В нем была создана школа мостостроения, из которой
вышли талантливые русские инженеры и ученые. При
значительном объеме строительства железных и шоссейных дорог
мостостроителям России был предоставлен широкий простор для твор-
237
ческой работы. Уже в первой половине XIX в. Россия стала одной
из передовых стран по технике мостостроения.
Из многочисленных мостов, построенных в этот период в
России, заметное место занимает Благовещенский мост через р. Неву
в Петербурге (рис. 10.1), построенный в 1850 г. выдающимся
русским инженером С.В.Кербедзом (1810—1899), названный
впоследствии мостом лейтенанта Шмидта. Он имел семь пролетов от
32 до 48 м, перекрытых пологими чугунными арками двутаврового
сечения с надсводным строением из решетчатых чугунных блоков.
В нем имелся разводной пролет для пропуска судов. Этот мост
просуществовал 87 лет и был разобран в связи с тем, что
перестал удовлетворять возросшим требованиям городского движения,
а также условиям быстрого пропуска судов через разводной
пролет. Элементы разобранных чугунных арочных пролетных
строений оказались в таком хорошем состоянии, что были снова
использованы для строительства нового моста через р. Волгу в г.
Калинине.
Недостатки чугуна, плохо сопротивлявшегося растяжению и
динамическим воздействиям нагрузок, были причиной ряда
разрушений чугунных балочных мостов, преимущественно в
Великобритании. Это способствовало вытеснению чугуна и замене его
сварочным железом. Сначала были предприняты попытки
комбинации чугуна и железа. В середине XIX в. стали применять
коробчатые балки, состоящие из верхней чугунной и нижней железной
частей, связанных вертикальными железными листами (рис. 10.2,
а). Дальнейшее развитие чугунно-железных балок привело к
созданию сквозных ферм, сжатые элементы которых выполняли из
чугуна, а растянутые — из железных тяжей (рис. 10.2, б).
Одновременно сделаны первые попытки постройки крупных
балочных железных мостов со сплошной стенкой. В 1850 г. в
Великобритании построили железнодорожный трубчатый мост
«Британия» с пролетами по 140 и 70 м (рис. 10.3). В поперечном
сечении этот мост имел верхний и нижний пояса, распространенные
Рис. 10.1. Мост, построенный С.В.Кербедзом через р. Неву (1850 г.)
238
Рис. 10.2. Элементы (а, б) мостов с чугунно-железными несущими
конструкциями:
/ — чугунный элемент; 2 — железный элемент
на всю ширину моста и связанные по краям сплошными
вертикальными стенками.
Однако трубчатые пролетные строения оказались
нерациональными вследствие большого веса и были вытеснены мостами,
имевшими главные балки двутаврового сечения. При больших пролетах
двутавровые балки оказались тяжелыми, что вызвало переход к
применению сквозных ферм.
Первые металлические фермы, появившиеся в 40-х годах
XIX в., во многом напоминали распространенные в то время
деревянные решетчатые фермы и в большинстве представляли
собой многорешетчатую систему, состоящую из поясов и
большого числа раскосов. Выдающийся мост с решетчатыми
фермами был построен через р. Лугу в 1853— 1857 гг. по проекту
русского инженера С.В.Кербедза. Мост имел два пролета по 55,3 м
Mini LLI
^—***^б**^_
б
Рис. 10.3. Общий вид (а) и поперечное сечение пролетного строения (б)
моста «Британия» (1850 г.)
239
под два железнодорожных пути с пролетными строениями с
ездой поверху, которые имели в поперечном сечении четыре
фермы многорешетчатой системы с параллельными поясами. Мост
прослужил около 84 лет и был разрушен во время Великой
Отечественной войны.
Вторая половина XIX в. характерна строительством в России
ряда крупных железнодорожных и автодорожных металлических
мостов с решетчатыми фермами. Этот период интенсивного
формирования русской мостостроительной науки, связанной с
именами выдающихся русских инженеров и ученых: С.В.Кербедза
(1810-1891), Д.И.Журавского (1821-1891), Н.А.Белелюбского
(1845-1922), Ф.С.Ясинского (1856-1899), Л.Д.Проскурякова
(1858-1926) и др.
Из мостов, построенных в России в 60-х годах XIX в., следует
отметить Бородинский мост через р. Москву в Москве (1861) с
пролетами по 42,7 м и большой мост через р. Вислу в Варшаве
(1858 — 1866), имевший шесть пролетов по 74,68 м с двухпролет-
ными неразрезными фермами.
При дальнейшем развитии сквозных металлических ферм
строители мостов стремились к упрощению решетки ферм и созданию
наиболее надежных узловых соединений. Поиском новых, более
рациональных систем и конструкций мостовых ферм занимались
во второй половине XIX в. многие русские и иностранные ученые.
В результате теоретических исследований по отысканию наиболее
рациональных очертаний несущих конструкций построен ряд
мостов с фермами, имевшими параболическое, гиперболическое,
полупараболическое и другие криволинейные очертания поясов.
Был также разработан ряд новых схем ферм с простыми
решетками, по своим системам наиболее близких к шарнирно-стерж-
невым расчетным схемам, подвергнуты исследованию
дополнительные напряжения, возникающие вследствие жесткости
клепаных узлов и ряд других вопросов. В результате широко
распространенные многорешетчатые фермы постепенно уступили
место многораскосным, а затем фермам с еще более простой
решеткой.
Крупный вклад в отечественную науку и практику
строительства мотов сделан известным русским инженером и ученым проф.
Н. А. Белелюбским. В 70-х годах XIX в. Н. А. Белелюбский
предложил свои проекты металлических мостов на Октябрьской
железной дороге для замены ранее существовавших на ней деревянных
мостов.
К концу XIX в. наметился постепенный переход от
многорешетчатых и многораскосных ферм к фермам с более простыми
решетками. Уже в 1880—1890-е годы на ряде шоссейных дорог
России построены первые мосты с фермами в виде простой
раскосной или треугольной решетки. В конце XIX в. появились фермы
240
со шпренгельной решеткой. Первый мост этой системы в России
построен проф. Л. Д. Проскуряковым через р. Енисей в 1896 г. под
железнодорожную нагрузку.
Конец XIX — начало XX в. — продолжение периода быстрого
развития мостостроительной науки и техники в России. В этот
период построено много мостов через крупнейшие реки,
отличающихся смелыми и прогрессивными решениями. К числу
таких мостов, построенных в России, относятся крупнейшие мосты
через р. Волгу у Свияжска и Симбирска с пролетами по 158,4 м по
проектам проф. Н. А. Белелюбского, мосты через р. Оку у Мурома
и р. Волхов по проектам проф. Л. Д. Проскурякова и ряд других.
Среди балочных мостов, построенных в середине XIX в.,
довольно часто строили мосты с неразрезными пролетными
строениями, которые, обладая несомненными экономическими
преимуществами, имели и ряд недостатков: чувствительность к
осадке опор, большие перемещения от изменений температуры.
Во второй половине XIX в. в мировом мостостроении возникло
предложение о включении шарниров в пролетах, превращающее
неразрезную систему в статически определимую — консольную.
Оно дало новое направление в строительстве металлических
мостов. Обладая перед балочно-разрезными пролетными
строениями экономическими преимуществами, возрастающими с
увеличением пролета, консольные системы завоевали широкое
применение для мостов больших пролетов.
В России первый консольный мост построен в 1888 г. через р.
Сулу под железную дорогу по проекту проф. Л.Д.Проскурякова.
В 1898 г. сооружен первый консольный мост под шоссейную дорогу
через р. Днепр в Смоленске; в 1894 г. построен мост через р. Днестр
пролетом 102 м, а в 1908 г. — мост пролетом 190 м через р. Днепр у
Кичкаса — оба под железную и автомобильную дороги. Кичкас-
ский мост был в то время крупнейшим по пролету в России.
Наиболее известными консольными зарубежными мостами
этого периода являлись мост пролетом 175 м через р. Дунай в
Будапеште, построенный в 1897 г., и наибольшие по пролету мосты:
Фортский (Шотландия) с пролетами по 521 м (рис. 10.4),
построенный в 1890 г., и Квебекский (США) пролетом 549 м,
построенный в 1917 г.
Наряду с широким применением консольных систем не
прекращалось строительство мостов с неразрезными пролетными
строениями. С развитием техники устройства глубоких подводных
оснований, а также увеличением пролетов и расчетных временных
нагрузок, применение неразрезных мостов стало особенно
целесообразным. К числу первых отечественных неразрезных мостов
относятся мосты через р. Вислу (1866), Большой Краснохолмский
(1872) и Крымский (1874) в Москве через р. Москву, через р. Оку
в Орле (1880) и ряд других.
241
Рис. 10.4. Фортский мост с пролетами по 521 м (1890 г.)
В дальнейшем металлические неразрезные мосты продолжали
находить применение и с развитием мостостроительной техники
достигли довольно совершенных современных конструктивных
форм.
Русская школа мостостроения в XIX в. практически не
отставала от мирового уровня и внесла заметный вклад в науку о мостах.
В значительной степени этому способствовало крупнейшие
русские ученые-мостостроители С.В.Кербедз, Д.И.Журавский,
Н. А. Белелюбский, Л. Д. Проскуряков, Г. П. Передерни, Н. С.
Стрелецкий, Е.О.Патон и др.
С.В.Кербедз (1810—1891) спроектировал и построил первый
постоянный мост через р. Неву с чугунными арочными
пролетными строениями (1850), первый в России металлический мост с
решетчатыми фермами через р. Луга (1853), преподавал в
Институте инженеров железнодорожного транспорта.
Большой вклад в становление русской научной школы
мостостроения внес Д.И.Журавский (1821—1891), который
разработал теорию расчета многорешетчатых ферм, создал теорию
касательных напряжений.
Н. А. Белелюбский (1848 —1922) предложил рациональную двух-
раскосную решетку, которую использовал в дальнейшем при
проектировании мостов.
Он первым в мире доказал рациональность замены в
мостостроении сварочного железа на литое железо и с 1883 г. начал
проектировать мосты из литого железа, создал первые нормы по
применению литого железа в мостостроении. Им спроектировано
более 100 крупных мостов, среди которых самый длинный в Европе
Сызранский мост через р. Волгу (1880). Он разработал первый в
России метрический сортамент прокатных профилей, ввел
типовые пролетные строения металлических мостов для пролетов от 25
до 50 саженей (55... 109 м).
242
Л.Д.Проскуряков (1858 — 1926) разработал и применил
стальные фермы с треугольной решеткой, полигональным и
параболическим верхним поясом. По его проектам построено большое
количество крупных мостов через реки Неман, Волхов, Оку, Амур,
Волгу, Енисей. Л.Д.Проскуряков ввел в практику мостостроения
расчет по линиям влияния и эквивалентным нагрузкам, создал
учебники по мостам и строительной механике. Когда в 1896 г. в
Москве был открыт Институт инженеров железнодорожного
транспорта, он стал первым профессором кафедры мостов.
Кроме мостов балочной системы в России после 1880 г.
достаточно часто применяли и железные арочные мосты.
Первоначально они подобно чугунным арочным мостам имели бесшарнирные
арки, которые вскоре были заменены шарнирными.
Появление в XX в. высокопрочных сталей дало
дополнительные возможности для развития металлического мостостроения.
Постепенно упростилась конструкция пролетных строений,
появились новые виды соединений элементов (сварка,
фрикционные соединения на высокопрочных болтах), новые (для мостов)
конструктивные формы: ортотропные плиты, замкнутые,
коробчатые и трубчатые сечения элементов. Это создало лучшие
условия для широкого применения стальных мостов для перекрытия
очень больших пролетов. Пролеты балочных мостов достигли 548 м
(Квебекский мост в Канаде, балочно-консольная система, 1917),
в благоприятных условиях применили арочную систему, пролеты
которой превышают 500 м.
Наибольший пролет арочных металлических мостов в
настоящее время достиг 550 м в арочном мосте, построенном в Китае в
2004 г. Он обеспечивает шесть полос движения автомобильного
транспорта.
В России объем строительства мостов, в том числе и
металлических, чрезвычайно велик. Переходы через такие большие реки,
как Волга, Днепр, Енисей, Обь, требуют сооружения мостов со
значительными пролетами. Поэтому начиная с 1923 —1924 гг.
широко развернулось строительство металлических мостов на
железных и на автомобильных дорогах. В годы первых пятилеток были
построены крупные балочные мосты через р. Волгу в г. Горьком и
в г. Саратове, через р. Оку около г. Каширы, через р. Днепр и др.
Значительным событием российского мостостроения было
возведение арочного моста под совмещенное движение через
Старый Днепр пролетом 224 м под руководством проф. Н. С.
Стрелецкого. Большое внимание было уделено строительству новых
мостов в Москве через р. Москву. Большинство москворецких
мостов, построенных перед Великой Отечественной войной, имело
металлические арочные пролеты. Значительный вклад в теорию и
практику мостостроения внесли советские ученые и инженеры:
Н.С.Стрелецкий, Е.О.Патон, Б.Н.Горбунов, Г.П.Передерни,
243
Н.М.Митропольский, С.А.Ильясевич, В.М.Вахуркин,
Г.К.Евграфов, Е.Е.Гибшман, П.Я.Калмыков и др.
Во второй половине XX в. в бывшем СССР построено большое
количество балочных сплошностенчатых конструкций, среди
которых цельносварные пролетные строения мостов через канал имени
Москвы на Ленинградском шоссе и в Крылатском в Москве.
Применение высокопрочных сталей, современных
конструкций и способов соединения элементов, разработка новых,
рациональных систем металлических мостов увеличили рациональную
область металлических пролетных строений. С 1950-х годов одним
из основных типов металлических пролетных строений в
автодорожных мостах стали сталежелезобетонные, в разработку теории
расчета этих эффективных конструкций большой вклад сделали
профессора Е.Е.Гибшман и Н.Н.Стрелецкий.
В последние годы в России большое внимание уделяется
коробчатым цельносварным пролетным строениям и вантовым
мостам.
Все большее применение в последующие десятилетия находят
висячая и вантовые системы, которые позволяют перекрывать
весьма большие пролеты в мостах через полноводные реки, через
морские заливы и проливы. Предполагается строительство
висячего моста через Мессинский пролив из Италии и Сицилию с
пролетом 3 300 м. В последнее время в мире спроектировано и
построено много мостов вантовой системы, которая в современных
условиях оказалась весьма рациональной.
Выдающихся успехов в конце XX в. достигли мостостроители
Японии. В 1998 г. был введен в эксплуатацию крупнейший висячий
мост Акаси — Кайке общей длиной 3 910 м. Он соединяет
японские острова Хонсю и Сикоку, имеет средний пролет с
рекордной длиной 1 990 м и пилоны высотой 298 м. Его балка жесткости
поддерживается двумя кабелями диаметром 1,1 м и обеспечивает
восемь полос автомобильного движения.
В 1999 г. между двумя другими островами Японии был введен в
эксплуатацию крупнейший вантовый мост Татара с
металлической балкой жесткости и металлическими двумя пилонами с
мировым рекордом по расстоянию между двумя пилонами (890 м) и
по общей длине балки жесткости (1 480 м),
В России в 2000 г. в Сургуте был построен однопилонный
вантовый мост. Его балка жесткости с одной стороны заделана в
устой, что позволило создать рекордный для однопилонных мостов
пролет длиной 408 м при полной длине балки жесткости 588 м.
В сентябре 2004 г. в Хакассии введен в эксплуатацию арочный
мост через р. Иртыш. Центральная часть этого моста,
расположенная между эстакадами, представляет собой уникальную
неразрезную комбинированную систему длиной 693 м, в которой главный
пролет длиной 231 м с ездой понизу представляет собой неразрез-
244
ную решетчатую арку с гибкой затяжкой и симметрично
сопрягающиеся с ней решетчатые балочные пролетные строения,
переходящие в крайних пролетах в сплошностенчатые балки с ездой
поверху.
10.2. Материалы металлических мостов
Стали, применяемые в мостах, должны иметь высокую
прочность, необходимую вязкость и пластичность, а также
удовлетворять требованиям по свариваемости. Этим требованиям
удовлетворяют малоуглеродистые и низколегированные стали.
Малоуглеродистыми сталями называют стали с содержанием углерода
от 0,1 до 0,3 %. Кроме углерода в сталях обычно содержится ряд
полезных присадок, повышающие ее прочность: марганец (Г),
кремний (С), никель (Н), хром (X), медь (Д), молибден (М),
ванадий (Ф), титан (Т) и др.
Для строительства мостов в России рекомендуются
малоуглеродистая сталь марки 16Д и низколегированные стали марок
15ХСНД, 10ХСНД, 15Г2АФДпс, 14Г2АФД.
По принятой в России системе обозначений первые две
цифры марки стали обозначают количество углерода в стали в сотых
долях процента, а следующие буквы и цифры марки стали
показывают содержание легирующих добавок. Если при этом после
буквы нет цифры, то содержание этой легирующей добавки не
превышает 1 %. Если после буквенного обозначения добавки
стоит цифра 1 или 2, это значит, что указанный элемент в стали
содержится в количестве около 1 или 2 %.
По своим прочностным показателям строительные стали
разделяют на классы. Класс обозначают буквой С и дробью,
числитель которой указывает предел прочности, кгс/мм2, а
знаменатель — физический или условный предел текучести в тех же
единицах. За нормативное сопротивление стали принимается
физический или условный предел ее текучести. За условный предел
текучести принимается напряжение, соответствующее 0,2 %
остаточного удлинения образца стали. Условный предел текучести
определяют для сталей, диаграмма растяжения которых не имеет
выраженной площадки текучести.
Существенное значение при выборе материала и марок сталей
имеют климатические условия в месте возведения
металлического моста. Если наименьшие температуры в районе строительства
выше -40 °С, то к металлу не предъявляют специальных
требований по хладностойкости (категория 0). При наименьших
температурах ниже -40 или -50 °С материал должен иметь
устанавливаемую нормами хладностойкость (категория 1, 2 или 3) и
удовлетворять ряду дополнительных требований.
245
Для изготовления элементов стальных мостов в основном
служит прокатная сталь стандартного сортамента. Листовая сталь
служит основным видом металла для изготовления мостовых
конструкций. Она выпускается в виде толстолистовой и универсальной
(широкополосной) стали. Листовую сталь прокатывают между
двумя валками, поэтому она имеет неровные кромки и требует
строжки. Универсальную стальпрокатывают между четырьмя валками,
благодаря чему она имеет чистые кромки, не требующие
обработки. Угловая сталь бывает с полками одинаковой (равнобокий
уголок) или разной (неравнобокий уголок) ширины. Двутавровые
балки различают: обыкновенные с высокой стенкой и
неширокими полками и широкополочные двутавры, имеющие значительно
большую поперечную жесткость. Швеллерная сталь корытного
профиля в современных мостах применяется в небольшом объеме.
Кроме этих профилей металла в мостах встречаются и другие —
стальные горячекатаные трубы рифленая сталь (с ребристой
поверхностью), волнистая сталь и т.п. Для висячих и вантовых мостов
применяют стальные витые канаты и пучки из параллельных
проволок.
Главный недостаток сталей — коррозия, что требует расходов
на окрашивание для предотвращения коррозии. Однако в
настоящее время созданы стали с добавками меди (стали типа «кор-
тен»), не требующие защиты от коррозии. На поверхности этих
сталей под воздействием влаги и вредных примесей образуется
тонкий слой окислов, который в дальнейшем защищает металл
от коррозии.
10.3. Способы соединения элементов
пролетных строений
Металлические элементы в современных мостах соединяют в
основном сваркой и высокопрочными болтами. Сварка широко
применяется при заводском изготовлении элементов и реже в
монтажных условиях. Сварные соединения в мостах выполняют
преимущественно автоматической или полуавтоматической
электрической дуговой сваркой с помощью стальных электродов.
Наилучшее качество обеспечивается автоматической сваркой под слоем
флюса.
Среди сварных соединений различают соединения встык,
внахлестку и с накладками. При соединениях встык стыковой сварной
шов связывает торцы соединяемых элементов (рис. 10.5, а), его
прочность должна быть равной прочности металла соединяемых
элементов. Соединение внахлестку обеспечивается угловыми (ва-
ликовыми) швами, которые называются лобовыми (торцовым),
если они расположены нормально к действию усилия (рис. 10.5,
246
ш.
ш
_ы
iL±
^ д /
П
t
******
п
t
ПО? TJZT
Рис. 10.5. Основные виды соединений металлических элементов в мостах:
а — стыковой шов; б — угловой лобовой шов; в — угловой фланговый шов; г —
расчетные сечения угловых швов (0—1 и 0 — 2); д ■
высокопрочных болтах; 1 — фланговый шов; 2 -
трением
схема работы соединения на
плоскости передачи усилия
б), и фланговыми, если расположены параллельно передаваемому
усилию (рис. 10.5, в).
Проверка прочности угловых швов на срез при действии
продольных или поперечных сил N производится по двум сечениям
(рис. 10.5, г):
по металлу шва (сечение 0—1)
т = N/Wfkf lw) < Rwfm;
по металлу границы сплавления (сечение 0 — 2)
т = N/($zkJw) < Rwzm,
где N — усилие, действующее на шов; lw — полная длина шва;
kf — наименьший из катетов углового шва; т — коэффициент
условий работы, принимаемый по табл. 60 СНиП 2.05.03 -84; $f$z —
коэффициенты расчетных сечений угловых швов, принимаемые
по табл. 80 СНиП 2.05.03-84; Rwf, Rwz — расчетные сопротивления
сварных швов на срез, принимаемые по табл. 53 СНиП 2.05.03 -84.
Высокопрочные болты (рис. 10.5, д) устанавливают в
предварительно просверленные отверстия несколько большего
диаметра, чем стержень болта, и, закручивая гайки, сильно сжимают
соединяемые элементы. Величина натяжения при этом
контролируется специальными ключами. Создаваемые при этом силы
трения, возникающими между элементами, воспринимают
действующее на соединение усилие.
247
Расчетное усилие, которое может быть воспринято каждой
поверхностью трения соединяемых элементов, стянутых
высокопрочным болтом (одним болтоконтактом), определяется по
формуле
Qbh = Р^/Уьь
где Р — усилие натяжения высокопрочного болта; ц —
коэффициент трения, принимаемый по табл. 57 СНиП 2.05.03-84*; ybh —
коэффициент надежности, зависящий от способа обработки
контактных поверхностей и числа болтов в соединении,
принимаемый по табл. 83 СНиП 2.05.03-84*.
Усилие натяжения Р высокопрочного болта определяется по
формуле
Р= 0,665 RbunAbn,
где Rblin =11 000 кгс/см2 — наименьшее временное сопротивление
разрыву высокопрочных болтов Ml6... М27 из стали 40Х «селект»;
АЪп — площадь сечения высокопрочного болта нетто,
определяемая в соответствии с ГОСТ 22356-77:
Диаметр высокопрочного болта, мм 16 18 20 22 24 27
Расчетная площадь нетто, Аиетт, см2 1,57 1,92 2,45 3,03 3,52 4,59
10.4. Основные системы металлических мостов
В современном мостостроении пролетные строения
металлических мостов выполняют с использованием балочной, арочной,
рамной, вантовой статических схем и их комбинаций.
Обычно пролетные строения металлических мостов
выполняют с использованием балочной схемы, которая позволяет
перекрывать пролеты от 40 до 300... 550 м. Во всех видах балочных
пролетных строений под воздействием вертикальных нагрузок на
опорах возникают только вертикальные опорные реакции, что
облегчает устройство опор, особенно при их большой высоте. В
балочных мостах главными несущими элементами могут быть
сплошные балки или сквозные фермы. По статической схеме балочные
мосты могут быть разрезными, неразрезными и балочно-консоль-
ными.
Разрезные балочные пролетные строения. В составе моста
перекрывают по одному пролету, каждый из которых работает
независимо от других (рис. 10.6, а). При прочих равных условиях это
требует больших расходов металла, чем в неразрезных пролетных
строениях, работающих совместно. Кроме того, промежуточные
опоры разрезных пролетных строений требуют обычно большего
расхода материалов, чем опоры неразрезных пролетных строений из-
за необходимости установки двух опорных частей на каждой про-
248
межуточной опоре (см. рис. 10.6, а). В связи с этим разрезные
пролетные строения обычно применяют для перекрытия
относительно небольших пролетов, когда их недостатки не оказывают
существенного влияния на стоимость и металлоемкость моста.
Конструкция разрезных пролетных строений получается
простой, легко поддается стандартизации. На работу этих пролетных
строений возможные просадки опор не оказывают влияния.
Неразрезные балочные пролетные строения. Перекрывают
одной непрерывной конструкцией обычно три или более совместно
работающих пролетов (рис. 10.6, б). Благодаря совместной работе
абсолютные значения изгибающих моментов в неразрезных бал-
?
~~¥~
~Т""
F
Рис. 10.6. Основные системы (а —ж) металлических мостов:
1 — балка жесткости; 2 — пилон; 3 — ванта; 4 — кабель
249
ках при прочих одинаковых условиях на 35...45 % меньше, чем в
разрезных балках, что позволяет уменьшить расход металла.
Экономичность неразрезных пролетных строений нарастает с
увеличением пролетов, так как разгружающее действие соседних
пролетов более всего проявляется от действия постоянной нагрузки,
относительное влияние которой нарастает с увеличением
пролетов и доходит до 80... 90 %. Неразрезные балки весьма удобны при
возведении моста методом продольной надвижки и позволяют
осуществлять монтаж методом навесной сборки.
Жесткость неразрезных пролетных строений больше, чем
разрезных. Кроме того, они обеспечивают более комфортные
условия проезда, так как не имеют переломов проезжей части над
промежуточными опорами и не требуют устройства над ними
деформационных швов.
Недостатками неразрезных балочных пролетных строений
являются чувствительность к неравномерным осадкам опор и
значительные перемещения концов балок от изменения
температуры, что требует применения более сложных опорных частей и
деформационных швов.
В современных условиях, когда освоена технология создания
надежных опор для опор мостов в разнообразных условиях,
неразрезные балочные пролетные строения нашли широкое
применение, особенно при перекрытии больших пролетов (от 60 м и
выше).
Балочно-консольная система. По своей работе близка к
неразрезной, так как шарниры ставят в зоне нулевых моментов
неразрезных балок (рис. 10.6, в). Эта система статически определима, в
ней не возникают дополнительные усилия в случае просадки опор.
Она занимает промежуточное положение по своим свойствам
между разрезными и неразрезными балочными пролетными
строениями. Но она имеет и ряд недостатков, присущих именно ей. Она
более чувствительна к динамическим воздействиям временной
нагрузки из-за переломов профиля и шарниров, расположенных
в пролете. Устройство сопряжения консольных частей с
подвесными пролетными строениями осложняет и удорожает
конструкцию моста, а в эксплуатации приносит значительные
осложнения. Эти недостатки сильно ограничивают ее применение. При
возрастающей конкурентоспособности неразрезных пролетных
строений строительство металлических мостов балочно-консоль-
ной системы стало большой редкостью, в основном в виде ферм
для перекрытия пролетов, близких к 500 м.
Арочные металлические мосты. В качестве основных несущих
элементов пролетных строений имеют арки (рис. 10.6, г). Арки
являются распорной системой. При действии на них вертикальных
нагрузок на опоры передаются не только вертикальные, но и
горизонтальные воздействия (распор), что уменьшает усилия в арке,
250
уменьшает расход материала на нее, но увеличивает воздействие
на опоры, что усложняет их конструкции. Применение арочных
металлических пролетных строений становится рациональным при
очень хороших грунтовых условиях и в случаях, когда арки
хорошо вписываются в продольный профиль перехода, не вызывая
большого увеличения работ по созданию подходов к мосту.
Наилучшим образом этому соответствуют горные условия.
Металлические арочные мосты возводят также в городах по
архитектурным соображениям.
Рамные пролетные строения. В металлических мостах
применяют в основном в переходах через большие овраги или в
путепроводах (рис. 10.6, д). Для путепроводов особенно важна
возможность создания конструкций с малой строительной высотой
и высокой жесткостью из-за совместной работы ригеля и стоек.
Как и арочная система, рамная является распорной и поэтому
требует хороших грунтовых условий или массивных опор.
Относительно сложная конструкция узлов сопряжения ригелей со
стойками рам снижают применимость рамных металлических
мостов.
Байтовые мосты. Имеют в качестве главных несущих
элементов пролетных строений балки жесткости и ванты,
подвешивающие ее к пилонам, являясь как бы упругими опорами (рис. 10.6,
е). Обычно вантовые пролетные строения перекрывают два или
три пролета. Они хорошо соответствует строительству методом
навесного монтажа.
Вантовые пролетные строения обычно применяют для
перекрытия пролетов от 150...200 м. Рекордным пролетом для
Байтовых мостов является в настоящее время пролет 890 м,
реализованный в трехпролетном вантовом мосте Татара общей длиной 1480 м,
построенном в Японии в 1999 г.
Висячие металлические пролетные строения. Используются для
перекрытия самых больших пролетов — 2 000...3 000 м (рис. 10.6,
ж). Основным несущим элементом в висячей системе служит
кабель. Для увеличения жесткости висячей системы устраивают
неразрезную балку жесткости. В 1998 г. в Японии был введен в
эксплуатацию крупнейший висячий мост Акаси-Кайке с тремя
пролетами общей длиной 3 910 м. Он соединяет острова Хонсю и
Сикоку, имеет средний пролет с рекордной длиной 1 990 м и пилоны
высотой 298 м. Балка жесткости этого моста, рассчитанная на
восемь автомобильных полос, поддерживается двумя кабелями
диаметром 1,1 м.
Кроме основных систем в металлических мостах применяют
также комбинированные системы. Обычно комбинированная
система создается из балочной усилением ее гибким арочным
поясом, который позволяет значительно уменьшить изгибающие
моменты в балке.
251
Важной особенностью всех комбинированных систем является
возможность регулирования усилий в основном балочном
элементе, что создает экономичную по расходу металла конструкцию.
Контрольные вопросы
1. Какие стали и в каком виде используют в автодорожных мостах?
2. Какие способы соединения элементов используют в автодорожных
мостах?
3. Какие основные статические схемы применяют в стальных мостах?
ГЛАВА 11
Конструкции пролетных строений
со сплошными главными балками
11.1. Виды металлических пролетных строений
со сплошными главными балками, области
применения
По статической схеме пролетные строения со сплошными
балками могут быть разрезными, неразрезными и балочно-консоль-
ными.
Разрезные пролетные строения со сплошными балками (рис.
11.1, а) устраивают редко при пролетах до 42 м. Высота балок у
них составляет 1/12... 1/15 пролета. При наличии крана
необходимой грузоподъемности установка этих пролетных строений на
опоры кранами — наиболее простой способ их монтажа. При
установке нескольких балочно-разрезных пролетных строений их можно
соединить в неразрезную систему и надвигать по постоянным
опорам мостов.
При пролетах более 42 м экономически целесообразнее
становятся неразрезные балки (рис. 11.1, б). В настоящее время при
пролетах до 147 м неразрезные балки обычно имеют постоянную
высоту по длине всех пролетов. Это позволяет упростить их
изготовление и осуществлять монтаж пролетных строений надвижкой с
конвеерно-тыловой сборкой на подходах. Высота неразрезных
балок составляет от 1/20 пролета при пролетах 63 м до 1/40 пролета
при пролете 147 м. Длины крайних пролетов в неразрезных
пролетных строениях при этом из условия равенства изгибающих
моментов в соседних пролетах следует назначать в пределах 70... 75 %
от длины средних пролетов.
Однако если исходить из условия экономного расхода
материала, то уже при пролетах 84 и 105 м возникает целесообразность
применения пролетных строений с переменной высотой по
длине пролета. Над промежуточными опорами высоту целесообразно
увеличить (рис. 11.1, в) для восприятия возрастающих
отрицательных изгибающих моментов. В этом диапазоне пролетов
целесообразно ломаное очертание нижнего пояса, при этом почти на 75 %
средней части пролета высота может быть постоянной. Пролетные
строения такого вида устанавливают на опоры с помощью
плавучих средств или методом навесного монтажа, так как продольная
их надвижка невозможна.
При пролетах 105 м и более высоту неразрезных балок по
соображениям экономии материала целесообразно изменять по всей
длине (рис. 11.1, г). Обычно высоте придают криволинейное очер-
253
1
w
f
I I I I
%
I I I I I I
1~TT
ifi
ТПГГ
f
\''' ТТи-Ш
б
•«
I I I I:
III]
JS
jTuTT7[ri^r
1^tttluj[UI^
Рис. 11.1. Виды (а—г) пролетных строений мостов со сплошными балками
тание, что усложняет изготовление балок и их монтаж, но
улучшает их архитектурные качества.
Увеличение высоты балок в приопорных зонах вызывает
резкое изменение жесткости, что существенно влияет на
перераспределение изгибающих моментов и позволяет уменьшить высоту
балок в середине пролета.
Пролетные строения с переменной высотой балок по длине
пролета обычно возводят методом навесного монтажа, что также
существенно увеличивает отрицательные моменты на опорах и
приводит к дополнительному увеличению высоты балок на
опорах. Высота неразрезных балок с переменной высотой над
опорами обычно в 1,5...2 раза больше высоты в пролете. В середине
пролета таких балок их высота может составлять до 1/60 пролета.
Балочно-консольные пролетные строения со сплошными
главными балками в настоящее время не применяют, так как они
ухудшают эксплуатационные характеристики пролетных строений
дополнительным количеством деформационных швов. Кроме того,
в настоящее время при любых грунтовых условиях освоена
технология возведения фундаментов для опор, исключающих
возможность их неравномерных и больших осадок, что исключает
основную причину, вызвавшую необходимость применения балочно-
консольной системы.
254
Тип поперечных сечений пролетных строений со сплошными
главными балками зависит от конструкции проезжей части,
габарита пролетного строения и величины пролета. Основными
несущими элементами поперечных сечений являются балки
двутаврового или коробчатого сечений (рис. 11.2). Главные балки чаще
выполняют коробчатого сечения с прямоугольным или
трапециевидным сечением. Трапециевидная форма сечения коробчатых
балок имеет преимущества по архитектурным и аэродинамическим
соображениям. Кроме того, она позволяет иметь опору меньшей
ширины.
Верхний пояс главных балок может быть стальным или
железобетонным. В первом случае получается стальное, а во втором —
сталежелезобетонное пролетное строение. Рациональным
является решение конструкции, при котором плита проезжей части
включается в работу главных балок на общее действие нагрузки. При
металлической плите проезжей части это обеспечивается легко.
При железобетонной плите проезжей части возникают трудности
с включением ее в работу главных балок в зоне отрицательных
моментов, в связи с необходимостью обеспечения ее трещинос-
тойкости.
Количество главных балок в поперечном сечении пролетного
строения зависит от габарита моста и величины пролета главных
балок. При увеличении пролетов имеется тенденция к
уменьшению количества главных балок (при больших пролетах выгоднее
иметь небольшое количество более мощных балок). В последние
десятилетия наметилась тенденция к применению в
металлических пролетных строениях как с железобетонной, так и
металлической проезжей частью сплошных стальных коробчатых
(прямоугольных и трапециевидных) балок, которые хорошо
сопротивляются кручению, более равномерно, чем двутавровые,
распределяют временную нагрузку. В широких мостах в поперечном
сечении возникает необходимость применения большего количество
главных балок.
ZSZSZS
Рис. 11.2. Типы (а—д) поперечных сечений пролетных строений со
сплошными балками
255
11.2. Конструкция проезжей части
металлических мостов
В современных металлических пролетных строений
автодорожных и городских мостов в качестве проезжей части (в широком
смысле этого понятия) используется металлическая или
железобетонная плита. В прошлом она выполнялись из дерева в виде
поперечин с двойным дощатым настилом или с использованием
деревоплиты. Проезжую часть из дерева в металлических мостах в
настоящее время не применяют.
Железобетонная плита проезжей части в металлических мостах
по конструкции и характеру работы не отличается от
соответствующей плиты в железобетонных мостах. Различие состоит лишь в
способах объединения плиты с основной несущей конструкцией
пролетного строения. В железобетонных пролетных строениях плита
проезжей части является естественной монолитной частью
главных балок, а в металлических пролетных строениях она
объединяется с металлическими балками с помощью различных устройств.
При этом она может быть монолитной или сборной.
Для уменьшения массы пролетного строения и для
обеспечения большей долговечности мостов в последнее время стали чаще
применять (особенно в области больших пролетов главных балок)
проезжую часть с металлической ортотропной плитой проезжей
части, состоящей из металлического листа настила 4 толщиной
не менее 12... 14 мм, подкрепленного продольными 1 и
поперечными 2ребрами (рис. 11.3, а).
Продольные ребра этой плиты имеют различную форму
поперечного сечения в зависимости от величины пролета ребер. При
пролетах этих ребер до 2...3 м, их выполняют в виде тавра,
полкой которого служит лист настила, а стенки выполняются из
полос толщиной 12... 16 мм и высотой до 250 мм (рис. 11.2, б). При
пролетах 4... 5 м они могут иметь коробчатое поперечное сечение
(рис. 11.2, в). Это связано с особенностью напряженного
состояния ребер при увеличении их пролета и необходимостью
обеспечения их устойчивости.
Поперечные ребра ортотропной плиты в поперечном сечении
обычно представляет собой асимметричный двутавр,
составленный из стенки, нижнего поясного листа и верхнего пояса (рис.
11.3, а). Нижний пояс ребра выполняется из полосовой стали и
присоединяется к его стенке двухсторонними сварными швами.
Верхним поясом поперечного ребра является лист настила
плиты, с которым стенка ребра связана двухсторонними сварными
швами.
На рис. 11.3, б приведен узел пересечения продольного ребра
со стенкой поперечного ребра. Для исключения нежелательных
деформаций и концентраций напряжений в местах пересечения
256
Рис. 11.3. Вид снизу (а) на монтажный блок ортотропной плиты и узлы
(б, в) пересечения различных продольных ребер со стенкой поперечного
ребра:
1 — продольное ребро ортотропной плиты; 2 — поперечное ребро ортотропной
плиты; 3 — отверстия в стенке и нижнем поясе поперечного ребра для
постановки высокопрочных болтов; 4 — лист настила ортотропной плиты; 5 — отверстия
в стенке продольного ребра для постановки высокопрочных болтов; 6 — сварной
шов; 7 — вырез в стенке поперечного ребра для пропуска продольного ребра
сварных швов при приварке продольных ребер к листу настила и
стенке поперечных ребер в поперечных ребрах делают
специальные скругленные проемы, а сварку выполняют только на части
периметра продольных ребер.
Толщину стенок продольных и поперечных ребер
ортотропной плиты принимают не менее 12 мм из условия их коррозиеу-
стойчивости и не менее 1/60 их высоты из условия обеспечения
их местной устойчивости без постановки на них ребер
жесткости.
Все основные элементы мостового полотна (одежда ездового
полотна и тротуаров, деформационные швы, защитные и
перильные ограждения, водоотвод) по железобетонной плите проезжей
части металлических пролетных строений устраивают такой же
конструкции, как на железобетонных пролетных строениях
автодорожных мостов.
Одежда мостового полотна по ортотропной металлической плите
длительное время выполнялась из нескольких слоев:
• антикоррозийного слоя (эпоксидной грунтовки толщиной 60
мкм) с высокой адгезией к металлу;
• сцепляющего слоя из эпоксидно-битумной композиции
толщиной 2...4 мм со щебнем фракции 15...20 мм, распределяемого
равномерно по всей поверхности полотна;
• асфальтобетонное покрытие толщиной 70 мм.
257
Но эпоксидная смола является дорогим материалом и вредна
для здоровья. Кроме того, технология нанесения
антикоррозийного и сцепляющего слоя малопроизводительна и не
обеспечивает хорошую адгезию со стальным листом.
В связи с этим в последние годы за рубежом и в отечественной
практике стали применять другую одежду мостового полотна с
более производительной и экономичной технологией. Эта одежда
состоит из грунтовки стального листа битумом по всей
поверхности, оклеечной рулонной гидроизоляции толщиной 5...6 мм с
использованием битумно-резиновых материалов типа «Изопласт»
или «Мостоспласт»; асфальтобетонного покрытия толщиной до
100 мм.
В качестве деформационных швов для обеспечения
перемещений до 80 мм в настоящее время в металлических мостах
наибольшее распространение получили швы немецкой фирмы MAUER
(рис. НА, а). Его резиновый профиль крепится в специальных
стальных профилях, присоединенных к кромкам пролетных строений.
Резиновый профиль настолько плотно сидит в пазу стального
профиля, что шов может быть наполненным водой по кромки
стального профиля. Вода, которая просачивается сквозь шов, не может
застояться в шве и свободно вытекает из стального профиля за
счет поперечного уклона нижней части паза.
Для обеспечения перемещений более 80 мм применяются
многомодульные деформационные швы той же фирмы (рис. 11.4, б).
Они состоят из однотипных стальных модулей с фиксаторами для
резиновых профилей. Конструкции многомодульных швов могут
отличаться способом опирания модулей, механизмом
регулирования зазоров, сечением стальных и резиновых модулей. Швы
такой конструкции могут компенсировать практически любое пере-
Рис. 11.4. Конструкции деформационных швов металлических пролетных
строений:
а — для перемещений до 80 мм; 6 — для перемещений от 80 мм и более; 1 —
специальный стальной профиль; 2 — резиновый профиль; 3 — асфальтобетон;
4 — опорная часть скольжения; 5 — промежуточный несущий профиль; 6 —
эластичные пружины; 7 — прижимные скобы
258
мещение. Так, на мосту через Рейн, шов такой системы
обеспечивает перемещение 1,6 м.
Защитные и перильные ограждения на проезжей части
пролетных строений с ортотропнои плитой выполняются обычно из
металла.
11.3. Компоновка и конструкции пролетных строений
с ортотропнои металлической плитой проезжей части
В подразд. 11.1 отмечалось, что металлические пролетные
строения с ортотропнои плитой проезжей части имеют два основных
типа поперечных сечений (см. рис. 11.2): незамкнутое сечение с
двумя или несколькими сплошными двутавровыми балками,
замкнутое коробчатое сечение с вертикальными или наклонными
стенками. Ортотропная плита проезжей части в этих пролетных
строениях включается в их работу на общее действие нагрузки как
верхний пояс.
Вид поперечного сечения пролетного строения зависит от его
габарита и определяется пролетом (или вылетом) поперечного
ребра ортотропнои плиты, изменяющимся в пределах от 5 до 14 м.
Поперечное сечение главных балок этих пролетных строений
образуется из стальных листов в виде стенок и поясов,
объединяемых сварными швами (рис. 11.5, а). В качестве поясных листов
используются листы универсальной стали толщиной 40...60 мм.
>50мм 3
-г-ь
б 3
Ал
а в
Рис. 11.5. Поперечное сечение двутавровых стальных сварных балок и
способы изменения площади их поясов по длине пролета:
а — поперечное сечение балки; б, в — способы увеличения площади поясов; г —
изменение ширины и толщины сечения листа пояса по длине строжкой листа;
1 — пояс; 2 — стенка; 3 — дополнительный поясной лист; /', — для
растянутых элементов 1:8; i2 — для сжатых элементов 1 :4
259
При необходимости в поясе может быть применено два листа,
объединяемых сварными швами (рис. 11.5, б, в).
Изменение сечения двутавровых балок со сплошной стенкой
производят изменением сечения листов поясов: только по
ширине или за счет изменения обоих размеров сразу (рис. 11.5, г),
Размеры более мощного листа уменьшают постепенно с уклоном 1:4
для сжатых поясов и 1 : 8 — для растянутых. Если пояс составлен
из двух листов, то сначала обрывают внешний (для сечения
балки) лист, создавая переходный участок с постоянным
уменьшением сечения: в плане с уклоном 1:4 (рис. 11.5, д) и по толщине
листа с уклоном 1:4 для сжатых поясов и 1: 8 — для растянутых.
Стенки главных балок выполняют возможно более тонкими,
но не менее 10 мм. Местная устойчивость стенок обеспечивается
устройством поперечных и продольных ребер жесткости. Их
располагают с одной стороны стенки или с разных сторон. Во втором
случае конструкция и изготовление стенки проще, так как не имеет
сложных в осуществлении мест пересечения продольных и
поперечных ребер жесткости.
Среди поперечных ребер жесткости различают основные
(опорные и промежуточные) и дополнительные. Основные поперечные
ребра жесткости устанавливаются по всей высоте стенки.
Расстояния между основными поперечными ребрами жесткости по
длине балки принимается в пределах (0,8... 2) высоты стенки.
Уменьшение расстояния между поперечными ребрами жесткости
способствует повышению критических касательных напряжений.
Продольные ребра жесткости устанавливаются в сжатой зоне
балок. Они способствуют повышению критических нормальных
напряжений вдоль оси балки. Расстояния от сжатой кромки балки
до продольного ребра жесткости обычно составляет 0,2...0,25
высоты стенки. Если применяется два ряда продольных ребер, то
первый ряд устанавливается на расстоянии (0,15...0,20)/гш а
второй — (0,4...0,5)AW от сжатого пояса.
Дополнительные поперечные ребра жесткости устанавливают
на стенке в сжатой зоне балки между продольными ребрами
жесткости в целях повышения критических нормальных напряжений,
перпендикулярных оси балки.
Ребра жесткости могут быть парными симметричными
относительно стенки и односторонними. Ширина и толщина ребер
назначаются в соответствии с п. 4.131 СНиП 2.05-03-84*.
На рис. 11.6 приведены конструкции узлов присоединения
поперечных ребер жесткости к сжатому и растянутому поясам
балки, а также конструкция узла пересечения поперечного и
продольного ребер жесткости.
В местах присоединения вертикальных ребер жесткости к
поясам балки в них делают скругленные вырезы высотой 140 мм и
шириной 50 мм, чтобы не пересекать поясные швы (см. рис. 11.6).
260
В местах пересечения вертикальных и горизонтальных ребер
жесткости обычно прерывают вертикальные (рис. 11.6, б). Ребра
жесткости прикрепляют к стенке и поясам сплошными
двусторонними сварными швами. Вертикальные ребра жесткости приваривают
ксжатым поясам непосредственно (рис. 11.6, а). Такое
прикрепление к растянутым поясам нежелательно, так как сварные швы,
расположенные поперек растянутого элемента, могут быть
причиной концентрации напряжений, перенапряжений растянутого
пояса, развития усталости в металле и появления в нем трещин.
Поэтому обычно нижний конец поперечного ребра жесткости в
месте примыкания к растянутому поясу приваривают к
прокладке, которая крепится продольными сварными швами к поясу (рис.
11.6, в).
Металлические пролетные строения собираются на
строительной площадке из отдельных блоков. Такими блоками обычно
являются секции ортотропных плит в пределах консольных свесов и
на участках между стенками, а также двутавровые балки с
элементами жесткости и поперечные связи (рис. 11.7, а, в).
Монтажные соединения выполняют на сварке и высокопрочных болтах.
Лист настила ортотропной плиты проезжей части присоединяют
сваркой к верхнему поясу балки внахлестку (рис. 11.7, б) или
встык (рис. 11.7, г). Последний тип соединения является лучшим,
так как позволяет упростить и облегчить конструкцию проезжей
части.
а б в
Рис. 11.6. Конструкция узлов:
а — присоединение поперечного ребра к сжатому поясу; б — пересечение
поперечного и продольного ребер; в — присоединение поперечного ребра к
растянутому поясу балки; 1 — верхний пояс балки; 2 — сварной шов для присоединения
поперечного ребра жесткости к верхнему поясу; 3 — сварной шов для
присоединения верхнего пояса к стенке; 4 — поперечное ребро жесткости; 5 — вырезы в
поперечном ребре жесткости; 6 — сварной шов для присоединения поперечного
ребра жесткости к стенке; 7— стенка балки; 8 — продольное ребро жесткости;
9 — сварные швы для присоединения продольного ребра жесткости к стенке
балки; 10 — подкладка под поперечным ребром жесткости; 11 — продольный
шов для присоединения подкладки к нижнему поясу
261
Сопряжение поперечных балок блоков ортотропной плиты с
элементами блоков стенок обычно осуществляется на
высокопрочных болтах с использованием двухсторонних накладок. При этом
вертикальные стыковые накладки устанавливают на стенку
поперечного ребра блока плиты и на поперечное ребро жесткости
блока стенки, а горизонтальные накладки ставят на нижний пояс
поперечной балки блока плиты и на продольное ребро жесткости
блока стенки (см. рис. 11.7, б, г). Сопряжения блоков нижней
ортотропной плиты с блоками стенок пролетных строений обычно
выполняют цельносварными. Соединение горизонтального листа
плиты с нижним поясом двутавровой балки может быть
внахлестку (рис. 11.7, д) или стыковым (рис. 11.7, е).
В современных пролетных строениях с ортотропной плитой
проезжей части все сечения разбивают на отдельные монтажные
элементы, все детали которых на заводе соединяют сваркой и
которые имеют обычно небольшие размеры, что облегчает их
перевозку. Во время монтажа эти элементы соединяют друг с другом
как в поперечном, так и в продольном направлении
высокопрочными болтами или сваркой (см. рис. 11.7, а, в).
Рис. 11.7. Варианты монтажных блоков (а, в) цельнометаллических
пролетных строений и их монтажных стыков (б, г, д, е):
1 — блоки консольных свесов верхней ортотропной плиты; 2 — блоки стенки;
3 — блоки верхней ортотропной плиты на участке между стенками; 4 — блок
нижней ортотропной плиты; 5 — поперечные связи; 6 — монтажная вставка; 7 —
угловой потолочный шов; 8 — двухсторонняя накладка; 9 — высокопрочные
болты; 10 — стыковой сварной шов; 11 — продольное ребро жесткости
262
J-
45 ...50 см
uiihii
mmiT
4=
8 9 11
\ \ \
i \ \_X
1—^~P
\ L
j 10
• r
L__
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
A
\
3 ,
i I
J
\ 1
12 j
^13 j
~1 i
__J
3 '
8 9 11
i \ V
i y*
\
\
AAA
AAA
AAA
AAA
1
У\
8 9
/ / —
, /i / i ^
/ llllfl пиши
11
/
HtHffliH
i
Ш#Ш
A
A
nW
«M
A
д-
ti+HHW
=Ц—i ,
llllllll
:*Y^ 1
12 j
---tf i
i
-г) монтажные стыки сварных
Рис. 11.8. Сварные (а) и болтовые (б-
балок:
1 — 7 — порядок выполнения сварных швов на монтаже; 8 — пояс балки; 9 —
компенсатор; 10 — сварной шов; 11 — верхняя стыковая накладка; 12 — нижняя
стыковая накладка; 13 — стыковая накладка стенки
Монтажные стыки, соединяющие блоки заводского
изготовления на строительной площадке, должны перекрывать все
элементы сечения пролетного строения. Их конструкция должна
обеспечивать прочность соединения, а также быть удобной при монтаже.
Конструкция и порядок выполнения сварного монтажного стыка
(рис. 11.8, а) должны учитывать возможность использования
сварочного автомата. Вначале им выполняют шов 1 нижнего пояса
балки.
Для обеспечения движения автомата по нижнему поясу в
стенке предусматривается проем. В проем стенки вставляют лист и
сваривают его автоматом со стенками швами 2 и 3. Далее
устанавливают в проеме верхнего пояса стыковой лист и выполняют швы 4
и 5. После этого выполняют поясные швы 6 м 7.
263
В сварных балках часто устраивают также монтажные швы с
использованием высокопрочных болтов и накладок. Вертикальную
стенку перекрывают накладками с двух сторон, а стык листов
поясов — односторонними или двухсторонними накладками (рис.
11.8, б). В зоне стыка сечение при этом получает ослабление
отверстиями для болтов, которое не предусматривается при
подборе сечений балок. Поэтому около монтажных швов необходимо
устраивать компенсаторы (рис. 11.8, в, г, см. рис. 11.8, б), с
помощью которых ослабленная отверстиями площадь сечения около
стыка доводится до требуемой без ослаблений. Утолщение
поясных листов около стыков (компенсаторы) осуществляют или
наваркой дополнительных листов на лист пояса (см. рис. 11.8, в),
или приваркой более толстого листа к поясу по концам
монтажного блока (см. рис. 11.8, б, г). Возможно устройство стыка на
высокопрочных болтах без компенсаторов в поясах, если стык
расположен в сечении с достаточным запасом прочности,
превышающим потери за счет создания отверстий для болтов.
На стенке балок компенсаторы не требуются, так как ее
толщина назначается из условия устойчивости и по условию
прочности она имеет значительные запасы.
11.4. Конструкции сталежелезобетонных
пролетных строений
Железобетонная плита проезжей части в сталежелезобетонных
пролетных строениях объединена со стальными балками так, что
она включается в работу на общее действие нагрузки. Такое
решение весьма эффективно в разрезных пролетных строениях, где
главные балки на всей длине работают на положительный
изгибающий момент, и железобетонная плита проезжей части работает
на сжатие. Сталежелезобетонные балки применяются и в
неразрезных пролетных строениях на части длины, где действуют
только положительные моменты, а также на всей длине, когда в зоне
отрицательных моментов пролетного строения в железобетонной
плите проезжей части создают обжатие, чтобы она могла
воспринимать растягивающие напряжения.
В сталежелезобетонных пролетных строениях железобетонная
плита может быть сборной и монолитной. Для бетонирования
монолитной плиты необходимы установка опалубки,
производство арматурных работ на месте строительства, укладка
бетонной смеси. Выполнение всех этих работ трудоемко, уход за
бетоном во время его твердения сложен в климатических условиях
большей части России. Но монолитная плита обеспечивает более
надежную связь с упорами и лучше работает в объединенном
сечении.
264
Сборные железобетонные плиты позволяют значительно
ускорить темпы строительства, особенно в местностях с суровым
климатом, но требуют специальных мер для связи с упорами и
объединения плит в продольном и поперечном направлениях.
Вид поперечного сечения сталежелезобетонного пролетного
строения зависит от его габарита и пролета и в значительной
степени определяется рациональным пролетом железобетонной
плиты, изменяющимся при толщине плиты 15...25 см в пределах от 3
до 6 м (рис. 11.9, а). При шаге сварных двутавровых балок 3 м в
поперечном сечении плита проезжей части может быть принята
толщиной 20 см. При шаге балок 6... 10 м плиту той же толщины
опирают на вспомогательные прогоны, выполняемые из
прокатных профилей (рис. 11.9, б). Для улучшения распределения
нагрузки между главными балками, а также для обеспечения
устойчивости балок при надвижке пролетного строения в его
поперечных сечениях с шагом 3... 6 м устраивают решетчатые
поперечные связи (рис. 11.9, а, б). Включение в работу балки
железобетонной плиты проезжей части позволяет заметно уменьшить сечение
стального верхнего пояса.
В сталежелезобетонных пролетных строениях при пролетах
более 60 м применяют обычно балки коробчатого сечения с
вертикальными и наклонными стенками (рис. 11.9, в, г).
Совместная работа железобетонной плиты и стальной части
балки должна быть надежно обеспечена. Объединение обычно
обеспечивается установкой жестких или гибких упоров, гибких
арматурных связей или высокопрочных болтов (рис. 11.10).
^Л
З...6м
•■)./-/../-/../-/.J£J_:>..>J-J-1 ц^^у,,, i|k^MmL ...yum
6...Юм
б
•A/WriW&i.
в г
Рис. 11.9. Типы поперечных сечений сталежелезобетонных пролетных
строений:
а, б — со сварными двутавровыми главными балками; в, г — с коробчатыми
главными балками
265
Жесткие упоры различной конструкции (с использованием
прокатных профилей или сваренных из листовой стали)
приваривают к верхнему поясу стальной балки так, что они входят в
бетон плиты и препятствуют ее сдвигу по балке. На рис. 11.10
приведены два типа жестких упоров, выполненных из листовой стали.
Первый из них (рис. 11.10, а), имея хорошую жесткость и
прочность, не обеспечивает центральное приложение сдвигающей силы
относительно центра тяжести плиты. Второй (рис. 11.10, б) не
имеет этого недостатка, так как его вертикальная стенка
приподнята и расположена строго по оси плиты.
В качестве гибких вертикальных упоров используются короткие
вертикальные стержни с головками (рис. 11.10, в), которые груп-
Рис. 11.10. Способы соединения железобетонной плиты с
металлическими балками:
а, б — жесткие упоры; в, г — гибкие упоры; д — высокопрочные болты; 1 —
бетонная плита; 2 — ребро жесткости; 3 — уголковый коротыш; 4 —
приподнятый плоский упор; 5 — стальной стержень с головкой; 6 — контактная сварка;
7 — петлевые гибкие упоры; 8 — сварные швы; 9 — высокопрочный болт; 10 —
сборная плита; 11 — армирование плиты
266
пами привариваются к верхнему поясу балки специальными
сварочными пистолетами.
Гибкие арматурные связи устраивают из наклонных
арматурных стержней с крюками на концах или в виде петель,
приваренных к верхнему поясу металлических балок, входящих в бетон
плиты и расположенных по направлению главных растягивающих
напряжений в бетоне плиты. Их обычно объединяют в группы и
приваривают к металлическим листам (рис. 11.10, г), которые во
время монтажа крепят к балкам высокопрочными болтами или
сваркой.
В современных мостах для объединения сборных
железобетонных плит со стальными балками часто используются
высокопрочные болты (рис. 11.10, д). Передача сдвигающих усилий между
плитой и балкой осуществляется в таких конструкциях силами
трения (фрикционное соединение).
Важным достоинством гибких арматурных связей и
соединений на высокопрочных болтах по сравнению с жесткими
упорами является хорошее восприятие вертикальных растягивающих
усилий между железобетонной плитой и стальной балкой,
возникающих при работе сталежелезобетонных пролетных
строений.
В сборных железобетонных плитах для их объединения с
металлическими балками в местах установки упоров устраивают окна
(рис. 11.11, а), которые после монтажа плит необходимо
заполнять бетоном, прочность которого должна быть на класс выше
прочности бетона плиты. Продольные и поперечные швы между
сборными блоками плит также должны быть качественно
заполнены бетоном.
Для улучшения связи сборных плит с балками по краям плит в
окнах устанавливают закладные детали (рис. 11.11, б), которые
приваривают к поясу балки. Верхняя арматура плит в стыках в
этом случае также сваривается.
Существенно упрощаются работы по объединению сборной
плиты с балками при использовании петлевых гибких упоров (рис.
11.11, в), приваренных к металлической обойме и помещенных в
тело плиты при ее изготовлении. При монтаже объединение таких
плит выполняют сваркой листов обоймы с верхним поясом
стальной балки.
Для более активного включения железобетонной плиты в
работу сталежелезобетонных балок на действие собственного веса
пролетного строения и в зоне отрицательных моментов
неразрезных балок применяют искусственное регулирование усилий.
В разрезных пролетных строениях его выполняют в следующем
порядке:
• после монтажа стальных балок в проектное положение в них,
используя временные промежуточные опоры и домкраты, созда-
267
Рис. 11.11. Способы (а —в) соединения блоков сборной
железобетонной плиты со стальными балками:
1 — окно в плите; 2 — паз в плите; 3 — упор; 4 — стальная закладная деталь; 5 —
сварной шов; 6 — сварной стык арматуры
ют выгиб вверх, следовательно, создают отрицательный моменты
по всей длине балки;
• укладывают и объединяют со стальными балками
железобетонные плиты;
• после набора прочности бетоном омоноличивания домкраты
и временную опору убирают, железобетонная плита при этом
включается в работу балок на все виды нагрузок, включая
собственный вес балок и плиты.
Подобный способ применяют и в отношении неразрезных
балок. Поддомкрачивание в серединах их пролетов позволяет создать
в их сечениях моменты обратных знаков по сравнению с
эксплуатационными. Определенный порядок монтажа плит дает
возможность и в этом случае эффективнее включить в работу на
постоянные и временные нагрузки железобетонную плиту в работу стале-
железобетонных балок, особенно в надопорных участках.
Сталежелезобетонные пролетные строения с искусственным
регулированием усилий позволяют обеспечить экономию металла
до 20... 25 % по сравнению с обычными стальными пролетными
строениями.
268
Контрольные вопросы
1. Какие применяются виды металлических пролетных строений со
сплошными главными балками? Каковы области их применения и
способы их монтажа?
2. Какова конструкция проезжей части пролетных строений со
сплошными главными балками?
3. Каковы особенности компоновки пролетных строений с ортотроп-
ной металлической плитой проезжей части?
4. Каковы особенности конструкции сталежелезобетонных пролетных
строений?
ГЛАВА 12
Пролетные строения со сплошностенчатыми
металлическими балками
12.1. Определение усилий в элементах проезжей
части и главных балках пролетных строений,
требуемых размеров их поперечных сечений
Рассматриваемые пролетные строения представляют собой
сложные пространственные конструкции. В настоящее время
существуют различные методы пространственных расчетов,
которые позволяют определить усилия во всех элементах пролетных
строений. Точность и достоверность результатов расчетов в
значительной степени зависят от правильности выбора расчетной
схемы сооружения.
В случае недостаточной адекватности расчетной схемы и
рассчитываемой конструкции результаты расчета могут не
соответствовать реальному напряженному состоянию во всех элементах.
Но проектировщика, как правило, интересуют наибольшие
значения усилий в однородных элементах сооружения, его не
интересует точное распределение усилий между подобными частями
конструкций (например, между несколькими параллельными
продольными балками). Для проектирования ему бывает достаточно
найти максимальные значения усилий и по ним назначить
расчетные сечения. С учетом этого при проектировании часто
используют приближенные методы расчета, в которых конструкцию
пролетного строения разделяют на плоские системы, а
взаимодействие и особенности работы отдельных частей конструкции
учитывают введением коэффициентов, которые определены в
большинстве случаев по опыту проектирования и исследовательским
работам.
Ранее отмечалось, что в качестве плиты проезжей части в
современных пролетных строениях со сплошной стенкой обычно
применяют железобетонную плиту или металлическую ортотроп-
ную плиту. Определение усилий в железобетонной плите и подбор
ее сечений выполняют теми же методами, что и в
железобетонных мостах (см. гл. 8). Строгое определение усилий в элементах
ортотропной плиты достаточно сложно и может быть выполнено
на основе методов строительной механики и теории упругости.
Обычно при расчете ортотропной плиты используют метод
конечных разностей или метод конечных элементов. Но при расчетах
плиты на местное действие нагрузки с достаточной точностью
можно определить усилия в ее элементах приближенно с учетом
особенностей работы этих элементов.
270
Особенности работы и расчета листа настила ортотропной
плиты. Лист настила ортотропной плиты при воздействии временной
нагрузки испытывает сложное напряженное состояние.
Во-первых, на пролете между продольными ребрами он
работает на изгиб от местного действия временной нагрузки и
собственного веса покрытия. При этом в нем возникают и
растягивающие напряжения в связи с тем, что его кромки закреплены на
продольных ребрах-опорах и не могут смещаться. Величина этих
напряжений при реальной толщине листа невелика, ими обычно
пренебрегают. Во-вторых, он выступает в качестве верхнего пояса
продольного ребра, работающего на изгиб от местного действия
временных и постоянных нагрузок. В-третьих, он выступает в
качестве верхнего пояса поперечного ребра, работающего на изгиб
от местного действия временных и постоянных нагрузок. Кроме
того, в составе поперечного сечения пролетного строения он
принимает участие в его работе на общее действие временной и
постоянной нагрузок.
По существующим нормам проектирования мостов лист
настила на местное действие нагрузки не рассчитывают. Толщина
листа назначается по условию его жесткости на пролете между
продольными ребрами в целях обеспечения благоприятных
условий работы асфальтобетонного покрытия. Прогиб листа от
местного действия временной нагрузки не должен быть больше 1/300
пролета. Кроме того, по коррозионной стойкости он не должен
быть меньше 12... 14 мм.
Особенности работы и расчета продольных ребер ортотропной
плиты. Продольные ребра ортотропной плиты работают на
местное действие временной и постоянной нагрузок на пролете между
поперечными ребрами и в составе поперечного сечения
пролетного строения на общее действие временной и постоянной
нагрузок. При расчете продольных ребер на местное действие нагрузки
следует учитывать, что они являются неразрезными на упругих
опорах, которыми являются поперечные ребра. Упругость опира-
ния продольных ребер зависит от удаления их от стенки главной
балки (рис. 12.1). Чем дальше от стенки главной балки, тем
упругость опоры меньше, а чем ближе, тем больше. Можно считать,
что продольное ребро, находящееся у главной балки, работает
как балка на жестких опорах. По мере удаления от главной балки
условия работы продольных ребер в большей мере соответствуют
работе балок на упруго оседающих опорах.
Эта особенность совместной работы продольных ребер с
поперечными строго учитывается при использовании следующего
дифференциального уравнения изгиба ортотропной плиты:
УУ(х,у) УУ(х,у) d*W(x,y)
х Эх4 дх2ду2 у Э/ " ЧМ)'
271
м
1
L3 *к
/ \
ъ
2
\\ 1 1
1л
/—
1
Ь
а
h
Рис. 12.1. Взаимное положение главных балок и элементов ортотропной
плиты и схема к определению расчетной ширины листа,
включающегося в работу продольного ребра:
а — поперечное сечение части пролетного строения; б — продольное сечение;
в — схема к определению расчетной ширины листа, включающегося в работу
продольного ребра; / — стенки главных балок; 2 — продольные ребра плиты; 3 —
лист настила; 4 — асфальтобетонное покрытие листа; 5 — поперечные ребра
плиты
где W(x, у) — упругая поверхность плиты по нейтральной ее
плоскости, определяемая при решении этого уравнения; Д., Д, — погонные
жесткости плиты относительно осей х и у, Н = jDxDy — жесткость
при кручении; q(x, у) — закон распределения нагрузки по плите.
Необходимые расчетные силовые факторы в любой точке
плиты определяются известными соотношениями теории упругости:
Mv
-Dr
d2W(x,y) d2W(x,y)
дх2
■ + ц
ду2
Mv
-А,
d2W(x,y) d2W(x,y))
ду2
■ + ц
а
х дх2
дМх.
м„
-2Н
d2W(x,y).
дхду
дх
s Qy
дМ>
ду
272
Усилия в продольных ребрах можно также определять в
предположении работы продольных ребер как неразрезных балок на
жестких опорах с использованием таблиц для ординат линий
влияния усилий в различных их сечениях. При этом результаты
расчета могут быть применены к продольным ребрам, находящимся у
главных балок. Для наиболее удаленных продольных балок,
работающих как балки на упруго оседающих опорах, следует
увеличить изгибающие моменты в середине пролета и уменьшить
изгибающие моменты на опорах на 25... 30 %.
При определении количества продольных ребер, активно
включающихся в работу на восприятие нагрузки от колес
транспортных средств, следует учесть, что при толщине асфальтового
покрытия h и ширине Ьк колеса временной нагрузки (тележки АК-
11 или НК-80) ширина распределения нагрузки на плите
составляет b = bK + 2/г (рис. 12.1, а). Тогда при расстоянии между
продольными ребрами L3 количество ребер, включающихся в работу,
составит п = b/L3 шт. Полученное значение следует принимать при
дальнейших расчетах без округления.
При приближенном расчете продольные ребра можно
рассматривать и как разрезные балки на жестких опорах. Их защемление и
осадку на поперечных ребрах можно учесть известными
поправочными коэффициентами. Пролет L2 продольных ребер можно
при этом принять равным расстоянию между поперечными
ребрами, которые опираются на поперечные ребра жесткости стенок
главных балок и устанавливаются с шагом, равным (0,8... 1,5)
высоты главных балок. Расстояние L3 между продольными ребрами
принимают в пределах 40... 45 см, разбивая расстояния между
главными балками на равные участки. Изгибающий момент М0 в
середине пролета ребра определяется при этом как наибольшее из
значений, вычисленных при загружении линии влияния момента
колесами АК-11 и НК-80 в сочетании с постоянной нагрузкой от
собственного веса листа настила и асфальтобетонного покрытия.
Упругое защемление продольного ребра на поперечных балках
следует учесть введением поправочного коэффициента 0,7.
Расчетное значение момента, воспринимаемого одним продольным
ребром, с учетом вычисленного количества п ребер, активно
включающихся в работу, следует принять равным Мтах = 0,7М0/п.
При определении требуемых размеров продольного ребра по
условию прочности следует учесть, что толщина листа настила
уже принята. Ширина листа, включаемая в состав сечения
продольного ребра при расстоянии между продольными ребрами в
пределах 40...45 см и толщине листа 12... 14 мм, принимается в
соответствии с п. 4.47 СНиП 2.05.03-84* равной расстоянию L3.
При принятом расстоянии L3 между ребрами остается определить
требуемую высоту продольного ребра и толщину его стенки. Для
этого следует использовать условие прочности нижней кромки про-
273
дольного ребра на его промежуточной опоре от местного
действия временной нагрузки. При этом следует исходить из того, что
на восприятие местного действия нагрузки в этом сечении будет
использована некоторая часть ц = (0,5...0,6) расчетного
сопротивления R, а остальная его часть (1 - г)) будет использованная на
восприятие общего действия нагрузки в зоне положительных
моментов главной балки. При этом подходе требуемый момент
сопротивления продольного ребра определится по формуле
W -Ml
где М2 — изгибающий момент в опорном сечении продольного
ребра от местного действия нагрузки; г\ — указанная выше доля
расчетного сопротивления, выделяемая для восприятия местного
действия нагрузки.
По найденному значению требуемого момента сопротивления
методом последовательных приближений определяется требуемая
высота двутаврового сечения с известной толщиной 8П и
шириной Ьп поясного листа при условии, что толщина стенки ребра по
условию обеспечения ее местной устойчивости принимается не
менее 1/60 высоты и не менее 12 мм. При этом в первом
приближении высоту ребра следует принять равной 1/15 от L2
Особенности работы и расчета поперечных ребер ортотропной
плиты. Поперечные ребра на участке между стенками работают
как балки с защемленными концами, а за пределами стенок как
консольные балки. Постоянная и временная нагрузки на
поперечные ребра передается продольными ребрами в узлах их
объединения в виде сосредоточенных грузов.
При приближенном расчете поперечные ребра в пролете Lx
между главными балками можно рассчитывать как разрезные на
двух жестких опорах. Вместе с тем следует помнить, что при более
строгом расчете следовало бы учитывать их упругое защемление в
местах присоединения к стенкам главных балок.
Приближенный расчет можно выполнять в следующем порядке.
1. Построить линию влияния нагрузки на поперечное ребро в
предположении, что оно является промежуточной опорой
разрезных продольных ребер (рис. 12.2, а), и загрузить ее одной
полуполосой равномерно-распределенной нагрузкой v/2 и
возможным числом (один или два) сосредоточенных грузов Р/2 от осей
тележки.
2. По результатам загружения линии влияния вычислить
значение сосредоточенного груза Р1АК на поперечное ребро от одной
полуполосы нагрузки АК по формуле
Р V
Piak = yYypOli + Л2)(! + И) + 2 Y/v0*1 + ^
274
1.5
9св
A Pi Pi Pi
1,9 | 1,1 | 1,9
Рис. 12.2. Загружение линий влияния силовых факторов:
а — загружение полуполосой нагрузки АК линии влияния нагрузки на
поперечное ребро; б — загружение линии влияния изгибающего момента возможным
числом полуполос нагрузки АК
с учетом динамического коэффициента (1 + и), вычисленного по
формуле (20) СНиП 2.05.03-84*.
3. Вычислить по результатам загружения той же линии влияния
значение сосредоточенного груза -Pihkso на поперечное ребро от
одной группы колес нагрузки НК-80 с учетом соответствующего
динамического коэффициента (1 + \х) и соответствующих
ординат линии влияния по формуле
Ршкво = у YypOli + Л2 + Пз + тцМ1 +V-)-
4. Построить линию влияния изгибающего момента в середине
поперечного ребра (рис. 12.2, б) и загрузить ее невыгодным
способом возможным числом полуполос нагрузки АК и нагрузкой от
собственного веса qCB от покрытия, листа настила и продольных
ребер.
Если пролет Ц больше 4,9 м, то в пролете следует располагать
четыре груза, при этом над максимальной ординатой следует
ставить один из средних грузов.
Интенсивность равномерно-распределенной нагрузки на
погонный метр поперечной балки от ее собственного веса, веса
покрытия, листа настила и продольных ребер вычисляется по
формуле
дсл = lOOLzfaesYaes + ЬхУ0) + ШОЛ^о + ^ (100/4, У^о-
Первый член этой формулы учитывает погонный вес
асфальтобетонного покрытия и листа настила, второй — вес стенки
поперечного ребра при принятой его высоте, третий — вес стенок
продольных ребер, находящихся над 1 м поперечного ребра.
275
5. Вычислить расчетное значение изгибающего момента в
середине пролета поперечной балки от нагрузки АК по формуле
М1 = Р1ак5з-+<7с.вФ.
где со — полная площадь линии влияния изгибающего момента.
По этой же формуле вычисляется значение изгибающего
момента от нагрузки НК-80, но предварительно определяется
значение Pukso OT колес НК-80. Для подбора сечения поперечного
ребра используется большее из вычисленных значений
изгибающего момента.
6. Вычислить необходимый момент сопротивления для
поперечного ребра балки по формуле
Ww = M,/R,
где Мх — принятое максимальное значение изгибающего
момента; R — расчетное сопротивление материала продольного ребра.
7. Принять расчетную ширину иглиста настила, включаемую в
поперечное сечение поперечного ребра (рис. 12.3). Лист настила,
будучи присоединенный сварным швом к стенке поперечного
ребра, включается в работу ребра на изгиб от местного действия
временной нагрузки, выступая при этом в качестве сжатого пояса
ребра. В состав поперечного сечения поперечного ребра ортотроп-
ной плиты по условию местной устойчивости в соответствии с п. 3
обязательного приложения 18* к СНиП 2.05.03-84 принимается
участок настила шириной, составляющей 0,2 Z,, но не более L2.
8. Принять высоту поперечного ребра А, = 0,1 Lx по условию его
жесткости и толщину стенки 5] = (1/60)/?] по условию
обеспечения ее местной устойчивости без постановки ребер жесткости и
не менее 12 мм по конструктивным требованиям.
9. Для оставшихся неизвестными двух размеров поперечного
сечения: ширины Ьнп и толщины 8НП нижнего пояса балки
следует использовать два условия: условие прочности по нормальным
напряжениям в поясе и условие его местной устойчивости при
возможном сжатии. Приняв толщину пояса по условию
обеспечения его устойчивости 5НП = Ьнп/22, можно определить требуемую
V///////////////////////////A
Рис. 12.3. Искомая форма
поперечного сечения поперечного ребра
276
ширину нижнего пояса ребра по условию прочности из условия,
что полученное поперечное сечение будет иметь вычисленный
ранее требуемый момент сопротивления.
12.2. Определение усилий в главных балках
пролетных строений. Определение требуемых
размеров их поперечных сечений
Обоснование размеров поперечного сечения главных балок
следует начинать с определение расчетных силовых факторов в
главных балках пролетных строений при расчете их как неразрезных
на жестких опорах при принятой схеме пролетов. Коэффициенты
поперечной установки нагрузок АК (при двух случаях воздействия
согласно п. 2.12* СНиП 2.05.03 -84* и НК-80 в пределах проезжей
части) при этом определяются при загружении линий влияния
нагрузки на рассматриваемую балку пролетного строения,
построенных в зависимости от конструкции балок и системы связей
между ними.
Загружение временными нагрузками линий влияния
изгибающих моментов и поперечных сил для разных сечений
неразрезных пролетных строений, построенных по имеющимся таблицам,
производится в сочетании с постоянными нагрузками от
собственного веса с учетом принятого способа производства работ по
монтажу пролетных строений. Нагрузка от собственного веса главной
балки принимается по данным вариантного проектирования о
расходе металла на 1 м2 проезжей части. К расчету принимаются
максимальные значения расчетных силовых факторов,
полученных на основе анализа данных загружения линий влияния
нагрузками АК (два случая воздействия) и нагрузкой НК-80.
При определении размеров поперечного сечения главных
балок следует принимать во внимание, что по данным предыдущих
расчетов уже известны следующие данные, относящиеся к
поперечному сечению главных балок:
• толщина листа 8„ настила, входящая в поперечное сечение
пояса;
• шаг между продольными ребрами Ь0, высота h2 продольного
ребра, толщина 8Л2 стенки продольного ребра;
• высота главной балки Н, принятая на этапе вариантного
проектирования по данным типовых проектов.
Следует иметь в виду, что высота главных балок должна
определяться по условиям прочности от совместного действия
постоянных и временных нагрузок в наибольшем пролете и по условию
жесткости в том же пролете от воздействия временных нагрузок.
При принятой высоте балок остается определить толщину их
стенок и площадь нижних поясов. Толщину стенок в первом при-
277
*1
h
h
h
*i
Рис. 12.4. Схемы {а —в) к определению редукционного коэффициента
ближении можно назначить равной 1/200 высоты балки по
условию обеспечения местной их устойчивости при постановке
поперечных ребер жесткости.
Для определения необходимой площади нижнего пояса
главных балок можно воспользоваться методом заданных напряжений
в следующем его виде. Можно принять, что в нижней кромке
главной балки от общего действия постоянных и временных нагрузок
в зонах положительных и отрицательных изгибающих моментов
будет реализовано полностью расчетное сопротивление
материала. При этом следует иметь в виду, что в верхней части сечения
на уровне нижней кромки продольного ребра напряжения не
должно быть больше половины расчетного сопротивления, так как
половина уже использована в нижней кромке ребра на
воздействие местного действия нагрузки при определении размеров
продольного ребра.
Исходя из этих условий можно методом последовательных
приближений определить при принятой высоте пролетного строения
требуемые площади нижних поясов в сечениях в середине пролета
и на опоре на воздействие ранее вычисленных значений
изгибающих моментов. Это легко сделать с использованием
персонального компьютера при многократном вычислении значений
напряжений в нижней кромке пролетного строения при направленном
изменении его площади поперечного сечения.
Эффективную ширину пояса bef при вычислении W„ следует
определять по формуле
278
Таблица 12.1
Таблица для определения редукционных коэффициентов v,ynp,
вычисленных для разных схем пролетных строений в предположении упругой
работы материала
B/L
0
0,05
0,10
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,50
2,00
B/L
0
0,05
0,10
0,20
0,40
0,60
0,80
1,00
1,50
2,00
Значения редукционного коэффициента vlynp для схем
S.
* х ,
V,
L
fe
Х=0
со = 0
1,0
0,91
0,84
0,70
0,52
0,42
0,32
0,27
0,17
0,12
ю=1
1,0
0,86
0,77
0,60
0,38
0,30
0,22
0,18
0,12
0,09
Х= 0,25 L
со = 0
1,0
0,99
0,98
0,93
0,77
0,62
0,46
0,37
0,20
0,15
со=1
1,0
0,98
0,96
0,86
0,62
0,47
0,32
0,26
0,16
0,11
X=Q5L
со = 0
1,0
0,99
0,98
0,95
0,81
0,66
0,50
0,40
0,21
0,16
со=1
1,0
0,99
0,97
0,89
0,67
0,51
0,35
0,28
0,17
0,12
^
X
^ L
х=о
со = 0
1,0
0,71
0,58
0,41
0,24
0,18
0,12
0,11
0,09
0,07
со=1
1,0
0,64
0,50
0,32
0,17
0,12
0,08
0,07
0,06
0,05
Х= 0,25 L
со = 0
1,0
0,92
0,85
0,68
0,42
0,32
0,21
0,16
0,11
0,09
ю=1
1,0
0,89
0,76
0,55
0,31
0,22
0,14
0,12
0,09
0,07
_у,
}
X=Q5L
со = 0
1,0
0,99
0,96
0,86
0,58
0,41
0,24
0,20
0,15
0,13
ю=1
1,0
0,96
0,91
0,72
0,40
0,29
0,18
0,15
0,11
0,09
Значения редукционного коэффициента vlynp для схем
|
X
^ L
Х=0
со = 0
1,0
0,89
0.82
0,68
0,52
0,44
0,35
0.31
0,22
0,18
ю=1
1,0
0.85
0,76
0,61
0,44
0,36
0,28
0,25
0,12
0,14
Х= 0,25 L
со = 0
1,0
1,0
1,0
1.0
1,0
0,94
0,88
0,76
0,52
0,38
со=1
1,0
1,0
1,0
1,0
1,0
0,88
0,75
0,62
0,37
0,27
X=05L
со = 0
1,0
0,96
0,92
0,84
0,70
0,61
0,52
0,46
0,33
0,27
со=1
1,0
0,92
0,86
0,77
0,60
0,49
0,38
0,34
0,23
0,18
Г
X
V.
L
х=о
со = 0
1,0
0,76
0,62
0,45
0,27
0,20
0,13
0,12
0,09
0,09
со=1
1,0
0,68
0,54
0,38
0,21
0,16
0,10
0,08
0,06
0,06
Х= 0,25 L
со = 0
1,0
1,0
1,0
1,0
0,92
0,69
0,46
0,35
0,20
0,19
ю=1
1,0
1,0
1,0
1,0
0,76
0,56
0,35
0,28
0,16
0,15
!fe
Х=05 L
со = 0
1,0
0,88
0,79
0,63
0,44
0,34
0,24
0,20
0,12
0,08
ю=1
1,0
0,82
0,70
0.52
0,32
0,24
0,16
0,14
0,08
0,07
279
bef = XVnuA.
где vinn — редукционный коэффициент, принимаемый с учетом
ограниченных пластических деформаций по табл. 62 СНиП 2.05.03 -
84* в зависимости от коэффициента а, являющегося отношением
минимальных omin и максимальных отах напряжений на
рассматриваемом участке ортотропной плиты (рис. 12.4), определяемых
расчетом пространственной конструкции в упругой стадии; bt —
ширина участка пояса, заключенная в рассматриваемом сечении
между двумя точками с максимальным напряжением отах (в этом
случае bt = b) или между такой точкой и краем пояса (в этом
случае bt = 0,856]), при этом должны выполняться условия b >
> 0,04Z и bx > 0,02Z (в противном случае viroi = 1 (см. рис. 12.4).
Коэффициент а вычисляется по формуле а = omin/omax = l,5v;ynp-
- 0,5 в зависимости от редукционного коэффициента v;ynp,
который определяется в предположении упругой работы материала по
табл. 12.1. В этой таблице значения редукционного коэффициента
V; упР приведены в зависимости от схемы рассматриваемого
участка пролетного строения, от координаты х рассматриваемого
сечения в пролете, отношения bJL и коэффициента \|/ = 0 и vj/ = 1,
представляющего собой отношение площадей стенки ах и пояса
6] t\ таврового продольного ребра (i|/ = aj(bx t). Для промежуточных
значений i|/ значения v;ynp определяется по интерполяции.
В дальнейшем в зависимости от величины а определяется
коэффициент v, учитывающий неравномерность включения в работу
главных балок ортотропной плиты по формуле v = 0,43 + 0,81428а
при а < 0,7; v = 1 при а > 0,7.
Окончательное значение эффективной ширины пояса,
включаемой в расчетное сечение балок Ь^ определяется по формуле
bef =2>Л-
12.3. Проверка прочности сечений стальных балок
Прочность сечений стальных балок мостов проверяется по
касательным, нормальным и приведенным напряжениям.
Проверка прочности по касательным напряжениям в
соответствии с п. 4.30 СНиП 2.05.03-84* производится с учетом
ограниченных пластических деформаций по формуле
QS
T = xJt к°щ (121)
где Q — расчетное значение поперечной силы в рассматриваемом
сечении балки; / — момент инерции этого сечения; S —
статический момент отсекаемой части сечения относительно его центра
280
тяжести; i?s — расчетное сопротивление материала стенки; т —
коэффициент условий работы, т = 1 для автодорожных и
городских мостов; %2 — коэффициент, учитывающий ограниченные
пластические деформации, определяемый по формуле
%2= 1,25 - 0,25(xmin^/xmax^),
в которой xmin ф xmax ef — значения минимальных и максимальных
касательных напряжений в сечении стенки, вычисленные в
предположении упругой работы.
Проверка прочности по нормальным напряжениям
выполняется в соответствии с п. 4.26 СНиП 2.05.03 -84* с учетом
ограниченных пластических деформаций в сечении по формуле
М ^
ох = —— < Rym, (12.2)
где М — расчетное значение изгибающего момента в сечении;
Wn — минимальный момент сопротивления сечения с учетом
ослабления (нетто), определяемый с учетом эффективной ширины
сжатого пояса, включаемой в работу; % — коэффициент,
учитывающий ограниченное развитие пластических деформаций в
сечении, определяемый при одновременном действии в сечении
изгибающего момента и поперечной силы по формулам:
при %т = 0,25RS
Х = Хъ
при 0,25i?s < xm < Rs
л/l-a2 + 2ab
X = X\ ~—-—^ , при этом 0 < % < xu
где Х\ — коэффициент, принимаемый для двутавровых,
коробчатых и тавровых сечений по табл. 61 СНиП 2.05.03 -84*, для
кольцевых сечений равный 1,15, а для прямоугольных сплошных и
Q
Н-образных 1,25; хт = — среднее касательное напряжение в
flwtw
стенке балки; a = —; а = ^ ; Ъ = yl - 0,25a2 — для коробча-
тых сечений; b = y]l - 0,625a2 — ДДЯ двутавровых сечений; Qu —
предельное значение поперечной силы, определяемое по форму-
Rsmx2It
ле Qu = - , в которой Хг вычисляется по приведенной выше
формуле.
Кроме проверок прочности по нормальным и касательным
напряжениям стенки балок должны удовлетворять условиям:
281
yjal - Gxay +aj,+ 3xXJ < iRym\ xxy < Rsm,
где gx — нормальные напряжения (положительные при сжатии) в
проверяемой точке стенки, параллельные оси балки; Gy — такие
же напряжения, перпендикулярные оси балки; хху — касательное
напряжение в проверяемой точке стенке балки; у —
коэффициент, равный 1,15 при Gy = 0 и 1,10 при Gy Ф 0.
Нормальные напряжения Gy, возникающие от воздействия Р
одного колеса временной нагрузки, можно определить по
формуле
Р
Оу=—,
at
где t — толщина стенки балки в рассматриваемом сечении; а —
длина распределения нагрузки от колеса.
Величину а можно определить с учетом распределения
воздействия Р на стенку вышележащими конструкциями по формуле
а = ак + 2Н,
где Н — удаление стенки от верха покрытия проезжей части с
учетом толщины покрытия и толщины верхнего пояса балки.
12.4. Расчет поперечных сечений
сталежелезобетонных балок
Особенности расчета поперечных сечений
сталежелезобетонных балок определяются необходимостью учета следующих
факторов:
1. Элементы их поперечных сечений выполняются из разных
материалов (листовая сталь, бетон, арматура), имеющих
различные модули упругости (Ет, Еь, Ег). Этот фактор при вычислении
геометрических характеристик составного сечения учитывается
введением соотношений их модулей упругости
пъ = Est/Eb, пг = hst/hr.
2. Рабочее сечение балки обычно формируется по стадиям, число
которых определяется количеством частей сечения,
последовательно включаемых в работу. Обычно используется две стадии. При
этом на первой стадии стальная часть сечения балки
воспринимает усилия, вызываемые действием ее собственного веса и веса
железобетонной плиты. На второй стадии в работу включается
железобетонная плита, и сталежелезобетонное сечение
воспринимает вторую часть собственного веса и временные нагрузки. При
этом в железобетонной плите возникают напряжения от усилий
282
второй стадии, а стальная часть балки работает на все нагрузки.
Для каждой части сечения действующие напряжения
определяются суммированием их по стадиям.
3. Если железобетонная плита проезжей части оказывается в
зоне отрицательных моментов главных неразрезных балок, то в
бетоне от растяжения могут появиться трещины. Растянутую
железобетонную плиту рассчитывают на прочность и трещиностой-
кость. Жесткость при растяжении железобетонной плиты с учетом
образовавшихся трещин определяется с использованием
коэффициента \|/, учитывающего частичное вовлечение бетона между
трещинами в работу на растяжение. Численное значение этого
коэффициента определяется по табл. 91 СНиП 2.05.03-84* в
зависимости от вида применяемой арматуры.
Появление трещин можно не допускать предварительным
сжатием бетона плиты различными способами: обжатием пучками
напрягаемой арматуры или регулированием усилий.
4. Бетону свойственна ползучесть. Ее необходимо учитывать в
расчете, если наибольшие напряжения в бетоне от постоянных
нагрузок и воздействий превосходят 0,2Rb, где Rb — расчетное
сопротивление бетона сжатию, определяемое по п. 3.24 СНиП 2.05.03-
84*.
Если при этом изгибная жесткость плиты EbIb не превышает
0,2 ESIS, то ползучесть бетона допускается учитывать
приближенно по обязательному приложению 19 СНиП 2.05.03-84*. По этому
же приложению учитываются и потери натяжения напрягаемой
арматуры, если она используется для предварительного обжатия
бетона плиты.
5. В элементах сталежелезобетонного сечения при колебаниях
температуры окружающей среды возможно возникновение
температурных напряжений. Расчеты на температурные воздействия
необходимо производить на основе теплофизических расчетов.
Действующие нормы проектирования допускают расчеты,
основанные на допущении равномерного распределения температуры
по длине сталежелезобетонного пролетного строения исходя из
установленных в п. 5.10 СНиП 2.05.03-84* наибольших значений
разности температур железобетонной и стальной части в
зависимости от условий эксплуатации.
6. Бетону свойственна и усадка, вызывающая дополнительные
напряжения в нем. В п. 5.9 СНиП 2.05.03-84* установлены
предельные относительные деформации усадки бетона, которые
рекомендуется учитывать при расчетах на температурные
воздействия.
7. Нормальные напряжения по ширине железобетонной плиты
распределяются неравномерно, с удалением от стальной части
сечения напряжения уменьшаются вследствие сдвиговых
деформаций. Учет этого фактора производится введением условной рас-
283
—.
'4.
*&,
Ьс
с
а
i
а
%
"S3
У////////А.
ъ
1
?
Рис. 12.5. Схема для определения расчетной ширины железобетонной
плиты, учитываемой в составе сечения
четной ширины сечения, включаемой в работу по схеме,
приведенной на рис. 12.5.
В соответствии с п. 5.15 СНиП 2.05.03-84* свес b в сторону
соседнего элемента принимается в зависимости от соотношения
пролета L главных балок и расстояния В между ними.
Если L/B > 4, то b = В/2, если L/B < 4, то b = а + 6tsb но не
более В/2 и не менее Z/8. Свес Ьс в сторону консоли принимается
в зависимости от соотношения пролета L главных балок и
консольного свеса С. Если L/C > 12, то Ьс = С, если L/C < 12, то
bc = a + 6tsic, но не более С и не менее Z/12.
Все отмеченные факторы достаточно строго учитываются
расчетами, предусмотренными ныне действующими СНиП 2.05.03-
84* и основанными на применении гипотезы плоских сечений.
При этом предполагается, что стальная часть балки работает уп-
Случай Б
Случай В
Рис. 12.6. Усилия, напряжения и деформации в сталежелезобетонном
поперечном сечении, воспринимающем положительный изгибающий
момент
284
руго, а бетон и арматура плиты могут работать в упругой или
пластической стадии.
В зависимости от величины напряжения в бетоне аь на уровне
центра тяжести железобетонной плиты и напряжения в
продольной арматуре а„ соответствующей деформации бетона при
напряжении аь в соответствии с п. 5.19* СНиП 2.05.03-84*
предусмотрены три случая расчета сечения на воздействие
положительного изгибающего момента (рис. 12.6).
1. Случай А, при котором напряжения в бетоне аь и арматуре
Gr плиты не достигают расчетных сопротивлений.
2. Случай Б, при котором напряжения в арматуре аг не
превышают ее расчетных сопротивлений Д., а напряжения в бетоне аь
достигают и превышают его расчетное сопротивление Rb.
3. Случай В, при котором напряжения в арматуре и в бетоне
плиты достигают и превышают их расчетные сопротивления.
Формулы для расчета сечений при случаях А, Б и В приведены
в табл. 93* СНиП 2.05.03-84*.
Для расчета сталежелезобетонной балки на отрицательный
момент, вызывающий в плите растяжение, в соответствии с п. 5.21
СНиП 2.05.03-84* предусмотрены случаи Г и Д (рис. 12.7) в
зависимости от величины напряжений в бетоне на уровне центра
тяжести железобетонной плиты.
Формулы для расчета сечений при случаях Г и Д приведены в
табл. 95* СНиП 2.05.03-84*.
Рекомендуется следующий порядок использования этих
формул при расчете сечения на действие положительного
изгибающего момента. Вначале, предполагая упругую работу сечения
балки, вычисляются напряжения в бетоне аь и арматуре аг плиты на
А»ск tfsj
As2^
с
с,
А*1^
2
Лг
т
n
N'
Случай Г
Случай Д
Рис. 12.7. Усилия и напряжения в сталежелезобетонном поперечном
сечении, воспринимающем отрицательный изгибающий момент
285
уровне центра тяжести железобетонной плиты от нагрузок на
второй стадии работы сталежелезобетонного сечения с учетом
изменения напряжений от ползучести, усадки бетона, разности
температур и обжатия поперечных швов по формулам:
М2 М2
nbWb,sib nrWKstb
°b = —7ТГ °bi', Or = —ТГГ + °ri,
где M2 — изгибающий момент в поперечном сечении сталежеле-
зобетонной балки на второй стадии ее работы; пь,
пг—коэффициенты приведения материалов плиты к стали; Wbstb — момент
сопротивления сталежелезобетонного сечения для уровня центра
тяжести железобетонной плиты; аы, ап- — напряжения в бетоне и
арматуре от ползучести, усадки бетона плиты, обжатия
поперечных швов и изменения температуры.
Если <5b < mbRb и аг < mrRr, то дальнейший расчет следует
вести по первому случаю А работы сечения балки; если ab > mbRb,
а аг < mrRr — расчет следует вести по случаю Б работы сечения
балки; при ab > mbRb и ar > mrRr — по случаю В работы сечения.
В дальнейшем при известных напряжениях в бетоне и арматуре
плиты следует вычислить продольное усилие, создаваемое
плитой, которое действует на стальную часть сечения с
эксцентриситетом, равным расстоянию между центром тяжести плиты Сь и
центром тяжести стального сечения Cs по формулам:
для случая А
N= Nbr = Ab<5b + ArGr;
для случая Б
для случая В
N = NbR. = AbRb + А/5Г;
N=Nbr„ = AbRb + ArRr.
Затем эти усилия следует перенести в центр тяжести стального
сечения с соответствующим изгибающим моментом М= Nzbs на
плече переноса zbs, после чего представляется возможным по
нижеприведенным формулам внецентренного сжатия проверить
прочность верхнего пояса стального сечения:
М - zbsN N
<5S2 = —— — ^ mxmRy (сжатие «+», растяжение «-»)
и нижнего пояса стального сечения
М - zbsN N ^ D , .
gs1 = — + — <mR (растяжение «+», сжатие «-»),
286
где М = Мх + М2 — полный изгибающий момент; Мх —
изгибающий момент первой стадии работы, в которой нагрузку
воспринимает стальная часть конструкции; М2 — изгибающий
момент второй стадии работы, в которой нагрузку воспринимает
сталежелезобетонная конструкция; Zbs — расстояние между
центрами тяжести железобетонной плиты и стальной частью
сечения; N — вычисленная ранее продольная сила в железобетонной
плите; с — поправочный коэффициент к моменту
сопротивления, для случая А с = %ъ1т\ ^ 1; ДДЯ случая Б с = %3 = 1 + г\(% - 1);
г) — коэффициент, принимаемый по табл. 94 СНиП 2.05.03-84*;
% — коэффициент, учитывающий ограниченные пластические
деформации в стальном сечении, принимается по п. 4.26* СНиП
2.05.03-84*; тх = — — коэффициент условий работы
mRy As2
верхнего пояса стальной части балки, учитывающий его
разгрузку прилегающим недонапряженным бетоном плиты и
принимаемый не более 1,2; И^2,$ — момент сопротивления для верхних
волокон стальной балки; As — площадь сечения стальной балки; т —
коэффициент условий работы, принимаемы по п. 4.19* СНиП
2.05.03-84*; WS]S — момент сопротивления для нижних волокон
стальной балки.
Расчет сечений на действие отрицательного момента
производится по соответствующим формулам в такой же
последовательности.
Подбор сталежелезобетонного сечения по формулам СНиП
2.05.03-84* весьма трудоемок, что связано с учетом ползучести и
усадки бетона.
Задача решается методом последовательного приближения, что
удобно лишь с применением ПК. При ручном расчете в ходе
курсового проектирования, а также при предварительном
назначении размеров поперечного сечения можно отказаться от учета
ползучести и усадки бетона и исходить из упругой работы стали,
бетона и арматуры.
Расчет в таком случае необходимо выполнять в следующем
порядке.
1. Назначаются размеры сечения стальной балки при принятой
ее высоте и вычисляются геометрические характеристики Дь As2,
Aw, zs\,s, zs2jSh /s стального сечения (см. рис. 12.6), работающего на
первой стадии, когда железобетонная плита еще не включена в
работу на общее действие нагрузки и рассматривается как первая
часть постоянной нагрузки.
2. Вычисляется значение изгибающего момента Мъ
действующее в расчетном сечении на первой стадии работы от
воздействия собственного веса металлической балки и бетонной
плиты.
287
3. Вычисляются значения нормальных напряжений в нижем a'sX
и верхнем a's2 поясах балки от воздействия первой части
собственного веса по формулам:
, _МХ , _МХ
°sl — —j—Zsl,s> °s2 — —j— Zs2,s ■
4. Вычисляются приведенные к металлу геометрические
характеристики Istb, zs\,stfo ZS2,stb сталежелезобетонного сечения балки (см.
рис. 12.6), работающего на второй стадии.
В состав сечения при этом включается расчетная ширина
плиты, равная сумме расчетных величин свесов в обе стороны от оси
стальной конструкции, определяемых по табл. 92 СНиП 2.05.03-
84*.
5. Вычисляются расчетные значения изгибающего момента М2,
действующего в сечении на второй стадии работы балки от
временных и второй части постоянных нагрузок.
6. Вычисляются значения нормальных напряжений в нижнем
а"] и верхнем а"2 поясах стальной балки и в бетоне аь плиты от
нагрузок второй стадии работы по формулам:
„ _М2 „ _ М2 _ М2
®s\—~j Zsl.sib'i ®s2—-j Zsl.stb'i Gb—-j Zb.sib-
*sib *stb *stb
7. Осуществляется проверка прочности стальных поясов с
учетом их работы на первой и второй стадии по формулам:
gs1 = g's1 + s"x < mRy; as2 = a's2 + s"2 < mmxRy.
8. Осуществляется проверка прочности бетона с учетом его
работы на второй стадии по формуле
ab < mbRb.
12.5. Расчет сопряжения железобетонной плиты
с металлической балкой
При работе сталежелезобетонной балки на действие второй
части собственного веса и временной нагрузки в шве
объединения железобетонной плиты с металлической балкой возникает
сдвигающее усилие Sq от поперечной силы. Величину этой силы
легко определить методами сопротивления материалов по
формуле Журавского.
От температурных воздействий и усадки бетона в шве
возникает дополнительное сдвигающее усилие S„. Кроме того, на кон-
288
цевых участках железобетонной плиты от всей совокупности
воздействий в шве возникает и отрывающее усилие Sab. Величина
усилий S„ и Sab определяются только методами теории
упругости.
Сдвигающее усилие по шву объединения железобетонной
плиты и стальной конструкции на участке длиной at между двумя
соседними сечениями с учетом ползучести и усадки бетона
определяется по формуле
Si = {рЬ\А +огХА)-{рыА +ог2А),
где ам, оЬ2 — напряжения в центре тяжести поперечного сечения
бетона соответственно в правом и левом сечении расчетного
участка плиты длиной а{, агЬ аг2 — напряжения в продольной
арматуре в тех же сечениях; Аь, Аг — площади поперечного сечения
бетона и арматуры в тех же сечениях.
Если растягивающие напряжения в бетоне плите превышают
0,4 Rbt,sen TO сдвигающие усилия следует определять в
предположении наличия в плите трещин и вычислять напряжения в
арматуре с учетом продольной жесткости плиты согласно п. 5.12 СНиП
2.05.03-84*. Жесткость плиты при растяжении с учетом
образования трещин в этом случае определяется выражением (Еп Аг/\\гсп
где Еп Аг — модуль упругости и площадь сечения продольной
арматуры; \\гсг — коэффициент, учитывающий частичное
вовлечение бетона между трещинами в работу на растяжение,
принимаемый по табл. 91 СНиП 2.05.03-84* в зависимости от вида
арматуры: для гладкой арматуры, пучков высокопрочной проволоки и
стальных канатов \\гсг = 0,7, для арматуры периодического
профиля \\гсг = 0,5.
Полное концевое сдвигающее усилие Se следует определять,
принимая на конце напряжения а = 0 и назначая длину концевого
участка
ае = 0,3(Н+ bsl),
где Н — расчетная высота поперечного сечения сталежелезобе-
тонного элемента; bsl — расчетная ширина железобетонной плиты
по п. 5.15 СНиП 2.05.03-84* принимается как сумма расчетных
величин свесов плиты в обе стороны от оси стальной
конструкции (по табл. 92 СНиП 2.05.03-84*).
При определении сдвигающих усилий длины расчетных
участков рекомендуется принимать по схеме (рис. 12.8): концевой
участок 1 длиной щ = 0,18(i/> bsi); участки .2длиной а2 = 0,36(Н+ bsl)
в местах приложения сосредоточенных сил, а также в местах,
примыкающих к этим участкам; участок 3 в крайней четверти пролета
длиной а3 < 0,8(Н + 6s/); участки 4 в средней четверти пролета
длиной я4 = 1,6(Н+ bsi).
289
2.3,3. 4 - 4 - 4 \2,2.2, 3 .2 2,3 \2,2,2. 4 . 4
У I I I I I I I 1^1 I I I I I
Рис. 12.8. Разбивка балок на участки при расчете упоров
Концевое отрывающее железобетонную плиту от стальной
конструкции усилие Sab следует определять по формуле
\ь — 5,6
Jb,s2
H + bsl
где Zbs2 — расстояние от центра тяжести поперечного сечения
бетона до верхней фибры стальной конструкции.
Отрывающее усилие следует принимать приложенным на
расстоянии 0,024(# + bsi) от конца плиты.
Расчет жестких упоров. Допускается исходить из равномерного
распределения сминающих напряжений по площади. Прочность
соединения при этом следует проверять по формуле
Sh < 1,ЬщА^^ф,
где Sh — сдвигающее усилие, приходящееся на один упор; Abdr —
площадь поверхности смятия бетона упором.
Кроме того, конструкцию жесткого упора необходимо
проверить на способность воспринять действующее на него усилие. Эта
проверка зависит от вида конструкции жесткого упора. При этой
проверке следует проследить за тем, как сдвигающее усилие от
площади смятия будет передаваться стальной балке и способны
ли все элементы упора воспринимать усилие, возникающее в них
при передаче усилия на балку.
Расчет вертикальных гибких упоров. Производится из условия
работы упора на его изгиб со смятием бетона по формулам п. 1
обязательного приложения 22 к СНиП 2.05.03 -84* в зависимости
от вида конструкции вертикального гибкого упора (прокатные
швеллеры, двутавры или уголки без подкрепляющих ребер,
гибкие упоры в виде круглых стержней с различным отношением
длины к диаметру).
Расчет наклонных гибких анкеров. Производится из условий
работы анкера на сочетание растяжения и изгиба анкера со
смятием бетона по формулам п. 2 обязательного приложения 22 к
СНиП 2.05.03-84*.
Расчет объединительных швов на высокопрочных болтах.
Производится по условию восприятия действующего усилия трением
по контактным поверхностям в соответствии с обязательным
приложением 23 к СНиП 2.05.03-84*.
290
12.6. Проверка общей и местной
устойчивости балок
При увеличении нагрузки на балку до определенного предела
сжатый ее пояс может выпучиться в плане из плоскости изгиба, а
балка при этом скручивается — происходит потеря общей ее
устойчивости (рис. 12.9).
Если сжатый ее пояс хорошо закреплен на всем протяжении
плитой проезжей части (железобетонной или ортотропной), то
потеря общей устойчивости не происходит. Если же сжатые пояса
связаны только системой продольных или поперечных связей, то
общая устойчивость зависит от отношения расстояния между
узлами связей и ширины сжатого пояса. Если это отношение не
превышает 15, то общая устойчивость обеспечена, в противном
случае сжатый пояс может потерять устойчивость.
Для обеспечения общей устойчивости балки необходимо,
чтобы напряжения в сжатом поясе удовлетворяли условию
М s ю
Wc ™ у
где М — наибольший расчетный изгибающий момент в пределах
расчетной длины /^ сжатого пояса балки (между точками
закрепления в горизонтальной плоскости); Wc — момент сопротивления
сечения балки для крайнего волокна сжатого пояса.
Здесь е — коэффициент, определяемый по формулам:
при X. < 85
е = 1 + (ЗС - 1)(1 - 1у/85),
где % — коэффициент, учитывающий допущение ограниченных
пластических деформаций в сечении;
при X > 85
е=1;
Рис. 12.9. Схемы потери общей устойчивости балок
291
Здесь ц>ь — коэффициент продольного изгиба, определяемый
по табл. 1.3 обязательного приложения 15 к СНиП 2.05.03 -84* при
е^= 0 и гибкости из плоскости стенки, определяемой по формуле
где Е — модуль упругости стали; Мсг — критический изгибающий
момент в пределах расчетной длины сжатого пояса балки,
значение которого допускается определять по формуле
Mcr =—yjO,4IyIk,
где lef — расчетная длина сжатого пояса между точками
закрепления его в горизонтальной плоскости; 1у — момент инерции
сечения относительно вертикальной оси; 1к — момент инерции при
чистом кручении, определяемый для двутавровых балок,
состоящих из пластин по формуле
/* =0,435>?,
где bt — ширина листов поясов и высота стенки; tt — толщина
листов поясов и стенки.
Параметр ориентировочно можно определить в зависимости от
величины а = GIk(lef/h)2/(EIyy.
а 0,1 1 2 4 8 16 32 100
b 31 10,4 7,7 5,9 4,7 4,0 3,6 3,3 3,14
Усилия, действующие на двутавровые и коробчатые балки,
могут вызвать местное выпучивание тонких листов, из которых
они составлены. Такое явление называется потерей местной
устойчивости. В двутавровых балках на местную устойчивость
необходимо проверять стенку, а в коробчатых проверяют стенки и листы
верхнего и нижнего поясов.
Потеря местной устойчивости стенки балки происходит от
совместного воздействия нормальных <зх и <зу и касательных хху
напряжений (рис. 12.10, а), когда достигается определенное
соотношение этих напряжений с их критическими значениями.
Под критическими напряжениями подразумеваются
напряжения, самостоятельные воздействия которых вызывают потерю
устойчивости стенки. Они зависят от толщины tK и высоты hK
стенки, размеров а и h^ отсека, ограниченного поясами,
вертикальными и горизонтальными ребрами жесткости (см. рис. 12.10, а, б).
Они также зависят:
• от характеристики £, неравномерного сжатия стенки по
высоте, вычисляемой по формуле
292
\cv
°»-^пи-е
t
Ф-
Рис. 12.10. Схемы (а, б) к расчетам на местную устойчивость стенок
балок
• от отношения и = а/кф длины а отсека к его высоте кф
• от степени защемления стенки сжатым поясом балки,
характеризующейся параметром
Y = P
К
где f,, 6, — толщина и ширина листа сжатого пояса; |3 —
коэффициент, характеризующий закрепление сжатого пояса
конструкцией проезжей части, принимается по табл. 1 приложения 15 к
СНиП 2.05.03-84. Если к поясу приварен лист ортотропной
плиты, то Р = 2.
Проверка устойчивости стенок выполняется с учетом всех
компонентов напряженного состояния ах и ау и хху, которые
вычисляют в предположении упругой работы материала по сечению
брутто без учета коэффициентов продольного изгиба. Так,
максимальные аЛтпах и минимальные аЛтп1п продольные нормальные
напряжения (положительные при сжатии) по продольным границам
пластинки определяются по формулам:
±Ц±У«
■ ^"min
где Мт — среднее значение изгибающего момента в пределах
отсека при и < 1; если и > I, то среднее значение изгибающего
момента следует вычислять для более напряженного участка
длиной, равной кф если момент в пределах отсека изменяет знак, то
среднее значение момента следует вычислять на участке отсека с
моментом одного знака; утах, ymin — наибольшее и наименьшее
расстояние от нейтральной оси до границ отсека по вертикали (с
учетом знака).
Поперечные сжимающие нормальные напряжения оу
(положительные при сжатии), действующие на внешнюю кромку край-
293
ней пластинки и на границах пластинок, определяются по
формулам (5)...(9) приложения 16 к СНиП 2.05.03-84*.
Действие касательных напряжений при проверке местной
устойчивости стенок оценивается средним касательным
напряжением хху в отсеке, которое при отсутствии горизонтального ребра
жесткости определяется по формуле
« Хщахэ
в которой
(12.3)
а при их наличии — по формуле
хху = (х, + х2)/2,
где Qm — среднее значение поперечной силы в пределах отсека,
определяемое так же, как Мт; х, и х2 — значения касательных
напряжений на продольных границах пластинки, определяемые
по формуле (12.3) при замене .S^ соответствующими
значениями S.
Проверка местной устойчивости стенки балок, имеющих
только поперечные ребра жесткости (см. рис. 12.10, а) при допущении
ограниченных пластических деформаций в стенке проверяется по
формуле
щахсг а
у.сг
+
' 0,9хЛТ ^2
ОЪХду сг
< 1, (12.4)
щие напряжения по наиболее сжатой границе стенки; тху —
среднее касательное напряжение в расчетном отсеке стенки; gv„ <зъ„ —
соответственно критические нормальные продольные и
поперечные сжимающие напряжения; ххусг — критическое касательное
напряжение,
со, = 1 + 0,1(1 - cmax/amin); со2= 1 + 0,5[(/гю/200/ю) - 0,5].
В формуле используются критические напряжения в упругоп-
ластической стадии a^cn оУуСГ и ххУуСП которые определяются по
формулам табл. 3 приложения 16 к СНиП 2.05.03-84* или по
графику на рис. 12.11 в зависимости от критических напряжений ajcr,
Gy,cr и х*у,сп найденных в предположении неограниченной
упругости материала.
В соответствии с действующими нормами проектирования о*хсг,
a*cr и x*xycr для стальных пластинок вычисляются по следующим
формулам:
294
v%cr = 1905С8(Ю0^)2;
G*y.cr = 1905c,fe(100^)2;
fxysr = XiO 020 + 760/ii2)(l00t/d)2,
где % — коэффициент упругого защемления стенки,
принимаемый в зависимости от параметра у по табл. 4 приложения 16 к
СНиП 2.05.03-84*; 8 — коэффициент, принимаемый по табл. 5
приложения 16 к СНиП 2.05.03-84* в зависимости от параметров
£, и ji; ре, — коэффициент упругого защемления стенки,
принимаемый в зависимости от параметров у и |i по табл. 7 приложения 16
к СНиП 2.05.03-84*; С, — коэффициент, принимаемый равным
единице при нагрузке, распределенной по всей длине пластинки,
а при сосредоточенной нагрузке — по табл. 6 приложения 16 к
СНиП 2.05.03-84*; z — коэффициент, принимаемый по табл. 8.
приложения 16 к СНиП 2.05.03-84*; %2 — коэффициент упругого
защемления стенки, принимаемый равным единице для
элементов с болтовыми соединениями и по табл. 9 приложения 16 к СНиП
2.05.03 -84* в зависимости от параметров у и |i по табл. 7
приложения 16 к СНиП 2.05.03 — 84* для сварных элементов; d —
меньшая из сторон отсека (а или /г^).
Если стенка балки, кроме вертикальных ребер жесткости,
подкреплена и горизонтальным, то проверку выполняют по отсекам.
В отсеке между сжатым поясом и горизонтальным ребром
жесткости проверку выполняют по формуле
а' - + ^ +
™Ь ®х,сг ®у,сг
0,9т,
у *xy,cr j
<1.
(12.5)
окр, МПа
320
280
240
200
160
120
80
40
0
\р-—т—=
юхснд
16Д
100
200
300
400
500 Ой,, МПа
Рис. 12.11. График проф. А.А.Потапкина для перехода от критических
напряжений, найденных в предположении неограниченной упругости,
к критическим напряжениям в упругопластической стадии
295
В отсеке между горизонтальным ребром жесткости и
растянутым поясом проверку выполняют по формуле (12.4), принимая
при этом со2 = 1.
Если проверка местной устойчивости не выполняется, то
необходимо уменьшить расстояние между вертикальными ребрами
жесткости (если необходимо увеличить xmcr) или установить
горизонтальные ребра жесткости (если необходимо увеличить оХгСГ)
или увеличить толщину стенки. Иногда бывает необходимо
одновременное изменение толщины стенки и расстояния между
вертикальными ребрами или установка горизонтальных ребер
жесткости.
12.7. Расчет монтажных стыков балок
Монтажный стык сплошных металлических балок
выполняется с помощью металлических накладок по поясам и стенкам,
обжимаемых высокопрочными болтами.
Расчет каждого из таких стыков необходимо выполнять в
следующем порядке:
1. Определяются наиболее неблагоприятные расчетные
силовые факторы, действующие в стыке: изгибающий момент М и
поперечная сила Q. При расчете монтажного стыка балки
жесткости висячего или Байтового моста дополнительно определяется
величина осевого усилия N в балке жесткости.
2. Выделяются доли силовых факторов, воспринимаемых
поясами и стенкой.
Нормальное усилие N, приложенное по центру тяжести
поперечного сечения балки с площадью А, распределяется между ее
поясами и стенкой пропорционально их площадям Авп, Аип, Аст.
Это позволяет вычислять соответствующие доли осевых усилий в
верхнем поясе NBU, нижнем поясе NHU и стенке NCT от общего
усилия N по формулам:
Явл, = NAvJA, Nu,n = NAUJA; NCT = NACT/A.
Изгибающий момент в сечении между элементами
распределяется пропорционально их вкладу в момент инерции сечения.
В связи с этим долю Мст изгибающего момента, воспринимаемого
стенкой, можно вычислить по формуле
ikzCT — ivi iXCT/ ix.
Изгибающий момент в поясах вызывает осевые усилия,
которые можно вычислять по очевидным формулам:
Nmi = <5iAi=MyiAi/Ix.
296
Поперечная сила в сечении, как это следует из анализа
формулы Журавского, практически полностью воспринимается
стенкой, поэтому следует считать, что QCT = Q.
3. Производится конструирование стыков поясов и
определяется необходимое количество высокопрочных болтов для
полунакладок на поясах.
Накладки, перекрывающие стык поясов, должны иметь
площадь сечения, не меньшую площади соответствующего пояса или
компенсатора, если он есть. Продольная сила, приходящаяся на
стык /-го пояса от нормальной силы и изгибающего момента:
ЛГ. = N • + N N
Количество болтов в полунакладке /-го пояса определяется по
формуле
ni>Ni/(mQbhns),
где Qbh — расчетное усилие на одну плоскость трения; ns —
количество плоскостей трения: при перекрытии стыка пояса одной
накладкой ns = 1; при перекрытии стыка двумя накладками (сверху
и снизу от листа пояса) ns = 2; т — коэффициент условий
работы, принимаемый по табл. 60* СНиП 2.05.03-84*.
Расчетное усилие Qbh, которое передается одной плоскостью
трения от одного болта, вычисляется по формуле
Qbh = P^hbh,
где Р — усилие натяжения высокопрочного болта, вычисляемое
по формуле (227) СНиП 2.05.03-84* в зависимости от диаметра
болтов, принимаемого по табл. 88 СНиП 2.05.03-84*; ц —
коэффициент трения по контактным поверхностям, принимаемый по
табл. 57* СНиП 2.05.03-84* в зависимости от способа обработки
контактных поверхностей трения; ybh — коэффициент
надежности, принимаемый по табл. 83* СНиП 2.05.03-84* в зависимости
от числа болтов в соединении и значения коэффициента
надежности ybh.
Расстояния между центрами болтов и расстояния от центра
болтов до края элемента (накладки или пояса) принимаются по
табл. 89 СНиП 2.05.03-84*. Количество болтов следует принимать
кратным числу рядов болтов по продольной оси накладок.
Результаты расчета позволяют определить длину накладки и
начертить стык пояса.
3. Производится конструирование стыка стенки и определяется
необходимое количество болтов для обжатия накладок из условия
работы стенки на совместное действие продольных и поперечной
сил.
Стыковые накладки на стенку располагают с обеих ее сторон,
их толщина принимается равной 10 мм. Это минимально возмож-
297
ная толщина по конструктивным требованиям. Условие
прочности на поперечную силу при этом будут выполняться с запасом.
При расчете стыка стенки предполагается, что продольная и
поперечная силы равномерно распределяются между всеми
болтами в полунакладке (с одной стороны стыка). В связи с этим
усилия (N„, Nq) на один болт от продольной и поперечной силы
в стенке составят:
N„ = NJn; Nq = QJn,
где п — принятое количество болтов на полунакладке.
Усилия, возникающие в болтах от изгибающего момента в
стенке М, зависят от удаления болта от центра болтового поля (рис.
12.12). Можно считать, что их значения пропорциональны
расстояниям от этого центра.
Обозначив через Nmmax усилие, действующее на болт в крайнем
наиболее удаленном от центра болтового поля ряду с
расстоянием утях можно записать:
P*mi ~ *-iттахУг/Утах,
где Nmi, yt — усилие, приходящееся на /-й болт, и расстояние до
него от центра тяжести болтового поля.
Все болты в полунакладке должны воспринимать изгибающий
момент, действующий в стенке, поэтому можно записать
следующее равенство:
Мг.
^ZNmiyt
N
-Zrf.
а б
Рис. 12.12. Схемы (а, б) к расчету монтажного стыка стенки
298
Отсюда получаем
N = М v /У v?
JTmmax ±v±статях [ / , Ji •
Результирующее усилие, действующее в наиболее удаленном и
нагруженном болте, получим как равнодействующую сил,
которая для высокой балки со стыком, развитым по вертикали,
составит
^Vmax = yl(Mn+NnKytf +N1'.
При проверке стыка усилие Л^ не должно превышать
несущую способность наиболее нагруженного болта, т.е.
TJiK+N^f+N; < nsQt
Ы11
где ns = 2.
Будем считать, что в одном ряду по высоте накладки к болтов,
а по длине полунакладки с одной стороны стыка размещается т
рядов болтов.
Будем исходить из того, что поперечная сила и нормальная
сила, действующие в стыке, равномерно распределяются между
болтами. Тогда усилие, воспринимаемое одним болтом от
поперечной силы, составит
N,
Q
тк
от нормальной силы
N
тк
Полученное усилие, воспринимаемое одним наиболее
напряженным болтом от изгибающего момента с учетом введенного
количества болтов в одном ряду к и количества рядов т,
представим в следующем виде:
N = М v /У v? = МсгУ'
!=1
max
А
ту л'2
Условие прочности наиболее нагруженного болта от всех видов
силовых воздействий теперь представим следующим образом:
299
N M v
1 vct , 1УЛ cijn
тк
rn^yj
mk
^*CT , ^"CT.Vn
rn^yj
Q,
^nsQbh.
Из этого соотношения получим формулу
m > ■
nsQi
hMbh
N My
m
Xrf
Ы
a,
для определения необходимого количества рядов m болтов в
одной полунакладке при принятом количестве болтов к в одном ряду
полунакладки.
Контрольные вопросы
1. Как определяются усилия в элементах проезжей части с ортотроп-
ной плитой и главных балок пролетных строений и требуемые их
размеры?
2. Каковы особенности расчета поперечных сечений сталежелезобе-
тонных балок?
3. Как производится расчет сопряжения железобетонной плиты с
металлической балкой?
4. Как выполняется проверка местной устойчивости стенок балок?
5. Как выполняется расчет монтажных стыков балок?
ГЛАВА 13
Балочные пролетные строения
с решетчатыми фермами
13.1. Компоновка пролетных строений
с решетчатыми фермами
Пролетные строения с решетчатыми фермами в качестве
основных несущих элементов пролетных строений при пролетах
более 80 м менее металлоемки, чем со сплошностенчатыми
балками. Но они сложнее по конструкции, изготовлению и
монтажу. Поэтому в настоящее время в России балочные пролетные
строения со сплошной стенкой применятся даже при пролетах
147 м.
Пролетные строения со сквозными фермами могут быть с
ездой поверху и понизу. При больших пролетах высота ферм
позволяет устроить езду понизу и свести к минимуму строительную
высоту пролетного строения. При езде поверху компоновка
сквозных пролетных строений аналогична компоновке сплошных
строений с заменой сплошных балок на сквозные фермы. Компоновка
пролетных строений со сквозными фермами с ездой понизу
сложнее, чем с ездой поверху. Обычно в поперечном сечении имеются
только две главные фермы (рис. 13.1), объединенные понизу
балочной клеткой проезжей части и поверху горизонтальными
связями, что превращает пролетное строение в единую
пространственную конструкцию. В пределах мостового полотна предусмат-
А-А
>0,5м
I I/I
2
4 3
Рис. 13.1. Схема сквозного пролетного строения с ездой понизу:
1 — сквозная ферма; 2 — поперечная балка; 3 — продольная балка; 4 — плита
проезжей части; 5 — консоль поперечной балки для устройства тротуара; 6 —
тротуар; 7 — верхние горизонтальные связи
301
JA ЛЛЛЛЛЛЛЛЛЛууУ\/^
l_ '1 -I- ' J_ '1 -I
Рис. 13.2. Виды (а — д) сквозных балочных ферм
риваются защитные полосы шириной не менее 0,5 м около
каждой фермы.
В автодорожных мостах в фермах используют простую
треугольную решетку или треугольную решетку с дополнительными
вертикальными элементами (рис. 13.2, а, б) Высота таких ферм
составляет 1/6... 1/10 пролета.
Большие пролеты имеет смысл перекрывать фермами с ездой
понизу с переменной высотой — с полигональным очертанием
верхнего пояса (рис. 13.2, в). Фермы с полигональным верхним
поясом имеют большую высоту в середине пролета,
составляющую 1/5... 1/6 пролета.
Длина панелей d (см. рис. 13.2, а—в) связана с конструкцией
проезжей части и решеткой ферм. Угол наклона раскосов
желательно иметь близким к 45°. При больших высотах это требует
применения более сложных схем со шпренгелями.
Неразрезные пролетные строения с фермами при езде поверху
(рис. 13.2, г) применяют редко, так как они не имеют заметных
преимуществ перед пролетными строениями со сплошными
балками.
Чаще строят неразрезные пролетные строения с фермами при
езде понизу (рис. 13.2, д). Такие пролетные строения более
эффективны при больших пролетах. Высота неразрезных ферм
составляет 1/8... 1/12 пролета.
302
13.2. Конструкция элементов ферм
Современные фермы выполняют только со сварными
элементами. В мостах небольших пролетов применяют Н-образные
сечения (рис. 13.3, а), при тяжелых нагрузках и больших пролетах —
коробчатые (рис. 13.3, б, в, г). Сварка элементов из листов на
заводах выполняется двухдуговыми автоматами, которые одновременно
сваривают два симметричных шва на элементе, что ускоряет сварку
и уменьшает деформации. В соответствии с этим внутренние
размеры сечений должны обеспечивать проход сварочного автомата
с размерами 440 х 460 мм.
В коробчатых элементах для обеспечения возможности
осмотра, очистки и окраски сечений один (см. рис. 13.3, б, в) или оба (см.
рис. 13.3, г) горизонтальных листа выполняют
перфорированными. Сечения поясов могут иметь выпуски горизонтальных листов:
вверху для верхнего пояса (см. рис. 13.3, б) и внизу для нижнего
пояса (рис. 13.3, в), которые используют для прикрепления
узловых фасонок системы связей. Применяются также коробчатые
сечения без выпусков горизонтальных листов (см. рис. 13.3, г).
Контроль состояния внутренних поверхностей коробчатых
элементов и их окраску через отверстия перфорированных листов
выполнять сложно. Поэтому все чаще применяют
герметизированные коробчатые элементы, внутренние полости которых
защищены от коррозии установкой по их концам глухих диафрагм
или сведением горизонтальных листов в середину сечения и
сваркой (рис. 13.3, д) или установкой подковообразных заглушек (рис.
13.3, е). В таких элементах трудно выполнять сварку внутренних
^ у л
ь . . '
i ■ \- i
Рис. 13.3. Виды (а — г) поперечных сечений сварных элементов ферм
и способов герметизации (д, е) их внутренней полости:
1 — перфорация горизонтальных листов; 2 — отгиб горизонтальных листов; 3 —
подковообразная заглушка
303
швов, поэтому чаще всего объединение листав сечения
производится только наружными швами.
Фермы больших пролетов обычно имеют коробчатые
элементы в поясах и в наиболее нагруженных раскосах. Раскосы, в
которых возникают небольшие усилия, могут иметь Н-образное
сечение.
При больших длинах элементов, если в них возникают даже
небольшие усилия, то в них используется также коробчатое
сечение, чтобы обеспечить необходимую их гибкость. Так, в поясах и
сжатых элементах решетки гибкость должна быть не более 120, а
для растянутых элементов решетки — не более 150.
13.3. Конструкция узлов ферм
Узлы сквозных ферм являются ответственными их элементами.
От надежности и способа их выполнения во многом зависит
надежность работы фермы и пролетного строения в целом.
Сопряжения элементов ферм в монтажных узлах обычно
выполняется с использованием высокопрочных болтов и фасонок —
листов специального очертания. Форма и размеры фасонного
листа определяются размещением соединяемых элементов и
величиной усилий в них, что определяет необходимое количество
болтов. В мостах применяют узловые соединения с фасонными
вставками, фасонными накладками и фасонными приставками (рис.
13.4).
Если фасонный лист входит в сечение пояса на место одного
из его вертикальных листов, то его называют фасонной вставкой
(рис. 13.4, а). Передача усилий с прерванного пояса на фасонную
вставку 1 производится через стыковые накладки 2,
перекрывающие их стык.
Б-Б
В-В А
Е
т
3 Е
т:
а бе
Рис. 13.4. Варианты (а —в) конструктивного решения узлов ферм:
1 — фасонная вставка; 2 — стыковая накладка; 3 — фасонная накладка; 4
фасонная приставка
304
Фасонный лист 3 может быть наложен на вертикальные листы
сечения пояса. В этом случае его называют фасонной накладкой 3
(рис. 13.4, б), он перекрывает стык пояса.
Иногда фасонные листы прикрепляют к низу верхнего пояса
или к верху нижнего. Такие фасонные листы называют фасонной
приставкой 4 (рис. 13.4, в).
В современных конструкциях металлических мостов
наибольшее распространение получила конструкция узлов на фасонных
накладках, обеспечивающих более равномерное распределение
напряжений в узле.
Фасонные приставки в основном применяют в фермах с
жестким нижним поясом.
При конструировании узлов ферм необходимо выполнять ряд
требований к ним. Так, необходимо обеспечивать совпадение осей
элементов с геометрической осью фермы, строго центрировать в
узлах оси сходящихся элементов, что способствует
возникновению в элементах только осевых усилий. Кроме того, прочность
прикрепления элементов в узлах должна быть выше прочности
самих элементов, так как в период эксплуатации стыки и
прикрепления усиливать значительно сложнее, чем сами элементы.
Расстояния между болтами следует назначать минимальными, а
очертание узловых фасонок следует назначать без входящих углов
и экономными без излишних запасов.
13.4. Связи в балочных пролетных строениях
Балки или фермы пролетных строений объединяют в единую
конструкцию системой связей, которая обеспечивает их
пространственную жесткость, участвует в распределении временной
нагрузки между ними, воспринимает воздействие ветра, боковые
удары временной нагрузки и др.
Система связей (рис. 13.5, а) обычно включает верхние 1 и
нижние 4 продольные связи, устанавливаемые вдоль верхнего и
нижнего поясов, а также опорные 2 и промежуточные 3
поперечные связи, которые размещают между главными балками или
фермами в перпендикулярных им плоскостях. Поясами ферм
горизонтальных связей являются пояса главных балок или ферм.
Поперечные связи располагают обычно в плоскостях
вертикальных элементов ферм или балок: стоек ферм или ребер жесткости
балок. Относительно редко поперечные связи устанавливают
наклонно, в плоскостях раскосов. Продольные и опорные
поперечные связи обеспечивают пространственную неизменяемость
пролетного строения и восприятие ветровых нагрузок, а
промежуточные поперечные связи обеспечивают более равномерное
распределения временных нагрузок между главными балками или
305
мхмхц
ы^^^{
Рис. 13.5. Способы (а —в) расположения связей в различных пролетных
строениях:
1 — верхние продольные связи; 2 — опорные поперечные связи; 3 —
промежуточные поперечные связи; 4 — нижние продольные связи; 5 — главные фермы;
6 — портальная рама; 7 — наклонные поперечные связи
фермами. Нижние горизонтальные связи передают
горизонтальные усилия на опоры через опорные части балок или ферм, а
горизонтальные усилия, приходящиеся на верхние продольные
связи, переходят на опоры через опорные портальные рамы.
В пролетных строениях с металлической ортотропной или
железобетонной плитой проезжей части с ездой поверху верхние
продольные связи не устанавливают, так как эти плиты проезжей
части воспринимают все горизонтальные нагрузки и выполняют
функции верхних продольных связей. В таких конструкциях не
ставят и нижние продольные связи и ограничиваются установкой
только системы поперечных связей.
В пролетных строения с ездой понизу применяют две
плоскости продольных связей: вдоль верхнего и нижнего поясов ферм
(рис. 13.5, б). Особенностью системы связей этих пролетных
строений являются жесткие портальные (опорные) рамы 6 вдоль
раскосов по концам пролетных строений Они обеспечивают
передачу усилий с верхних продольных связей на опоры. Их устройство
осложняется необходимостью обеспечения габарита приближения
конструкций между фермами пролетных строений в пределах их
высоты. По этой же причине не всегда удается разместить
промежуточные поперечные связи (см. рис. 13.5, б), которые
обеспечивают поперечную жесткость пролетного строения.
При перекрытии небольших пролетов высота ферм часто
оказывается недостаточной для устройства верхних продольных
связей, так как они оказались бы в пределах высоты габарита при-
306
ближения конструкций. В этом случае верхние пояса оставляют
открытыми без верхних продольных связей (рис. 13.5, в), при этом
работа сжатого верхнего пояса осложняется из-за значительного
увеличения его свободной длины. Горизонтальную устойчивость
верхнего пояса в такой конструкции обеспечивают установкой
поперечных полурам, составленных из стоек ферм и поперечных
балок балочной клетки.
Если фермы с ездой понизу имеют очерченный по кривой
верхний пояс, то верхние продольные связи, идущие в этом случае
вдоль верхнего пояса, размещают в той их части, где высота ферм
достаточна для размещения габарита приближения конструкций,
а приопорная часть поясов ферм служит стойками поперечной
портальной рамы.
Поперечные связи устраивают также в пределах высоты ферм
над габаритом приближения конструкций. В портальной раме
часто ригель выполняют в виде сквозной фермы (см. рис. 13.5, б).
Если высота ферм не позволяет применить сквозную
конструкцию ригеля, то его выполняют в виде мощной распорки
двутаврового или коробчатого сечения, входящей в состав жесткой
портальной рамы.
Фермы продольных связей могут иметь разнообразную схему
решеток. Часто в связях применяют крестовую решетку
(см.нижние связи на рис. 13.5, а), которая обеспечивает наиболее
жесткую связь между поясами.
Если расстояние между соединяемыми связями фермами
больше панели связей, то применяют полураскосную решетку (см.
верхние связи на рис. 13.5, в), которая позволяет сократить длину
раскосов из плоскости фермы. Распорки в этой схеме могут
изгибаться усилиями в раскосах, но если изменять направление раскосов
в каждой панели, то этого можно избежать.
Кроме перечисленных видов решеток возможны также
раскосная и треугольная решетки, которые применяют, если расстояние
между фермами не превышает длины панели фермы.
В пролетных строениях с тремя фермами продольными
связями соединяют все фермы, устраивая решетку со встречными
направлениями раскосов в каждой панели связей. При большем
количестве главных несущих конструкций их связывают
продольными связями попарно. В очень широких пролетных строениях в
крайних панелях продольные связи устраивают на всей ширине
моста.
Поперечные связи обычно выполняют с крестовой, раскосной
или полураскосной решеткой.
Поперечное сечение элементов связей назначают обычно по
гибкости, которая для элементов связей не должна превышать
150 (сжатые элементы) и 180 (растянутые элементы).
Исключением являются распорки поперечных связей, для которых гибкость
307
1
/
I—. / 1
) 1
Рис. 13.6. Узлы прикрепления связей к главным балкам (а) и фермам (б)
несущих конструкций:
1 — фасовка прикрепления связей; 2 — сплошная балка; 3 — пояс сквозной
фермы
должна быть меньше 100, что необходимо, чтобы связи не
провисали от собственного веса и не вибрировали при проходе по мосту
временных нагрузок. Короткие элементы связей обычно
выполняют из двух уголков (рис. 13.6, а). Длинные элементы связей
должны иметь более мощное сечение, их составляют из четырех
раздвинутых уголков, швеллеров или двутавров. Особенно мощные
сечения имеют распорки портальных рам, их выполняют
коробчатыми из листового металла.
Прикрепление связей к поясам выполняют с помощью фасо-
нок (см. рис. 13.6). Центровку элементов связей в узлах пролетных
строений с балками выполняют обычно на ось пояса (рис. 13.6, о).
В связях пролетных строений с фермами в фасонки связей могут
получиться очень большими. Поэтому их центровку иногда
смещают на наружную грань пояса (рис. 13.6, б).
13.5. Конструкции опорных частей
В качестве подвижных и неподвижных опорных частей
металлических мостов при перекрытии средних пролетов в настоящее
время используют стаканные, сферические и комбинированные
308
опорные части, которые используются в балочных
железобетонных мостах. В большепролетных металлических мостах ранее
использовали многокатковые или однокатковые опорные части.
Верхнюю и нижнюю подушки таких опорных частей называют
балансирами. Между балансирами располагали шарнир или катки.
Размещение подвижных и неподвижных опорных частей по длине
моста серьезно отражается на конструкциях пролетных строений
и опор. В зависимости от того, где будут поставлены неподвижные
опорные части в пролетных строениях, выбирают конструкции
деформационных швов, так как их положение меняет размер
раскрытия шва. Так как через неподвижные опорные части
передаются на опоры большие горизонтальные силы, их положение
отражается на работе опор. Поэтому не следует располагать
неподвижные опорные части на высокой опоре или опоре на слабых
грунтах, потому что это сильно осложнит ее проектирование.
Неподвижные опорные части лучше размещать на устоях, так как
устои в большей степени, чем промежуточные опоры,
приспособлены для восприятия горизонтальных сил.
Контрольные вопросы
1. Каковы особенности компоновки пролетных строений с фермами?
2. Каковы особенности конструкции элементов ферм?
3. Каковы особенности конструкции узлов ферм?
4. Каковы особенности конструкций связей в балочных пролетных
строениях с фермами?
5. Какие конструкции опорных частей применяют в металлических
пролетных строениях автодорожных мостов?
ГЛАВА 14
Пролетные строения с фермами
14.1. Проверка прочности и устойчивости
элементов ферм
Сквозное пролетное строение современного металлического
пролетного строения моста — статически неопределимая
пространственная ферма с жестким соединением основных несущих
элементов и элементов системы связей.
Для определения усилий в элементах такой пространственной
системы строительная механика в своем арсенале имеет
несколько эффективных методов: метод сил, метод перемещений и
смешанный метод.
Для ручных расчетов эти методы весьма трудоемки, но
эффективны при их реализации с использованием персональных
компьютеров.
При использовании приближенного метода расчета,
основанного на предположении шарнирного объединения стержней в
узлах ферм, применяется приведенная далее последовательность
определения усилий.
Вначале строятся продольные линии влияния усилий в
элементах фермы (разрезной или неразрезной) с использованием
линий влияния моментов в соответствующих моментных точках
(рис. 14.1). Затем строится поперечная линия влияния нагрузки на
наиболее нагруженную (крайнюю) ферму по методу внецентрен-
ного сжатия (с учетом жесткости поперечных связей пролетного
строения). При ее загружении временными нагрузками
вычисляются коэффициенты поперечной установки ранее
рассмотренными способами. Затем вычисляются усилия в элементах фермы при
загружении соответствующих линий влияния постоянными и
временными нагрузками с учетом коэффициентов поперечной
установки.
После определения усилий в элементах ферм представляется
возможным осуществить проверки их прочности и устойчивости.
Современные фермы имеют сварные сечения элементов,
потому на всей длине любого элемента нет ослаблений. Ослабления
могут быть только на концевых участках элементов, где обычно
имеются отверстия для установки высокопрочных болтов.
Поэтому проверки прочности и устойчивости сварных сечений
элементов можно выполнять по полной площади сечения в средней их
части.
310
В клепаных мостах расчет прочности следует выполнять по
ослабленной отверстиями для заклепок площади поперечного
сечения элемента (площади нетто).
Прочность растянутых элементов проверяют по формуле
а = N/A„ < Ry m,
где N — действующее в элементе усилие; Ап — площадь сечения
элемента с учетом ослаблений, если они есть; Ry — расчетное
сопротивление материала элемента; т — коэффициент условий
работы, равный для ферм автодорожных и городских мостов 1,0,
а пешеходных — 0,9.
Устойчивость центрально и внецентренно сжатых элементов
проверяют по формуле
а = N/(yA) < Rytn,
где А — полная площадь сечения без учета ослаблений; ф —
коэффициент продольного изгиба, определяемый по таблицам
приложения 15 СНиП 2.05.03-84 в зависимости от гибкости элемента X
и приведенного относительного эксцентриситета е$.
Гибкость элемента определяется по формуле
X = l(fyjA/I,
где 1^— расчетная его длина; А — площадь поперечного сечения;
/ — момент инерции его сечения.
3d
h
2d
'1ащпшЩЩ|ЩЩ^
ц
llll|||ll||||||||U>*
ИИПШППГК.
^^мММшмп»^
^ТТШТГПБГШТтгттттгпттттттттшттт^,—
Оз
Щ
А
"чцц^щщдщщшппшшшя-——^4
Рис. 14.1. Линии влияния усилий в элементах фермы разрезного
балочного пролетного строения
311
Приведенный относительный эксцентриситет определяется по
формуле
МА
где г) — коэффициент влияния формы сечения по приложению 15
СНиП 2.05.03-84*; М, N — изгибающий момент и нормальная сила,
действующие в элементе; А — площадь его поперечного сечения;
We — момент сопротивления сечения по наиболее напряженному
волокну.
Расчет устойчивости элементов выполняют по геометрическим
характеристикам сечений брутто, т.е. без учета ослаблений.
Расчетную длину lef поясов, опорных раскосов и стоек в плоскости
фермы принимают равной расстояниям между
соответствующими центрами узлов, а для остальных элементов решетки — 0,8
этого расстояния.
При проверках в направлениях, перпендикулярных плоскости
фермы, расчетную длину всех элементов принимают равной
расстоянию между узлами, закрепленными от смещения из
плоскости фермы (например, для поясов расстоянию между узлами
связей).
Гибкость элементов вычисляют как в плоскости, так и из
плоскости фермы, а проверку устойчивости производят по большему
ее значению.
14.2. Расчет узлов ферм
Расчет узла фермы включает в себя расчет прикрепления
элементов решетки к фасонке, проверку прочности фасонки по
разным сечениям и расчет стыка пояса.
Прикрепление элементов решетки к фасонке обеспечивается
высокопрочными болтами (рис. 14.2, а).
Необходимое их количество для передачи усилия с элемента
на фасонку определяется из предположения их равномерного
участия в работе по формуле
Nb = N/Qbh,
где N— наибольшее усилие, действующее в элементе; Qbh —
усилие, которое может быть воспринято одним болтом с одной
плоскостью трения.
Болты ставят на две фасонки с обеих сторон прикрепляемого
элемента, поэтому их количество округляют до ближайшего
четного числа, а для Н-образных сечений — до числа, кратного 4
(рис. 14.2, а).
312
Рис. 14.2. Схемы (а — д) к расчету фасонок:
1 — фасонка; 2 — прикрепляемый раскос; 3 — высокопрочные болты
Фасонка в местах прикрепления стержней решетки
проверяется на срез по наиболее опасным сечениям (рис. 14.2, б, в) по
формуле
а = N/Aef < Rym,
где N — продольное усилие в элементе фермы, прикрепляемом к
фасонке; Ry — расчетное сопротивление стали; т — коэффициент
условий работы, принимаемый 1,0 для автодорожных мостов; Aef—
расчетная площадь сечения фасонок по принятому варианту
возможного разрушения с учетом количества и диаметра отверстий
(рис. 14.2, б, в).
В месте присоединения фасонки к поясу фермы необходимо
проверить ее прочность по крайнему ряду болтов,
прикрепляющих ее к поясу (рис. 14.2, г) на действие суммарной сдвигающей
силы N и изгибающего момента М, вычисляемых по формулам:
N = TV, cos a] + N2cos а2;
М= Ne,
где N], N2 — усилия в раскосах; аь а2 — углы наклона раскосов к
нижнему поясу.
В случае, если фасонка в узле нижнего пояса соединяет пояса
соседних панелей, то необходимо проверить прочность вертикаль-
313
ного ее сечения, проходящего через центр узла (рис. 14.2, д), на
совместное действие усилия N и момента М по нижней наиболее
напряженной кромке. При этом усилие N равно сумме усилия в
поясе и горизонтальной проекции усилия в раскосе (N= A^cos щ +
+ Nn), а изгибающий момент М равен произведению силы N на
расстояние от оси пояса до центра тяжести вертикального
сечения фасонки и накладок (М = Ne), перекрывающих стык пояса.
Прочность указанной кромки фасонки проверяется в этом случае
по формуле
с = N/A„ + My/I„ < Ry m,
где А„, 1п — площадь и момент инерции сечения нетто фасонки и
накладок, перекрывающих стык пояса; у — расстояние от центра
тяжести рассматриваемого сечения до нижней кромки фасонки.
14.3. Расчет связей пролетных строений
Связи пролетных строений рассчитывают на воздействие
горизонтальных поперечных нагрузок: давление ветра, нагрузок от
боковых ударов автомобилей и от центробежных сил при
расположении моста на кривой в плане.
Нормативную величину ветровой нагрузки следует определять
по п. 2.24 СНиП 2.05.03-84* как сумму нормативных значений
средней и пульсационной составляющих. Распределение ветровой
нагрузки по длине пролетного строения допускается принимать
равномерным.
Площадь поверхности, воспринимающей воздействие ветра,
принимают:
• для балок со сплошной стенкой — равной площади в
пределах контура пролетного строения;
• для ферм — равной 0,2 площади в пределах контура ферм;
• для проезжей части сквозных пролетных строений —
равной боковой поверхности балочной клетки, не закрытой
поясом фермы.
Нормативную горизонтальную поперечную нагрузку от ударов
автомобильной нагрузки в соответствии с п. 2.19* СНиП 2.05.03-
84* следует принимать в виде равномерно распределенной
нагрузки, равной 0,39К кН/м (0,04 тс/м), приложенной в уровне
верха покрытия проезжей части.
Нормативную горизонтальную поперечную нагрузку от
центробежной силы для мостов, расположенных на кривых, следует
принимать в соответствии с п. 2.18* СНиП 2.05.03-84* в виде
равномерно распределенной нагрузки, приложенной на высоте 1,5 м
от верха покрытия проезжей части.
314
Распределение поперечных нагрузок между верхними и
нижними связями условно и зависит от их конструкции и от
положения уровня проезда. Так, 80 % ветровой нагрузки считается
приложенной к верхним продольным связям при езде поверху и
нижним — при езде понизу, а 40 % — к другой системе связей.
Аналогично можно распределять воздействия от центробежной силы и
от боковых ударов.
Расчетная схема для продольных связей представляет собой
балочную ферму, имеющую опоры в местах опирания главных
ферм.
В разрезных пролетных строениях связи рассчитывают как
разрезные фермы с длиной пролета, равной длине пояса, вдоль
которого они расположены (рис. 14.3), а в неразрезных пролетных
строениях связи рассчитывают как неразрезные фермы.
Усилия в элементах связей с достаточной степенью точности
можно определить по значениям изгибающих моментов и
поперечных сил.
Усилия в поясах связей, расположенных в середине пролета
(см. рис. 14.3), можно определить по формуле
N= М/В,
где М — изгибающий момент в середине пролета фермы связей от
равномерно распределенной ветровой нагрузки; В — расстояние
между поясами ветровой фермы.
Усилия в раскосах (см. рис. 14.3) можно определить по формуле
N= <2/(2sina),
где Q — поперечная сила в соответствующей панели фермы
связей от ветровой нагрузки; a — угол между осью раскоса и осью
пояса.
При подборе сечений раскосов связей следует учитывать, что
горизонтальные нагрузки могут действовать с двух сторон пролет-
Рис. 14.3. Схемы для расчета связей
315
ных строений, вызывая в них растягивающие и сжимающие
усилия одинаковой величины.
Поскольку работа на сжатие является более невыгодной, то
раскосы продольных связей следует рассчитывать на сжатие с
учетом их общей устойчивости.
Часто сечение связей определяют по предельной их гибкости,
допустимой для элементов связей, так как их сечения обычно
невелики, длина большая, а усилия малы. Гибкость элементов
продольных связей при этом не должна превышать: для сжатых
элементов — 150, для растянутых — 180.
14.4. Расчет опорных частей
В настоящее время в промышленности налажено производство
разнообразных опорных частей на всевозможные сочетания
силовых воздействий и перемещений.
Поэтому при проектировании мостов их не конструируют, а
подбирают на соответствующие сочетания перемещений и
вертикальных V и горизонтальных Н сил от постоянной и временной
нагрузок. Вертикальную силу на опорную часть можно определить
путем выделения доли полной опорной реакции,
воспринимаемой рассматриваемой опорной частью, с использованием
коэффициента поперечной установки. Его в этом случае следует
вычислять при загружении линии влияния нагрузки на эту опорную
часть, построенную при двух опорных частях на опоре по методу
рычага, а при большем их количестве по методу внецентренного
сжатия.
Горизонтальную силу Н на неподвижную опорную часть можно
определить путем равномерного распределения полного
горизонтального воздействия на опору с неподвижными опорными
частями, которое состоит из тормозной силы и продольного действия
ветра.
Тормозную силу от равномерно распределенной нагрузки АК в
соответствии с п. 2.20* СНиП 2.05.03-84* следует принимать
равной 50 % от ее нормативного веса.
Вес тележек при этом не учитывается. Нагрузку от ветра вдоль
моста принимают равной 0,6 полной поперечной ветровой
нагрузки на пролетное строение.
Полное горизонтальное усилие на рассчитываемую
промежуточную опору с подвижными опорными частями принимается
равным 0,25 от тормозной силы, но не более силы трения
качения. Силу трения принимают равной 2,5 % от полной
вертикальной реакции. Из этих двух значений принимается меньшее и
распределяется равномерно между принятым количеством опорных
частей.
316
При расчетах считают, что сила if приложена в центре
шарнира опорной части.
Неподвижные опорные части должны воспринимать полное
значение силы Я, а подвижные катковые 0,25Н, но не более силы
трения.
Подвижные опорные части рассчитывают с учетом максимально
возможных перемещений катков из-за температурных деформаций
и изменения длины нижнего пояса под действием усилий в нем.
Перемещение подвижной опорной части металлического
пролетного строений в эксплуатационных условиях складывается из
температурного его удлинения и перемещения от деформаций,
вызванных временной нагрузкой.
Перемещение от изменения температуры вычисляется по
формуле
А/ = a tL,
где а — коэффициент линейного расширения стали, равный
0,000012; t — расчетная разность температур, принимаемая по
местным условиям, а для типовых проектов в районах с
расчетной минимальной температурой воздуха ниже -40 °С, равной 90 °С
(-50... + 40 °С) и для остальной территории России 80 °С
(-40... +40°С); L — расстояние от рассматриваемой подвижной
опорной части до неподвижной.
Перемещения опорной части от деформации пролетного
строения от временной нагрузкой можно получить с использованием
метода Мора строительной механики.
14.5. Проверка жесткости пролетных строений
Прогибы всех видов балочных металлических пролетных
строений от воздействия принимаемой временной нагрузки следует
определять с использованием метода Мора строительной
механики.
Жесткость принятой конструкции пролетного строения можно
проверить по удовлетворению требований к относительному
прогибу в наибольшем пролете по следующей формуле:
- = — — [5М0 - 3(Моп„ + Молев)] < —,
L 48 £7 р 400
где L — наибольший пролет пролетного строения в м; М0 —
изгибающий момент в МНм от воздействия нагрузки АК (с учетом
тележек) в середине разрезного пролетного строения с пролетом
L-, Мопр, Молев — изгибающие моменты на опорах
рассматриваемого неразрезного пролетного строения, вычисленные при загруже-
317
нии линий влияния соответствующих опорных моментов
временной нагрузкой, расположенной только в пределах
рассматриваемого пролета; EI — жесткость пролетного строения (модуль
упругости Е, МПа, момент инерции /, м4).
Контрольные вопросы
1. Как выполняется проверка прочности и устойчивости элементов
ферм?
2. Как выполняется расчет узлов ферм?
3. Каковы особенности расчета связей пролетных строений?
4. Каковы особенности расчета опорных частей?
5. Как выполняется проверка жесткости пролетных строений?
ГЛАВА 15
Металлические мосты рамных, арочных
и комбинированных систем
15.1. Основные системы мостов рамных,
арочных и комбинированных систем
Металлические мостовые конструкции с рамными несущими
конструкциями возводят редко. Их не применяют в мостах,
опоры-стойки рам которых могут в период эксплуатации оказаться в
водотоке. Основная область их применения — путепроводы и
эстакады, в которых объединение пролетных строений и опор в
единую систему облегчает возможность получения конструкций с
малой строительной высотой в пролете при достаточно высокой
вертикальной жесткости. Изящные опоры рамных систем
улучшают внешний вид сооружения и условия эксплуатации дороги,
пересекаемой путепроводом, или подмостового пространства
городской эстакады.
Простейшая рамная система с небольшими пролетами
образуется ригелем постоянной высоты и вертикальными
опорами-стойками. Применяют трехпролетные рамы со свободным опиранием
концом ригелей боковых пролетов (рис. 15.1, а), и
многопролетные рамы (рис. 15.1, б).
Стойки рам опирают на фундаменты обычно через шарнирные
опорные части. При этом сечения стоек уменьшают к низу.
Жесткое закрепление стоек в фундаментах, как правило, не
применяется из-за повышенной в этом случае чувствительности системы
к изменениям температуры и неравномерной осадке опор.
Получили также широкое распространение металлические
рамные мосты с наклонными стойками (рис. 15.1, в). Благодаря
наклонному положению стоек в рамах такого типа пролет ригеля
оказывается существенно меньше пролета рамы и возникает
значительный распор. Это заметно уменьшает изгибающий момент в
ригеле, что позволяет уменьшить его высоту. При небольших
пролетах рамы высота ригеля может составлять 1/30... 1/50 пролета
рамы, а при больших — может достигать 1/60... 1/80 пролета. Рамы
с наклонными стойками применяют как при небольших пролетах
(до 30...40 м) в путепроводах и эстакадах, так и в мостах
значительных пролетов, достигающих 200 м и более. При этом наряду с
трехпролетными рамами применяют и многопролетные рамы (рис.
15.1, г) обычно с неразрезным ригелем.
Арочные пролетные строения требуют меньшей затраты
металла (на 15...20 %), чем балочные, и имеют большую вертикаль-
319
ную жесткость. Но возникающий в арках распор для его
восприятия требует значительного увеличения объема опоры и
соответствующего развития фундамента, особенно при плохих грунтовых
условиях. Объем опор сильно растет с увеличением их высоты.
Поэтому арочные мосты целесообразно применять при достаточно
прочных грунтах, залегающих на небольшой глубине, а также
небольшой высоте опор от пят арок до подошвы фундамента.
Благодаря небольшой строительной высоте в середине пролета
и хорошему вписыванию под арками судоходного габарита (см.
рис. 10.6, г) арочная система во многих случаях позволяет без
особых трудностей устроить мост с ездой поверху. Однако грунтовые
условия, а также характер профиля трассы мостовых переходов в
большинстве равнинных районов России обычно мало
благоприятствуют применению арочных систем. Поэтому как на
автомобильных, так и на железных дорогах мосты с металлическими
арочными пролетными строениями строят значительно реже, чем
мосты балочных систем.
В горных районах, где грунты обычно бывают прочными и
топографические условия благоприятными, арочные мосты
применяют значительно чаще. Довольно распространены арочные
мосты также в городах благодаря их хорошему внешнему виду и луч-
>жжж,.
у/шш;;;;/
% ужжжжжжжжа '
'^ЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖ/^ЖЖЖЖЖ^/
I
ж
"'Ж/УЖ
''ЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖЖ,
I
W
^ЖЖЖЖЖЖЖЖЖТЖЖЖЖЖЖЖЖШ'Ж^.
I
I
Рис. 15.1. Схемы (а —г) рамных путепроводов
320
шему вписыванию в архитектурный ансамбль городской
застройки.
Арки металлических мостов могут быть сплошного сечения или
сквозные в виде решетчатых арочных ферм.
По статической схеме арки металлических мостов, как и
железобетонных, могут быть бесшарнирными, двухшарнирными и
трехшарнирными. В бесшарнирных арках их пяты жестко сопрягаются
с опорами закреплением опорных сечений с помощью
заделанных в кладку анкерных элементов. Бесшарнирные арки имеют
большую жесткость при действии вертикальной нагрузки. Но в них по
известной причине могут возникать большие дополнительные
напряжения при просадках опор и существенных перепадах
температуры среды. Поэтому металлические мосты с
бесшарнирными арками применяют очень редко.
Двухшарнирные арки имеют несколько меньшую
вертикальную жесткость, чем бесшарнирные, но на них меньше влияют
изменения температуры среды, а также просадки и смещения опор.
Они удобнее также и при монтаже. В отношении усилий,
передаваемых опорам, и затрат металла двухшарнирные арки
практически почти не отличаются от бесшарнирных. Поэтому
металлические арочные мосты в большинстве случаев делают с
двухшарнирными арками.
Трехшарнирные арки статически определимы, и в них не
возникают дополнительные напряжения ни от изменений
температуры, ни от просадок опор. Это дает возможность применять
пролетные строения с трехшарнирными арками при менее надежных
грунтах.
Трехшарнирные арки имеют несколько меньшую
вертикальную жесткость и требуют большей затраты металла по сравнению
с двухшарнирными арками. В монтажном отношении
трехшарнирные арки весьма удобны: есть возможность их сборки путем
установки готовых полуарок.
Арочные мосты при достаточной строительной высоте
выполняют с ездой поверху.
Если по условиям проектирования продольного профиля
мостового перехода строительная высота оказывается
недостаточной для устройства моста с ездой поверху, то арки поднимают
выше уровня проезда, располагая езду посередине или даже
понизу арок.
Для уменьшения горизонтальных воздействий арочных
пролетных строений на опоры применяют арки с затяжкой, а иногда
и неразрезные или консольные арочные системы. В арочных
мостах с затяжкой распор арок полностью воспринимает
гибкая затяжка, не препятствующая поворотам опорных сечений
арки. Поэтому в таких пролетных строениях арки работают как
двухшарнирные. Внешне пролетное строение в виде арки с за-
321
тяжкой представляет собой простую балочную систему. Иногда
применяют повышенную затяжку, расположенную выше
уровня пят арки; в этом случае затяжка воспринимает только часть
распора, остальная часть передается пятовыми шарнирами
опорам.
Мосты с неразрезными и консольными арками имеют несколько
меньший распор и позволяют немного уменьшить размеры опор.
Однако они обладают меньшей вертикальной жесткостью и по
расходу металла не имеют преимуществ по сравнению с
обычными арочными мостами. Поэтому в настоящее время их почти не
применяют.
Зато довольно часто встречаются комбинированные системы
мостов, составленные из комбинации балочных, арочных и
рамных систем или образованные введением в них дополнительных
элементов. Комбинированные системы весьма разнообразны по
своим конструктивным формам, их успешно используют в
металлических мостах.
Рис. 15.2. Схемы (а — г) комбинированных систем, применяемых в
автодорожных мостах
322
Рис. 15.3. Схема металлического моста в г. Ханты-Мансийске,
построенного в 2004 г.
Весьма эффективной разновидностью таких систем является
трехпролетная неразрезная балка, усиленная снизу гибкой аркой
в среднем пролете и полуарками в боковых пролетах (рис. 15.2, а).
Для создания требуемого подмостового габарита гибкую арку
можно на части среднего пролета располагать выше балки (рис.
15.2, б).
При этом арка, как правило, не имеет жесткой связи с балкой
в местах их пересечения.
Рациональные комбинированные системы из трехпролетных
неразрезных балок (рис. 15.2, в, г) были предложены инженером
Г. Д. Поповым. На участках, примыкающих к промежуточным
опорам, их усиливают снизу подпругами в виде полуарок, на
которые балка опирается при помощи стоек (рис. 15.2, в), или
решетчатыми фермами с криволинейным нижним поясом (рис. 15.2, г).
Подпруги в этих балках увеличивают их высоту в сечениях, где
действуют наибольшие отрицательные изгибающие моменты.
Кроме того, увеличение жесткости неразрезных балок над
промежуточными опорами уменьшает положительные изгибающие
моменты в пролетах.
Усиление неразрезных балок решетчатыми фермами в этом
отношении предпочтительнее, поскольку с их помощью легче
обеспечивается повышение жесткости.
Примером моста комбинированной системы является мост
через Иртыш в г. Ханты-Мансийске, который был построен в 2004 г.
(рис. 15.3).
Центральная часть этого моста, расположенная между
эстакадами подходов, представляет собой уникальную неразрезную
комбинированную систему длиной 693 м со схемой 94,5 + 136,5 +
+ 231,0 + 136,5 + 94,5 м, в которой главный пролет длиной 231 м с
ездой понизу представляет собой неразрезную решетчатую арку с
гибкой затяжкой и симметрично сопрягающиеся с ней
решетчатые балочные пролетные строения, переходящие в крайних
пролетах в сплошностенчатые балки с ездой поверху, подпругой и
шпренгелем которых являются элементы главных ферм смежных
пролетов.
В арочной секции пролетного строения продольные балки
вместе с ортотропной плитой играют роль гибкой затяжки для арки,
воспринимающей распор 28 000 кН.
323
15.2. Конструкции мостов рамных, арочных
и комбинированных систем
Конструктивная форма и размеры поперечных сечений
ригелей и стоек рамных мостов и арок арочных мостов, как и
конструктивная форма и размеры поперечных сечений основных
несущих элементов балочных мостов, существенно зависят от
величины их пролетов.
При небольших пролетах рамных путепроводов (20... 25 м) со
схемами, приведенными на рис. 15.1, а, в их ригели и стойки
могут иметь двутавровое сечение, а при относительно больших
пролетах (30...40 м) может оказаться целесообразным
применение коробчатого сечения.
Количество этих элементов в поперечном сечении при любом
фиксированном габарите сооружения, как правило, уменьшается
при увеличении его пролета.
В рамном металлическом мосте через р. Смотрич (рис. 15.4),
построенном в 1974 г., в поперечном сечении имеется две трех-
пролетные рамы, образованные ригелями и стойками
коробчатого поперечного сечения и связанные между собой стальной ор-
тотропной плитой проезжей части, служащей одновременно
верхним поясом ригеля.
А-А
0,015
0,015
WU/V-Z^JIIV-jI^W^
т|г
ЦУ
—1^
7"
2,25
ЦУ
8,3
J Т 0.25
0,25
14,0
2,25
Рис. 15.4. Фасад (а) и поперечное сечение (б) пролетного строения
рамного моста через р. Смотрич
324
Благодаря большой жесткости элементов рам на кручение
оказалось возможным отказаться от устройства поперечных и
продольных связей.
Наклонные стойки рам имеют постоянную ширину, а по
фасаду моста суживаются к пятовым сечениям (рис. 15.4, а) и
опираются на фундамент при помощи резиновых опорных частей.
Сопряжение ригеля со стойками осуществлено с помощью
короткой монтажной вставки между торцом стойки, нормальным к
его оси, и нижним поясом ригеля.
Примером рамного моста большого пролета, в ригеле и
наклонных ногах которого применены решетчатые конструкции,
является совмещенный под железную и автомобильную дороги
металлический мост (рис. 15.5) через каньон р. Роздан. Понизу
сквозного ригеля проходит однопутная железная дорога
нормальной колеи, а поверху ригеля на стальной ортотропной плите,
включенной в работу его главных форм, — автомобильная дорога
шириной 11,5 м с двумя тротуарами по 1,5 м. Сварные элементы
поясов ригеля и стоек рам имеют коробчатое сечение, а решетки
стоек и подвесок — Н-образное. Элементы ригеля, включая ор-
тотропную плиту проезжей части и часть элементов стоек рамы,
выполнены из низколегированной стали класса С-35. Остальная
часть наиболее нагруженных элементов стоек рам выполнена из
низколегированной стали С-40.
На рис. 15.6 приведены типы сечений арок со сплошными
стенками, применяемые в арочных мостах с ездою поверху. При
пролетах 40... 60 м в мостах применяются арки двутаврового сечения
(рис. 15.6, о), а при пролетах более 60 м — арки П-образного (рис.
15.6, б), коробчатого (рис. 15.6, в) и трубчатого (рис. 15.6, г)
сечений.
При этом в мостах старой постройки арки выполнялись
клепанными, а в более поздней и современной применяют арки
сварной конструкции.
Рис. 15.5. Мост через каньон р. Роздан:
1 — уровень головки рельса однопутной железной дороги; 2 — уровень проезжей
автодорожной части
325
X.
•т
. 1.
Рис. 15.6. Типы поперечных сечений (а —г) арок со сплошными стенками:
1 — поперечная диафрагма; 2 — трубчатая арка; 3 — распорка
Стенки двутавровых арок принимают толщиной не менее
1/50... 1/60 ее высоты, для того чтобы не укреплять их ребрами
жесткости для обеспечения местной устойчивости.
Поясные листы развивают в ширину для обеспечения
поперечной устойчивости арки.
Коробчатые сечения обеспечивает высокую жесткость арок как
в их плоскости, так и из плоскости, а также позволяет
относительно просто получать геометрические характеристики сечений,
необходимые для работы арок на сжатие с изгибом. Обычно
коробчатые сечения арок развивают по высоте, что благоприятно
для их работы на изгиб и способствует увеличению жесткости в
вертикальной плоскости.
Для удобства изготовления и возможности осмотра и окраски
внутренних полостей коробчатых арок в период эксплуатации
расстояние в свету между вертикальными стенками коробки делают
не менее 0,6...0,8 м.
Для обеспечения жесткости и неизменяемости формы
поперечного сечения коробчатых арок внутри их устанавливают
поперечные диафрагмы.
При замкнутом сечении коробчатой арки в диафрагмах
устраивают отверстия — лазы для входа (прохода) внутрь коробок (см.
рис. 15.6, в). При высоте коробчатых арок более 1,2... 1,5 м могут
оказаться целесообразными и продольные диафрагмы,
включаемые в расчетное сечение арки.
Пояса арок двутаврового и коробчатого сечений выполняют из
сравнительно толстых одиночных листов, допуская устройство
пакетов лишь при крайней необходимости.
Это обусловлено неблагоприятными условиями работы на
сжатие пакета листов, связанных между собой сварными швами только
по кромкам.
В современных металлических арочных мостах стрелу подъема
назначают в пределах от 1/2 до 1/16... 1/18 пролета.
В арочных мостах с ездой поверху наиболее употребительна
стрела подъема 1/7... 1/8 пролета, а при езде понизу — 1/5... 1/6
пролета.
326
В поперечном сечении пролетные строения арочных мостов
имеют две или большее число арок. В мостах с ездой поверху число
арок в поперечном сечении назначают исходя из экономических
соображений, Мосты с ездой понизу всегда имеют только две
арки или арочные фермы.
Контрольные вопросы
1. Какие применяют виды мостов арочных, рамных и
комбинированных систем?
2. Каковы особенности конструкции мостов арочных, рамных и
комбинированных систем?
ГЛАВА 16
Металлические вантовые и висячие мосты
16.1. Основные системы вантовых и висячих мостов
и области их применения
Байтовым называется мост (см рис. 9.15), основными
несущими элементами пролетного строения которого являются
прямолинейные растянутые гибкие ванты. В составе моста, кроме того,
имеются балка или ферма жесткости, пилоны и анкерные опоры.
Проезжая часть моста расположена на балке или ферме
жесткости, поддерживаемой системой наклонных прямолинейных вант,
закрепленных на одном или двух пилонах и имеющих различную
схему расположения в одной вертикальной или двух
вертикальных или наклонных плоскостях.
Висячим называется мост (рис. 16.1), основным несущим
элементом пролетного строения которого является криволинейный
растянутый гибкий кабель 1. В составе моста, кроме того, имеются
подвески 2, балка или ферма жесткости 6, пилоны 3, оттяжки 4 и
анкерные опоры 5.
Проезжая часть моста расположена на балке или ферме
жесткости, подсоединенной подвесками к несущему криволинейному
кабелю, опирающемуся на пилоны и закрепленному в анкерных
опорах с помощью оттяжек.
У вантовых и висячих мостов имеются одинаковые по
названию элементы: балки (фермы) жесткости, пилоны, оттяжки,
анкерные опоры. Основное отличие этих мостов сводится к тому,
что балка (ферма) жесткости вантовых мостов поддерживается
прямолинейными вантами, закрепленными на пилонах, а балка
*
"~^т-А *-
-гтМ
1 -, .'Y
\
X'
5^
Рис. 16.1. Схема висячего моста:
1 — несущий кабель; 2 — подвески; 3 — пилон; 4 — оттяжка; 5 — анкер; 6 —
балка жесткости
328
(ферма) жесткости висячих мостов поддерживается подвесками,
присоединяемыми к несущему кабелю, который опирается на
пилоны.
В вантовых металлических мостах применяются те же системы,
что и в рассмотренных ранее в подразд. 9.3 вантовых
железобетонных мостах.
Они могут быть однопилонными и двухпилонными, их ванты
могут быть расположены в одной или двух плоскостях с разными
схемами (звезда, пучок, арфа) в зависимости от габарита моста,
конструкции балки жесткости и применяемой конструкции
пилонов. Пилоны моста имеют разнообразные конструктивные
формы из стали или железобетона, размещенные по длине моста
вертикально или наклонно. Для фиксации положения верха
пилона в пространстве его прикрепляют к анкерной опоре вантой-
оттяжкой, что повышает жесткость моста. Балки жесткости
современных вантовых мостов выполняют из стали или
железобетона с обтекаемыми в воздушном потоке формами поперечного
сечения.
Соотношение главного / и бокового /j пролетов в вантовой
системе обычно принимают в пределах от 2 :1 до 4 :1. Высоту
пилонов от балки жесткости Н назначают из условия, чтобы угол
наклона наиболее удаленной от пилона ванты был не меньше 30°, а
высоту балки жесткости h в пределах от 1/50 до 1/100 расстояния
между пилонами.
Байтовые мосты находят все большее применение на
автомобильных и городских дорогах для перекрытия пролетов от 300 до
1 000 м. Они хорошо вписываются в городскую застройку, а также
согласуются с горным ландшафтом. Крупнейший вантовый мост
Татара с металлической балкой жесткости и металлическими
двумя пилонами, сооруженный в Японии в 1999 г. между двумя
островами, имеет рекорд по общей длине балки жесткости (1 480 м)
588,225
31,00 14S00 408,00 _
Рис. 16.2. Схема Байтового моста в г. Сургуте
329
и расстоянию между двумя пилонами (890 м). В России в 2000 г. в
г. Сургуте был построен однопилонный вантовый мост (рис. 16.2).
Его балка жесткости с одной стороны заделана в устой, что
позволило создать рекордный для однопилонных вантовых
мостов пролет длиной 408 м при полной длине балки жесткости
588 м. В нем применена многовантовая схема с одним
вертикальным пилоном между главным пролетом 408 м и боковым —
148 м.
Байтовые мосты имеют балку жесткости постоянной высоты,
что облегчает ее изготовление, а наличие вант позволяет легко
организовать навесной монтаж. В применяемом диапазоне
пролетов они имеют меньший расход стали, чем стальные или сталеже-
лезобетонные балочные мосты.
Для пролетов от 800 м и более используют висячие мосты с
главным несущим кабелем.
Наибольшие пролеты висячих мостов с применением
современных сталей могут достигать размеров 3 500...4 000 м, а
использование углепластиков для изготовления кабелей и балок
жесткости позволит довести пролеты висячих мостов до 8... 9 км.
Проекты подобных мостов через Гибралтарский пролив неоднократно
рассматривались.
Крупнейший висячий мост Акаси—Кайке, сооруженный в
Японии в 1998 г. с тремя пролетами общей длиной 3 910 м,
соединяет японские острова Хонсю и Сикоку, имеет средний пролет
длиной 1 990 м и пилоны высотой 298 м. Полотно моста,
рассчитанное на восемь автомобильных полос, поддерживается двумя
кабелями диаметром 1,1 м.
Висячие мосты имеют обычно два пилона, один или три
пролета, средний из которых является главным, а два боковых —
анкерными. Несущий элемент висячего моста выполняется в виде
цепи, состоящей из шарнирно соединенных между собой
металлических элементов, или гибкого кабеля, состоящего из стальных
параллельных проволок с прочностью 2 000...2 500 МПа.
Примером цепного висячего моста может служить Крымский мост в
Москве.
В настоящее время цепные мосты не строят и делают главные
кабели висячих мостов из проволочных канатов заводского
изготовления или из параллельных проволок.
Стрела провисания главного кабеля в висячих мостах обычно
составляет 1/8... 1/12 пролета, высота пилонов — 1/5... 1/7
пролета, а высота балки жесткости — в пределах 1/100... 1/200 пролета.
Кабель закрепляют с помощью оттяжки в анкерной опоре, он
же поддерживает балку жесткости в пролете через подвески.
Кабель обладает малой изгибной жесткостью, поэтому при
движении временной нагрузки по мосту он меняет свою форму. При
загружении временной нагрузкой одной половины пролета (рис.
330
IHIHH
в г
Рис. 16.3. Схемы (а —г) висячих мостов
16.3, а) он получает наибольшие деформации, а балка
изгибается S-образно, что является существенным недостатком
висячих мостов. Одним из способов увеличения жесткости висячего
моста является устройство более мощной балки жесткости. Но
при очень больших пролетах этих мостов конструкции таких
балок становятся слишком сложными. Более эффективными
способами ограничения S-образной деформации балки жесткости
являются установка нисходящих (рис. 16.3, б) или восходящих
(рис. 16.3, в) вант. При этом нисходящие ванты поддерживают
крайние участи балки жесткости, а восходящие удерживают
кабель от смещения.
Самым эффективным способом оказалось закреплением
кабеля в середине пролета балки жесткости (рис. 16.3, г), при котором
балка жесткости ограничивает перемещение кабеля вдоль пролета.
При этом повышается жесткость системы и уменьшаются
изгибающие моменты в балке жесткости.
Хорошим способом увеличения жесткости висячего моста
является и применение двухкабельнои системы, предложенной в
СССР канд. техн. наук С. А. Цаплиным. Каждый из кабелей этой
системы имеет очертание, соответствующее его очертанию при
загружении каждого из полупролетов. Эта система оказалась
достаточно жесткой, но в ней более сложная конструкция кабелей и
подвесок.
В проектировании крупных мостов эта система еще не нашла
применения.
Перспективными являются и висячие мосты с наклонными
подвесками, образующими треугольную решетку. Она повышает
жесткость моста и существенно уменьшает изгибающие моменты
в балке жесткости, что позволяет высоту балки жесткости
уменьшить до 1/300 пролета.
Распор, возникающий в кабеле висячих мостов, передается на
анкерную опору или на балку жесткости. В первом случае получа-
331
ется внешне распорная система, а во втором случае — внешне
безраспорная. Мосты с полностью воспринятым распором
применяются редко, так как требуют больших затрат металла на балку
жесткости.
16.2. Особенности конструкции висячих
и вантовых мостов
Балки жесткости в висячих и вантовых мостах. Они
непосредственно воспринимают временную нагрузку и передают на
кабели или ванты.
Они также работают в составе всего моста, увеличивая его
жесткость и работая при этом на изгиб, кручение и сжатие. Их
поперечные сечения в современных мостах по всей длине имеют
постоянную высоту и обычно обтекаемую форму. На рис. 16.4
приведено поперечное сечение балки жесткости Байтового моста в г.
Сургуте.
Оно составлено из верхней и нижней ортотропных плит,
верхних и нижних угловых элементов, наклонной ортотропнои плиты
и обтекателей по краям.
По длине балки с шагом 2,62 м установлены решетчатые
поперечные связи, а в сечениях анкеровки вант через 10,5 м — сплош-
ностенчатые диафрагмы.
К пилону балка жесткости подвешивается двумя плоскостями
вант.
В области малых и средних пролетов металлических висячих
мостов, исчисляемых сотнями метров, применяют тоже балки
жесткости коробчатого сечения с обтекателями.
В области весьма больших пролетов висячих мостах вместо
балок жесткости по соображениям обеспечения аэродинамической
устойчивости используются металлические сквозные фермы
жесткости.
Рис. 16.4. Поперечное сечение балки жесткости Байтового моста в Сургуте
332
Рис. 16.5. Поперечное сечение фермы жесткости висячего моста Верраца-
но — Нерроуз
Первым висячим мостом со сквозной фермой жесткости был
Танкервильский мост во Франции, построенный в 1959 г.
Несущий кабель этого моста был также впервые присоединен к балке
жесткости в середине пролета, что способствовало
значительному повышению его жесткости.
При основных пролетах более 1 км ферма жесткости имеет уже
большую высоту, это создает возможность организации движения
по ферме жесткости в двух ярусах. На рис. 16.5 приведено
поперечное сечение Байтового моста Веррацано — Нерроуз,
построенного в 1964 г., имеющего основной пролет более 1 км и ферму
жесткости с двумя ярусами движения. Сквозная ферма жесткости не
оказывает такого сопротивления ветровому потоку, какое
оказывает сплошная балка жесткости, что способствует повышению
аэродинамической устойчивости. Висячий мост Акаси—Кайке с
рекордным пролетом 1990 м, построенный в Японии в 1999 г.,
имеет тоже сквозную ферму жесткости с двумя ярусами
движения.
Конструкции как сплошностенчатых балок, так и ферм
Байтовых и висячих мостов полностью аналогичны конструкциям
балочных мостов.
Пилоны металлических висячих и вантовых мостов.
Предназначены для восприятия нагрузки от несущего кабеля в висячих
мостах, от вант в вантовых мостах и передача ее на фундаменты. Их
конструкции аналогичны конструкциям пилонов вантовых
железобетонных мостов, приведенных на рис. 9.18 и рассмотренных в
подразд. 9.3.
В поперечном сечении металлических висячих мостов пилоны
обычно имеют две вертикальные стойки, объединенные в рам-
333
ную конструкцию многоярусными горизонтальными распорками
или крестовыми связями (см. рис. 9.18, в).
На верху каждой из стоек висячего моста располагаются
несущие кабели, к которым с помощью вертикальных подвесок
крепится балка жесткости.
Конструкции пилонов в поперечном сечении вантовых мостов
более разнообразны, что определяется количеством плоскостей
вант и их расположением в поперечном сечении моста:
вертикальным или наклонным.
Выбор схемы пилона определяется тремя факторами: длиной
пролета (следовательно, высотой пилона и величиной усилия на
него), шириной моста и количеством плоскостей вант.
Количество плоскостей вант и число вант в одной плоскости оказывают
существенное влияние на архитектурные достоинства моста, на
работу конструкции балки жесткости и пилона.
Наиболее широко применяются две плоскости вант с
вертикальным или наклонным в поперечном сечении моста их
расположением. При вертикальном их расположении применяются П-
образные (см. рис. 9.18, а) или двухстоечные пилоны (см. рис. 9.18,
в), при наклонном расположении — А-образные пилоны (см. рис.
9.18, б). Две плоскости вант позволяют распределить и уменьшить
усилия в балке жесткости и в вантах, обеспечить благоприятные
условия работы балки жесткости при несимметричном ее
загружен™ относительно продольной оси. При двух плоскостях вант
балка жесткости может иметь небольшую жесткость на кручение
и быть выполнена из плитных или ребристых элементов.
Достаточно часто по архитектурным соображениям применяют
А-образные пилоны (см. рис. 9.18, а, б, д, е).
Вместе с тем имеют перспективу применения вантовые мосты
с одной плоскостью вант, расположенной в зоне разделительной
полосы. Они имеют ряд экономических и архитектурных
достоинств: позволяют уменьшить ширину опор поперек моста,
сосредоточить материал конструкции в небольшом количестве
элементов, не образуют хаотических пересечений, не мешают обзору
местности. Однако балка жесткости при одностороннем загруже-
нии при одной плоскости вант работает не только на изгиб, но и
на кручение и должна иметь значительную жесткость при
кручение.
При расположении вант в одной плоскости используют
одностоечные или А-образные пилоны. Одностоечные пилоны и ванты
в этом случае размещают в пределах ширины разделительной
полосы между проезжими частями двух направлений движения.
Одностоечные пилоны требуют меньше материала и проще в
изготовлении, но узел их пересечения с балкой жесткости весьма
сложен: пилон необходимо пропустить через балку жесткости в зоне
ее ослабления.
334
Рис. 16.6. Вид пилона Байтового моста в г. Сургуте со стороны проезжей
части моста (а) и поперечное сечение его стойки (б):
1 — сетки регулирования ветрового потока
Пилоны висячих и вантовых мостов выполняют из
железобетона или металла: при пролетах 300...400 м целесообразнее
железобетонные, а при больших пролетах — металлические, которые
более индустриальны при изготовлении и монтаже.
В поперечном сечении стойки пилонов являются коробками,
в которых располагаются лестницы или даже лифты для подъема
на верх пилона представителей службы эксплуатации или
туристов.
На рис. 16.6, а приведена конструкция металлического пилона
Байтового моста в г. Сургуте. Он состоит из двух стоек из 18
монтажных блоков. Высота пилона 149,1 м, от уровня проезжей части —
143,7 м; по фасаду моста до высоты 54 м стойки имеют
переменную ширину от 6 м внизу до 3,6 м вверху, поперек моста —
постоянную ширину 3 м и наклонно сходятся до высоты 54 м, а
выше расположены параллельно друг другу; расстояние между
осями понизу 19,5 м, а начиная с высоты 54 м — 15,2 м.
С высоты 37 м и до верха пилона между его стойками
установлены восемь панелей крестообразных вертикальных связей короб-
335
чатого сечения 0,65x1,19 м; над и под крестообразными связями
между стойками устанавливаются горизонтальные распорки
также коробчатого сечения 1,5 х 1,19 м. Для предотвращения
колебаний стоек пилона вдоль моста ЦАГИ была предложена
конструкция сеток, располагаемых между стойками пилона на высоте 40 м
начиная от верха пилона.
Сечение стоек образовано двумя П-образными элементами и
двумя ортотропными плитами заводского изготовления из стали
10ХСНД-2 (рис. 16.6, б). Стенки стоек имеют продольные и
поперечные ребра жесткости, а также поперечные сплошные
диафрагмы.
Шаг продольных ребер 0,6 м, поперечных ребер и диафрагм
2x4 м.
На горизонтальных распорках пилона устроены смотровые
площадки, внутри его — лестницы и площадки. Стойки пилона и
связи запроектированы из стали 10ХСНД — 2 из листов
толщиной до 32 мм, монтажные соединения на высокопрочных болтах
диаметром 22 мм.
Кабели и ванты. Образуются чаще всего из параллельных
проволок. В висячих мостах больших пролетов чаще всего применяют
кабели, образованные из параллельных проволок, которые
создают прядением непосредственно в пролете с помощью
специальных механизмов.
Сечения кабелей большепролетных висячих мостов достигают
1 м в диаметре.
Конструкции узлов опирания кабеля или вант на верх пилонов.
Данные конструкции разнообразны. На рис. 16.7 представлена
весьма часто используемая конструкция такого узла. На верху пилона
устанавливается и закрепляется опорное седло 2 с криволиней-
Рис. 16.7. Узел опирания кабеля на пилон:
1 — кабель; 2 — опорное седло с корытом для кабеля, подкрепленное ребрами
жесткости 4; 3 — верхняя часть пилона; 4 — ребра жесткости для стенки литой
опоры; 5 — верхняя литая обойма; 6 — болты для стяжки обоймы; 7 —
алюминиевые вкладыши; 8 — резиновые прокладки
336
6
Рис. 16.8. Универсальные узлы {а, б) крепления вант к пилону:
1 — закладная деталь в теле пилона; 2 — штырь (палец); 3
4 — кантат ванты; 5 — тело пилона; 6 — стаканный анкер; 7-
деталях
- вилочный анкер;
упор на закладных
ным корытом для кабеля 1. Радиус закругления опорного седла
должен быть в 20...30 раз больше диаметра канатов, это
уменьшает концентрацию напряжений в проволоках канатов при их
изгибе.
Опорное седло ребра жесткости 4 обеспечивает устойчивость
его стенки.
Кабель прижимается верхней литой обоймой 5 к опорному
седлу 2 с помощью болтов 6. Между канатами устанавливают
алюминиевые вкладыши в качестве пластичных прокладок, что
уменьшает поперечное обжатие проволок. Натяжением болтов
6обеспечивается неподвижность кабеля относительно вершины пилона. В
этом случае в пилоне будет возникать изгибающий момент,
поскольку верхняя часть пилона будет перемещаться по горизонтали
вместе с кабелем.
Если опорное седло установить на катки, то верх пилона
перемещаться не будет.
На рис. 16.8 приведены узлы крепления вант к пилонам,
позволяющие располагать канаты противоположных направлений в
одной плоскости. Они применимы как для железобетонных, так и
для стальных пилонов. На рис. 16.8, о крепление вилочного анкера
осуществляется штыревым соединением к закладной детали
пилона, а на рис. 16.8, б стаканный анкер располагается на упорах,
закрепленных между закладными деталями. Закладные детали
проходят через тело пилона и своим растяжением воспринимают
распор. При стальном пилоне закладные детали являются
продолжением стенок.
Крепление подвесок к кабелю и балкам жесткости висячих
мостов. Весьма рациональное решение узла крепления подвесок к
337
Рис. 16.9. Узлы крепления подвесок к кабелю (а) и балке жесткости (б)
в мосте Акаси — Кайке:
1 — перила; 2 — стяжки; 3 — анкер подвески; 4 — канаты подвески; 5 — кабель;
6 — проушины для вилки анкера; 7 — стенки балки жесткости
кабелю и балки жесткости висячего моста Акаси—Кайке с
рекордным пролетом приведено на рис. 16.9. Для присоединения
подвесок к кабелю в нем используются охватывающие муфты — стяжки.
К стяжкам крепятся подвески. Подвески могут быть выполнены
из витых закрытых канатов, спиральных мостовых канатов и
канатов из параллельных проволок. Размер стяжки вдоль кабеля
определяется величиной передаваемого усилия на кабель. На этом
мосту стяжки передают усилие 1 020 тс. На стяжках установлены
стойки перильного ограждения для технологического прохода по
кабелю.
В местах постановки стяжек прерывается наружная
гидроизоляция кабеля, поэтому контур примыкания стяжки к кабелю
тщательно герметизируется.
Узлы крепления кабелей к балке жесткости в середине пролета.
Возможные решения узлов крепления кабелей к балке жесткости
в середине пролета в зависимости от площади поперечного
сечения кабеля представлены на рис. 16.10. В сечении 1—1 показано
крепление кабеля к балке жесткости с помощью обойм 4 и болтов
для стяжки 5.
Размеры обойм, количество и диаметр болтов определяется
поперечным сечением кабеля. В сечении 2— 2 показано крепление
кабеля с небольшим поперечным сечением. Оно осуществляется с
помощью скоб с гайками.
Такое прикрепление применяется в висячих мостах небольших
пролетов.
Узлы крепления оттяжек вантовых и висячих мостов в устоях.
Один из вариантов узла закрепления оттяжек вантовых и висячих
мостов в устоях приведен на рис. 16.11. В этом узле кабель проходит
338
Рис. 16.10. Конструкция узла прикрепления кабеля к балке жесткости
в середине пролета:
1 — кабель; 2 — скобы с гайками; 3 — балка жесткости; 4 — обойма; 5 — болты
для стяжки
через муфту — опорную часть для перегиба каната 1 и ниже в
большом железобетонном массиве разветвляется веером на
отдельные канаты. Каждый канат имеет на конце анкерный стакан
каната 3, проходит между балками-траверсами и опирается через
вилкообразные шайбы 2 на стальную опорную отливку 4, которая, в
свою очередь, опирается на две смежные балки-траверсы. Обычно
канаты перегибают у входа в устой и разделяют на отдельные ча-
Рис. 16.11. Узел крепления кабеля висячего моста к анкерному устою:
а — продольный разрез по анкерной опоре; 6 — узел анкеровки каната; 1 —
опорная часть для перегиба кабеля; 2 — вилкообразные шайбы; 3 — анкерный
стакан каната; 4 — стальные опорные отливки
339
сти, закрепляя их на траверсе, установленной в устое. Для
эксплуатации в устое делают смотровые колодцы и камеры. В скальных
грунтах подобная конструкция упрощается, так как траверсу можно
закрепить непосредственно в скале, в которой вырубают
эксплуатационные штольни и камеры для прохождения оттяжки к
траверсе.
Контрольные вопросы
1. Каковы области применения висячих и вантовых мостов?
2. Каковы особенности конструкции висячих и вантовых мостов?
ОГЛАВЛЕНИЕ
Предисловие 3
РАЗДЕЛ I
МОСТОВЫЕ СООРУЖЕНИЯ И ТРУБЫ
НА АВТОМОБИЛЬНЫХ И ГОРОДСКИХ ДОРОГАХ
Глава 1. Основные понятия о мостовых сооружениях и трубах на
автомобильных и городских дорогах 5
1.1. Виды транспортных сооружений на автомобильных
и городских дорогах 5
1.2. Элементы мостового перехода, мостов и труб 8
1.3. Классификация мостовых сооружений и труб
на автомобильных и городских дорогах 14
Глава 2. Основы проектирования мостовых сооружений
и труб 19
2.1. Требования к мостовым сооружениям на автомобильных
и городских дорогах 19
2.2. Последовательность проектирования мостовых сооружений
и труб 21
2.3. Назначение ширины мостовых сооружений 24
2.4. Разбивка моста на пролеты 27
2.5. Нагрузки и воздействия, устанавливаемые при проектировании
мостовых сооружений и труб 32
2.6. Общие сведения о методах расчета мостовых сооружений
и труб 37
РАЗДЕЛ II
ДЕРЕВЯННЫЕ МОСТЫ
Глава 3. Общие сведения о деревянных мостах 42
3.1. Краткие сведения о развитии деревянных
мостов 42
3.2. Материалы для деревянных мостов 47
3.3. Основные системы деревянных мостов
и области их применения 49
341
Глава 4. Конструкции деревянных мостов и способы
их строительства 53
4.1. Компоновка и основные типы конструктивных решений
деревянных мостов малых и средних пролетов 53
4.2. Конструкция проезжей части деревянных мостов 55
4.3. Конструкции пролетных строений из простых и составных
прогонов 59
4.4. Конструкции пролетных строений с клееными, клеефанерными
балками и трубами 63
4.5. Конструкции пролетных строений с деревометаллическими
и дощато-гвоздевыми фермами 67
4.6. Виды конструкций опор деревянных мостов 74
4.7. Конструкция ледорезов 81
4.8. Сопряжение деревянного моста с насыпями подходов 84
4.9. Основы технологии строительства деревянных мостов
и защиты их от гниения 85
Глава 5. Основы расчета деревянных мостов 88
5.1. Расчет элементов проезжей части 88
5.2. Распределение временной нагрузки между балками пролетного
строения 92
5.3. Расчет пролетных строений из простых и сложных
прогонов 99
5.4. Расчет пролетных строений с клееными и клеефанерными
балками 100
5.5. Основы расчета пролетных строений с деревометаллическими
фермами и дощато-гвоздевыми балками 101
5.6. Особенности расчета деревянных опор 109
РАЗДЕЛ III
ЖЕЛЕЗОБЕТОННЫЕ МОСТЫ
Глава 6. Общие сведения о железобетонных мостах 114
6.1. Краткие сведения о развитии железобетонных мостов 114
6.2. Материалы и изделия для железобетонных мостов 117
6.3. Основные системы железобетонных мостов и области их
применения 124
6.4. Конструкция проезжей части железобетонных мостов 128
Глава 7. Конструкции пролетных строений балочных железобетонных
мостов и способы их строительства 137
7.1. Виды балочных мостов и области
их применения 137
7.2. Конструкции плитных и ребристых разрезных пролетных
строений с ненапрягаемой арматурой 138
7.3. Конструкции разрезных и температурно-неразрезных пролетных
строений с напрягаемой арматурой 143
342
7.4. Конструкции неразрезных и консольных пролетных
строений 152
7.5. Опорные части железобетонных балочных мостов 160
7.6. Основы изготовления и перевозки железобетонных
элементов сборных конструкций мостов 163
7.7. Монтаж разрезных балочных пролетных строений
кранами 168
7.8. Основы бетонирования и монтажа железобетонных
пролетных строений на подмостях 171
7.9. Циклическая продольная надвижка неразрезных пролетных
строений с конвеерно-тыловым бетонированием
или сборкой 173
7.10. Навесное бетонирование и навесная сборка неразрезных
пролетных строений 176
Глава 8. Основы расчета пролетных строений балочных
железобетонных мостов 181
8.1. Основные понятия о конструировании и расчете балочных
пролетных строений 181
8.2. Определение усилий в плите проезжей части 183
8.3. Расчет плиты на прочность, трещиностойкость
и выносливость 189
8.4. Определение усилий в балках 192
8.5. Расчет балок на прочность по нормальным сечениям 197
8.6. Расчет балок на прочность по наклонным сечениям 200
8.7. Проверка трещиностойкости балок пролетных
строений 204
8.8. Определение деформаций балочных пролетных
строений 208
Глава 9. Железобетонные рамные, арочные и вантовые мосты 211
9.1. Виды рамных мостов, особенности их конструкции и область
применения 211
9.2. Виды арочных мостов, особенности их конструкции и область
применения 217
9.3. Виды вантовых мостов, особенности их конструкции и область
применения 227
РАЗДЕЛ IV
МЕТАЛЛИЧЕСКИЕ МОСТЫ
Глава 10. Общие сведения о металлических мостах 237
10.1. Краткие сведения о развитии металлических
мостов 237
10.2. Материалы металлических мостов 245
10.3. Способы соединения элементов пролетных
строений 246
10.4. Основные системы металлических мостов 248
343
Глава 11. Конструкции пролетных строений со сплошными
главными балками 253
11.1. Виды металлических пролетных строений
со сплошными главными балками, области
применения 253
11.2. Конструкция проезжей части металлических мостов 256
11.3. Компоновка и конструкции пролетных строений
с ортотропной металлической плитой проезжей части 259
11.4. Конструкции сталежелезобетонных пролетных
строений 264
Глава 12. Пролетные строения со сплошностенчатыми
металлическими балками 270
12.1. Определение усилий в элементах проезжей части
и главных балках пролетных строений, требуемых
размеров их поперечных сечений 270
12.2. Определение усилий в главных балках пролетных строений.
Определение требуемых размеров их поперечных
сечений 277
12.3. Проверка прочности сечений стальных балок 280
12.4. Расчет поперечных сечений сталежелезобетонных
балок 282
12.5. Расчет сопряжения железобетонной плиты с металлической
балкой 288
12.6. Проверка общей и местной устойчивости балок 291
12.7. Расчет монтажных стыков балок 296
Глава 13. Балочные пролетные строения с решетчатыми
фермами 301
13.1. Компоновка пролетных строений с решетчатыми
фермами 301
13.2. Конструкция элементов ферм 303
13.3. Конструкция узлов ферм 304
13.4. Связи в балочных пролетных строениях 305
13.5. Конструкции опорных частей 308
Глава 14. Пролетные строения с фермами 310
14.1. Проверка прочности и устойчивости элементов
ферм 310
14.2. Расчет узлов ферм 312
14.3. Расчет связей пролетных строений 314
14.4. Расчет опорных частей 316
14.5. Проверка жесткости пролетных строений 317
Глава 15. Металлические мосты рамных, арочных
и комбинированных систем 319
15.1. Основные системы мостов рамных, арочных
и комбинированных систем 319
344
15.2. Конструкции мостов рамных, арочных и комбинированных
систем 324
Глава 16. Металлические вантовые и висячие мосты 328
16.1. Основные системы вантовых и висячих мостов и области
их применения 328
16.2. Особенности конструкции висячих и вантовых
мостов 332
Учебное издание
Саламахин Павел Михайлович
Маковский Лев Вениаминович
Попов Виктор Иванович
Васильев Александр Ильич
Валиев Шерали Назаралиевич
Кухтин Валерий Николаевич
Инженерные сооружения
в транспортном строительстве
Учебник
В двух книгах
Книга 1
Под редакцией П. М. Саламахина
Редактор Г. В. Первое
Технический редактор Н.И.Горбачева
Компьютерная верстка: Л. М. Беляева
Корректоры Н. Т. Захарова, Н. Л. Котелина
Изд. 101112092. Подписано в печать 28.02.2007. Формат 60x90/16.
Гарнитура «Тайме». Печать офсетная. Бумага тип. № 2. Усл. печ. л. 22,0.
Тираж 3 000 экз. Заказ №
Издательский центр «Академия», www.academia-moscow.ru
Санитарно-эпидемиологическое заключение № 77.99.02.953.Д.0047963.07.04 от 20.07.2004.
117342, Москва, ул. Бутлерова, 17-Б, к. 360. Тел./факс: (495)330-1092, 334-8337.
Отпечатано в ОАО «Саратовский полиграфический комбинат»
410004, г. Саратов, ул. Чернышевского, 59.